UNIVERSIDADE FEDERAL DE UBERLÂNDIA
FACULDADE DE ENGENHARIA CIVIL
Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil
Eliane Aparecida Justino
ESTUDO DO CONTROLE DO ESCOAMENTO SUPERFICIAL COM
O USO DE RESERVATÓRIO DE RETENÇÃO NA BACIA DO
CÓRREGO LAGOINHA, MUNICÍPIO DE UBERLÂNDIA-MG
Dissertação apresentada à Faculdade de Engenharia
Civil da Universidade Federal de Uberlândia, como
parte dos requisitos para a obtenção do título de
Mestre em Engenharia Civil.
Área de Concentração: Engenharia Urbana.
Orientador: Profª. Dra. Ana Luiza Ferreira Campos Maragno
Co-orientador: Profº. Dr. Laerte Bernardes Arruda
UBERLÂNDIA, 13 DE AGOSTO DE 2004
FICHA CATALOGRÁFICA:
S728e Justino, Eliane Aparecida, 2004 Estudo do controle do escoamento superficial com o uso de reservatório de retenção
na bacia do Córrego Lagoinha, município de Uberlândia -MG, 2004.
185p. :il.
Orientador: Ana Luiza Ferreira Campos Maragno.
Co-Orientador: Laerte Bernardes Arruda.
Dissertação (Mestrado) - Universidade Federal de Uberlândia,
Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil.
Inclui bibliografia.
1. Dissertação de Mestrado – Teses. 2. Redação e modelo – Teses. I. Justino, Eliane
Aparecida. II. Universidade Federal de Uberlândia. Programa de Pós-Graduação em
Engenharia Civil. I I. Estudo do controle do escoamento superficial com o uso de
reservatório de retenção na Bacia do Córrego Lagoinha, município de UberlândiaMG.
CDU: 624.011.2 (043.4)
DEDICATÓRIA
Aos meus amados pais pelo amor,
vida e educação; e acima de tudo a
Deus.
AGRADECIMENTOS
Agradeço primeiramente a Deus, pois ele é a base da minha vida.
Agradeço aos meus pais, pela vida, amor, educação, e por poder contar com eles sempre
que preciso.
Agradeço os meus irmãos, Luciana, Cristiane e Juninho, e também a minha sobrinha
Bruna, pela recarga de energia que eles me oferecem sempre que volto pra casa, depois de
longos períodos longe da família.
Agradeço ao Professor Laerte Bernardes pela paciência que teve lendo e corrigindo o meu
trabalho, e pelo aconselhamento que viabilizaram a execução deste.
A minha orientadora Professora Ana Luiza pelo grande auxílio.
Agradeço as minhas amigas Cristiane, Meire, Renata e Tatianna pela grande amizade, que
mesmo distantes estão sempre me incentivando e torcendo por mim.
Agradeço ao meu namorado Clayton que está sempre ao meu lado, mesmo quando não
posso lhe dar a atenção merecida. Agradeço-lhe pelo carinho, companheirismo e
dedicação.
Agradeço as minhas amigas, Aline, Ludmylla, Maria Aparecida e Thaís, por ter sido a
minha família durante esse período de trabalho.
Agradeço ao funcionário Wanderlei, pelo auxílio dado no trabalho de levantamentos de
campo, etapa fundamental do meu trabalho.
Agradeço à secretária Sueli por poder contar com ela sempre que precisei.
Agradeço às funcionárias da Biblioteca do Campus Santa Mônica Valdenice e Ana Paula
pelo auxílio inestimável no levantamento da minha revisão bibliográfica.
A todos os colegas e amigos de Pós-Graduação, principalmente aos amigos Eduardo,
Anderson, Wemerton, Daniela, Kleber, Caroline, Ricardo, Antônio Henrique.
A todos da Estação Climatológica da Universidade Federal de Uberlândia, pelos dados
cedidos, em especial ao coordenador Washington.
A Prefeitura Municipal de Uberlândia pela disponibilidade de dados necessários ao meu
trabalho, em especial a Secretarias de Planejamento Urbano e Secretaria de Obras.
Agradeço a CAPES pelo suporte financeiro que permitiu a minha estadia em Uberlândia.
A todos aqui expresso a minha mais profunda gratidão.
Justino, E.A. Estudo do controle do escoamento superficial com o uso de reservatório de
retenção na bacia do Córrego Lagoinha, município de Uberlândia-MG. Dissertação de
Mestrado, Faculdade de Engenharia Civil, Universidade Federal de Uberlândia, 2004.
183p.
RESUMO
O aumento da freqüência de ocorrência de enchentes nas cidades brasileiras nos últimos
anos motivou o desenvolvimento deste trabalho, no qual é avaliada a eficiência de um
reservatório de retenção, para controlar o aumento do escoamento superficial, efeito direto
do crescimento descontrolado da malha urbana. Para simular os avanços da urbanização foi
escolhida uma bacia hidrográfica na cidade de Uberlândia, sobre a qual foram construídos
e analisados quatro cenários de ocupação distintos: pré- urbanização, atual, futuro I e futuro
II. O reservatório de retenção adotado é do tipo centralizado e foi implantado na área
central da bacia do Córrego Lagoinha. Para dimensionamento da estrutura de controle, foi
considerado como referência o cenário de pré-urbanização. Os resultados obtidos na
simulação mostraram que para um aumento de 54% de área impermeável, a vazão de pico
pode sofrer um aumento de 59,40% sobre a vazão de pico do cenário de pré-urbanização.
O que torna necessário o uso de medidas alternativas para o controle das cheias, uma vez
que, os sistemas de drenagem da bacia não comportam tal acréscimo. A estrutura de
controle utilizada se mostrou eficiente na redução do pico dos hidrogramas de cheia para a
bacia, em até 45,13%, e também permitiu um retardo de 30 minutos no tempo de pico da
vazão.
Palavras chaves: reservatório de retenção, controle de escoamento superficial, drenagem
urbana, atenuação de vazão de pico, controle centralizado.
Justino, E.A. Study of runoff control with the use of retetion reservoir in the Córrego
Lagoinha watershed, Uberlândia-MG city. Msc Dissertation, College of Civil
Engineering, Federal University of Uberlândia, 2004. 183p.
ABSTRACT
The increase of the frequency of inundations occurrence in the brazilian cities in the last
years motivated the development of this work, in which the efficiency of a retention
reservoir is evaluated, to control the runoff increase, direct effect of the uncontrolled
growth of the urban mesh. To simulate urbanization a watershed was chosen in Uberlândia
city, then four different occupation sceneries were analyzed: pre-urbanization, current,
future I and future II. The retention reservoir adopted is of the centralized type and it was
implanted in the central area of the Córrego Lagoinha watershed. The pre-urbanization
scenery was the reference to dimensioning the control structure. The sceneries simulation
showed that for an increase of 54% in the index of impermeable area, the peak discharge
can suffer an increase of 59,40% on the peak discharge of the pre- urbanization scenery. In
the face of those increments, the net pluvial drainage installed showed insufficient to drain
the new coming discharge, affirming the need to use alternative measures for the flood
control. The control structure adopted in this case showed a reliable reduction of the
hydrograph peak to the watershed, in up to 45,13%, and it also allowed a retard of 30
minutes in the discharge peak time.
Keywords: retention reservoir, runoff control, urban drainage, reduction of discharge peak,
centralized control.
SÍMBOLOS, ABREVIATURAS E SIGLAS
SÍMBOLOS
A – área de seção de escoamento
C – coeficiente de escoamento superficial
h – horas
hc – altura crítica
i – intensidade de chuva
I – vazão de entrada no reservatório
I – declividade do álveo e da bacia
I% – porcentagem de impermeabilização
P – altura pluviométrica
P – perímetro hidráulico
Q – vazão de saída do reservatório
Qa – vazão antes da urbanização
Qd – vazão depois da urbanização
QH – vazão hidráulica
Qin – vazão de entrada
Qp – vazão de pico do hidrograma de cheia
Qpu – vazão de pico do hidrograma unitário sintético
Qout – vazão de saída
RH – raio hidráulico
s – segundo
S – volume do reservatório
t – tempo
tc – tempo de concentração
td – tempo de concentração depois da urbanização
tp – tempo de retardamento
ts – tempo de escoamento superficial
Va – volume antes da urbanização
Vd – volume de escoamento depois da urbanização
Vesd – volume de escoamento superficial
Vs – volume do reservatório
∆Q – atenuação da vazão de pico
∆t – variação do tempo
ABREVIATURAS
c/ - com
cen. - cenário
Dimen – dimensão
D/R – detenção/ retenção
h - horas
ha - hectares
hab – habitantes
jus. - jusante
min. – minutos
mont. - montante
nº - número
pré – pré-urbanização
s/ - sem
SIGLAS
ABRH – Associação Brasileira de Recursos Hídricos
CETESB- Companhia de Tecnologia de Saneamento Ambiental
CN – número de curvas
DAEE – Departamento de Água e Energia Elétrica
NRCS – Natural Resources Conservation Service
PDU – Plano Diretor de Urbanização
PDDU – Plano Diretor de Drenagem Urbana
SCS – Soil Conservation Service
SDU – Sistema de drenagem urbana
TR-55 – Technical Realease 55
UTR – Unidades Territoriais Residenciais
SUMÁRIO
CAPÍTULO 1 - INTRODUÇÃO ............................................................................................ 1
1.1. APRESENTAÇÃO ......................................................................................................1
1.2. OBJETIVO ..................................................................................................................2
1.3. JUSTIFICATIVA ........................................................................................................3
CAPÍTULO 2 – REVISÃO BIBLIOGRÁFICA .................................................................... 5
2.1. IMPACTO HIDROLÓGICO DA URBANIZAÇÃO ..................................................5
2.1.1. CRESCIMENTO POPULACIONAL E A URBANIZAÇÃO .............................5
2.1.2. IMPACTO DA URBANIZAÇÃO NO ESCOAMENTO SUPERFICIAL..........6
2.1.3. MÉTODOS PARA QUANTIFICAÇÃO DO ESCOAMENTO EM ÁREAS
URBANAS ...................................................................................................................10
2.2. O SISTEMA DE DRENAGEM URBANA – SDU....................................................18
2.3. PLANEJAMENTO DO SISTEMA DE DRENAGEM URBANA............................21
2.3.1. AÇÕES POLÍTICAS ..........................................................................................23
2.3.2. PLANO DIRETOR DE DRENAGEM URBANA - PDDU...............................26
2.4. CONTROLE DE ENCHENTES ................................................................................28
2.5. SISTEMA DE DETENÇÃO/RETENÇÃO................................................................37
2.5.1. CARACTERÍSTICAS E FUNÇÕES DOS RESERVATÓRIOS.......................39
2.5.2. LOCALIZAÇÃO ................................................................................................40
2.5.3. DETERMINAÇÃO DO VOLUME ...................................................................42
2.5.4. ELEMENTOS HIDRÁULICOS DE SAÍDA.....................................................47
CAPÍTULO 3 – DESENVO LVIM ENTO DO ES TUDO .................................................... 50
3.1. ESTRUTURA DO ESTUDO .....................................................................................50
3.2. CARACTERÍSTICAS DA BACIA CONTRIBUINTE.............................................52
3.2.1. ESTUDO DAS CARACTERÍSTICAS FÍSICAS ..............................................53
3.2.1.1. CARACTERÍSTICAS TOPOGRÁFICAS .....................................................53
3.2.1.2. CARACTERIZAÇÃO GEOLÓGICA DA BACIA CONTRIBUINTE ............55
3.2.1.3. COBERTURA DA BACIA CONTRIBUINTE E USO DA TERRA ...............55
3.2.1.4. CLIMA .........................................................................................................56
3.2.2. PARÂMETROS HIDROLÓGICOS DA BACIA ..............................................57
3.2.2.1. COEFICIENTE DE ESCOAMENTO SUPERFICIAL.................................57
3.2.2.2. PERÍODO DE RETORNO...........................................................................61
3.2.2.3. INTENSIDADE DE CHUVA .......................................................................62
3.2.2.4. NÚMERO DE CURVA DE RUNOFF CN DO SCS.....................................66
3.2.2.5. TEMPO DE CONCENTRAÇÃO..................................................................70
CAPÍTULO 4 – ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS E IMP LAN TAÇÃO DO
RES ERVATÓRIO ................................................................................................................ 87
4.1. DESCRIÇÃO E DELIMITAÇÃO DA ÁREA DE IMPANTAÇÃO .........................87
4.1.1. DISPONIBILIDADE DE ESPAÇO ...................................................................88
4.1.2. CAPACIDADE DE INTERFERIR NO AMORTECIMENTO .........................88
4.1.3. TRANSPORTE DE POLUENTES ....................................................................89
4.1.4. POSSÍVEIS LOCAlizações DO rESERVATÓRIO ...........................................89
4.2. ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS...........................................................................90
4.2.1. CENÁRIO DE PRÉ-URBANIZAÇÃO .............................................................90
4.2.2. CENÁRIO ATUAL ............................................................................................90
4.2.3. CENÁRIO FUTURO..........................................................................................92
CAPÍTULO 5 – DETERM INAÇÃO DOS HI DROGRAMAS E PROPAGAÇ ÃO NO
RES ERVATÓRIO .............................................................................................................. 102
5.1. DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS DE ENTRADA E PROPAGAÇÃO NO
RESERVATÓRIO ..........................................................................................................102
5.1.1. HIDROGRAMAS DE eNTRADA DO RESERVATÓRIO.............................102
5.1.1.1. Hidrograma para o cenário de pré-urbanização ......................................103
5.1.1.2. Hidrograma para o cenário atual .............................................................105
5.1.1.3. Hidrogramas para os cenários futuros......................................................106
5.1.2. PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓ RIO .........................................................109
5.1.2.1. Propagação no reservatório para o cenário atual ....................................109
5.1.2.2. Propagação no reservatório para o cenário futuro I ................................117
5.1.2.3. Propagação no reservatório para o cenário futuro II...............................117
5.2.
DETERMINAÇÃO
DOS
HIDROGRAMAS
SEM
A
INSERÇÃO
DO
RESERVATÓRIO DE RETENÇÃO..............................................................................118
5.3. DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS DA BACIA COM INSERÇÃO DO
RESERVATÓRIO ..........................................................................................................120
5.4. ESTIMATIVA DE CUSTO DA OBRA DE CONTROLE ......................................124
CAPÍTULO 6 – ANÁLIS E E DISCUSS ÃO DOS RESULTADOS .................................. 125
6.1. EFEITO DA UTILIZAÇÃO DA ESTRUTURA DE CONTROLE SOBRE O
ESCOAMENTO .............................................................................................................127
CAPÍTULO 7 – CONCLUSÕES E SUGESTÕ ES ............................................................ 131
7.1. CONCLUSÕES .......................................................................................................131
7.2. SUGESTÕES PARA TRABALHOS FUTUROS....................................................132
CAPÍTULO 8 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ..................................................... 133
APÊNDICE A – CÁLCULO DO TEMPO DE CONCENTRAÇÃO ................................ 140
APÊNDICE B – DETERMINAÇ ÃO DOS HI DROGRAMAS E P ROPAGAÇÃO NO
RES ERVATÓRIO .............................................................................................................. 153
APÊNDICE C – PARÂM ETROS HI DROLÓGICOS DA BACIA ................................... 173
APÊNDICE D - FIGURAS ................................................................................................ 184
CAPITULO 1
INTRODUÇÃO
1
CAP ÍTU LO 1
INTRODUÇÃO
1.1. APRESENTAÇÃO
A cidade de Uberlândia, localizada no Triângulo Mineiro, no Estado de Minas Gerais,
encontra-se hoje em processo acelerado de urbanização, cujo controle ainda tem-se
mostrado ineficaz, o que afeta grandemente o processo de drenagem de água pluvial. A
falta de um planejamento adequado do uso e ocupação do solo pela malha urbana faz com
que se tornem preocupantes os problemas relacionados com o escoamento superficial das
águas de chuva, pois estes vêm provocando degradação ambiental, prejuízos sociais e
econômicos, afetando conseqüentemente, a qualidade de vida das comunidades do
município.
Para que a urbanização se processe de forma sustentável, o planejamento se faz
imprescindível, pois, uma vez conhecida as características da área, é possível prever os
impactos e, com isso, promover uma ocupação mais ordenada e menos danosa.
O planejamento da rede de drenagem em conjunto com o planejamento urbano é o
primeiro passo para a adoção de soluções que realmente possam minimizar os problemas
relativos às enchentes urbanas. É necessário planejar o uso do solo e projetar o sistema
viário urbano, de forma coerente com a drenagem urbana. Entre as soluções que podem ser
adotadas está a implantação de sistemas de retenção que substituam a retenção natural das
águas pluviais. Existem ainda sistemas de retenção que detêm o escoamento por tempo
CAPITULO 1
INTRODUÇÃO
2
suficiente para que parte dos poluentes carreados pelas águas pluviais seja sedimentada no
fundo do reservatório; sistemas de infiltração que infiltram no solo parte do escoamento; e
canais de drenagem abertos com cobertura em grama, que oferecem maior resistência ao
escoamento.
Este trabalho traz como proposta o uso de reservatório de retenção na bacia do Córrego
Lagoinha, situada no Município de Uberlândia, para promover o controle do escoamento
superficial, pois este tipo de dispositivo permite a retenção temporária da vazão excedente,
provocada pelo aumento da porcentagem de impermeabilização do solo devido ao
crescimento da urbanização, além de proporcionar o escoamento gradativo após o evento
chuvoso, o que evita o problema de transferência das cheias para os locais a jusante do
local de implantação do reservatório.
1.2. OBJETIVO
Estudar a possibilidade de implantação de estruturas de controle centralizado, reservatório
de retenção, na bacia do Córrego Lagoinha, analisando a influência deste instrumento de
controle hidráulico na amenização do aumento de escoamento superficial.
O reservatório proposto terá como finalidade principal reter temporariamente o volume
excedente do escoamento superficial, permitindo que este seja transmitido de forma
gradativa as áreas de jusante, após o evento da precipitação.
Com este trabalho espera-se verificar a relação entre os valores dos índices urbanísticos e a
geração do escoamento superficial para algumas situações de ocupação urbana.
O resultados deste trabalho em conjunto com outros já desenvolvidos e em
desenvolvimento, oferecerão bases para o Plano Diretor de Drenagem Urbana da cidade de
Uberlândia-MG, permitindo um maior controle da ocorrência de enchentes.
CAPITULO 1
INTRODUÇÃO
3
1.3. JUSTIFICATIVA
Nas últimas décadas o Brasil apresentou um crescimento expressivo, surgindo assim as
chamadas regiões metropolitanas. O crescimento urbano acelerado ocorreu após a década
de 60, desenvolvendo uma população urbana praticamente sem infraestrutura,
conseqüência da redução de investimento neste setor, ocorrido principalmente na década
de 80. Os efeitos desse processo atingiram todo o setor urbano relativo a recurso hídrico:
abastecimento de água, transporte, tratamento de esgoto sanitário e drenagem pluvial
(TUCCI, 1993).
As enchentes urbanas são um problema crônico devido principalmente à gerência
inadequada ou a não existência de Planejamento de Drenagem, e à concepção equivocada
dos projetos de engenharia. A gestão deficiente é resultado da falta de mecanismos legais e
administrativos de controle da ampliação das cheias devido à urbanização. A concepção
equivocada se reflete na idéia preconcebida dos engenheiros de que a boa drenagem é
aquela que permite escoar rapidamente a água precipitada sobre a área de seu estudo. No
entanto, a melhor drenagem é aquela que drena o escoamento sem produzir impactos nem
no local, nem a jusante. As conseqüências desses erros têm produzido custos extremamente
elevados para a sociedade como um todo.
No passado, para combater inundações, os projetos de drenagem urbana costumavam se
limitar às chamadas obras de melhoria hidráulica dos canais. Quase sempre, visavam o
aumento da sua capacidade de descarga, às custas de aumentos de velocidade, seja por
incrementos de declividade, ou por adoção de um revestimento mais liso. Como quase
nunca foi possível, provavelmente por falta de recursos financeiros, implantar projetos de
canalização ao longo de todos os talvegues integrantes de uma determinada bacia
hidrográfica, tais projetos sempre acabaram por beneficiar uma parcela da população de
montante, porém transferindo e agravando problemas de inundações para a população
situada à jusante. Dentro desse contexto, é evidente que, com o passar dos anos, os
problemas de inundação tiveram a tendência de se tornarem cada vez mais graves, pois, se
não bastassem os aspectos altamente catastróficos de um processo de urbanização não
controlado e sem planejamento, provocando a diminuição da capacidade de infiltração e
retenção das águas de chuva, os mencionados projetos de canalização ainda contribuíram
para elevar as vazões de pico e reduzir os tempos de percurso dessas vazões.
CAPITULO 1
INTRODUÇÃO
4
Diante da ineficiência dos métodos tradicionais de controle de enchentes, os profissionais
da área de Drenagem Urbana têm se interessado bastante nos reservatórios de retenção
como medida mitigadora, por se tratar de uma solução que permite o escoamento pluvial
de forma gradativa, controlando o escoamento superficial local e à jusante, e em geral
apresentam custos inferiores quando comparado com outras medidas utilizadas.
Nos últimos anos, o sucesso da implantação dos reservatórios de retenção nos grandes
centros, os ditos “piscinões”, têm aumentado as perspectivas em relação a esta forma de
controle, visto que estes solucionaram problemas que afligiam durante anos tais
localidades.
Conceitualmente, os reservatórios de retenção de cheias atuam no sentido de compensar os
citados aspectos negativos da urbanização, com o objetivo de resgatar ou devolver, mesmo
que parcialmente, as condições naturais equivalentes de uma determinada bacia
hidrográfica.
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
5
CAP ÍTU LO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
2.1. IMPACTO HIDROLÓGICO DA URBANIZAÇÃO
2.1.1.CRESCIM EN TO PO PULACIONAL E A URBANI ZAÇÃO
Segundo Popclock (2000) a população mundial de nossos tempos já é de quase 6 bilhões
de habitantes e deverá dobrar até o ano de 2100 (ONU apud CRUZ, 1998). Este
crescimento populacional é altamente preocupante, principalmente se analisarmos a
população urbana separadamente.
Em 1800, apenas 1% da população habitava em cidades. Em 1820, Londres era o único
centro urbano com mais de 1 milhão de habitantes, mas em 1985 já havia mais de 270
(GLADWELL apud AGRA, 2001). A Figura 2.1 mostra a evolução e a estimativa do
número de centros urbanos com mais de 1 milhão de habitantes. No início do século
passado a população urbana apresentava um percentual de 15%, chegando a mais de 50%
em nossos dias (TUCCI, 1995).
Na Figura 2.1 pode-se constatar também que o aumento da população urbana é maior nas
regiões menos desenvolvidas. No período de 1970 até agora, estima-se que a população
urbana de regiões desenvolvidas cresceu 64%, enquanto que a de regiões menos
desenvolvidas cresceu 239% (GLADWELL apud AGRA, 2001). Segundo Tucci (1995) na
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
6
América Latina e no Caribe, a população urbana cresce a taxa de 3 a 5% ao ano, enquanto
que nos países desenvolvidos, esse processo já está estável.
número de aglomerados urbanos
600
500
400
300
200
100
0
1940
1960
1980
2000
2020
anos
Região desenvolvida
Região sub-desenvolvida
Total
Figura 2.1 – Aumento do número de centros urbanos com mais de um milhão de
habitantes.
Fonte: Agra(2001)
No Brasil o processo de urbanização acelerada ocorreu após a década de 60, gerando uma
população urbana com infraestrutura inadequada. Atualmente o Brasil apresenta uma taxa
de população urbana de 80%, próxima à saturação (TUCCI, 1995). Segundo Milograna
(2001) o Brasil deve contar com pelo menos duas cidades com mais de dez milhões de
habitantes, sendo que em 1997, pelo menos doze já possuíam mais de um milhão de
habitantes.
Segundo Tucci (2000), cada habitante que participa do êxodo rural, aumentando a
população urbana, é responsável pela transformação de 0,005 ha (50 m2 ) de área rural em
urbana.
2.1.2.IM PACTO DA URBANI ZAÇÃO NO ES CO AM ENTO S UPERFICI AL
As condições de escoamento de uma bacia hidrográfica sofrem grandes alterações, quando
se transforma um solo outrora permeável numa superfície impermeabilizada, por meio da
construção de edificações, da execução de pavimento, ou pela realização de outras obras. O
que se observa nesta nova situação, é que precipitações, mesmo de pequeno ou médio
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
7
portes, têm provocado problemas de enchentes, principalmente nas grandes cidades
(MOTTA, 1997).
Segundo Tucci (1997), à medida que a cidade se urbaniza, em geral ocorre:
•
Aumento das vazões máximas devido ao aumento da capacidade de escoamento
através de condutos e canais e impermeabilização das superfícies;
•
Redução da infiltração no solo devido à impermeabilização das superfícies e como
conseqüência, diminuição do nível do lençol freático;
•
Aumento da produção de sedimentos devido a desproteção das superfícies e à produção
de resíduos sólidos (lixo);
•
A deterioração da qualidade da água devido à lavagem das ruas, transporte de material
sólido e às ligações clandestinas de esgoto sanitário ao sistema de drenagem de água
pluvial.
A perda de vidas humanas, diferentemente dos danos materiais, não pode ser
monetariamente mensurada, constituindo-se, assim, no maior problema decorrente das
enchentes. Os jornais televisionados mostraram que as enchentes ocorridas no período de
chuva de novembro de 2003 a março de 2004 foram as piores dos últimos anos, atingindo
até mesmo regiões do Brasil que até meses antes se encontravam castigadas pela seca, tais
enchentes mataram dezenas de pessoas, e deixou outras milhares desabrigadas.
Pedrosa (1996) cita outro fato comumente verificado nas enchentes urbanas que são
epidemias de algumas moléstias de veiculação hídrica, logo após a ocorrência de
enchentes. A leptospirose, doença transmitida pela urina do rato, que durante as cheias tem
uma maior probabilidade de ocorrência, é a mais comum delas.
De acordo com Heller apud Bernardes e Soares (2003), a maioria dos estudos realizados
sobre saneamento e saúde não aborda a drenagem urbana, privilegiando os sistemas de
abastecimento de água, esgotos sanitários e limpeza pública. No intuito de suprir essa
lacuna, Souza (2001) desenvolveu um modelo causal para explicar de que forma a carência
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
8
ou precariedade dos sistemas de drenagem urbana favorece a ocorrência de doenças. Neste
modelo foram detectados 12 tipos de doenças: febre amarela urbana, dengue,
esquistossomose, filariose, leptospirose, malária, febre tifóide, hepatite A, cólera,
ancilostomíase, tricuríase e ascaridíase.
As inundações urbanas, segundo Tucci (1995), são decorrentes de dois processos: as
inundações em áreas ribeirinhas e as inundações devido à urbanização. Estes dois
processos podem ocorrer de forma isolada ou integrada.
As inundações em áreas ribeirinhas acontecem quando os rios, durante períodos de grandes
precipitações, escoam no seu leito maior, atingindo a população que ocupa indevidamente
este local. A ocupação desta área de risco deve-se:
•
A loteamento de área de risco após uma seqüência de anos sem enchente, em virtude da
ausência na quase totalidade das cidades brasileiras, de restrições sobre a ocupação
dessas áreas previstas em seu Plano Diretor de Urbanização (PDU);
•
A invasão de áreas ribeirinhas que pertencem ao poder público pela população de baixa
renda;
•
A ocupação de áreas de médio risco que são atingidas, eventualmente, com prejuízos
significativos.
As enchentes devido à urbanização se devem às diversas modificações na bacia que
ocorrem durante o processo de urbanização. Podem ainda haver inundações localizadas,
provocadas por estrangulamentos das seções de rios, por remanso ou por erros de execução
em projetos de drenagem (TUCCI, 1995).
A impermeabilização do solo é efeito direto da urbanização, o que gera impacto
significativo sobre o escoamento das águas pluviais na bacia. Vários autores relacionam os
índices de impermeabilização com a densidade habitacional, por ser esta uma informação
disponível através dos censos, e também, para que se possa caracterizar cenários futuros de
impermeabilização, através das estimativas de crescimento populacional.
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
9
Motta Jr e Tucci (1984) ajustaram uma equação de regressão múltipla entre a área
impermeável e parcelas da bacia com diferentes tipos de densidade, com base em
aerofotos, para a cidade de Porto Alegre, na bacia do Arroio Dilúvio. Tucci et al. (1989)
utilizaram os dados de 11 bacias urbanas na região metropolitana de São Paulo e
construíram curvas semelhantes. Com base nestes resultados, os autores compararam São
Paulo e Porto alegre, concluíram que o comportamento é muito semelhante, e ajustaram
uma curva média para as duas cidades.
Campana e Tucci (1994), com base em dados das regiões metropolitanas de São Paulo,
Curitiba e Porto Alegre, analisaram a tendência da relação entre densidade habitacional e
área impermeável. Os autores chegaram a conclusão de que, para densidades menores que
120 hab/ha, o comportamento é uniforme e dão por: AI = 0,00489 DH, onde AI é o
percentual de área impermeável e DH é a densidade habitacional, em habitante por hectare.
Para valores de densidade superiores a este, a tendência é uma estabilização num valor de
área impermeável por volta de 65%.
Segundo Genz (1994) os impactos da urbanização sobre as cheias nas cidades se mostram,
principalmente, para os casos das precipitações mais freqüentes, ou seja, as menos
intensas. Isso porque as grandes precipitações também provocam enchentes nas bacias
rurais, uma vez que nestes casos o solo logo é saturado e passa a gerar escoamento
superficial.
Embora os impactos da urbanização sobre o ciclo hidrológico serem perceptíveis, sua
quantificação é bastante difícil. Packman apud Genz (1994) comenta que há trabalhos que
afirmam que o escoamento médio anual pode não variar com a impermeabilização,
enquanto outros afirma m que esse pode ser ampliado em 1000%. Para o tempo de resposta
da bacia os resultados variam entre não haver impacto da urbanização até a redução
também da ordem de 1000%. Para o percentual de escoamento os trabalhos indicam casos
de não haver variação até aumentos de 600%. O autor atribui a isso a grande variedade de
parâmetros que podem influenciar na análise destes impactos: a situação original da bacia,
a caracterização das chuvas, a localização das áreas impermeáveis, a rede de drenagem, as
obras de terra que foram executadas na bacia, a interação da bacia com o aqüífero, entre
outras.
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
10
Brás e Perkins (1975) afirmam que os impactos decorrentes da urbanização também
dependem das características das chuvas e não só da Bacia. Os autores fizeram um estudo,
utilizando um modelo hidrológico para simular a urbanização com residências, com
diferentes tipos de precipitação. Os resultados mostraram um aumento na vazão de pico
entre 7% e 200% e uma redução no tempo de pico de 8% a 40%.
Segundo Agra (2001) a necessidade de quantificar estes impactos tem impulsionado
muitos estudos e trabalhos no Brasil e no exterior. E essa tendência já vem de muito tempo.
Genz (1994) e Silveira (2000) apresentam revisões da literatura que mostram vários
pesquisadores, em várias cidades do país preocupados com esta tarefa. Estes trabalhos
trataram da criação de modelos e metodologias para simular as bacias urbanas, e mostram
a tendência do fim dos anos 70 e toda a década de 80.
Tempos atrás se associava a poluição dos corpos d’águas à urbanização, devido aos
esgotos domésticos não tratados e despejos industriais, porém, hoje se percebe que parte
dessa poluição gerada em áreas urbanas tem origem no escoamento superficial sobre áreas
impermeáveis, áreas em fase de construção, depósitos de lixo e outros. Segundo Tucci
(1995) a impermeabilização leva ao aumento dos números de vezes em que a bacia produz
escoamento superficial e ao aumento, também, das velocidades de escoamento, gerando
maior capacidade de arraste, portanto maiores cargas poluidoras.
2.1.3.M ÉTODOS PARA QUANTI FI CAÇÃO DO ES CO AM ENTO EM ÁREAS
URBANAS
A determinação da quantidade do escoamento pluvial nas áreas urbanas pode ser feita por
métodos empíricos, como o método racional e o método do SCS TR-55; métodos
estatísticos, que fazem ajuste de séries históricas, como determinação do hidrograma
unitário; e modelos matemáticos, que simulam o comportamento da bacia de drenagem.
O método escolhido depende da finalidade dos estudos, das características da bacia e da
disponibilidade de dados. Alguns desses métodos serão descritos a seguir:
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
11
Método Racional
Este método é provavelmente o mais divulgado e simples de ser utilizado, ganhou esse
nome devido a ser o primeiro derivado da equação racional. O método racional é um
método indireto, foi apresentado pela primeira vez por Mulvaney, em 1851, e usado por
Emil Kwiching, em 1889.
O método é usado para calcular a vazão de pico de uma determinada bacia, considerando
sua seção (TOMAZ, 2002). Este método presume como conceito básico que o máximo
caudal para uma pequena bacia contribuinte, até 500 hectares, ocorre quando toda a bacia
está contribuindo, e que este caudal é igual a uma fração da precipitação média.
Em forma analítica, é expresso por:
Q=K.C.i.A
(2.1)
Onde: K é um coeficiente de ajuste de unidade, sendo 0,278 no Sistema Internacional (SI));
C é o coeficiente de escoamento superficial, que é a relação entre o pico de vazão e a
chuva média sobre a área receptora; i é intensidade de precipitação em mm.h-1 ; A é área da
bacia em km2 , Q é o caudal que deflui sobre a superfície do solo, em m3 .s-1 .
O coeficiente de escoamento superficial é um parâmetro da permeabilidade da bacia de
drenagem, sensível às características da bacia, tais como: tipo de solo; tipo de utilização do
solo, vegetação, condições climáticas e período de recorrência (Barbosa, 1996).
Método SCS TR-55
Foi apresentado em 1986 pelo Departamento de Agricultura dos Estados Unidos, através
do Natural Resources Conservations Services (NRCS). Este método é empregado em
bacias urbanas (até 250 km2 ) (TOMAZ, 2002).
O método SCS TR-55 determina o pico de descarga através de método gráfico destinado às
áreas urbanas e rurais, como o método do hidrograma unitário.
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
12
Em 2000, Chin apud Tomaz (2002) elaborou equações matemáticas que substituíram os
gráficos usados no TR-55, tais equações se apresentam em unidades do Sistema
Internacional (SI), uma vez que o mesmo transformou o método gráfico que estava nas
unidades inglesas, para as unidades do SI. O método do SCS TR-55 é apresentado
analiticamente pela expressão:
Qp = Q u . A . Q. Fp
(2.2)
Onde:
Qp – vazão de pico (m3 /s);
Qu – pico de descarga unitária (m3 /s/cm/km2 );
A – área da bacia (km2 );
Q – runoff, ou seja, o escoamento superficial de uma chuva de 24 horas (cm);
Fp – fator adimensional de ajustamento devido as poças d’águas fornecido pela Tabela 2.1.
Tabela 2.1 – Fator de ajustamento em função da porcentagem de água de chuva
retida em poças d’águas ou brejos
Porcentagem da água de chuva que fica em
poças d'águas ou em brejos
(%)
Fp
0,0
1,00
0,2
0,97
1,0
0,87
3,0
0,75
5,0*
0,72
Fonte: TR-TR-55 junho de 1996 apud Tomaz (2002)
(*) Se a porcentagem de água de chuva retida em poças e brejos for maior que 5%,
considerações especiais devem ser tomadas para se achar a chuva excedente (Chin apud
Tomaz (2002))
O pico de descarga unitária Qu é fornecido pela equação abaixo:
log (Q u) = C0 + C1 . log tc + C2 ( log tc)2 – 2,366
Sendo:
C0 , C1 , C2 obtidos da Tabela 2.2.
tc – tempo de concentração (h), sendo que: 0,1 = tc = 10 h.
Tabela 2.2 – Valores de C0 , C1 e C2 , obtidos em função do tipo de
(2.3)
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
13
chuva e da relação Ia/P
Tipo de chuva
conforme SCS
(Estados Unidos)
I
IA
II
III
Ia/P
C0
C1
C2
0,10
2,30550
-0,51429
-0,11750
0,20
2,23537
-0,50387
-0,08929
0,25
2,18219
-0,48488
-0,06589
0,30
2,10624
-0,45695
-0,02835
0,35
2,00303
-0,40769
0,01983
0,40
1,87733
-0,32274
0,05754
0,45
1,76312
-0,15644
0,00453
0,50
1,67889
-0,0693
0,0
0,10
2,03250
-0,31583
-0,13748
0,20
1,91978
-0,28215
-0,07020
0,25
1,83842
-0,25543
0,30
1,72657
-0,198266
0,02633
0,50
1,63417
-0,09100
0,0
0,10
2,55323
-0,61512
-0,16403
0,30
2,46532
-0,62257
-0,11657
0,35
2,41896
-0,61594
-0,08820
0,40
2,36409
-0,59857
-0,05621
0,45
2,29238
-0,57005
-0,02281
0,50
2,20282
-0,51599
-0,01259
0,10
2,47317
-0,51848
-0,17083
0,30
2,39628
-0,51202
-0,13245
0,35
2,35477
-0,49735
-0,11985
0,40
2,30726
-0,46541
-0,11094
0,45
2,24876
-0,41314
-0,11508
0,50
2,17772
-0,36803
-0,09525
-0,02597
Fonte: Chin apud Tomaz (2002)
Os tipos de chuvas I, IA, II e III são os tipos de chuvas das quatro regiões que foi dividido
os Estados Unidos. Para o Brasil adota-se o tipo de chuva II.
A relação Ia/P encontrada na Tabela 2.2 é a relação entre a abstração inicial em milímetros,
que representa todas as perdas antes que comece runoff, e o valor de precipitação para
chuva de 24 horas.
O valor de Ia = 0,2 S, sendo S o potencial máximo de retenção em milímetros após
começar runoff. O Valor de S é função do número da curva CN.
CAPITULO 2
S=
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
25400
− 254
CN
14
(2.4)
O valor da chuva excedente ou runoff ou escoamento superficial é:
( P − 0, 2S ) 2
Q=
( P + 0,8 S )
(2.5)
Segundo Tomaz (2002) para valores de Ia/P < 0,10 deverá se usado o valor Ia/P = 0,10 e
para valores Ia/P > 0,50 deverá ser usado Ia/P = 0,50.
O método do SCS determina o hidrograma de cheia das bacias de drenagem. Este método
basea-se no conceito de hidrograma unitário, apresentado por Tomaz (2002). O hidrograma
de cheia de uma bacia é determinado pela iteração do hidrograma unitário com a chuva
excedente.
Para obtenção do hidrograma unitário é preciso determinar cada variável envolvida no
Vazão
processo, apresentadas na Figura 2.2.
D
tc
tp
ta
ponto de
inflexão
Vesd
tb
tempo
Figura 2.2 – Característica do hidrograma
Fonte: Tomaz (2002)
A seguir será definida cada variável do hidrograma unitário sintético do SCS:
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
15
Tempo de retardamento (tp) – tempo que vai do centro de massa do hietograma da chuva
excedente até o pico do hidrograma. Segundo Vem Te Chow apud Tomaz (2002), o valor
do tempo de retardamento é dado aproximadamente pela relação:
t p = 0,6.t c
(2.6)
Onde tc é o tempo de concentração da bacia.
Tempo de ascensão (ta ) – tempo que vai do início da chuva até atingir o valor de vazão de
pico do hidrograma, este valor pode ser encontrado pela seguinte relação:
ta = t p +
D
2
(2.7)
Onde D é a duração da chuva unitária, obtida por D = 0,133 tc.
Vazão de pico (Qp) – vazão de pico do hidrograma. A vazão de pico é definida pelo SCS
como sendo:
Q p = 2,08.
A
ta
(2.8)
Onde Qp é a vazão de pico em m3 /s; A é área da bacia em km2 ; ta é o tempo de ascensão em
horas.
Volume de escoamento superficial (Vesd) – o volume do escoamento superficial é dada
pela área do triangulo da Figura 2.2, composto pela base tb e pela vazão Qp . O tempo de
base tb é igual a 2,67 ta.
Vp = Q p .
tb
2
(2.9)
Depois de definidas as variáveis que compõem o hidrograma unitário da bacia em estudo,
este é montado a partir da relação com o hidrograma unitário sintético curvilíneo do SCS,
que segundo Tomaz (2002) é apresentado na Tabela 2.3.
Como o hidrograma unitário apresenta a vazão por unidade altura (cm), é preciso
determinar o valor do escoamento superficial ou chuva excedente. Para isto, é utilizado o
método do número de curva (CN), já apresentado no item anterior.
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
16
E finalmente o hidrograma de cheia é determinado pelo processo chamado de convolução,
processo segundo o qual a chuva de projeto é combinada com a função de transferência,
para produzir o hidrograma do escoamento superficial. Neste processo o hidrograma
unitário é multiplicado pela chuva excedente, no tempo específico.
Tabela 2.3 – Hidrograma unitário curvilíneo adimensional do SCS
t/tp
0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1
1,1
1,2
1,3
1,4
1,5
1,6
1,7
1,8
1,9
2
2,2
2,4
2,6
2,8
3
3,2
3,4
3,6
3,8
4
4,5
5
Q/Qp
0,000
0,030
0,100
0,190
0,310
0,470
0,660
0,820
0,930
0,990
1,000
0,990
0,930
0,860
0,780
0,680
0,560
0,460
0,390
0,330
0,280
0,207
0,147
0,107
0,077
0,055
0,040
0,029
0,021
0,015
0,011
0,005
0,000
Fonte: Tomaz (2002)
Hidrograma Unitário
O método do hidrograma unitário foi proposto pela primeira vez por Sherman, em 1932.
Este método utiliza dados históricos de precipitação e vazão de uma bacia de
características físicas definidas (BARBOSA, 1986).
O hidrograma unitário é definido como o hidrograma do escoamento direto, resultante de
uma precipitação efetiva de altura unitária distribuída uniformemente sobre a bacia
hidrográfica, em um espaço de tempo definido.
MCcuen apud Tomaz (2002) apresenta as hipóteses básicas do método:
CAPITULO 2
•
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
17
A intensidade da chuva efetiva é constante durante a tormenta que produz o hidrograma
unitário;
•
Distribuição uniforme da chuva efetiva em toda a área de drenagem da bacia;
•
O tempo de duração do hidrograma do deflúvio superficial direto devido a uma chuva
efetiva de duração de unitária é constante.
A forma do hidrograma unitário da bacia sofre alterações quando há mudanças na suas
características, incluindo forma, declividade, detenção, infiltração, e rede de drenagem.
Modelos onda cinemática
A onda cinemática é uma aproximação de primeira ordem à onda dinâmica completa
descrita pelas equações de Saint-Venant (BARBOSA, 1996).
O modelo de onda cinemática foi usada no Brasil por Motta Jr. e Tucci (1982). O modelo
foi utilizado para propagar ondas de cheia em rios longos, se tornando, posteriormente
mais popular na modelagem de escoamento superficial. Nesse trabalho apresentado por
Motta Jr. e Tucci, onde se descrevia a aplicação da onda cinemática e dinâmica, nota-se a
relação entre o comportamento destas ondas e a variação do número de Froude,
observando-se que a onda cinemática predomina para um número de Froude menor que
1,5, quando a declividade da linha d’água é descrita pela equação de Manning.
Para a resolução numérica das equações da onda cinemática, Brakensiek, em 1967,
apresentou um estudo sobre métodos de resolução por diferenças finitas, que levaram a
considerar o esquema implícito o mais estável. No mesmo ano Woolhiser e Liggett
apresentaram uma solução numérica para onda cinemática baseada nas diferenças finita, e
apresentou um parâmetro K adequado como critério de utilização da aproximação
cinemática (BARBOSA, 1986).
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
18
2.2. O SISTEMA DE DRENAGEM URBANA – SDU
A função da drenagem urbana é possibilitar o escoamento adequado das águas pluviais
excessivas, evitando as inundações, o acúmulo de água parada e o escoamento com
velocidade excessiva, reduzindo, assim, os prejuízos sociais, econômicos e sanitários
causados pelas inundações.
O planejamento da ocupação urbana evita ou diminui os efeitos das inundações. Para um
bom planejamento é necessário o conhecimento de técnicas, que proporcionam benefícios
à população com o menor custo possível. Geralmente, as medidas adotadas para resolver
os problemas de drenagem são onerosas e não representam solução eficaz e sustentável dos
seus problemas mais complexos. Soluções eficientes e sustentáveis para esses problemas
são aquelas que atuam sobre as causas, abrangendo todas as relações entre os diversos
processos. Botelho (1998) menciona que a concepção do sistema de drenagem pluvial é
baseada na máxima: “pegar e largar rápido!”. Cruz et al. (1998) criticam a prática atual de
projetos de drenagem pluvial, que é de transportar para jusante todo o excesso de água
gerado pela impermeabilização.
Para Teixeira et al. (1998), a eficácia da drenagem urbana, bem como dos outros sistemas,
depende dos seguintes fatores:
•
Existência de uma política para o setor que defina os objetivos a serem alcançados e os
meios para atingi- los;
•
Existência de uma política para ocupação do solo urbano, com uma preocupação maior
com a ocupação das várzeas de inundação;
•
Processo de planejamento que contemple medidas de curto, médio e longo prazo em
toda bacia;
•
Entidade eficiente que exerça a liderança do setor;
•
Domínio da tecnologia para planejamento, projeto, construção e operação da obra;
•
Campanhas de educação e esclarecimento da opinião pública.
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
19
Os fatores que mais influem na vazão de escoamento superficial, segundo Botelho (1998),
Fendrich et al. (1997) e Spirn (1995), são a porcentagem de área impermeabilizada e o
tempo de concentração da bacia, fatores esses, atingidos diretamente pela ocupação e uso
do solo. Portanto, o planejamento deveria levar em consideração, de modo mais
abrangente, as características do escoamento de água pluviais. O sistema de drenagem deve
estar integrado com a urbanização e com as demais obras de infraestrutura, já que ele
interfere, diretamente, nos demais serviços subterrâneos.
Quando bem projetado, o sistema de drenagem proporcionará vários benefícios indiretos,
tais como os citados por Teixeira et al. (1998):
•
Redução dos custos de construção e manutenção das ruas;
•
Benefícios à saúde e segurança pública;
•
Recuperação de terras inaproveitadas;
•
Menor custo de implantação de núcleos habitacionais.
Um planejamento de drenagem proporciona maior potencial do uso do solo urbano,
baseando-se em fatores ambientais, econômicos e sociais. Tal sistema, se elaborado de
forma abrangente, traz melhores resultado em relação aos projetos isolados e fragmentados
sobre diferentes critérios.
De acordo com Fendrich et al. (1997), a drenagem urbana é dividida principalmente em
microdrenagem e macrodrenagem. As obras, tanto de macrodrenagem como de
microdrenagem devem ser analisadas e projetadas conjuntamente no estudo de uma
determinada área, já que o sistema de macrodrenagem corresponde aos cursos d’águas
naturais ou artificiais, nos quais afluem os sistemas de galerias pluviais (microdrenagem).
A microdrenagem é praticamente definida pelo traçado das ruas, considerando a
topografia, quadras, sarjetas, bueiros e os condutores. De acordo com Botelho (1998), as
partes constituintes da microdrenagem são as seguintes:
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
20
•
Transporte: rua, guias e sarjetas;
•
Captação: feita pelas bocas de lobo, recolhendo as águas excessivas (vazão de água
superior à capacidade da sarjeta);
•
Tubulações ou galerias: transporta a água até aos fundos de vale (macrodrenagem);
•
Poços de visita: local para operação e manutenção das tubulações.
Os elementos componentes da microdrenagem são:
•
Trecho carroçável / leito das ruas;
•
Guias e sarjetas;
•
Boca de lobo;
•
Condutos de ligação;
•
Galerias pluviais;
•
Poços de visitas;
•
Órgãos especiais: sifões invertidos, estações elevatórias, estruturas de dissipação de
energia e estruturas de junção de galeria.
O traçado das redes de drenagem deve seguir um caminho que contenha as seguintes
características:
•
Percurso de maior declividade, minimizando as escavações;
•
Declividade que proporcione uma velocidade na tubulação, dentro de uma faixa
adequada;
•
Passar por ruas nas quais a execução seja menos onerosa.
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
21
O sistema de macrodrenagem é constituído pelos cursos d’águas naturais ou artificiais,
para os quais afluem os sistemas de galerias pluviais (microdrenagem). Independentemente
da execução das obras específicas de drenagem e da localização da área urbana, a rede
física da macrodrenagem sempre existe, uma vez que esta é o escoadouro natural das águas
pluviais. O sistema de macrodrenagem também coleta as águas provenientes de regiões em
que não há o sistema de microdrenagem (FRENDRICH et al., 1997).
As obras de macrodrenagem objetivam melhorar as condições de escoamento para atenuar
os problemas de erosão, assoreamento e inundações ao longo dos principais canais. As
partes constituintes da macrodrenagem são:
•
Canais naturais ou artificiais;
•
Galerias de grande porte;
•
Estruturas artificiais;
•
Obras de proteção contra erosão;
•
Outros componentes (vias marginais, faixa de servidão).
Além dos dispositivos destinados a recolher e conduzir as águas pluviais, outros
equipamentos de drenagem destinam-se a armazenar as mesmas. O objetivo do
armazenamento é reduzir ou retardar o deflúvio direto em uma determinada área. O
armazenamento, em certas condições, pode reduzir, sensivelmente, o custo total das obras
de drenagem.
2.3. PLANEJAMENTO DO SISTEMA DE DRENAGEM URBANA
Segundo Milograna (2001) o planejamento dos sistemas que atendem à população urbana
passa por dois campos do conhecimento, tendo ênfase nas políticas públicas e nos planos
de desenvolvimento urbano.
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
22
A política de controle da drenagem urbana envolve dois ambientes: externo à cidade e o
interno à cidade. Na Figura 2.3 pode-se observar, de forma esquemática, a caracterização
institucional dos elementos que podem permitir o gerenciamento dos controles da
drenagem urbana (TUCCI, 2002).
Figura 2.3 – Políca de controle da Drenagem urbana
Fonte: Tucci (2002)
Segundo Fontes (1999), o termo drenagem urbana é entendido, no seu sentido mais amplo,
“como o conjunto de medidas que têm por objetivo a minimização dos riscos a que a
população estão sujeitas, diminuição dos prejuízos causados por inundações e
possibilidade de desenvolvimento urbano de forma harmônica, articulada e sustentável.”
Dessa forma, a drenagem urbana passa a ser parte integrante do planejamento ambiental
urbano, onde a cidade é vista como sistema e todos os fatores ambientais relevantes devem
ser considerados em uma análise, sejam eles físicos, econômicos ou sociais (SOUZA
FILHO e QUEIROZ, 1998).
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
23
Os cursos d’águas em bacias hidrográficas médias e pequenas são basicamente os cenários
de estudos e elaboração de projetos de drenagem urbana, geralmente estes são desprovidos
de registros fluviométricos, nos quais a estimativa de vazões de projetos é feita com base
nas séries históricas dos dados de chuvas de pequena duração e intensidade alta, que
ocorrem nas respectivas bacias (FRENDRICH, 1999).
Riordan et al. Milograna (2001) comentam que, a estimativa dos efeitos da urbanização na
característica do hidrograma de escoamento superficial não é obtida de uma fórmula
universal na qual se obtenha uma resposta hidrológica. Há apenas uma noção do
incremento da vazão de pico em relação ao aumento da urbanização baseada em trabalhos
existentes.
Além do levantamento dos dados a serem utilizados na simulação dos efeitos da
urbanização no acréscimo do escoamento superficial, o planejamento da drenagem urbana
deve abranger as obras a serem executadas e a manutenção do sistema, que envolve as
seguintes situações: a realização de intervenções do tipo: desobstrução, pequenos reparos,
dragagem, correção das margens e outros, tanto na micro quando na macrodrenagem.
Com raras exceções, os sistemas de macrodrenagem das cidades brasileiras se caracterizam
pela incapacidade de permitirem, durante eventos chuvosos intensos, que os deflúvios
superficiais escoem livremente sem ocorrência de áreas de inundação. Infelizmente, notase a existência de acentuado descompasso entre o planejamento/ocupação da área urbana e
as estruturas de drenagem (RIGHETTO e MATOS, 1999).
2.3.1.AÇÕES PO LÍ TI CAS
Na conjuntura atual, merece destaque o aspecto político da concepção e controle das cheias
urbanas concernentes ao planejamento e fiscalização das normas relativas às medidas de
disciplinamento do solo urbano, que visam a minimização dos impactos da urbanização no
sistema de drenagem pluvial.
A consideração de que o ambiente urbano func iona como um todo, vem buscar respaldo na
legislação pertinente e nos esforços para a manutenção do controle das cheias urbanas. Em
um contexto de restrições financeiras e de baixa capacidade de investimentos dos
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
24
governos, o desenvolvimento de projetos que resultem em sistemas que atendam suas
finalidades precípuas a menores custos, passa a ter importância de serem executados pelos
bons governantes (BARBOSA e CAMPOS, 1998). Diante disso, verifica-se que é
apropriada a utilização de medidas preventivas de drenagem urbana que se encontram
sustentadas pela legislação e principalmente pelo zoneamento de uso do solo.
Dentre as leis de disciplinamento do uso do solo, pode-se citar a Lei Federal nº 6766 de 19
de dezembro de 1979, que dispõe sobre o parcelamento do uso do solo urbano e atribui aos
municípios maior poder de disciplinamento do mesmo (SOUZA FILHO e QUEIROZ,
1998).
Tem-se ainda o Código Florestal (Lei Federal nº 4771/65, alterado pelas Leis 7803/89 e
7875/89), que no seu artigo 2º, determina as áreas de preservação permanente e suas
respectivas larguras ao longo dos cursos d’água, e, para áreas urbanas, a observância do
disposto nos respectivos planos diretores e leis de uso dos solos municipais.
A Constituição Federal Brasileira de 1988, no seu artigo 21 inciso XVIII, dispõe que
compete à união planejar e promover a defesa permanente contra as calamidades públicas,
especialmente as secas e inundações. Compete aos municípios fiscalizar e executar o
serviço, quando houver predominância de seu interesse em relação às outras entidades
estatais, em face das circunstâncias, lugar, natureza e finalidade do serviço (artigo 30). O
artigo 30, inciso VIII, coloca que o serviço de drenagem urbana será de competência
privativa dos municípios. O artigo 23, inciso IX estabelece que é competência comum da
União, dos Estados, do Distrito Federal e do Município, promover programas de
saneamento básico, sendo necessária a criação de lei complementar para fixar normas para
a cooperação entre as entidades, buscando o equilíbrio do desenvolvimento e do bem estar
em âmbito nacional.
No contexto da legislação ambiental, verifica-se, a vigência das seguintes leis:
•
Lei nº 5318 de 26/09/67 - institui a Política Nacional de Saneamento, em seu artigo 2º
letra “b”, abrange os esgotos pluviais e drenagem;
CAPITULO 2
•
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
25
Lei nº 6766 de 19/12/79 – dispõe sobre o parcelamento do solo urbano. Em seu artigo
3º menciona que não será permitido o parcelamento de terrenos alagadiços e sujeitos a
inundações, antes que se tornem providências para assegurar o escoamento da água;
•
Lei nº 9433/97 – institui a Política Nacional de Recursos Hídricos, cria o Sistema
Nacional de Gerenciamento de Recursos Hídricos, e regulamenta o inciso XIX do
artigo 21 da Constituição Federal. Define os fundamentos do Plano Nacional de
Recursos Hídricos, dispondo que a água é um bem de domínio público, constituindo-se
num recurso natural limitado, dotado de valor econômico e fornece bases para o
gerenciamento dos recursos hídricos através da visão sistêmica do seu uso, bem como
as intervenções necessárias para o seu desenvolvimento sustentável.
Na implementação do Plano Nacional, os Poderes Executivos dos Estados, Distrito Federal
e Municípios, promoverão a integração das políticas locais de saneamento básico, de uso,
ocupação e conservação do solo, com as políticas federais e estaduais de recursos hídricos
(artigo 31).
O Sistema Nacional de Gerenciamento de Recursos Hídricos é integrado pelos seguintes
componentes: Conselho Nacional de Recursos Hídricos, Conselhos de Recursos Hídricos
dos Estados e do Distrito Federal, Comitês de Bacia Hidrográfica, órgão dos poderes
públicos federal, estadual e municipal relacionados com a gestão das águas e as agências
das águas (MARIN et al. 1999).
No que tange às legislações municipais, a drenagem urbana é abordada pelas Leis de Uso e
Ocupação do Solo, não contando com legislação especifica que aponte norma para
previsão, controle e instalação da rede de drenagem pluvial e de dispositivos para o
controle de cheias.
O presente estudo de caso se baseará, principalmente, na legislação pertinente ao
zoneamento e uso do solo urbano, abordada no plano diretor de desenvolvimento urbano,
que será, por sua vez, o sustentáculo do plano diretor de drenagem urbana.
Para maior compreensão, serão abordados os aspectos levantados para a elaboração do
Plano
Diretor
de
Urbanização,
mais
precisamente
aqueles
relacionados
desenvolvimento urbano ligado ao funcionamento adequado do sistema de drenagem.
ao
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
26
2.3.2.PLANO DIRETOR DE DRENAG EM URBANA - PDDU
O planejamento do sistema de drena gem está intimamente ligado ao desenvolvimento
urbano previsto para uma determinada região, com objetivo de diminuir os riscos e
combater e mitigar os problemas causados por inundações, possibilitando o
desenvolvimento urbano de forma articulada e harmônica.
Segundo Tucci (2002), a estrutura básica do plano é baseada nos fundamentos do plano:
nos elementos do seu desenvolvimento; nos produtos que serão gerados; e nos programas a
curto e médio prazo.
O planejamento urbano é implementado pelo plano diretor da cidade, que por sua vez
considera a densidade habitacional como parâmetro para o planejamento de cada uma das
subdivisões (TUCCI, 1997).
Os Planos Diretores têm como objetivo principal à interferência no processo de
desenvolvimento local, permitindo uma compreensão geral dos fatores políticos,
econômicos, financeiros e territoriais que condicionam a situação do município.
Segundo Milograna (2001) dentre as diretrizes do Plano Diretor de Urbanização (PDU),
que visam o desenvolvimento urbano e a qualidade de vida, destacam-se aquelas referentes
ao ordenamento do território municipal e, sobretudo, urbano, à preservação do meio
ambiente e da cultura; à urbanização, regularização e titulação das áreas deteriorada,
preferencialmente sem remoção dos moradores; a participação da população no
planejamento e controle da execução dos programas a elas pertinentes; às políticas de
orientação da formulação de planos setoriais para provimento e prestação de serviços
públicos; à reserva ambiental de áreas urbanas para implantação de projetos especiais de
cunho social.
O desenvolvimento urbano planejado para o município está diretamente ligado às normas
de controle e ocupação do solo que, articulado com as diretrizes do plano diretor, é o
elemento de referência para a elaboração da legislação urbanística, cujo conteúdo deverá
definir: os limites das áreas urbanas do município, as formas de parcelamento do solo
nessas áreas; as formas de ocupação e utilização do solo; os padrões construtivos
compatíveis com a salubridade e a segurança das edificações, a regulação das relações
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
27
entre os cidadãos e a cidade, e o cidadão e seus iguais; e a identificação de área onde
estejam ocorrendo ações que prejudiquem o meio ambiente urbano e rural (MILOGRANA,
2001).
Na tentativa de contemplar os aspectos relativos à drenagem urbana, as Leis de
Zoneamento e Uso do Solo colocam a limitação da taxa mínima de áreas permeáveis a
serem reservadas em cada lote. No entanto, os pontos obscuros existentes nessa legislação
e a dificuldade na fiscalização das mesmas, permitem que esse índice seja desrespeitado. A
Lei de Parcelamento, Uso e Ocupação do Solo de 1996 para a cidade de Belo Horizonte
(Lei municipal 7166/96) considera uma taxa de permeabilidade mínima em suas diferentes
característica de zoneamento, com valores entre 20 e 95% sendo esta definida com áreas
descoberta e permeável do terreno, dotada de vegetação que contribua para o equilíbrio
climático e propicie alívio para o sistema público de drenagem urbana. Essa Lei prevê a
impermeabilização de 100% do terreno desde que exista, nas edificações, áreas descoberta
equivalente à taxa mínima de área permeáveis, que seja ocupada por floreiras, etc, ou
desde que seja construída caixa de captação e drenagem, que retarde o lançamento das
águas pluviais (RAMOS , 1998).
É importante que o Plano Diretor de Drenagem Urbana (PDDU) esteja integrado com os
grandes sistemas urbanos que interagem com a drenagem, tais como: o sistema viário, o
controle de erosão do solo e dos riscos geológicos, a coleta e destinação final dos resíduos
sólidos, o saneamento básico, o controle da poluição dos ambientes aquáticos, a saúde
pública e o uso e ocupação do solo (TUCCI et al., 1995).
O PDDU deverá contemplar a totalidade do município, efetuando uma abordagem
integrada, por bacias hidrográficas, abrangendo não apenas os aspectos hidráulicos do
problema da drenagem como, também, os aspectos ambientais, jurídico- institucionais,
urbanísticos, sociais e paisagísticos, cuja análise global contemple os aspectos relacionados
às inundações e à poluição veiculada pelo sistema de drenagem (CHAMPS apud
MILOGRANA, 2001).
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
28
2.4. CONTROLE DE ENCHENTES
Segundo Tucci et al. (1995) o controle das enchentes urbanas é um processo permanente,
que deve ser mantido pelas comunidades, visando a redução do custo social e econômico
dos impactos da urbanização. O controle não deve ser visto como uma ação isolada, seja
no tempo ou no espaço, mas como uma atividade que a sociedade, com um todo , deve
participar de forma contínua.
Para se ter um bom controle das enchentes é preciso que suas causas sejam combatidas nas
fontes e não somente nas suas conseqüências.
De acordo com a CETESB (1986), há várias maneiras de controlar as inundações, podendo
dividi- las em medidas estruturais e não estruturais. As estruturais são as medidas que
alteram o sistema fluvial para evitar os prejuízos causados pelas enchentes; são medidas de
caráter corretivo. Já as não estruturais são aquelas em que os prejuízos são reduzidos pela
melhor convivência da população com as enchentes; apresentam um caráter mais
preventivo. Com a utilização do conjunto dessas medidas, pode-se obter um controle sobre
as inundações.
De acordo com Figueiredo (2000), medidas não-estruturais de inundação podem ser
agrupadas em:
•
Regulamentação do uso da terra ou zoneamento de áreas inundáveis, isto é, promover o
zoneamento de áreas inundáveis, com restrições a usos incompatíveis nas áreas mais
sujeitas a inundações freqüentes; adotar medidas destinadas a prever, evitar ou
minimizar as situações de risco à vida, saúde ou ao meio ambiente, bem como mitigar
seus efeitos negativos.
•
Construção à prova de enchente, compostas de materiais menos suscetíveis aos danos
das cheias;
•
Sistema de alerta ligado a defesa civil, o qual tem a função de prevenir com
antecedência de cur to prazo, reduzindo os prejuízos, pela remoção, dentro da
antecipação permitida;
CAPITULO 2
•
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
29
Seguro contra cheias, o qual apresenta a vantagem de ter custos menores em relação à
utilização de medidas estruturais, diminui os gastos do governo ocasionados pela
indenização das perdas pela cheia e cria vantagem ambiental pela não interferência na
natureza.
As medidas de controle do escoamento podem ser classificadas de acordo com sua ação na
bacia hidrográfica (TUCCI, 1995), em:
•
Distribuída ou na fonte: é o tipo de controle que atua sobre o lote, praças e passeios;
•
Na microdrenagem: é o controle que age sobre o hidrograma resultante de um ou
mais loteamento.
•
Na macrodrenagem: é o controle sobre os principais cursos d’água, receptor final da
água de drenagem.
As medidas de controle podem ser organizadas, de acordo com a sua ação sobre o
hidrograma em cada uma das partes das bacias mencionadas acima (TUCCI, 1995), em:
•
Infiltração e percolação: normalmente, cria espaço para que a água tenha maior
infiltração e percolação no solo, utilizando o armazenamento e o fluxo subterrâneo para
retardar o escoamento superficial;
•
Armazenamento: através de reservatórios, que podem ser de tamanho adequado para
uso numa residência (1-3 m3 ) até terem porte para a macrodrenagem urbana (alguns
milhares de m3 ). O efeito do reservatório urbano é o de reter parte do volume do
escoamento superficial, reduzindo o seu pico e distribuindo a vazão no tempo;
•
Aumento da eficiência do escoamento: através de condutos e canais, drenando áreas
inundadas. Esse tipo de solução tende a transferir enchentes de uma área para outra,
mas pode ser benéfico quando utilizado em conjunto com reservatório de detenção;
CAPITULO 2
•
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
30
Diques e estações de bombeamento: solução tradicional de controle localizado de
enchentes em áreas urbanas que não possuam espaço para amortecimento da
inundação.
Segundo Agra (2001) podem, ainda haver estruturas mistas, que trabalham com
armazenamento e infiltração ao mesmo tempo, depende da concepção da obra ou
dispositivo. Por fim, as medidas de controle, podem ser dividas em medidas
compensatórias, que compensam o efeito da impermeabilização, como por exemplo, uma
estrutura que devolva à bacia a capacidade de infiltração, reduzida pelo aumento da área
impermeável; e alternativas, medidas de substituição das soluções tradicionais.
Os dispositivos mais utilizados para controlar as águas pluviais de lotes individuais sãos os
dispositivos de infiltração e percolação. Segundo Urbonas e Stahre (1993) essa
metodologia apresenta as seguintes vantagens:
•
Recarga do lençol freático;
•
Preservação e intensificação da vegetação natural;
•
Redução da poluição transportada para corpos receptores;
•
Redução de picos a jusante;
•
Redução das dimensões dos condutos e dos custos.
Ainda por Urbonas e Stahre (1993) as desvantagens apresent adas pela metodologia são:
•
Os solos podem se tornar impermeáveis com o tempo;
•
A confiança na sua operação pode deixar as comunidades frente a enormes custos no
futuro, quando da ocorrência de uma tormenta, esse sistemas começarem a falhar,
deixando de exercerem a função para a qual foram destinados;
•
O nível do lençol freático pode aumentar e causar danos ao subsolo e fundações das
construções.
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
31
Segundo Tucci et al. (1995), os principais dispositivos de infiltração e percolação adotados
para controle do escoamento superficial são:
a) Planos de infiltração - São formados por áreas gramadas laterais para receberem a
precipitação de uma área impermeável, e geralmente estão associadas a uma vala de
infiltração conforme mostra a Figura 2.4 .
b) Valos de infiltração – São dispositivos de drenagem lateral que concentram o fluxo das
áreas adjacentes e criam condições para infiltração ao longo do seu comprimento,
Figura 2.5, são muitas vezes implantados paralelos às ruas, estradas, estacionamento e
conjuntos habitacionais. Se a precipitação é superior a capacidade do valo, ele funciona
como um reservatório de detenção.
Figura 2.4 – Plano de infiltração
Fonte: Urbonas e Stahre (1993)
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
32
Figura 2.5 – Vala de infiltração
Fonte: Urbonas e Stahre (1993)
c) Bacias de infiltração – são reservatórios de retenção/detenção localizados em solos
permeáveis, que podem, também, ser usados como bacia de infiltração. Sua concepção
é mostrada na Figura 2.6.
Figura 2.6 – Bacia de infiltração
Fonte Urbonas e Stahre (1993)
d) Bacias de percolação – São dispositivos criados para receber águas de telhados e criar
condições de escoamento através do solo. O armazenamento é realizado na camada
superior do solo e depende da porosidade e da taxa de percolação, para tanto, o lençol
freático deve ser baixo, para criar espaço para o armazena mento. A Figura 2.7 mostra o
esquema de uma bacia de percolação.
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
33
Figura 2.7 – Bacia de percolação
Fonte: Urbonas e Stahre (1993)
e) Pavimentos permeáveis – esses dispositivos podem ser descritos, basicamente, por três
tipos de superfícies pavimentadas designadas para minimizar o escoamento superficial.
Pavimentos de asfalto e concreto poroso são construídos similarmente ao convencional,
tendo como diferença básica, a retirada da fração fina do agregado na mistura. Outro
tipo de pavimento permeável é construído da intercomunicação modular de blocos de
concreto, com células abertas. Os pavimentos não são recomendáveis para ruas com
grande tráfego devido à possibilidade de deformação, o que levaria a entupimento,
tornando-o impermeável. A Figura 2.8 e a Figura 2.9 mostram esquemas de
pavimentos permeáveis.
Figura 2.8 – Pavimento poroso e celular poroso
Fonte: Urbonas e Stahre (1993)
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
34
Figura 2.9 – Pavimento permeável
Fonte: Hogland e Niemczunowicz apud Tucci (1995)
Há vários processos de armazenamento, de redução ou de retardamento do escoamento
superficial da água pluvial. Alguns tipos estão apresentados no Quadro 2.1, sendo o
reservatório de detenção/retenção (D/R) melhor detalhado no próximo item.
Quadro 2.1 – Medidas para redução de deflúvio superficial direto urbano
ÁREA
Telhado plano de grandes
dimensões
Estacionamento
Residencial
Gerais
REDUÇÃO DE DEFLÚVIO
RETARDAMENTO DE
DIRETO
DEFLÚVIO DIRETO
1 - Armazenamento em cisternas. 1 - Armazenamento no telhado,
2 - Jardim suspenso.
empregando tubos condutores
3 - Armazenamento em tanques ou verticais estreitos.
chafariz
2 - Aumentando a rugosidade do
telhado.
1 - Pavimento permeável.
1
Faixas
gramadas
no
2 – Reservatório de concreto ou estacionamento.
cisterna sob o estacionamento.
2 - Canal gramado drenado o
3 - Áreas de armazenamentoestacionamento.
gramadas
em
redor
do3 - Armazenamento e detenção
estacionamento.
para áreas impermeáveis.
4 - Valas com cascalho (brita)
1 - Cisternas
para
casas1-Reservatório
de
individuais, ou grupos de casas. detenção/retenção.
2 - Passeio com cascalho.
2 - Utilizando gramas espessas.
3 - Áreas ajardinadas em redor.
3 - Passeios com cascalho.
4 - Recarga do lençol subterrâneo. 4 - Sarjetas ou canais gramados.
5 - Depressões gramadas.
5 - Aumentando o percurso da
água através de sarjetas, desvios,
etc.
1 - Vielas com cascalho.
1 – Vielas com cascalho
2 - Calçadas permeáveis.
3 - Canteiros cobertos com palhas
ou folhas.
Fonte : Figueiredo (2000)
O objetivo dos reservatórios de detenção ou retenção é minimizar o impacto hidrológico da
redução da capacidade de armazenamento natural da bacia hidrográfica, devido à
impermeabilização decorrente da urbanização. Nesse sentido, é feito o controle da vazão
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
35
máxima e o amortecimento do pico a jusante, o que permite reduzir a seção hidráulica dos
condutos e manter as condições de vazão preexistentes na área desenvolvida. Esses
elementos podem ser dimensionados para uma lâmina permanente de água (retenção) ou
secarem após seu uso (detenção). A Figura 2.10 mostra um reservatório de usos múltiplos e
a Figura 2.11 um reservatório de retenção.
Figura 2.10 – Reservatório com usos variados
Fonte: Fujita apud Tucci (1995)
Figura 2.11 – Reservatório de retenção
Fonte: Tucci (1995)
O controle do impacto do aumento do escoamento devido à urbanização, na
macrodrenagem tem sido realizado na realidade brasileira, através dos seguintes
dispositivos:
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
36
a) Canalização – Tem como objetivo ampliar a capacidade do rio em transportar uma
determinada vazão, pelo aumento da seção, diminuição da rugosidade ou aumento da
declividade da linha de água como mostrado na Figura 2.12. Segundo Tucci et al.
(1995), quando o canal é aprofundado, a linha d’água é rebaixada, evitando a
inundação. A ampliação da seção de escoamento produz redução da declividade da
linha d’água e redução de níveis para montante.
Figura 2.12 –Ampliação do canal
Fonte: Tucci et al.(1995)
b)
Diques de proteção – permitem a proteção localizada, para uma região ribeirinha,
através da redução da seção de escoamento, podendo provocar o aumento da
velocidade e dos níveis de inundação. A Figura 2.13 representa o esquema de um dique
de proteção.
Figura 2.13 – Diques de proteção
Fonte: Tucci et al. (1995)
c) Reservatórios ou parques urbanos – têm o mesmo processo de funcionamento dos
reservatórios detenção/retenção descritos anteriormente, porém apresentam dimensões
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
37
superiores a estes. As grandes vantagens desses parques são de acomodar as diferentes
ampliações de vazões de cheia, dentro da parte da bacia que o parque ou reservatório
drena, criar um espaço ambiental bom, reduzir o material sólido e melhorar a qualidade
da água.
2.5. SISTEMA DE DETENÇÃO/RETENÇÃO
A idéia de construir reservatório detenção não é nova. No Brasil, em 1925 o engenheiro
sanitarista Saturnino de Brito projetou dois enormes reservatórios de detenção com um
milhão de metros cúbicos cada, sendo um junto ao rio Tietê na região do Tatuapé e outro
no rio Tamanduatei na capital de São Paulo. Serviriam ainda para embelezamento e para
passeios náuticos. Os projetos não foram executados (TOMAZ, 2002).
No Brasil, o estado que mais utiliza os reservatórios de detenção/retenção, como forma de
controle do escoamento superficial, é o Estado de São Paulo. O governo do estado, através
do Departamento de Águas e Energia Elétrica (DAEE), está construindo no vale do
Tamanduateí, na capital, seis reservatórios de detenção. No total estão previstos na capital
de São Paulo 26 reservatórios. Segundo declaração do ex-prefeito Celso Pita ao jornal
“Estado de São Paulo” de julho de 2000, investiu-se no seu governo US$ 350 milhões em
obras contra enchentes, principalmente na construção de piscinões, nome popular dado aos
reservatórios de detenção/retenção (TOMAZ, 2002).
Segundo Barbosa (1996) o efeito da urbanização sobre a resposta hidrológica de bacias
hidrográficas foi extensivamente estudado na década de 1970. A urbanização à montante
de uma área já desenvolvida pode aumentar a área da planície de inundação. Como
resultado do aumento da área impermeável e densidade de drenagem, os canais urbanos
recebem maiores vazões de pico em menor tempo, que os córregos naturais.
O aumento do escoamento pluvial, conseqüência da perda da retenção natural e do
aumento da velocidade do escoamento promovido pelos elementos de drenagem,
trouxeram
prejuízos
consideráveis
às
cidades.
Tornou-se
então
necessário
o
desenvolvimento de métodos que incluíssem uma retenção artificial às áreas
desenvolvidas. Atualmente, o uso de reservatórios de detenção é uma das alternativas
consideradas para o controle de cheias urbanas. Áreas onde ocorrem precipitações muitas
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
38
intensas, com relevo topográfico baixo e desenvolvimento urbano acelerado, são
potencialmente sujeitas à enchentes, nestas áreas a implantação de sistema de
detenção/retenção pode minorar bastante os transtornos causados por estas precipitações.
Segundo Tucci et al. (1995) os reservatórios de detenção e retenção agem no sentido de
regular a vazão de saída num valor desejado, de maneira a atenuar os efeitos à jusante da
vazão de entrada. A diferença entre eles, é que, o reservatório de retenção mantém uma
lâmina d’água permanente, geralmente utilizada para embelezamento de Parques
Municipais e recreação aquática.
O tempo de retenção da água pluvial no reservatório de detenção/retenção é o tempo
necessário para se atenuar os picos de enchentes, sendo a água armazenada transferida
gradativamente aos condutos de drenagem após o evento chuvoso, o que possibilita
também aos reservatórios melhorar a qualidade das águas pluviais recolhidas, diminuir a
erosão dos canais e controlar o transporte de sedimentos.
Embora usados há muito tempo por países como Estados Unidos, Canadá, Suécia e
Austrália, os reservatórios de detenção só começaram a serem reconhecidos como uma
forma eficiente de gerenciar água de chuva em 1970, e a partir daí têm sido usados
amplamente. Até então, os sistemas de detenção eram implantados aleatoriamente em
relação ao conjunto da bacia, sem que houvesse um planejamento integrado, que levasse
em conta o seu posicionamento em relação à bacia de drenagem (ROESNER e
URBONAS, 1993).
Segundo Jones e Jones (1983) reservatórios de detenção localizados aleatoriamente podem
causar coincidências de vazões de pico à jusante, agravando condições que deveria
melhorar. A coincidência de picos à jusante é uma ameaça onde o comportamento
hidrológico não é otimizado por cuidadoso planejamento. Para assegurar resultados do uso
de reservatório de detenção é necessário o planejamento global da bacia.
Philips (1995) apresenta um método genérico para integrar o comportamento do
reservatório de detenção com o projeto da rede de drenagem, de maneira a proteger todo o
sistema de jusante.
Segundo Urbonas e Stahre apud Tucci et al. (1995), o controle de cheias através do uso de
reservatório de detenção tem as seguintes vantagens:
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
•
custos reduzidos, se comparados a um grande número de controles distribuídos;
•
custo menor de operação e manutenção;
•
facilidade de administrar a construção.
39
E pelos mesmos autores o uso de reservatório de detenção apresentam como desvantagens:
•
dificuldade de achar locais adequados;
•
custo de aquisição da área;
•
reservatórios maiores têm oposição por parte da população.
2.5.1.CARACTERÍS TICAS E FUNÇÕ ES DOS RES ERVATÓRI OS
Segundo Tucci et al. (1995) a utilização dos reservatórios de detenção é definida de acordo
com o objetivo do controle desejado, sendo classificado em três categorias, apresentadas a
seguir:
Controle da vazão máxima: Os reservatórios desta categoria são utilizados no sentido de
amortecer o pico à jusante, o que permite a redução da seção hidráulica dos condutos e
matem as condições de vazão preexistente ou até mesmo menor que esta. Este tipo de
dispositivo é o tema deste trabalho.
Controle do volume: Os reservatórios desta categoria são utilizados em integração com os
condutos que transportam escoamento cloacal e pluvial juntamente, ou quando recebem a
água de áreas com possibilidade de contaminação. Este tipo de controle normalmente são
utilizado para armazenar o excesso de volume da água que chega para ser tratada em uma
Estação de Tratamento de Esgoto, pois esta geralmente tem capacidade limitada. Os
Reservatórios de controle de volume também são utilizados para deposição de sedimentos
e depuração da qualidade da água, e para isto, mantém seu volume por mais tempo dentro
do reservatório. Segundo Tucci et al. (1995) o tempo de detenção, que é a diferença entre o
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
40
centro de gravidade do hidrograma de entrada e o de saída, é um dos parâmetros utilizados
para avaliar a capacidade de depuração do reservatório.
Controle de material sólido: Tipo de reservatório utilizado quando a quantidade de
sedimentos produzida é significativa, retendo parte destes para que sejam retirados do
sistema de drenagem.
2.5.2.LO CALI ZAÇÃO
A condição do Reservatório de Detenção ser fechado ou aberto muitas vezes depende
diretamente das condições de localização. Em locais onde o espaço seja reduzido ou que
seja necessário manter-se uma superfície superior integrada com outros usos, podem ser
utilizados reservatórios subterrâneos, no entanto, o custo desse tipo de solução é superior
ao dos reservatórios abertos.
Quando a drenagem utiliza a folga de volume do sistema para amortecimento, ele é
chamado de on-line. No caso em que o escoamento é transferido para a área de
amortecimento, após atingir uma certa vazão, o sistema é deno minado off-line (TUCCI et
al., 1995).
Segundo Tucci et al. (1995), a localização do reservatório de retenção deve levar em
consideração os seguintes termos:
•
Em áreas muito urbanizadas, a localização depende da disponibilidade de espaço e da
capacidade de interferir no amortecimento. Se existe espaço somente a montante, que
drena pouco volume, o efeito será reduzido;
•
Em áreas a serem desenvolvidas, deve-se procurar localizar o reservatório nas partes de
pouco valor, aproveitando as depressões naturais ou parques existentes. Bons
indicadores de localização são as áreas naturais que formam pequenos lagos, antes do
seu desenvolvimento.
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
41
Segundo Ramos et al. (1999) na escolha do local de implantação do reservatório de
detenção/retenção, deve-se levar em consideração os fatores citados abaixo:
•
Uma primeira consideração relativa à obra de D/R é que ela esteja localizada à
montante, e tão próximo quanto possível da área que requer proteção. Quanto mais
próximo o local de armazenamento esteja da área sujeita à inundação, maior será a
porção da área de drenagem controlada pela obra cogitada.
•
Um local potencialmente utilizável deve revelar, mesmo numa avaliação aproximada,
um porte adequado em termos de área, bem como de volume que possa conter
armazenamento temporário.
•
Obviamente é sempre preferível que uma obra de D/R possa operar exclusivamente por
gravidade, tanto em termos de captação das águas a serem armazenadas como de
restituição das mesmas para o sistema local de drenagem. Constitui condição
necessária para que tal possibilidade exista que se trate de local de armazenamento
situado em área com declive relativamente acentuado.
•
Em certos casos a área favorável para implantação de uma obra de D/R pode estar
situada no próprio vale do curso local a ser controlado, podendo haver ou não a
necessidade de escavação adicional, para obter o volume de armazenamento
necessário. Em tais casos as condições de entrada serão simplificadas, restringindo-se
as estruturas de controle apenas ao ponto de descarga.
•
Há situações em que as áreas favoráveis podem estar situadas fora do vale do curso
local, havendo a necessidade de obras de transposição, devendo-se prever então obras
de captação e desvio para o local de armazenamento. Poderá haver ou não a
necessidade de escavações adiciona is para a obtenção do volume necessário de
armazenamento.
•
É imprescindível um conhecimento detalhado dos sistemas de drenagem locais
existentes em termos de suas características hidráulicas, hidrológicas e limitações
principais.
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
42
2.5.3.DETERM INAÇÃO DO VO LUM E
Um reservatório de detenção funciona como amortecedor do hidrograma de entrada através
do volume disponível, devendo reduzir o pico do hidrograma de saída ao valor igual ou
menor que o existente antes da urbanização, quando este reservatório é implantado em uma
área pré-urbanizada, ou até um valor adequado ao sistema de drenagem à jusante do local
de implantação do reservatório, quando implantado em áreas já urbanizadas. A Figura 2.14
demonstra tal funcionamento (TUCCI et al., 1995).
180
160
Depois da urbanização com
controle da vazão de pico
Vazão (m³/h)
140
120
Antes do desenvolvimento
100
80
Depois da urbanização
60
40
20
0
11
12
13
14
15
Tempo (h)
Figura 2.14 – Efeito do reservatório sobre os hidrogramas
Fonte: MacCuen apud Tucci et al.(1995)
Roesner e Urbonas (1993) apresentam o método para cálculo do volume do reservatório,
que utiliza a diferença entre os hidrogramas da bacia após a urbanização e o hidrograma
desejado ou hidrograma da bacia anterior à urbanização. O volume a ser adotado para o
reservatório de detenção é a integral no tempo da diferença entre os hidrogramas de
entrada e de saída, apresentado na Equação (2.10).
t
V = ∫ (Qin − Qout )dt
(2.10)
0
Onde: V é o volume máximo de detenção; t é o tempo entre o início do escoamento e o
ponto onde inicia a recessão do hidrograma (Q in = Qout ); Qin e Qout são respectivamente as
vazões de entrada e saída do hidrograma.
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
43
Bedient e Huber (1988) apresentaram um método para calcular o volume de detenção a
partir da análise de dados de precipitação e vazão, onde estes são ajustados a uma
regressão linear, obtendo-se a Equação (2.11).
R = CR(P − DS )
(2.11)
Onde R é a altura da lâmina escoada em milímetro; P é altura precipitada em milímetro;
CR é a declividade da curva ajustada (aproximadamente o coeficiente de escoamento); DS
é o armazenamento superficial em milímetro. O volume do reservatório é obtido
multiplicando-se a altura da lâmina escoada pela área da bacia.
Tomaz (2002) apresenta o Método SCS do TR-55 para o pré-dimensionamento de
reservatório de retenção, onde se tem:
Volume do reservatór io
= C0 + C1.a + C2 .a 2 + C3.a 3
volume de runoff
(2.12)
Sendo:
Volume de runoff = volume da chuva excedente (m3 ). É a altura da chuva excedente,
determinada pelo método SCS TR55, multiplicada pela área da bacia nas unidades
compatíveis;
α = Qantes/Q depois
Onde:
Qdepois – vazão de pico (m3 /s) depois do desenvolvimento, para os cenários atual e futuros;
Qantes – vazão de pico (m3 /s) antes do desenvolvimento, para o cenário de pré-urbanização;
C0 , C1 , C2 e C3 – coeficiente de análise de regressão da Tabela 2.4.
Tabela 2.4 – Valores dos coeficientes C0 , C1 , C2 e C3 em função do tipo de chuva dos
Estados Unidos padronizada pelo SCS.
Tipo de chuva nos
Estados Unidos
C0
C1
C2
C3
I, IA
II, III
0,660
0,682
-1,760
-1,430
1,960
1,640
-0,730
-0,804
Fonte: McCuen apud Tomaz (2002)
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
44
Segundo Tucci et al. (1995) o cálculo do volume do reservatório pode ser obtido por:
•
Método simplificado, quando a área é muito pequena ou a nível de planejamento;
•
Modelo de amortecimento em reservatório, para caso de projeto.
Método Simplificado: neste método são utilizadas algumas informações do hidrograma de
entrada, como o valor do pico, tempo de pico e/ou tempo de concentração. E através
destes, estima-se qual deve ser o volume do reservatório necessário para amortecer a vazão
criada pelo desenvolvimento urbano, para um valor igual ou menor à vazão de préurbanização para o mesmo risco. Para tanto é utilizado um hidrograma triangular, Figura
2.15, tanto para entrada como para a saída do reservatório de detenção, e através destes é
encontrado o volume do reservatório (Vs), apresentado pela Equação (2.13).
Vs
= 1− α
Vd
(2.13)
onde:
Vs – volume do reservatório de retenção;
Vd – volume de escoamento depois da urbanização;
α = Qa/Q d;
Vd = Qd . td ;
Qa e Qd – Vazão de pico antes e depois da urbanização, respectivamente;
td – tempo de concentração depois da urbanização.
Esse modelo é desenvolvido com base em hidrogramas triangulares de entrada e saída,
sendo Vs o volume entre o hidrograma de entrada e o de saída, enquanto a vazão de saída é
menor que a vazão de entrada. O pico do hidrograma de saída, que corresponde à vazão de
pré-desenvolvimento, ocorre na recessão do hidrograma de entrada, como é esperado no
amortecimento em reservatório.
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
45
Vazão
Hidrograma após o desenvovimento
(hidrograma de entrada)
Qd
Hidrograma antes do desenvolvimento
Qa
td
ta
Tempo
Figura 2.15 – Modelo para estimativa do volume armazenado
Fonte : MacCuen apud Tucci et al. (1995)
Modelo de amortecimento em reservatório: Durante o processo de armazenamento em
reservatório, o escoamento neste se apresenta com uma velocidade baixa, o que garante a
declividade da linha de água pequena, o que permite admitir a linha de água horizontal. O
método de amortecimento em reservatório relaciona as funções de cota x volume e cota x
vazão, e com estes obtém a relação entre armazenamento e volume. Segundo Linsley et al.
(1978), Tucci (1995) e Tomaz (2002), um dos métodos mais utilizados para amortecimento
em reservatório, é o método modificado de Pulz elaborado em 1928, que considera a linha
de água horizontal, e a equação da continuidade.
O método modificado de Pulz ou método de armazenamento é indicado para determinação
do propagação no reservatório, que é o processo que determina, espacialmente e no tempo,
as variações de vazões no reservatório.
Segundo Akan apud Tucci et al. (1995) e Tomaz (2002), o método modificado de Pulz
considera a equação da continuidade, pela seguinte forma:
I − Q = dS/dt
Onde:
I – vazão de entrada;
Q – vazão de saída;
(2.14)
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
46
S – volume armazenado;
t – tempo.
Discretizando a Equação (2.14) para um intervalo de tempo, resulta:
S( t + ? t ) − S(t ) [I (t ) + I (t + ? t )] [Q (t + ? t ) + Q (t )]
=
−
?t
2
2
(2.15)
Onde os índices t e t + ∆t representam os tempos das variáveis, se esses forem substituídos
pelos subscritos 1 e 2 respectivamente, então tem-se:
(I1 + I2 )
2
( I1 + I2 )
2
?t −
(Q1 − Q 2 )
? t + S1 −
2
? t = S 2 − S1
(2.16)
Q1
Q
? t = S2 + 2 ? t
2
2
Multiplicando os dois membros da equação por x 2 temos:
(I1 + I2 )? t + 2S1 - Q1? t = 2S2 + Q2? t
Dividindo por ∆t tem-se:
(I1 + I 2 ) + (2S1 / ? t - Q1 ) = (2S 2 / ? t + Q 2 )
Onde:
I1 – vazão no início do período de tempo;
I2 – vazão no fim do período de tempo;
Q1 – vazão de saída no início do período de tempo;
Q2 – vazão de saída no fim do período de tempo;
∆t –duração do período de tempo;
S1 – volume no início do período de tempo;
S2 – volume no fim do período de tempo.
(2.17)
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
47
Na prática, os valores de I1 , I2 , bem como os valores iniciais da vazão de saída Q1 e do
volume armazenado S1 , são conhecidos, restando ainda duas incógnitas, Q2 e S2 , torna-se,
portanto, necessário uma segunda equação, aquela que fornece o armazenamento S2 , em
função da descarga.
Segundo Linsley et al. (1978), a segunda relação necessária para uma solução é o gráfico
dos valores (2S/∆t) ± Q em função de Q, Figura 2.16. No início de um período de
propagação (tempo 1), todos os termos à esquerda da Equação (2.14), são conhecidos e
pode-se calcular o valor do segundo membro da equação. E entrando no gráfico da Figura
2.16 com esse valor, pode-se determinar o valor de Q2 e o valor correspondente (2S/∆t) –
Q. O procedimento é repetido até que o método de routing esteja completo.
250
Q (m³/s)
200
2S
−Q
?t
150
2S
+Q
?t
100
50
0
0
200
400
600
800
1000
1200
1400
1600
Figura 2.16: Cálculo do amortecimento em reservatório
2.5.4.ELEM ENTOS HIDRÁULI COS DE S AÍDA
As saídas de fluxo das bacias de detenção são reguladas por dispositivos hidráulicos fixos,
tais como vertedores, orifícios, condutos de fundo e reguladores móveis, automáticos ou de
controle remoto. A manutenção dos dispositivos de saída é devido principalmente ao
entupimento devido ao material sólido e ao vandalismo sobre os equipamentos hidráulicos
(TUCCI et al., 1995).
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
48
O esquema geral de um conduto de elevação, que é um tipo de dispositivo de saída de uma
bacia de retenção normalmente utilizado é apresentado na Figura 2.17.
Vertedor
Nível de enchente máxima
Nível de enchente de 10 a 100 anos
Poço e Orifício
Nível de enchente de 2 anos
Barragem
Orifício
Nível permanente
Tela
Fundação de Concreto
Figura 2.17 – Exemplo de dispositivo de saída de uma bacia de detenção
Fonte: Urbonas e Stahre apud Tucci et al.(1995)
Os tipos mais freqüentes de dispositivos hidráulicos de saída são:
a) Vertedor na saída pelo conduto de elevação (Figura 2.18a): Os vertedores desse tipo
se assemelham ao de parede delgada.
b) Orifício: O funcionamento do orifício depende da carga acima dele e do seu
afogamento à jusante. O dimensionamento desse tipo de saída da barragem de detenção
pode ser realizado como bueiro, Figura (18b).
c) Vertedor de emergência: Os vertedores de emergência são, geralmente, de parede
espessa, com borda livre de 30 a 60 cm acima da cota máxima de projeto.
d) Reguladores de controle: os dispositivos utilizados podem ser mecânicos, autoreguláveis, ou até mesmo de controle remoto, seus funcionamentos são baseados no
monitoramento do nível do sistema. Devido a problemas de entupimento e falhas de
alguns dispositivos, é recomendável que um sensor monitore à jusante do dispositivo
de saída (URBONAS E STAHRE apud TUCCI et al., 1995).
CAPITULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
49
E1
LW
2
D
E0
H0
Ec
Ei
D
W0
E1
E0
Ec
Ei
(b)
(a)
Figura 2.18 – Vertedores na saída do conduto de elevação
Fonte : MacCuen apud Tucci,(1995)
Alguns sistemas utilizados são:
•
comporta móvel com controle de nível: bacia de dissipação com um flutuador
controlado por válvula flap;
•
válvulas controladas por flutuadores;
•
escoamento regulado por bombas;
•
controle remoto, com sensores de níveis e controle de comporta.
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
50
CAP ÍTU LO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
O processo de urbanização ocorrido em uma bacia hidrográfica altera seu comportamento
hidrológico, sobretudo, na quantidade de escoamento superficial. Os Planos Diretores de
Urbanização e as Leis de Zoneamento e Uso do Solo elaborados pelos municípios buscam
evitar que o efeito da urbanização extrapole os limites aceitáveis, para tanto, fixam os
limites máximos de ocupação para cada região.
Como a fiscalização do cumprimento dessas normas é deficiente, uma alternativa, com
uma abordagem um pouco mais recente, é de não controlar a ocupação, mas exigir que o
hidrograma de saída da bacia não seja diferente da condição de pré-urbanização. Desse
ponto de vista, é que se desenvolveu este estudo, cuja estrutura e atividades executadas
para atingir os objetivos propostos, são apresentados neste capítulo e nos dois próximos.
3.1. ESTRUTURA DO ESTUDO
O objetivo do trabalho, como foi apresentado anteriormente, é analisar a implantação de
sistema de detenção para controle do escoamento superficial, a nível de bacia hidrográfica.
Foi proposto um sistema de retenção único para a bacia hidrográfica em estudo. O motivo
de ter sido escolhido este sistema foi: a possibilidade da obra proposta ser implantado na
bacia em estudo; o efeito benéfico desta estrutura na bacia de jusante que se encontra em
processo de urbanização avançado; evitar a canalização do restante do córrego que drena a
bacia.
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
51
A avaliação do sistema proposto foi realizada nas seguintes etapas:
1. Definição dos cenários em que será simulado o escoamento e será avaliado o sistema
de detenção proposto, para isto foram levantadas todas as características atuais da
bacia, apresentadas neste capítulo, e foi feita uma previsão futura para a bacia, esta
apresentada no capítulo seguinte,
2. Simulação do escoamento nos cenários propostos, através dos hidrogramas resultantes
de cada situação,
3. Definição do volume de detenção,
4. Simulação do funcionamento do reservatório de detenção,
5. Análise do efeito do reservatório de detenção no escoamento superficial.
As determinações dos hidrogramas correspondentes a cada cenário de análise ocorreram
em dois momentos distintos: o primeiro sem inserção de estruturas de controle para os
cenários de pré-urbanização, atual e futuros; e o segundo, com as estruturas de controle nos
cenários atual e futuros.
A construção de cenários consistiu no mapeamento da área de estudo para situações que se
pretendia analisar. Para este estudo, o objetivo foi o de analisar a área de testes em três
situações: pré-urbanização, atual e futura, nas quais o desenvolvimento urbano foi
caracterizado pela quantidade de áreas impermeáveis da bacia. Os detalhes referentes à
elaboração desses cenários são apresentados no item 4.2.
De posse das frações de áreas impermeáveis da Bacia, foi utilizado o Método SCS TR-55
para determinação do hidrograma de saída da bacia nos quatro cenários de análise. O
objetivo da simulação do escoamento na bacia foi o de quantificar as vazões escoadas para
o evento selecionado, de modo que fosse possível estimar a influência do avanço da
urbanização sobre o escoamento superficial.
Num segundo momento foi incorporada, nos cenários, atual e futuros, a estrutura de
controle definida. Os hidrogramas correspondentes obtidos em cada caso serviram como
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
52
dados de entrada do modelo de propagação em reservatório, usado para o seu
dimensionamento. O reservatório foi dimensionado buscando vazões de saída próximas às
da pré-urbanização.
A comparação entre os hidrogramas resultantes da utilização da estrutura de controle, com
o hidrograma do cenário de pré-urbanização foi o parâmetro para avaliar a eficiência da
estrutura incorporada, na redução das vazões de pico após a urbanização.
As informações, que compuseram a base de dados que possibilitou a execução das
atividades citadas anteriormente, foram obtidas por coleta de campo, técnica de
estereoscopia e pesquisas bibliográficas.
A seguir serão analisadas as características da bacia contribuinte, pois estas são utilizadas
no método proposto para determinação dos hidrogramas.
3.2. CARACTERÍSTICAS DA BACIA CONTRIBUINTE
A bacia escolhida para testar a metodologia proposta foi a Bacia do Córrego Lagoinha, que
apresenta desde áreas quase sem urbanização até áreas de urbanização intensa na cidade
Uberlândia-MG. Essa bacia, uma sub-bacia da bacia hidrográfica do Córrego São Pedro
(Figura D.1, Apêndice D), é seu único afluente que não se encontra totalmente canalizado
dentro do perímetro urbano.
A delimitação da bacia hidrográfica foi obtida do mapa da cidade, disponibilizado pela
Prefeitura de Uberlândia, em meio digital. Essa bacia compreende parte dos seguintes
bairros: Santa Mõnica, Segismundo Pereira, Morada da Colina, Vigilato Pereira, Saraiva,
Jardim Ozanan, Loteamento Lagoinha, Leão XIII, Residencial Carajás, Jardim Sangrilá,
Pampulha I, loteamento Pampulha, Jardim Karaíba, Santa Luzia, Granada, São Jorge e
Laranjeiras. Nesta bacia encontra-se, ainda, o Parque Santa Luzia com um agradável
projeto paisagístico que oferece lazer à população, e o Parque de Exposição Agropecuária
Camaru.
A Bacia do Córrego Lagoinha possui uma área de 20,91 km2 , e o estudo de suas
características serão apresentados a seguir.
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
53
3.2.1.ESTUDO DAS CARACTERÍSTICAS FÍSICAS
Serão estudadas a seguir as características físicas da Bacia do Córrego Lagoinha, relativas
à topografia, geologia, cobertura vegetal, uso da terra e clima.
3.2.1.1. CARACTERÍS TICAS TO PO GRÁFICAS
Individualização da bacia contribuinte
A individualização da bacia contribuinte foi feita pelo traçado, em planta topográfica da
linha do divisor de água, obtida através das ligações da maior cota até a cota do corpo
receptor final de drenagem, Córrego Lagoinha. Para isto foi utilizada planta topográfica
com escala de 1/8.000 (cur va de nível de 10 em 10 metros).
Depois de traçados, na planta topográfica, os espigões e delimitada a bacia, a área pôde ser
obtida pelo dispositivo de cálculo de área do programa de desenho Auto-Cad. A área
obtida para a Bacia do Córrego Lagoinha foi de 20,91 km2 .
Declividade média do álveo
A declividade média do álveo (I) da Bacia do Córrego Lagoinha, foi determinada mediante
planta com curvas de nível, onde foi obtida pelo quociente entre a diferença de cota de
entrada e saída, H, de 160m, e a extensão, L, de 9240,30 m. Portanto a declividade média
do álveo da Bacia do Córrego Lagoinha é de:
I=
H
160
=
≅ 0,017m/m
L 9240,30
(3.1)
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
54
Declividade média da bacia
Na determinação da declividade média da bacia do Córrego Lagoinha foi utilizado o
método de Horton, apresentado por Wilken (1978). A declividade média é obtida pela
seguinte relação:
I=
D
(c1 + c2 + ....... + c n ) = DL
A
A
(3.2)
Onde:
D – eqüidistância entre as curvas de nível (= 10 metros);
A – área da bacia contribuinte;
c1 , c2 , ,cn – comprimentos da curvas de nível incluídas dentro da área da bacia;
L – comprimento total das curvas de nível.
A declividade média obtida está representada na Tabela 3.1 abaixo.
Tabela 3.1 – Determinação da declividade média da bacia do Córrego
Lagoinha
Cotas (m)
950
940
930
920
910
900
890
880
870
860
850
840
830
820
810
800
790
Total
Comprimento (m)
444,7
5344,2
3774,4
6097,1
6888,9
7511,5
7856,4
7824,3
8969,0
9897,5
8596,3
6088,8
4855,1
3783,8
3135,2
1962,8
1271,3
94301,2
Equidistância entre as curvas de nível
10
Área da bacia (m²)
20910000
Declividade média da Bacia (m/m)
0,0451
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
55
Como a bacia do Córrego Lagoinha apresenta declividade média pequena, durante o
período de chuva o local sofre intensamente com o escoamento superficial concentrado, o
que leva à formação de alagamento, em alguns trechos da Bacia.
3.2.1.2. CARACTERI ZAÇÃO G EO LÓ GI CA DA B ACI A CONTRIBUIN TE
Com base nos estudos de Nishiyama (1989), nota-se que a Bacia do Córrego Lagoinha está
no nível do basalto da Formação Serra Geral, o que pode ser verificado pelos afloramentos
no seu leito.
Segundo Nishiyama (1989) quase a totalidade do Triângulo Mineiro esta inserida na Bacia
Sedimentar do Paraná, que é representada pelas litologias de Idade Mesozóica, ou seja,
arenito de Formação Botocatu, basalto da Formação Serra Geral, recobertos em grande
extensão pelas rochas mais recentes do Grupo Bauru (Formação Marília e Formação
Adamantina) ou por sedimentos da idade Cenozóica. Os basaltos da Formação Serra Geral,
da mesma maneira que os arenitos da Formação Botocatu, assentam-se discordamente
sobre o embasamento Pré-Cambriano ou recobrem os arenitos da Formação Botucatu.
Costa (1986) salienta que na cidade de Uberlândia predominam os solos argilosos
(Latossolo Roxo), sendo que, em caracterizações granulométricas para solos pertencentes à
Bacia do Córrego Lagoinha encontrou-se teores de argila maiores que 30%, em faixa que
variou de 37 a 82%.
3.2.1.3. COBER TURA DA B ACI A CONTRIBUINTE E USO DA TERRA
Cobertura vegetal
Em todas as suas porções, verifica-se que a vegetação predominante do município de
Uberlândia é o cerrado.
Os principais tipos fisionômicos da região do cerrado são: vereda, campo limpo, campo
sujo ou cerradinho, cerradão, mata de várzea, mata galeria ou ciliar e mata mesofítica.
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
56
Segundo Barbosa (2003), os canais fluviais rasos da Bacia do Córrego Lagoinha são
compostos por solos hidromórficos, revestidos por gramíneas e ciperáceas, geralmente com
a presença de Mauritia Flexuosa (palmeira buriti). Na faixa marginal do córrego, os solos
são hidromórficos, com a cobertura vegetal de gramíneas e um horizonte superficial rico
em matéria orgânica. Esta condição natural garante ao solo elevada capacidade de retenção
de detritos, ao formar uma barreira filtrante das águas das encostas, o que impede o avanço
das partículas sólidas para o canal fluvial, dificultando o processo de assoreamento do
Córrego Lagoinha.
Nos dias atuais houve uma grande transformação no ambiente das margens do Córrego
Lagoinha. A retirada da vegetação natural de seu entorno provocou grandes erosões, o que
pode ser percebido pelas inclinação que se apresentam as palmeiras buritis. A situação do
córrego é lastimável, uma vez que, há lançamento de esgoto sem nenhum tratamento ou
cuidado em alguns trechos do córrego, deposição em suas margens de grande quantidade
de lixo doméstico, entulho de construção e animais mortos.
Compactação devida ao homem: impermeabilização
A Bacia do Córrego Lagoinha é uma bacia que apresenta coeficiente de impermeabilização
do solo muito variável, uma vez que é uma bacia urbana que ainda se encontra em
processo de urbanização. A presença do Parque Santa Luzia, que trata de uma zona de
preservação ambiental, felizmente aumenta a porcentagem de área permeável da bacia.
Neste capítulo, no item (3.2.2.1) encontra o estudo detalhado do aspecto de
impermeabilização do solo da Bacia.
3.2.1.4. CLIM A
Quanto ao clima da área, a dinâmica das massas de ar se constitui no fator mais decisivo
das condições meteorológicas. Segundo Del Grossi (1993), a dinâmica atmosférica em
Uberlândia está sob controle principalmente dos sistemas intertropicais, os quais
ocasionam um clima tropical alternadamente seco e úmido. As massas de ar Equatorial
Continental (Ec), Tropical Continental (Tc) e Tropical Atlântica (Ta) são dominantes sobre
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
57
a região sudeste do Brasil. A massa Equatorial Continental é úmida, extremamente instável
e convectiva, provocando chuvas ambundantes no período de novembro a abril, período
em que Uberlândia sofre com os problemas relativos à drenagem. A massa de ar Tropical
Atlântica se caracteriza por ser estável e produzir bom tempo, no inverno é responsável
pela escassez das chuvas no período de maio a outubro.
O clima tem um papel decisivo na formação do relevo. Na estação das chuvas o
escoamento superficial é intenso, pois no início dessa estação os solos estão desprotegidos
da cobertura vegetal de gramíneas, devido ao longo período de estação seca.
3.2.2.PARÂM ETROS H IDROLÓ GICOS DA BACI A
3.2.2.1. CO EFICI ENTE DE ESCOAM ENTO SUPERFI CI AL
Os valores dos coeficientes de escoamento superficial para a Bacia do Córrego Lagoinha
foram encontrados através da porcentagem de impermeabilização do solo, seguindo o
trabalho do professor Dr. Carlos E. M. Tucci publicado na revista Brasileira de Recursos
Hídricos de janeiro/março de 2000, resumido por Tomaz (2002), onde o coeficiente de
escoamento superficial é encontrado pela relação com a fração da área impermeável, que é
a porcentagem de área impermeável. Tal relação é apresentada na Tabela 3.2 abaixo:
Tabela 3.2 – Coeficiente “C” em função da fração impermeável
Fração da área impermeável
Coeficiente C de escoamento superficial
0,1
0,14
0,2
0,23
0,3
0,32
0,4
0,41
0,5
0,50
0,6
0,59
0,7
0,68
0,8
0,77
Fonte: Tomaz (2002)
Para as áreas da Bacia do Córrego Lagoinha que apresentavam fração de
impermeabilização menor que 10%, e maiores que 80%, os coeficientes de escoamento
superficial adotados foram os sugeridos por Wilken (1978), apresentados na Tabela 3.3.
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
58
Tabela 3.3 – Coeficiente “C”da Prefeitura de São Paulo
Zonas
Edificação muito densa:
partes centrais densamente construídas de uma cidade, com ruas e calçadas pavimentadas
Valor de C
0,70 a 0,95
Edificação não muito densa:
partes adjacentes ao centro, de menor densidade de habitações, mas com ruas e calçadas
pavimentadas
0,60 a 0,70
Edificação com poucas superficies livres:
parte residenciais com construções cerradas, ruas pavimentadas
0,50 a 0,60
Edificações com muitas superfícies livres:
partes residenciais com ruas macadamizadas ou pavimentadas.
0,25 a 0,50
Suburbios com alguma habitação:
partes de arrabaldes e suburbanos com pequena densidade de construção
0,10 a 0,25
Matas, parques e campos de esportes:
partes rurais, áreas verdes, superfícies arborizadas, parques ajardinados, campos de esportes sem
pavimentação
0,05 a 0,20
Fonte: Wilken (1978)
Considerou-se que as áreas com impermeabilizações menores que 10 %, classificavam-se
como matas, parques ou campo de esportes, adotando o valor de 0,10 para o coeficiente de
escoamento superficial, e as áreas com impermeabilizações maiores que 80% foram
classificadas como áreas de edificação muito densa, adotando como coeficiente o valor de
0,80.
A porcentagem de impermeabilização do solo da bacia do Córrego Lagoinha foi definida
por meio de estereoscopia, aplicadas as fotografias aéreas da bacia.Tais fotografias são do
ano de 1997, e apresentam-se na escala de 1/8000. Foram identificadas 74 áreas, Figura
3.1, e suas porcentagens de impermeabilizações estão apresentadas na Tabela 3.4.
Definidas as porcentagens de impermeabilização das áreas foram possíveis obter os
coeficientes de escoamento pela relação encontrada na Tabela 3.2 e 3.3. Os valores do
coeficiente de escoamento superficial para o cená rio atual se encontram na Tabela 3.4.
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
59
Figura 3.1 – Coeficiente de escoamento superficial
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
Tabela 3.4– Coeficiente de escoamento superficial da Bacia do Córrego Lagoinha
nº
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
23
24
25
26
27
28
29
30
31
32
33
34
35
36
37
38
39
40
41
42
43
44
45
46
47
48
49
Área (km²)
3,72
0,25
0,45
0,12
0,07
0,21
0,37
0,29
0,08
0,08
0,22
0,18
0,06
0,14
0,25
0,45
0,20
0,11
0,21
0,17
0,22
0,24
0,28
0,19
0,11
0,10
0,21
0,14
0,21
0,36
0,29
0,28
0,15
0,08
0,04
0,33
0,31
0,51
0,07
0,06
0,26
0,11
0,13
0,13
0,07
0,67
3,69
0,49
0,04
Fração da Área Impermeável
0,08
0,25
0,38
0,82
0,28
0,87
0,60
0,44
0,53
0,48
0,71
0,82
0,61
0,63
0,88
0,72
0,71
0,48
0,20
0,16
0,24
0,55
0,09
0,36
0,63
0,66
0,63
0,25
0,49
0,3
0,5
0,23
0,34
0,46
0,84
0,22
0,82
0,36
0,58
0,11
0,34
0,34
0,24
0,38
0,21
0,72
0,09
0,34
0,48
Coeficiente de escoamento ( C )
0,10
0,28
0,39
0,10
0,30
0,85
0,59
0,45
0,53
0,48
0,69
0,85
0,60
0,62
0,85
0,70
0,69
0,48
0,23
0,19
0,27
0,55
0,10
0,37
0,62
0,64
0,62
0,28
0,49
0,32
0,50
0,26
0,36
0,46
0,85
0,25
0,85
0,37
0,57
0,15
0,36
0,36
0,27
0,39
0,24
0,70
0,10
0,36
0,48
Tabela 3.4 (continuação) – Coeficiente de escoamento superficial da Bacia do
Córrego Lagoinha
60
CAPITULO 3
nº
50
51
52
53
54
55
56
57
58
59
60
61
62
63
64
65
66
67
68
69
70
71
72
73
74
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
Área (km²)
Fração da Área Impermeável
0,02
0,63
0,04
0,34
0,02
0,34
0,05
0,49
0,01
0,35
0,02
0,90
0,01
0,36
0,01
0,72
0,01
0,77
0,02
0,88
0,04
0,88
0.08
0,57
0,08
0,16
0,44
0,10
0,26
0,60
0,04
0,22
0,09
0,32
0,11
0,1
0,07
0,16
0,53
0,10
0,19
0,59
0,15
0,30
0,20
0,40
0,65
0,05
0,17
0,21
coeficiente de escoamento superficial médio
61
Coeficiente de escoamento ( C )
0,62
0,36
0,36
0,49
0,37
0,10
0,37
0,70
0,74
0,85
0,85
0,56
0,19
0,14
0,59
0,25
0,34
0,14
0,19
0,14
0,58
0,32
0,41
0,85
0,24
0,33
3.2.2.2. PERÍ ODO DE RETORNO
A obra de contenção proposta para a Bacia do Córrego Lagoinha terá período de retorno de
100 anos, atendendo à sugestão de Porto (1995), Tabela 3.5, pois se trata de uma obra de
macro-drenagem em área comercial e residencial. E por Chin apud Tomaz (2002), Tabela
3.6, o período de retorno de 100 anos se mostra adequado, pois a obra é destinada ao
controle urbano de inundação.
Tabela 3.5– Período de retorno da área para diferentes ocupações
Tipo de Obras
Ocupação do solo
Períodode retorno
(anos)
Micro-drenagem
Residencial
2
Micro-drenagem
Comercial
5
Micro-drenagem
Edificios Públicos
Micro-drenagem
Aeroportos
5
2-5
Micro-drenagem
Comercial, artéria de tráfego
5 a 100
Macro-drenagem
Área comerciais e residenciais
50 - 100
Macro-drenagem
Áreas de importância especifica
500
Fonte: Porto e Rubens: Escoamento Superficial Direto in Drenagem Urbana, 1995- ABRH
Tabela 3.6 – Períodos de retorno usuais
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
Tipo de Obras
Potencial danos de inundação
62
Freqüência de inundação
(período de retorno em anos)
Coletor de água pluvial em
estradas
Impede o tráfego
Custo de atrasos nos veículos devido à
inundação
2a5
Coletor urbano nas ruas
Impede acesso de emergência
Custos de contorno devido a inundação
Custos de atrasos nos veículos devido à
inundação
10 a 25
Controle rural de inundação
Danos às estradas de rodagem
Danos às plantações
25 a 50
Controle urbano de inundação
Danos às propriedades
Danos à infraestrutura
100
Fonte: Chin apud Tomaz (2002)
Considerando que a obra terá uma vida útil de 50 anos, o risco hidrológico de falha,
segundo Righetto apud Tomaz (2002) é dado pela expressão:
R = 1 − (1 − 1/T ) = 1 − (1 − 1 / 100 ) = 39,50%
n
50
(3.3)
Onde R é o risco da obra vir a falhar, T é o período de retorno adotado, e n é a vida útil da
obra em anos.
Percebe-se que o risco de falha da estrutura é significativo.
3.2.2.3. INTENSIDADE DE CH UVA
A determinação da intensidade de chuva para a Bacia do Córrego Lagoinha foi feita
através de análise de freqüência, empregando as séries anuais, utilizando o método das
relações de durações pela Distribuição de Gumbel.
Para esta análise foram examinados os valores médios das precipitações intensas de
Uberlândia, considerando o Posto Pluviométrico do Parque do Sabiá, localizado na bacia
do Córrego do Jataí, sub-bacia do Córrego São Pedro, com informações pluviométricas do
ano de 1981 a 1983, e 1988 a 1995, os dados do ano de 1984 a 1987 não foram coletados
diariamente, sendo descartados da análise. As informações pluviométricas do ano de 1996
a 2003 foram obtidas da Estação de Climatologia da Universidade Federal de Uberlândia,
localizada na mesma Bacia do Posto Pluviométrico do Parque do Sabiá. Obteve-se,
portanto 19 anos de dados.
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
63
Na Tabela 3.7 estão apresentados os dados de precipitação máxima diárias anuais do Posto
Pluviométrico do Parque do Sabiá e da Estação de Climatologia da Universidade Federal
de Uberlândia, a média e o desvio padrão entre elas.
Tabela 3.7 – Precipitações máximas diárias anuais do Posto Pluviométrico do Parque do
Sabiá e Estação de Climatologia da Universidade Federal de Uberlândia
Ano
Precipitação máxima diaria anual (mm)
1981
1982
1983
1988
1989
1990
1991
1992
1993
1994
1995
1996
1997
1998
1999
2000
2001
2002
2003
média
desvio padrão
79,4
94,4
126,8
111,4
74,2
52,3
69
83,6
66,4
76,4
88,2
66,5
100,7
68,1
114,6
98,2
88
147
92,5
89,35
23,47
Os dados obtidos foram colocados em ordem decrescente da precipitação máxima diária
anual, calcula ndo-se a probabilidade acumulada e o seu período de retorno, posteriormente
foi utilizado a Distribuição de Gumbel para determinação das precipitações máxima de 1
(um) dia, para os períodos de retorno de 2, 5, 10, 15, 20, 25, 50, e 100 anos. E admitindo
que exista relação de qualquer chuva com a chuva de 1 (um) dia, pôde-se encontrar a altura
pluviométrica para outros valores de duração, Tabela 3.8. A seqüência de cálculo para
determinação da intensidade de chuva, seguindo o trabalho de Tomaz (2002), se encontra
no Apêndice C.
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
64
Tabela 3.8 – Alturas pluviométricas médias do Posto do Parque do Sabiá e da Estação de
Climatológia da Universidade Federal de Uberlândia
ESTAÇÃO METEORÓGICA DO PARQUE DO SABIÁ
INSTITUTO NACIONAL DE METEOROLOGIA ESTAÇÃO
Relação
Duração
UBERÂNDIA - Nº 83,527
Lat.: 18º55´S - Long.: 48º17´W entre
Altura
puviométrica
média
de Uberlândia (mm)
da chuva
chuvas
Período de retorno (anos)
2
5
10
15
20
25
50
100
5 minutos
0,34
14,05
17,46
19,72
20,99
21,88
22,57
24,68
26,78
10 minutos
0,532
21,99
27,32
30,85
32,84
34,24
35,31
38,62
41,91
15 minutos
0,693
28,64
35,59
40,19
42,78
44,60
46,00
50,31
54,59
20 minutos
0,817
33,77
41,96
47,38
50,44
52,58
54,23
59,31
64,36
25 minutos
0,918
37,94
47,14
53,24
56,67
59,08
60,93
66,65
72,31
30 minutos
0,74
41,33
51,35
57,99
61,74
64,36
66,38
72,60
78,77
1 hora
0,573
55,85
69,40
78,37
83,43
86,97
89,70
98,11
106,45
2 horas
1,119
62,50
77,66
87,69
93,35
97,32
100,37
109,78
119,12
6 horas
0,78
76,03
94,47
106,68
113,57
118,39
122,10
133,55
144,91
8 horas
0,821
80,02
99,43
112,28
119,53
124,61
128,52
140,57
152,52
10 horas
0,855
83,34
103,55
116,93
124,48
129,77
133,84
146,39
158,84
12 horas
0,883
86,07
106,94
120,76
128,56
134,02
138,23
151,18
164,04
24 horas
1,14
97,47
121,11
136,77
145,60
151,78
156,54
171,21
185,78
1 dia *
1
85,50
106,24
119,97
127,72
133,14
137,32
150,19
162,96
Fonte: adaptado de Tomaz (2002)
* Chuva de um dia obtida da Distribuição de Gumbel
A intensidade média de precipitação foi obtida do quociente entre a altura pluviométrica e
a duração da chuva, os valores encontrados estão representado na Tabela 3.9.
Tabela 3.9 – Intensidades médias de precipitação do Posto do Parque do Sabiá e da
Estação de Climatologia da Universidade Federal de Uberlândia
CAPITULO 3
Duração
da chuva
5 minutos
10 minutos
15 minutos
20 minutos
25 minutos
30 minutos
1 hora
2 horas
6 horas
8 horas
10 horas
12 horas
24 horas
1 dia *
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
Relação
entre
chuvas
65
ESTAÇÃO METEORÓGICA DO PARQUE DO SABIÁ
INSTITUTO NACIONAL DE METEOROLOGIA ESTAÇÃO
UBERÂNDIA - Nº 83,527
Lat.: 18º55´S - Long.: 48º17´W Intensidade média de precipitação Uberlândia (mm/minutos)
Período de retorno (anos)
2
5
10
15
20
25
50
100
0,34
2,81
3,49
3,94
4,20
4,38
4,51
4,94
5,36
0,532
2,20
2,73
3,09
3,28
3,42
3,53
3,86
4,19
0,693
1,91
2,37
2,68
2,85
2,97
3,07
3,35
3,64
0,817
1,69
2,10
2,37
2,52
2,63
2,71
2,97
3,22
0,918
1,52
1,89
2,13
2,27
2,36
2,44
2,67
2,89
0,74
1,38
1,71
1,93
2,06
2,15
2,21
2,42
2,63
0,573
0,93
1,16
1,31
1,39
1,45
1,49
1,64
1,77
1,119
0,52
0,65
0,73
0,78
0,81
0,84
0,91
0,99
0,78
0,21
0,26
0,30
0,32
0,33
0,34
0,37
0,40
0,821
0,17
0,21
0,23
0,25
0,26
0,27
0,29
0,32
0,855
0,14
0,17
0,19
0,21
0,22
0,22
0,24
0,26
0,883
0,12
0,15
0,17
0,18
0,19
0,19
0,21
0,23
1,14
0,07
0,08
0,09
0,10
0,11
0,11
0,12
0,13
1
0,06
0,07
0,08
0,09
0,09
0,10
0,10
0,11
Fonte: adaptado de Tomaz (2002)
* Chuva de um dia obtida da Distribuição de Gumbel.
Das relações entre intensidade, duração e freqüência das chuvas intensas foi determinada a
equação da chuva para o município de Uberlândia, através de métodos gráficos, os cálculos
estão apresentados no Apêndice C. A equação é aplicada a durações de chuva menores ou
iguais a 120 minutos, tendo como expressão:
i=
28,97TR0,159
(t + 14)0,825
(3.4)
Onde i é a intensidade de chuva em mm/minutos, TR é o tempo de retorno em anos e t é a
duração da chuva.
A distribuição temporal da chuva de 24 hora, observada entre 15/02/2002 (9h) e
16/02/2002 (9h), sendo a maior tormenta verificada na bacia dentro do intervalo existente,
se assemelha muito à distribuiç ão com 50% de probabilidade, no 1º quartil de duração,
proposta por Huff em 1978, conforme Tucci (1995). A Tabela 3.10 e a Figura 3.2
apresentam a semelhança. A distribuição com 50% de probabilidade, no 1º quartil de
duração proposta por Huff será utilizada par determinação dos hidrograma de cheia da
bacia.
Tabela 3.10 – Distribuição temporal da chuva de 24 horas
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
% de precipitação acumulada
Intervalo
(1 hora)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
23
24
Observada em 2002 (%)
66
HUFF 1º Quartil
4,70
8,60
11,85
12,90
10,15
9,70
5,30
4,20
4,10
3,30
3,80
2,20
3,00
3,40
1,80
2,90
1,10
1,10
1,50
1,20
1,20
1,10
0,45
0,45
(%)
6,00
7,20
12,20
15,20
10,40
10,40
6,20
4,80
4,30
2,80
2,80
2,50
2,40
2,20
1,60
1,20
1,20
1,20
1,20
1,20
0,80
0,80
0,70
0,70
120
100
80
2002
60
HUFF
40
20
0
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
% de duração da chuva
Figura 3.2 - Comparação da curva acumulada do evento de 2002 comparada com a curva
de Huff (1º Quartil, 50% de probabilidade)
3.2.2.4. NÚM ERO DE CURVA DE RUNO FF CN DO SCS
O número de curva de run-off CN do SCS, é também chamado de coeficiente superficial
ou número de deflúvio CN. Há três maneiras para se determinar CN: características
geológicas do solo; pesquisas feitas no país, nos estados ou cidades; capacidade mínima de
infiltração.
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
67
Na determinação do CN, para a Bacia do Córrego La goinha, foram consideradas as
características geológicas do solo, segundo a classificação apresentada por Porto (1993 e
1995) e Tucci (1993) apresentada no Apêndice C, Tabela C.5.
Como apresentado no item referente às características geológica da bacia contribuinte, em
caracterização granulométrica, o solo da Bacia do Córrego Lagoinha apresenta teores de
argila maiores que 30%. Portanto segundo classificação de Porto (1995) para determinação
de CN, a Bacia do Córrego Lagoinha encontra-se no grupo D.
Determinado o grupo do solo em que pertence a Bacia do Córrego Lagoinha, procedeu-se a
determinação do CN, levando-se em consideração a utilização ou cobertura do solo,
segundo Tabela C.7.
A Bacia do Córrego Lagoinha foi dividida em cinco sub-bacias, Figura 3.3, a fim de
facilitar a determinação do seu tempo de concentração. E para cada uma dessas sub-bacias
foram determinados o seu grau de impermeabilização, segundo a porcentagem de
impermeabilização das áreas que as compõem, Tabela 3.4. A Tabela 3.11 apresenta os
valores de CN encontrados para cada sub-bacia.
As sub-bacias 1 e 5 são parte da Bacia do Córrego Lagoinha, ainda em processo de
urbanização, representado em sua grande parte por prado em boas condições, e de acordo
com a Tabela C.7, para o solo tipo D, tem-se CN igual a 78.
As sub-bacias 2 e 3 que apresentam porcentagem de impermeabilização maior que 30% da
área total, o valor de CN é dado pela soma composta do coeficiente da área permeável e da
área impermeável, com o peso correspondente da fração da área impermeável, este
coeficiente é chamado de CNw composto. Na área impermeável, o número CN do solo é
CN = 98, e a área permeável das sub-bacias são formadas por terrenos baldios, que
apresentam segundo Tabela C.7, CN igual a 80. A expressão para obtenção de CNw. É
dada por:
CN w = CN p .(1 − f ) + f .(98)
Sendo:
CNP – número CN da área permeável da bacia em estudo;
(3.5)
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
68
f = fração da área impermeável da bacia em estudo.
E para a sub-bacia 4, com porcentagem de impermeabilização de 23%, valor menor que
30%, o número de CN foi determinado diretamente pela Tabela C.7. Como se trata de
Zona residencial, tem-se para 23% de impermeabilização, o valo r interpolado de 84,6, que
arredondando dá um valor de CN igual 85.
Tabela 3.11 – Valores de CN para as Sub- Bacias
Nome
Área
(km²)
Sub-Bacia 1
Sub-Bacia 2
Sub-Bacia 3
Sub-Bacia 4
Sub-Bacia 5
Total
3,36
5,42
5,13
5,90
1,10
20,91
Área
Impermeável
(km²)
0,34
2,49
1,74
1,36
0,15
6,08
Fração Impermeável
da Sub-Bacia
(%)
10
46
34
23
14
29
CN
78
88
86
85
78
85
CAPITULO3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
SANTA MÔNICA
Có
rreg
o
Lag
oin
ha
o
rreg
Có
i
og
M
Córrego do
s Bicudos
- Delimitação das Sub-bacias
- Delimitação da Bacia do Córrego Lagoinha
Figura 3.3 – Definição das sub-bacias da Bacia do Córrego Lagoinha
68
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
70
3.2.2.5. TEM PO DE CONCENTRAÇÃO
O tempo de concentração da Bacia do Córrego Lagoinha foi obtido pela soma dos tempos
de escoamento superficial, escoamento pluvial e escoamento em tubulações nos trechos
canalizados do córrego durante o período chuvoso.
A seguir serão utilizadas algumas das fórmulas empíricas mais usuais para o cálculo do
tempo de escoamento superficial da Bacia do Córrego Lagoinha, e esta somada com o
tempo de escoamento fluvial e tempo de escoamento em tubulações durante o período
chuvoso, fornecerá o tempo de concentração da Bacia do Córrego Lagoinha.
Tempo de escoamento superficial
O trecho em que se processa o escoamento superficial na Bacia do Córrego Lagoinha
possui um talvegue de 1,945 km, e uma diferença de cota de 25 m. Freitas (1984),
apresenta alguns métodos de calculo do tempo de escoamento superficial, três deles foram
utilizados para determinar esse tempo para a Bacia do Córrego Lagoinha.
O tempo de escoamento superficial, utilizando a Formula Califórnia Culverts Practice, é
dado pela expressão:
t s = 57.L1,155.H −0, 385 → t s = 57.1,9451,155.25 −0, 385 → t s = 35,60 min .
(3.6)
Pela fórmula de Ven Te Chow, que utiliza declividade em m/km, é dado por:
 L 
t s = 52,64.

 I
0 , 64
 1,945 
→ t s = 52,64.

 12,85 
0 , 64
→ t s = 35,60 min .
(3.7)
E segundo a fórmula de Picking tem- se para o tempo de escoamento superficial:
 L2
t s = 51,79.
 I
1
1
3
 1,945  3
 → t s = 51,79
 → t s = 34,75 min .
 12,85 

(3.8)
O valor adotado para o escoamento superficial foi o de 35,60 minutos, por ter sido
encontrado em duas fórmulas empíricas.
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
71
Tempo de escoamento fluvial e escoamento em tubulações
Para determinação do tempo de concentração da Bacia do Córrego Lagoinha foi preciso,
primeiramente, obter os tempos de escoamento fluvial, e o tempo de escoamento em
tubulações no período de estiagem, pois estes serviram de base no processo interativo,
usado na determinação deste tempo de concentração.
Tempo de escoamento fluvial durante a estiagem
A determinação do tempo de escoamento fluvial do Córrego Lagoinha, no período de
estiagem, foi realizada através do Método do Flutuador, e quando possível tal método era
comparado com os valores obtidos de vertedores existentes ao longo do curso do córrego.
O Método do Flutuador consiste em objetos flutuantes que adquirem a velocidade das
águas que os circundam, permitindo assim a determinação da velocidade de escoamento
destas.
O tipo utilizado foi o Simples ou de Superfície, que são aqueles que ficam na superfície
das águas e medem a velocidade superficial da corrente (Figura 3.4). Para determinação da
velocidade média da corrente foi utilizada a relação 0,90 de vsup indicada por Azevedo
Netto et al.. (1998):
V
H
Figura 3.4 – Flutuador Simples ou de Superfície
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
72
A realização desse método só foi possível pelo fato de inconvenientes como interferência
de ventos, correntes secundárias e ondas não serem significativos nos locais medidos.
Os locais para determinação do método foram escolhidos de acordo com a declividade do
Córrego Lagoinha. A declividade foi encontrada através da determinação do perfil
longitudinal do córrego,não sendo considerados os três lagos existentes no percurso do
córrego.
Por meio do programa Auto-Cad foi determinada o comprimento do curso do rio de cota a
cota (10 em 10 metros), Tabela 3.12, o que permitiu a determinação do perfil longitudinal
do Córrego Lagoinha (Figura 3.5).
Tabela 3.12 – Perfil longitudinal do Córrego Lagoinha
Cota Montante (m)
780
790
800
810
820
830
840
848
850
860
870
880
890
900
910
915
Perfil Longitudinal
Cota Jusante (m) Distância (m)
790
872,1
800
354,9
810
667,3
820
73,2
830
543,9
840
612,6
850
410,1
850
165,8
860
904,5
870
898,3
880
363,4
890
362,7
900
286,1
910
114,3
915
43,3
915
0,0
Distância Acumulada (m)
6506,6
5634,6
5279,7
4612,4
4539,3
3995,4
3382,8
3138,5
2972,7
2068,2
1169,8
806,5
443,7
157,7
43,3
0,0
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
73
Cotas (m)
PERFIL LONGITUDINAL SEM OS LAGOS
930
920
910
900
890
880
870
860
850
840
830
820
810
800
790
780
Trecho 1
Trecho 2
Trecho 3
Trecho 4
Trecho 5
0
1000
2000
3000
4000
5000
6000
7000
Distância (m)
Figura 3.5 –Perfil Longitudinal da Bacia do Córrego Lagoinha
Conhecido o perfil longitudinal do córrego, foram definidos 4 trechos para aplicação do
Método do Flutuador, de acordo com a declividade do perfil, os trechos escolhidos são os
trechos 1, 2 , 4 e 5, sendo que o trecho 3 é um trecho canalizado do córrego, tais trechos
são os apresentados na Figura 3.5.
Dentro desses trechos naturais foram escolhidas porções retilíneas do córrego. Com o local
determinado, estendeu-se duas cordas de uma margem a outra, numa distância que variou
de 17,76 a 27,91 metros, o que está dentro do recomendado por Azevedo Netto (1998), que
indica uma distância de 15 a 50 m (Figura 3.6). Transversalmente dividiu-se o curso
d’água em 4 ou 5 seções. O flutuador foi solto a uma distância de 5 metros a montante da
primeira corda, medindo o tempo gasto no percurso. Através do quociente entre distância e
tempo de percurso obteve-se a velocidade de escoamento de cada seção (Vn ).
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
74
Ponto de lancamento 5 a 15 m
(A)
A1
B
Contagem
de tempo
(fim)
V2
V3
V4
15 a 50 m
V1
Percurso
A
Contagem
de tempo
(início)
A2
A3
A4
(B)
Figura 3.6 - Esquema de montagem do Método do Flutuador
A seção do leito do curso d’água foi determinada por meio de medidas com régua
graduada. A vazão no trecho medido foi dada pela relação:
Q = A1 . V1 + A2 . V2 + ....... + An . Vn
(3.9)
Conhecidas as distâncias reais de cada trecho (Tabela 3.11), e determinada à velocidade de
escoamento fluvial deste, encontrou-se o valor de tempo de escoamento em cada um.
As planilhas utilizadas para calcular o tempo de escoamento fluvial, em cada trecho
escolhido, se encontram no Apêndice A. E o resultados finais se encontram sintetizados na
Tabela 3.13 abaixo:
Tabela 3.13 – Tabela de escoamento fluvial
Tempo de escoamento fluvial
Comprimento
Velocidade média
Trecho nº
(m)
(m/s)
01
723,16
0,34
02
1991,52
0,40
04
1180,24
0,50
05
1967,36
0,38
Tempo de escoamento fluvial (horas)
Tempo de escoamento
(minutos)
35,75
82,98
39,34
85,85
4,07
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
75
Tempo de escoamento em tubulações, durante o período de estiagem
Há dois trechos do Córrego Lagoinha que se encontram canalizados, o primeiro está
localizado dentro do Parque de Exposição Agropecuária Camaru, trecho 3 da Figura 3.5, e
o segundo é trecho final do Córrego Lagoinha, que se encontra canalizado até seu encontro
com o Córrego São Pedro na Avenida Rondon Pacheco, que será chamado de trecho 6.
Portanto os tempos de escoamento foram encontrados por método de dimensionamento de
canais circulares, através de relações baseadas na equação de Manning, apresentado por
Azevedo Neto et al. (1998).
Através da relação entre Q/Q p pôde-se determinar a relação entre v/vp , encontrado na
tabela de dimensionamento de condutos circulares parcialmente cheios, apresentado por
Azevedo Netto et al. (1998, p.551).
Onde:
Q – vazão de entrada;
Qp- vazão do conduto à seção plena;
v- velocidade do conduto parcialmente cheio;
vp – velocidade do conduto à plena seção.
As vazões de entrada foram encontradas utilizando-se o ábaco de determinação da altura
crítica para canais circulares, apresentado por Lencastre (1972), sendo considerado como
altura crítica (hc), a altura de lâmina d’água na entrada do conduto (y), medida no campo.
No ábaco de Lencastre tem-se a relação hc/D na ordenada, onde D é o diâmetro da
tubulação, como essa relação é conhecida, pode-se determinar o valor correspondente da
abscissa
1 Q
, e dessa última o valor da vazão proucurada.
D5/2 g
Para considerar a altura de lâmina d’água na entrada do conduto como sendo a altura
crítica, foi preciso verificar os tipos de movimento no trecho anterior à canalização, e na
canalização.
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
76
Para a determinação do tipo de movimento foi utilizado o adimensional número de Froude,
Fr, que é definido como a raiz quadrada da relação entre a força de inércia e a força de
gravidade, e expresso por:
Fr =
V
gH m
=
V
g
(3.10)
A
B
onde:
A – área da seção de escoamento;
B – largura da superfície livre d’água.
Por meio do número de Froude, o escoamento é classificado em três tipos:
a) Escoamento subcrítico ou fluvial, Fr < 1;
b) Escoamento supercrítico ou torrencial, Fr > 1;
c) Escoamento crítico, Fr = 1.
Primeiramente foi analisado o tipo de escoamento do trecho anterior à canalização, pois se
este apresentasse subcrítico, e o escoamento dentro do canal supercrítico, podia-se concluir
que a altura medida na entrada do tubo representava a altura crítica.
Conforme planilha de medição de vazão constante no Apêndice A, para o trecho 2, anterior
ao trecho canalizado do Parque de Exposição, tem-se velocidade de 0,40 m/s, área de 0,26
m2 e largura da superfície livre de 1,80 m, portanto o número de Froude é dado pela
relação:
Fr =
V
gH m
=
V
A
g
B
=
0,40
0,26
9,81
1,80
= 0,34 < 1, portanto o escoamento é subcrítico.
Ainda pela planilha de medição de vazão constante no Apêndice A, para o trecho 5,
anterior ao trecho canalizado no final do Córrego Lagoinha, tem-se velocidade de 0,53 m/s,
área de 0,50 m2 e largura da superfície livre de 4,8 m, portanto o número de Froude é dado
pela relação:
CAPITULO 3
Fr =
V
gH m
=
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
V
A
g
B
=
0,53
0,50
9,81
4,80
77
= 0,52 < 1, portanto o escoamento é subcrítico.
Utilizando-se o ábaco de determinação da altura crítica para canais circulares, apresentado
por Lencastre (1972), determinou-se as vazões de entrada nos condutos. Os valores obtidos
encontram-se na Tabela 3.14.
Tabela 3.14 – Determinação das vazões nos trechos canalizados
Manilhas de concreto do trecho do Camaru
Manilha única
D 1 (m)
2,00
0,20
0,10
y 1 = h c1 (m)
y1/D
1 Q
D5 / 2 g
0,01
Q (m3/s)
0,20
Manilhas de concreto do trecho final do Córrego Lagoinha
Manilha 1
D 1 (m)
2,00
Manilha 2
D 2 (m)
1,50
Manilha 3
D 3(m)
2,00
y 1 = hc1 (m)
0,20
y 2 = hc2(m)
0,30
y 3 = hc3(m)
0,20
y1/D
0,11
y2/D
0,20
y3/D
0,11
0,02
1 Q
D5 / 2 g
0,04
1 Q
D5 / 2 g
0,02
1 Q
D5 / 2 g
3
Q (m /s)
0,35
3
Q (m /s)
0,35
3
Q (m /s)
0,35
Encontrada a vazão de entrada, calculou-se a vazão e a velocidade do conduto à plena
seção, através da relação baseada na equação de Manning, e tendo então a relação Q/Q p ,
pôde-se encontrar a velocidade de escoamento no conduto pela expressão v/vp , e conhecido
o comprimento do conduto, determinou-se o tempo de escoamento, pelo quociente do
comprimento pela velocidade. As manilhas são de concreto, portanto o coeficiente de
rugosidade é igual a 0,013. Os valores encontrados são apresentados na Tabela 3.15.
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
Tabela 3.15 – Determinação do tempo de escoamento nos trechos canalizados
78
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
79
Manilhas de concreto do trecho do Camaru (n = 0,013)
D 1 (m)
2,00
I (m/m)
0,01
0,50.
RH = 0,25 D(m)
2
Ap (m )
Qp =
3,14
I
Ap R H2 / 3
n
10,76
3
Q (m /s)
v p = Qp /Ap (m/s)
0,20
3,42
Q/Qp
0,02
v/vp
v (m/s)
comprimento (m)
tempo de escoamento (minutos)
B (m)
2
A (m )
0,40
1,35
165,80
2,04
1,43
0,15
Fr =
V
g
A
B
1,35
Manilhas de concreto do trecho final do Córrego Lagoinha (n = 0,013)
Manilha 1
Manilha 2
Manilha 3
D 1 (m)
2,00
D 2 (m)
1,50
D 3(m)
2
I (m/m)
0,005
I (m/m)
0,005
I (m/m)
0,005
RH = 0,25 D(m)
0,500
RH = 0,25 D(m)
0,375
RH = 0,25 D(m)
0,500
2
Ap (m )
I
A p R H2 / 3
n
Qp =
3,14
2
Ap (m )
1,77
I
Ap RH2 / 3
n
2
Ap (m )
3,14
I
Ap RH2 / 3
n
10,76
Qp =
Q (m /s)
vp = Q p/Ap (m/s)
0,35
3,42
Q (m /s)
vp = Qp /Ap (m/s)
0,35
2,82
Q (m /s)
vp = Qp /Ap (m/s)
0,35
3,42
Q/Q p
0,03
Q/Qp
0,07
Q/Qp
0,03
v/vp
0,575
v/vp
0,458
3
v/vp
0,458
3
5,00
Qp =
3
10,76
v (m/s)
1,57
v (m/s)
1,62
v (m/s)
1,57
comprimento (m)
tempo de
escoamento
(minutos)
B (m)
2
A (m )
875,00
comprimento (m)
tempo de
escoamento
(minutos)
B (m)
2
A (m )
875,00
comprimento (m)
tempo de
escoamento
(minutos)
B (m)
2
A (m )
875,00
Fr =
9,29
1,20
0,22
V
g
A
B
1,16
Fr =
9,00
1,20
0,22
V
g
A
B
1,22
Fr =
9,29
1,20
0,22
V
g
A
B
1,16
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
80
Os números de Froude encontrados para os trechos canalizados revelam que o escoamento
é supercrítico. Portanto a altura medida na entrada da canalização é realmente a altura
crítica.
O tempo de escoamento para o trecho canalizado do Camaru é de 2,04 minutos, já para o
trecho final do Córrego Lagoinha, que tem diâmetros diferentes, o tempo de escoamento
foi obtido da média dos tempos de cada manilha, encontrando-se o valor de 9,19 minutos.
A Tabela 3.16 apresenta o valor total de escoamento em canalizações para o Córrego
Lagoinha.
Tabela 3.16 – Escoamento total em tubulações
Trecho nº
Comprimento
(m)
Tempo de escoamento (minutos)
165,80
03
06
875,00
Tempo de escoamento em tubulações (horas)
2,04
9,19
0,19
Tempo de concentração
O tempo de concentração, que é definido como o tempo que leva para que toda a bacia
considerada contribua para o escoamento superficial, aqui ficará definido como sendo a
soma do tempo de escoamento superficial, do tempo de escoamento fluvial e do tempo de
escoamento em tubulações, durante o período chuvoso.
Para determinação do tempo de concentração da bacia foi preciso encontrar o tempo de
escoamento fluvial e em tubulações durante o período chuvoso, já que estes, calculados
anteriormente, referem- se a períodos de seca. Para tanto, foram determinadas vazões de
pico para o período chuvoso, utilizando-se os tempos encontrados durante o período de
seca, e com estas foram determinadas as novas condições do Córrego e das tubulações, que
permitirá encontrar o tempo de escoamento no período chuvoso, por processo iterativo.
Como a topografia do leito do córrego é desconhecida, fo i considerado que o leito dos
trechos 1 e 2 é composto por gabião com uma declividade de 2:3, ou seja, ângulo de
56,31º, Figura 3.7, e nos trechos 4 e 5 o ângulo é de 75,96º, sendo mantido o leito do rio,
considerado durante a estação de seca. E novas tubulações nos trechos canalizados, se
necessário, serão consideradas para atender à vazão de pico.
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
81
Lb
h
56,31°
Figura 3.7 – Perfil transversal do Córrego Lagoinha
A Bacia do Córrego Lagoinha foi divida em 5 sub-bacias, com seus pontos de saída
coincidentes com os finais dos trechos definidos para determinação do tempo de
escoamento no período de estiagem, com o intuito de facilitar os cálculos do tempo de
concentração, conforme anteriormente apresentada na Figura 3.3.
A seguir são demonstrados os passos seguidos para obtenção do tempo de concentração, na
Bacia do Córrego Lagoinha, sendo estes aplicados em cada sub-bacia pré-definida. Os
valores encontrados em cada passo estão apresentados nas planilhas de determinação do
tempo de concentração no Apêndice A.
Primeiro passo - Determinação da vazão de pico através do Método SCS TR-55
A vazão de pico (Q p ) obtida para cada sub-bacia é a vazão do Córrego durante o período
chuvoso, determinada através do método SCS TR-55, apresentado no capítulo 2 deste
trabalho.
O fator adimensional de ajustamento devido às poças d’águas, apresentado na Tabela 2.1,
especificado no Método SCS TR-55 adotado para a Bacia do Córrego Lagoinha é de 0,72,
pois considerou-se que 5% da precipitação fica retida em poças d’água ou brejo, pois é
uma bacia que apresenta declividade suave, e algumas regiões de brejo, em sua área de
Preservação Ambiental.
O tipo de chuva considerada para ao Brasil e o adotado para aplicação do Método SCS TR55 na Bacia do Córrego Lagoinha foi a do tipo II.
A vazão de pico para cada trecho é a média entre a vazão de entrada e saída deste, portanto
a vazão de jusante de um trecho é a vazão de montante do trecho subseqüente.
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
82
Segundo passo – Determinação da altura do leito de gabião e dos novos condutos para o
trecho canalizado.
Na determinação da altura do leito de gabião igualou-se a vazão hidráulica do canal (Q H) a
soma da vazão devido à chuva (Q p ), calculada no primeiro passo, e da vazão de base (Q b),
correspondente à vazão do córrego em período de estiagem.
A vazão hidráulica foi obtida pela Equação de Chézy com coeficiente de Manning:
2
I
A.RH3
n
QH =
(3.11)
Onde:
I – declividade do canal (m/m);
n – rugosidade do canal;
A – área da seção transversal do canal;
RH – raio hidráulico.
Como o canal foi considerado revestido por gabião no leito ocupado pelo extravasamento
da vazão de pico, a rugosidade foi encontrada pela expressão, de acordo com Forchheimer
apud Linsley et al. (1978):
n=
nn2 * Pn + nG2 * PG
Pn + PG
(3.12)
Sendo:
nn – coeficiente de rugosidade do curso natural do Córrego do Lagoinha, encontrado no
Apêndice A;
Pn – perímetro molhado do curso natural do Córrego Lagoinha;
nG – coeficiente de rugosidade do leito de gabião, mostrado na Tabela 3.17, (adotado o
valor de 0,0285);
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
83
PG – perímetro molhado do leito de gabião, dado pela expressão:
PG =
2h
sen φ
(3.13)
Como será mantida uma declividade para o trecho do Córrego tem-se:
PG =
2h
2h
=
= 2,40 h - para os trechos 1 e 2 e;
senφ sen56 ,31º
PG =
2h
2h
=
= 2,06h - para os trechos 4 e 5
senφ sen 75,96º
Tabela 3.17 – Coeficiente de Rugosidade do Gabião
Tipo
1
2
Natureza da superfície
Canais
revestidos
com
gabiões
enchidos
com
material bem selecionado e
colocados na obra com
cuidado.
Canais
revestidos
com
gabiões
enchidos
com
material bem selecionado e
colocados na obra sem
cuidado.
n
0,0260
0,0285
Fonte: Catálogo MACCAFERRI – Gabiões/Gabions/Gaviones
A área da seção transversal foi obtida pela soma da área da seção transversal do curso
natural do Córrego (An ), e área trapezoidal formada pelo extravasamento da vazão de pico,
até uma certa altura h, sendo a base menor do trapézio coincidente com a largura natural do
Córrego (Lb). Portanto a área do trapézio é dada por:
•
Para o trecho 1 e 2:

  L b + 2 h
tanf

 B+ b
AG = 
 *h = 
2
 2 



•

 + L b




h2
*
h
=
L
*
h
+
= L b * h + 0,67h 2 (3.14)
b

tan56,31º



Para o trecho 4 e 5:
A G = L b * h + 0,25h 2
Sendo, portanto a área total da seção transversal expressa por:
(3.15)
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
84
(
)
(3.16)
(
)
(3.17)
A = A n + L b * h + 0,67h 2 para os trechos 1 e 2
A = A n + L b * h + 0,25h 2 para os trechos 4 e 5
O raio hidráulico foi obtido dos raios hidráulicos da parte natural do Córrego, e o raio
hidráulico da seção formada pelo gabião expresso por:
A + (L b * h + 0,67h 2 )
A
= n
para o trecho 1 e 2
Pn + PG
Pn + 2,40h
(3.18)
A n + (L b * h + 0,25h 2 )
A
=
=
para o trecho 4 e 5
Pn + PG
Pn + 2,06h
(3.19)
RH =
RH
A declividade do canal será a mesma encontrada para o Córrego durante o levantamento do
tempo de escoamento durante a estiagem.
Substituindo os valores encontrados na expressão que define vazão hidráulica tem-se:
•
Para o trecho 1 e 2:
QH = Q p + Qb =
•
I
n 2n Pn + 2,40 * nG2 * h
Pn + 2,40 * h
 An + ( L B * h + 0,67 h 2 ) 
2


*
h
+
0
,
67
h
b


Pn + 2,40 h


2/3
 An + (LB*h + 0,25h 2 ) 




P
+
2
,
06
h

n

2/3
(A + (L
n
))
(3.20)
Para o trecho 4 e 5:
Q H = Q p + Qb =
I
nn2 Pn + 2,06*n G2*h
Pn + 2,06*h
(A + (L *h + 0,25h ))
2
n
b
(3.21)
Como os valores de Qp e Qb são conhecidos, foi determinada a altura do leito de gabião por
tentativa, em planilha do programa Excel, apresentadas no Apêndice A.
As manilhas existentes nos trechos canalizados do Córrego Lagoinha não suportam a vazão
de pico somada à vazão de base, considerando o tempo de escoamento fluvial e o
escoamento na tubulação na época de estiagem, portanto, foi necessário admitir novos
condutos. Considerando que a nova manilha teria forma retangular, o mesmo material,
concreto, coeficiente de rugosidade de 0,013, e teria uma declividade adequada para a nova
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
85
situação, utilizando a formula de Chézy com o coeficiente de Manning para
dimensionamento do conduto, obteve-se a seguintes relações:
•
Para o trecho 3 canalizado, o conduto é retangular e tem relação de largura igual a 4
vezes a altura, obtendo a expressão:
8
h3 =
•
n.QH
(3.22)
2,17 . I
Para o trecho 6 canalizado, o conduto é retangular e tem relação entre largura e altura
de 5 vezes, o que fornece:
8
h3 =
n.Q H
(3.23)
2,79. I
Os resultados encontrados estão apresentados no Apêndice A.
Terceiro passo – Determinação da velocidade de escoamento
Determinada a altura do leito do gabião foi possível determinar a área da seção transversal
do canal, pela soma da seção do curso natural do Córrego com a seção do leito do gabião, e
também determinou a nova área das tubulações nos trechos canalizados. E pela equação da
continuidade tem-se:
V=
Q
A
(3.24)
Quarto passo - Determinação do tempo de escoamento no trecho em estudo
Determinada a velocidade de escoamento no trecho, e conhecida a sua extensão, pôde-se
determinar o tempo de escoamento, pelo quociente entre a extensão e a velocidade.
As planilhas utilizadas para determinação do tempo de concentração estão apresentadas no
Apêndice A, lembrando-se que a determinação do tempo de concentração foi feito por
processo iterativo, onde na primeira iteração utilizou-se o tempo de escoamento em cada
CAPITULO 3
DESENVOLVIMENTO DO ESTUDO
86
trecho encontrado no campo na época de estiagem, já na segunda iteração o tempo
utilizado para determinação da vazão de chuva são os tempos encontrados na primeira
iteração, e assim sucessivamente.
O tempo de concentração encontrado para o cenário de 1997, considerado o cenário atual
foi de 1,77 horas e para o cenário de pré- urbanização foi de 1,87 horas. O tempo de
concentração para os cenários futuros também é obtido pelo mesmo processo, mas
primeiramente serão determinadas suas características, no próximo capítulo.
CAPITULO 4
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
87
CAP ÍTU LO 4
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E
IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
Para a montagem dos cenários, primeiramente foi preciso definir o local de implantação do
reservatório de detenção, pois assim, teve-se condição de conhecer suas áreas de
contribuição, já que estas são as bases para sua elaboração.
4.1. DESCRIÇÃO E DELIMITAÇÃO DA ÁREA DE IMPANTAÇÃO
Na escolha do local de implantação do Reservatório de Retenção levaram-se em
consideração os seguintes termos:
•
Como se trata de uma Bacia já urbanizada, a escolha do local de implantação do
Reservatório dependeu da disponibilidade de espaço, uma vez que se pretendia evitar
altos gastos com desapropriações de benfeitorias;
•
Capacidade da obra de interferir no amortecimento, procurou-se evitar espaço muito a
montante, que drena pouco área, tendo um efeito reduzido;
CAPITULO 4
•
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
88
Como o Reservatório de Retenção proposto manterá uma lamina d’água permanente
que será utilizada para embelezamento e/ou recreação, foi preciso escolher os locais
para sua implantação, onde não houvesse o carregamento de resíduos sólidos, ou
qualquer outro tipo de poluente durante o período chuvoso, o que poderia causar maus
odores, e assoreamento do Reservatório;
A seguir será mostrada a análise de cada termo considerado na localização do reservatório
de retenção proposto para o Córrego Lagoinha.
4.1.1.DISPONIBILIDADE DE ESPAÇO
Analisando o mapa de apresentação da cidade de Uberlândia para o ano de 2003, na Bacia
do Córrego Lagoinha pode-se identificar algumas áreas possíveis para implantação da obra
de Retenção, quando leva-se em consideração a questão de área não construída.
A figura (4.1) apresenta as áreas com disponibilidade de espaços identificadas.
4.1.2.CAPACIDAD E DE INTERFERIR NO AM ORTECIM ENTO
Procurou-se evitar a instalação do reservatório de retenção em espaços da bacia, onde a
área de contribuição fosse pequena, o que reduziria a capacidade do reservatório de
interferir no amortecimento da vazão de pico.
Sendo a proposta deste trabalho, estudar os problemas de enchente ocorridos na Bacia do
Córrego São Pedro, procurou-se determinar as áreas dentro da Bacia do Córrego Lagoinha,
que pudessem interferir no amortecimento, caso a área de contribuição pudesse
futuramente sofrer com tais problemas, neste caso, os profissionais da área de drenagem
recomendam localizar os reservatórios de retenção mais ou menos na metade da bacia de
drenagem. Foi considerada também, a possibilidade de implantação do reservatório no
curso final do Córrego Lagoinha, pois tal alternativa possibilitaria o controle na Bacia do
Córrego São Pedro.
CAPITULO 4
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
89
Dentre as áreas escolhidas, levando-se em consideração disponibilidade de áreas sem
construção de benfeitorias, foram identificadas as áreas que favoreceriam a capacidade de
amortecimento do reservatório de retenção. As áreas identificadas estão representadas na
Erro! Auto-referência de indicador não válida..
4.1.3.TRANSPOR TE D E PO LUENTES
Considerando o transporte de resíduos sólidos e poluentes industriais na bacia do Córrego
Lagoinha, Barbosa (2003), salienta que há grande deposição de resíduos de construção e
lixo doméstico nas margens do médio e baixo curso do córrego, e ainda o problema
contaminação da água por óleos e graxas oriundos das atividades da empresa de ônibus
urbanos Viação Triângulo Ltda. A localização de tal empresa consta na Erro! Autoreferência de indicador não válida..
O problema da contaminação do Córrego Lagoinha por resíduos sólidos e pelos
contaminantes industriais provenientes da empresa Viação Triângulo Ltda podem ser
contornados por fiscalização do órgão competente da Prefeitura Municipal de Uberlândia,
sendo, portanto uma situação que não delimita a área de implantação da obra de retenção.
4.1.4.POSSÍ VEIS LOCALI ZAÇÕ ES DO RESER VATÓRI O
Em se tratando de locais com disponibilidade de espaço foram encontrados diversos
lugares, uma vez que a Bacia do Córrego Lagoinha possui um parque municipal, o Parque
Santa Luzia. Portanto, o termo decisivo foi a capacidade de amortecimento do reservatório,
visto que, o problema de transporte de poluente é uma situação contornável, que independe
da localização do reservatório.
Os locais selecionados são capazes de atender todas as condições para o bom
aproveitamento da obra de retenção. Considerando o controle do escoamento superficial na
sub-bacia do Córrego Lagoinha e bacia do Córrego São Pedro, foram identificadas três
locais, sendo que o local 1 foi definido como a área da lagoa do Parque de Exposição
Camaru, já existente, mas que não funciona como obra de retenção, tem apenas finalidade
de embelezamento, o local 2 é um espaço à jusante do local 1 que também atende as
CAPITULO 4
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
90
condições exigidas, sendo que o reservatório de retenção pode ser implantado em qualquer
espaço dele pertencente. A implantação do reservatório nos locais 1 e 2 trata o problema de
escoamento superficial da sub-bacia
do Córrego Lagoinha e dependendo da sua
capacidade de amortecimento reflete também no problema na Bacia do São Pedro. Já para
o controle do escoamento superficial mais efetivo do eflúvio lançado da sub-bacia do
Córrego Lagoinha para a bacia do Córrego São Pedro foi identificado o local 3, onde a
implantação do reservatório evitará o problema de escoamento concentrado na avenida
Rondon Pacheco.
Inicialmente será implantado um reservatório na área 2, se o amortecimento provocado por
ele não for suficiente para controlar o escoamento na Bacia do São Pedro, outra estrutura
de retenção será implantada na área 3.
4.2. ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
4.2.1.CENÁRI O DE PRÉ- URBANI ZAÇÃO
O cenário de pré-urbanização foi elaborado para servir de referência na avaliação da
eficiência hidráulica das estruturas de controle adotada. Nesse cenário, a Bacia do Córrego
Lagoinha foi considerada sem ocupação e com cobertura vegetal típica da região. Ou seja,
100 % de sua área permeável. O tempo de concentração encontrado para este cenário é de
1,87 horas, determinado no item (3.2.2.5). E o número de curva é de 78, encontrado no
item (3.2.2.4).
4.2.2.CENÁRI O ATUAL
O cenário atual foi elaborado com intuito de retratar a ocupação atual da área de estudo.
Para sua execução seria necessário utilizar ferramentas recentes, que por sua vez
oferecessem uma precisão satisfatória. Assim sendo, o mais indicado foi a utilização de
fotografias aéreas da área em estudo, as fotos aéreas mais recentes disponíveis encontradas
foram do ano de 1997.
CAPITULO 4
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
CENTRO
SANTA MÔNICA
SARAIVA
LÍDICE
SEGISMUNDO
VIGILATO
PEREIRA
PEREIRA
LOTEAMENTO I
Có
rre
go
La
goin
ha
3
2
1
LOTEAMENTO III
SANTA LUZIA
go
rre
Có
Córrego dos
Bicudos
LO
TE
AM
EN
TO
Viação
Triângulo
II
i
og
M
JARDIM KARAÍBA
89
Áreas com disponibilidade de espaço
Área com boa capacidade de amortecimento
Figura 4.1 – Definição da área de implantação do reservatório
CAPITULO 4
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
92
O valor de CN para o cenário atual é o calculado no capítulo anterior, sendo o resultado
obtido sintetizado na Tabela 3.9.
O tempo de concentração da Bacia do Córrego Lagoinha para o Cenário atual é o
encontrado no item (3.2.2.5), sendo de 1,77 horas.
4.2.3.CENÁRI O FUTURO
O cenário futuro foi elaborado com intuito de retratar a ocupação prevista para a região a
partir da Lei Complementar Nº 245 de 30 de novembro de 2000, que dispõe sobre o
parcelamento e zoneamento do uso e ocupação do solo do Município de Uberlândia e
revoga a Lei Complementar Nº 224 de 23 de dezembro de 1999 e suas alterações
posteriores.
Deve-se, no entanto, salientar que no cenário atual há situações em que a ocupação
existente já ultrapassou os limites estabelecidos pelas legislações vigentes, utilizadas para a
elaboração desse cenário. Esse fato é decorrência entre outras coisas, de que a maior parte
da obras já executadas teve seus projetos aprovados na legislação anterior, que possuía
índices urbanísticos diferenciados e falhas que possibilitavam burlar as porcentagens de
impermeabilização previstas. A fiscalização deficitária e o não cumprimento das normas só
contribuem para ocupação desordenada do espaço urbano.
Na elaboração do cenário futuro manteve-se a situação do cenário atual para as áreas já
loteadas, e nas áreas desocupadas da bacia foram criados novos loteamentos. Estes
loteamentos terão lotes de 12 metros de largura por 30 metros de comprimento, que é a
dimensão padrão dos lotes nesta região da cidade de Uberlândia, e também será simulada a
inserção de supermercados, escolas, e outros edifícios exigidos por lei, que ocupam áreas
maiores.
Os loteamentos propostos estão apresentados no Apêndice D, Figura D.2. E para que o
escoamento fosse simulado em fases diferenciadas de ocupação dos novos loteamentos,
foram definidos dois cenários, com características apresentadas a seguir:
CAPITULO 4
•
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
93
O Cenário Futuro I, as ruas estarão pavimentadas, as edificações erguidas em uma taxa
de ocupação de 60% do lote, e a porcentagem de impermeabilização do recuo e
afastamento lateral será de 20% do total, o que dará um total de 80% de
impermeabilização da área do lote.
•
No Cenário Futuro II, as ruas já estarão pavimentadas, as edificações erguidas em uma
taxa de ocupação de 60% do lote, e as áreas laterais e os recuos se apresentarão
impermeabilizada, definindo como taxa correspondente à pavimentação da área livre a
taxa de 80% de impermeabilização, o que leva a um total de 92% de
impermeabilização da área do lote.
De acordo com artigo 13 da Lei Complementar Nº 245 de novembro de 2000, os
loteamentos propostos tiveram que destinar ao município áreas mínimas, calculadas sobre
a área total loteável, que foram as seguintes:
i.
20 % para o sistema viário;
ii. 10 % para área de uso institucional;
iii. 7 % para área de recreação pública.
O loteamento I ficou com uma área de 1.804.921 m2 , das quais 360.984m2 são ocupados
pelas ruas, 232.838 m2 são praças, 71.789 m2 são ferrovias e 1.139.310 m2 são lotes, o local
de implantação do loteamento I está representado na Figura D.2.
O loteamento II ficou com uma área de 908.607 m2 , das quais 181.721 m2 são ocupados
pelas ruas, 87.435 m2 são praças, 639.450 m2 são lotes, o local de implantação do
loteamento II e está representado na Figura D.2.
Já o loteamento III é formado por dois condomínios fechados recentemente implantados na
bacia do Córrego Lagoinha, o Royal Park e o Vila Real, e mais o restante das áreas
adjacentes a estes, evidentemente respeitando o recuo destinado a área de preservação
ambiental. Neste caso foi considerado que os condomínios fechados, também, teriam o tipo
CAPITULO 4
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
94
de ocupação proposto para o cenário I e II, sendo assim, o loteamento III ficou assim
definido.
•
Condomínio fechado Royal Park com uma área de 179.373,74 m2 , das quais 64721,36
m2 são ocupados pelas ruas, 10.858,94 m2 são praças, 26183,74m2 são áreas
institucionais, e 77.609,70 m2 são lotes. Cabe destacar que, o condomínio Royal Park
apresenta uma área destinada ao sistema viário 80,41 % maior do que o exigido pela lei
municipal, uma área 13,52% menor que o exigido para área de recreação e apresenta
uma área de 14,60% de área institucional, apesar de esta não ser exigida por lei.
•
Condomínio fechado Vila Real com uma área de 78.041,94 m2 , das quais 21.429,77 m2
são ocupados pelas ruas, 6.381,07 m2 são praças, 3.001,08 m2 são áreas institucionais, e
47.230,04 m2 são lotes.
•
O restante da área adjacente aos condomínios fechados Royal Park e Vila Real, que
será chamado de Loteamento IIIa, foi loteado adquirindo uma área total de 2.757.444
m2 , das quais 697.845,14 são ruas, 279.000 m2 são áreas institucionais, 157.719,19 m2
são praças, e 1.901.880 m2 são lotes.
Em cada loteamento foram identificados diferentes tipos de lotes, no que se refere às
dimensões e tipo de ocupação. Os lotes tiveram uma taxa de ocupação de 60% para todos
os loteamentos. A Tabela 4.1, 4.2, 4.3, 4.4 e 4.5 a seguir apresentam as dimensões dos
lotes e suas áreas.
Tabela 4.1 – Tipos de lotes do Loteamento I
Tipo de Lote
1
2 (Escola I)
3 (Escola II)
4 (Creche)
5 (Posto de Saúde)
6 (Posto Policial)
7 (Supermecardo I)
8 (Supermercado II)
9 (Ginásio Poliesportivo)
10 (Praças )
Totais
largura
(m)
12
120
120
105
105
105
60
120
120
-
Dimensões
comprimento
(m)
30
150
180
105
105
105
120
150
150
-
Tabela 4.2 – Tipos de lotes do Loteamento II
área
(m²)
360
18000
21600
11025
11025
11025
7200
18000
18000
-
número de
lote
área total
(m²)
2531
3
3
2
2
2
1
1
1
2546
911160
54000
64800
22050
22050
22050
7200
18000
18000
232838
1139310
CAPITULO 4
Tipo de Lote
1
3 (Escola I)
2 (Escola II)
3 (Creche)
4 (Posto de Saúde)
5 (Posto Policial)
6 (Supermecardo I)
7 (Supermercado II)
8 (Ginásio Poliesportivo)
9 (Praças )
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
largura
(m)
12
90
90
90
90
60
60
90
60
-
Dimensões
comprimento
(m)
30
120
90
90
90
90
120
120
60
-
área
(m²)
360
10800
8100
8100
8100
5400
7200
10800
3600
-
95
número de
lote
área total
(m²)
1461
3
2
2
2
2
1
1
1
-
525960
32400
16200
16200
16200
10800
7200
10800
3600
87526
1475
639360
Totais
Tabela 4.3 – Tipos de lotes do Condomínio Fechado Royal Parque
Tipo de Lote
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16 (Área Institucional)
17 (Praças )
largura
(m)
12,00
12,00
14,19
14,38
11,91
12,19
12,00
12,20
12,81
11,81
12,00
11,80
12,50
11,50
12,00
-
Dimensões
comprimento
(m)
27,70
25,18
27,70
25,18
25,18
27,70
28,90
28,90
28,90
28,90
26,45
26,45
26,50
26,50
30,00
-
área
(m²)
332
302
393
362
300
338
347
353
370
341
317
312
331
305
360
26184
10859
Totais
número de
lote
área total
(m²)
126
33
1
1
1
4
26
2
4
1
24
1
1
1
9
-
41882
9971
393
362
300
1351
9017
705
1481
341
7618
312
331
305
3240
26184
10859
235
77610
Tabela 4.4 – Tipos de lotes do Condomínio Fechado Vila Real
Tipo de Lote
1
2
3 (Área Institucional)
Área de Recreação
Totais
largura
(m)
15,60
15,40
-
Dimensões
comprimento
(m)
28,60
28,60
-
área
(m²)
446
440
3001
6381
número de
lote
área total
(m²)
18
89
107
8031
39199
3001
6381
47230
CAPITULO 4
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
96
Tabela 4.5 – Tipos de lotes do Loteamento IIIa
Tipo de Lote
1
2 (Escola I)
3 (Escola II)
4 (Creche)
5 (Posto de Saúde)
6 (Posto Policial)
7 (Supermecardo I)
8 (Supermercado II)
9 (Ginásio Poliesportivo)
10 (Praças )
largura
(m)
12
150
180
120
120
120
60
120
120
-
Dimensões
comprimento
(m)
30
180
180
120
120
120
120
150
150
-
área
(m²)
360
27000
32400
14400
14400
14400
7200
18000
18000
157719
Totais
número de
lote
área total
(m²)
4268
3
3
3
2
2
2
2
2
-
1536480
81000
97200
43200
28800
28800
14400
36000
36000
157719
4287
1901880
Partindo do critério do plano Diretor de Desenvolvimento e Urbanização (PDDU), que
estabelece para as Unidades Territorial Residenciais (UTR) da Zona Residencial tipo 2
(ZR2) uma taxa de ocupação máxima de 60 %, e, define em 3 m e 1,5 m o recuo e
afastamento lateral mínimos respectivamente, considerando-se de residências térreas até as
de 4 pavimentos. Em 96,7% e 97,5% da UTR do Loteamento I e II respectivamente
ficaram definido 4 m de recuo mínimo, e 1,85 m de afastamento mínimo, obtendo-se a
seguinte configuração básica para ocupação do lotes, Figura 4.2.
a - laterais
a
b - recuo
a
telhado
b
Figura 4.2 – Configuração básica do lote
A partir dessa configuração, foram obtidos as taxas de impermeabilização, os recuos e os
afastamentos laterais por tipo de lote, usadas em cada cenário, apresentadas nas Tabelas
4.6, 4.7, 4.8, 4.9 e 4.10 a seguir:
CAPITULO 4
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
Tabela 4.6 – Impermeabilização dos lotes do Loteamento I
Tipo de
lote
Área
(m²)
1
360
2, 8 e 9
18000
3
21600
4, 5 e 6
11025
7
7200
Edificação
Cenário
1
2
1
2
1
2
1
2
1
2
A (m²)
216
216
10800
10800
12960
12960
6615
6615
4320
4320
Recuo
Dimen.
I (%) A (m²)
I (%)
(m)
60
48
4
10
60
48
4
11
60
4800
40
10
60
4800
40
21
60
5400
45
10
60
5400
45
20
60
3150
30
10
60
3150
30
23
60
900
15
0
60
900
15
10
A (m²)
96
96
2398
2398
3240
3240
1260
1260
1978
1978
Laterais
Total
Dimen.
I (%) I (%)
(m)
1,85
10
80
1,85
21
92
10,90
10
80
10,90
11
92
12,00
10
80
12,00
12
92
8,40
10
80
8,40
9
92
8,40
0
60
8,40
22
92
Tabela 4.7 – Impermeabilização dos lotes do Loteamento II
Tipo de
lote
Área
(m²)
1
360
2e8
10800
3, 4e 5
8100
6
5400
7
7200
9
3600
Edificação
Cenário
1
2
3
6
3
6
3
6
3
6
3
6
A (m²)
216
216
6480
6480
4900
4900
3240
3240
4320
4320
2160
2160
Recuo
Laterais
Total
Dimen.
Dimen.
I (%) A (m²)
I (%) A (m²)
I (%) I (%)
(m)
(m)
60
48
4
10
96
1,85
10
80
60
48
4
11
96
1,85
21
92
60
2700
30
10
1620
9,00
10
80
60
2700
30
20
1620
9,00
12
92
60
1800
30
0
1400
10,00
0
60
60
1800
30
18
1400
10,00
14
92
60
1080
30
10
1080
10,00
10
80
60
1080
30
16
1080
10,00
16
92
60
900
30
10
1980
9,43
10
80
60
900
30
10
1980
9,43
22
92
60
900
30
0
540
6,00
0
60
60
900
30
20
540
6,00
12
92
Tabela 4.8 – Impermeabilização dos lotes do Condomínio Fechado Royal Parque
97
CAPITULO 4
Tipo de
lote
Área
(m²)
1
332,40
2
302,16
3
393,06
4
362,19
5
299,93
6
337,65
7
346,80
8
352,51
9
370,34
10
341,43
11
317,40
12
312,03
13
331,25
14
304,75
15
360,00
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
Edificação
Cenário
1
2
1
2
1
2
1
2
1
2
1
2
1
2
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
A (m²) I (%) A (m²)
199,44
199,44
181,30
181,30
235,84
235,84
215,50
215,50
179,96
179,96
202,59
202,59
208,08
208,08
211,51
211,51
222,20
222,20
204,86
204,86
190,44
190,44
187,22
187,22
198,75
198,75
182,85
182,85
216,00
216,00
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
60
48,00
48,00
48,00
48,00
70,95
70,95
71,92
71,92
47,65
47,65
48,76
48,76
48,00
48,00
60,99
60,99
64,07
64,07
47,26
47,26
48,00
48,00
47,19
47,19
50,00
50,00
46,00
46,00
60,00
60,00
98
Recuo
Laterais
Total
Dimen.
Dimen.
I (%) A (m²)
I (%) I (%)
(m)
(m)
4
10
85
1,79
10
4
12
85
1,79
20
4
10
73
1,72
10
4
13
73
1,72
19
5
10
86
1,90
10
5
14
86
1,90
18
5
10
75
1,85
10
5
16
75
1,85
17
4
10
72
1,71
10
4
13
72
1,71
19
4
10
86
1,82
10
4
12
86
1,82
20
4
10
91
1,82
10
4
11
91
1,82
21
5
10
80
1,67
10
5
14
80
1,67
18
5
10
84
1,76
10
5
14
84
1,76
18
4
10
89
1,79
10
4
11
89
1,79
21
4
10
79
1,76
10
4
12
79
1,76
20
4
10
78
1,73
10
4
12
78
1,73
20
4
10
83
1,83
10
4
12
83
1,83
20
4
10
76
1,69
10
4
12
76
1,69
20
5
10
84
1,68
10
5
13
84
1,68
19
Tabela 4.9 – Impermeabilização dos lotes do Condomínio Fechado Vila Real
Edificação
Recuo
Laterais
Tipo de Área
Total
Cenário
Dimen.
Dimen.
lote
(m²)
A (m²) I (%) A (m²)
I (%) A (m²)
I (%) I (%)
(m)
(m)
1
267,7 60
62,4
4
10 116,06 2,36
10
1
446,16
2
267,7 60
62,4
4
11 116,06 2,36
21
1
264,3 60
61,6
4
10
115
2,33
10
2
440,44
2
264,3 60
61,6
4
11
115
2,33
21
CAPITULO 4
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
99
Tabela 4.10 – Impermeabilização dos lotes do Loteamento IIIa
Tipo de
lote
Área
(m²)
1
360
2
27000
3
32400
4, 5, 6
14400
7
7200
8, 9
18000
Edificação
Cenário
1
2
1
2
1
2
1
2
1
2
1
2
A (m²)
216
216
16200
16200
19440
19440
8568
8568
4320
4320
10800
10800
Recuo
Dimen.
I (%) A (m²)
I (%)
(m)
60
48
4
10
60
48
4
11
60
6750
45
10
60
6750
45
20
60
8100
45
10
60
8100
45
20
60
3600
30
10
60
3600
30
20
60
1200
20
10
60
1200
20
13
60
3000
25
10
60
3000
25
13
A (m²)
96
96
4050
4050
4860
4860
2232
2232
1680
1680
4200
4200
Laterais
Total
Dimen.
I (%) I (%)
(m)
1,85
10
80
1,85
21
92
15,00
10
80
15,00
12
92
18,00
10
80
18,00
12
92
12,40
10
80
12,40
12
92
8,40
10
80
8,40
19
92
16,80
10
80
16,80
19
92
Definidas as áreas edificáveis, as áreas laterais e de recuo impermeabilizadas, e admitindo
uma taxa de impermeabilização de 10% para áreas de praças, obteve-se a taxa de
impermeabilização por cenário, resultados que estão sintetizados nas Tabelas 4.11 e 4.12,
4.13, 4.14, 4.15.
Tabela 4.11 – Taxa de impermeabilização do loteamento I
Cenário
1
2
Rua
36,10
36,10
Áreas impermeabilizadas (ha)
Edificações Laterais Recuos Praça Total
68,36
2,75
1,81 2,33 111,35
68,36
21,98
14,52 2,33 143,28
Imperm.
%
0,62
0,79
Tabela 4.12 – Taxa de impermeabilização do loteamento II
Cenário
1
2
Rua
18,17
18,17
Áreas impermeabilizadas (ha)
Edificações Laterais Recuos Praças Total
38,39
1,60
0,96 0,88 60,00
38,39
12,81
7,66 0,88 77,90
Imperm.
%
0,66
0,86
Tabela 4.13 – Taxa de impermeabilização do Condomínio Fechado Royal Parque
Áreas impermeabilizadas (ha)
Cenário
1
2
Rua
6,47
6,47
Edificações Laterais Recuos Praças
4,66
4,66
0,20
1,56
0,12
0,92
0,11
0,11
Área
Total
Institucional
2,09
2,41
11,55
13,72
Imperm.
%
0,64
0,76
Tabela 4.14 – Taxa de impermeabilização do Condomínio Fechado Vila Real
CAPITULO 4
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
Áreas impermeabilizadas (ha)
Cenário
1
2
Rua
Edificações Laterais Recuos Praça
2,14
2,14
2,83
2,83
0,12
0,98
0,07
0,53
0,06
0,06
Aárea
Total
Institucional
0,008
5,24
0,031
6,58
100
Imperm.
%
0,67
0,84
Tabela 4.15 – Taxa de impermeabilização do loteamento IIIa
Cenário
1
2
Rua
69,78
69,78
Áreas impermeabilizadas (ha)
Edificações Laterais Recuos Praça Total
114,06
4,72
2,89 1,58 193,04
114,06
37,78
23,12 1,58 246,32
Imperm.
%
0,70
0,89
Como o Loteamento III é formado pelo Loteamento IIIa, e os condomínios fechados Royal
Park e Vila Real, a impermeabilização para cada cenário é obtida da média ponderada dos
valores encontrados nas Tabelas 4.13, 4.14 e 4.15. Os resultados encontrados estão
apresentados na Tabela 4.16.
Tabela 4.16 – Taxa média de impermeabilização do loteamento III
Condomínio Royal
Cenários Área
Imperm.
(ha)
1
17,94
0,64
2
17,94
0,76
Condomínio Vila Loteamento IIIa
Área
Área Imperm.
Imperm.
(ha)
(ha)
%
7,80
0,67
275,74
0,70
7,80
0,84
275,74
0,89
Imperm.
média %
0,70
0,88
Estabelecidas as porcentagens de impermeabilização dos novos loteamentos implantados
na bacia do Córrego Lagoinha, e substituindo nas suas respectivas áreas de ocupação,
foram achados novos valores para a taxa de impermeabilização das áreas 1 e 47, Figura
3.1, o que levou a obtenção de novos CN para os cenários futuros propostos. Os valores
encontrados para os dois cenários estão apresentados nas Tabelas 4.17 e 4,18 abaixo:
Tabela 4.17 – Valores de CN para o Cenário Futuro I
Nome
Área
(km²)
Sub-Bacia 1
Sub-Bacia 2
Sub-Bacia 3
Sub-Bacia 4
Sub-Bacia 5
Total
3,36
5,42
5,13
5,90
1,10
20,91
Área
Impermeável
(km²)
1,60
2,94
2,50
2,84
0,15
10,03
Fração Impermeável
CN
CN
da Sub-Bacia
Permeável Impermeável
(%)
98
48
80
98
54
80
98
49
80
98
48
80
14
48
89
CN W
89
90
89
89
78
-
Tabela 4.18 – Valores de CN para o Cenário Futuro II
Nome
Área
(km²)
Sub-Bacia 1
Sub-Bacia 2
Sub-Bacia 3
Sub-Bacia 4
Sub-Bacia 5
Total
3,36
5,42
5,13
5,90
1,10
20,91
Área
Impermeável
(km²)
2,01
3,09
2,72
3,29
0,15
11,27
Fração Impermeável
CN
CN
da Sub-Bacia
Permeável Impermeável
(%)
98
60
80
98
57
80
98
53
80
98
56
80
14
54
90
CN W
91
90
90
90
78
-
CAPITULO 4
ELABORAÇÃO DOS CENÁRIOS
E IMPLANTAÇÃO DO RESERVATÓRIO
101
Para determinação do tempo de concentração dos cenários futuros foi simulado um sistema
de drenagem na área de implantação do Loteamento I, sendo determinado por meio do
Método Racional, o tempo de escoamento em sarjetas e galeria, tempos estes que
substituíram o tempo de escoamento superficial dos cenários de pré- urbanização e atual, os
cálculos executados estão apresentado no Apêndice A, e o traçado das galerias encontra-se
no Apêndice D, Figura D.3. O valor encontrado foi de 28,10 minutos. Este tempo somado
ao tempo de escoamento pluvial no córrego durante o período de chuva forneceu o valor
do tempo de concentração para os cenários futuros, que é de 1,67 horas.
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
102
CAP ÍTU LO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E
PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
5.1. DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS DE ENTRADA E
PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
A simulação do escoamento nos cenários propostos foi realizada através dos hidrogramas
resultantes das duas situações: sem inserção do reservatório de retenção; e com inserção
desta estrutura.
5.1.1.HIDROGRAM AS DE EN TRADA DO RES ERVATÓRI O
O reservatório a ser implantado na área central da bacia do Córrego Lagoinha recebe a
contribuição de uma área de drenagem de 10,20 km2 , o tempo de concentração e o número
de curva (CN) nesse trecho depende da situação imposta para cada cenário.
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
103
5.1.1.1. Hi drog ra ma pa ra o ce ná rio de pré -urba ni zação
Para o cenário de pré-urbanização o tempo de concentração para a área de contribuição do
reservatório é de 0,98 horas, e a partir deste fo ram determinadas as variáveis para
determinação do hidrograma unitário sintético.
Usando a Tabela 2.3, onde tem-se os valores t/tp e Q/Q p , obteve-se os valores da variação
da vazão com o tempo, e com estes, foi montado o hidrograma unitário sintético, mostrado
na Figura 5.1.
HIDROGRAMA UNITÁRIO SINTÉTICO PARA O CENÁRIO DE PRÉURBANIZAÇÃO
tc = 0,98 horas
tp = 0,59 horas
Qpu = 31,60 m³/s/cm
D = 10 min.
A = 10,20 km²
Vazão em m³/s/cm
35
30
25
20
15
10
5
0
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
Tempo em minutos
Figura 5.1 – Hidrograma unitário sintético do SCS para a área de contribuição do
reservatório considerando o cenário de pré- urbanização
Para determinação da chuva excedente obtida pelo número da curva CN = 78, foi usado o
hietograma conforme Huff 1º quartil com 50 % de probabilidade, já que a distribuição
temporal da chuva de Uberlândia-MG aproxima muito desse, como mostra o item
(3.2.2.3). Considerando a precipitação de 2 horas de duração, que é a que mais tem efeito
no município, para o período de retorno adotado, 100 anos, a altura de chuva segundo
Tabela 3.8, é de 119,12 mm.
A chuva excedente foi determinada por meio da Equação (2.5), para a bacia préurbanizada, que apresenta CN igual a 78, tem-se potencial máximo de retenção (S),
segundo a Equação (2.4), de 71,64 milímetros. Os valores da chuva excedente acumulada
para cada período de tempo são dados pela Equação (2.5), para valores de precipitação
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
104
acumulada maiores que 0,2S, pois para valores inferiores a esses a chuva excedente é igual
a zero. A Tabela 5.1 apresenta o processo para determinação da chuva excedente para cada
período de tempo.
Tabela 5.1 – Determinação da chuva excedente
Tempo
(minutos)
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
Precipitação Total
HUFF 1º Q
50% P (%) Por faixa (mm) Acumulada
0,132
0,274
0,208
0,116
0,071
0,053
0,046
0,028
0,024
0,024
0,016
0,008
15,72
32,64
24,78
13,82
8,46
6,31
5,48
3,34
2,86
2,86
1,91
0,95
15,72
48,36
73,14
86,96
95,42
101,73
107,21
110,54
113,40
116,26
118,17
119,12
Chuva excedente
Acumulada
Por faixa (mm)
(mm)
0,03
0,03
10,96
10,93
26,51
15,55
36,56
10,05
43,05
6,49
48,03
4,98
52,44
4,40
55,15
2,72
57,50
2,35
59,86
2,36
61,45
1,58
62,24
0,79
E para determinação do hidrograma de cheia da bacia foi aplicado o método de
convolução, que trata de multiplicação, translação e soma, apresentado na Tabela 5.2.
Para se obter a coluna 4 a começar do tempo de 10 minutos, por exemplo, tem-se o valor
de 0,007 m3 /s e abaixo 0,021 m3 /s e mais abaixo 0,044 m3 /s.
5,53 m3 /s x 0,003 = 0,015 m3 /s
18,86 m3 /s x 0,003 = 0,050 m3 /s
30,35 m3 /s x 0,003 = 0,081 m3 /s
Procedendo desta maneira e sempre pulando de 10 em 10 minutos, completou-se todas as
multiplicações.
Depois, fez se a soma das linhas das colunas 3 às da coluna 14 e obteve os valores do
hidrograma devido ao escoamento superficial. Mas como existe um escoamento base de
0,22 m3 /s, o hidrograma final será a soma destas vazões, o resultado está apresentado na
coluna 17, Tabela 5.2. A vazão de base foi considerada constante durante a chuva devido a
duração da mesma ser pequena.
O hidrograma de cheia do cenário de pré-urbanização está representado na Figura 5.2.
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
105
HIDROGRAMA DE CHEIA DO CENÁRIO DE PRÉ-URBANIZAÇÃO
tc = 0,98 horas
tp = 0,59 horas
Qpu = 31,60
m³/s/cm
D = 10 min.
A = 10,20 km²
Qp = 119,77 m³/s
140
Vazão em m³/s
120
100
80
60
40
20
0
0
50
100
150
200
250
Tempo em minutos
Figura 5.2 – Hidrograma de cheia para área de contribuição do reservatório considerando o
cenário de pré-urbanização
A seguir serão apresentados os hidrogramas resultantes para o cenário atual e para os
cenários futuros, as planilhas de cálculo para suas determinações constam no Apêndice B.
5.1.1.2. Hi drog ra ma pa ra o ce ná rio at ua l
Vazão em m³/s
HIDROGRAMA DE CHEIA DO CENÁRIO ATUAL
tc = 0,82 horas
tp = 0,49 horas
D = 10 min.
Qpu = 36,88 m³/s/cm
A = 10,20 km²
P = 119,12 mm
CN = 85
Qp = 166,22 m³/s
180
160
140
120
100
80
60
40
20
0
0
50
100
150
200
250
Tempo em minutos
Figura 5.3 – Hidrograma de cheia para a área de contribuição do reservatório considerando
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
106
o cenário atual
5.1.1.3. Hi drog ra mas pa ra os ce nários fut uros
HIDROGRAMAS DE CHEIAS DO CENÁRIO FUTURO I
tc = 0,80 horas
tp = 0,48 horas
D = 10 min.
Qpu = 37,66 m³/s/cm
A = 10,20 km²
P = 119,12 mm
CN = 89
Qp = 194,87 m³/s
Vazão em m³/s
250,00
200,00
150,00
100,00
50,00
0,00
0
50
100
150
200
Tempo em minutos
Figura 5.4 – Hidrograma de cheia para área de contribuição do reservatório considerando o
cenário futuro I
HIDROGRAMA DE CHEIA DO CENÁRIO FUTURO II
tc = 0,80 horas
tp = 0,48 horas
D = 10 min.
Qpu = 37,66 m³/s/cm
A = 10,20 km²
P = 119,12 mm
CN = 90
Qp = 201,50 m³/s
Vazão em m³/s
250,00
200,00
150,00
100,00
50,00
0,00
0
50
100
150
200
250
Tempo em minutos
Figura 5.5 – Hidrograma de cheia para área de contribuição do reservatório considerando o
cenário futuro II
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
107
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
Tabela 5.2 – Hidrograma de cheia da área de contribuição do reservatório retenção para o cenário de pré-urbanização
1
Tempo
(minutos)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
140
150
160
170
180
190
200
210
220
230
240
250
260
270
280
2
Hidrograma
unitário
(m³/s/cm)
3
10
4
20
0,003
1,093
0,00
5,53
18,86
30,35
30,65
24,10
14,53
9,10
5,90
3,69
2,31
1,46
0,92
0,58
0,37
0,25
0,15
0,06
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,015
0,050
0,081
0,082
0,064
0,039
0,024
0,016
0,010
0,006
0,004
0,002
0,002
0,001
0,001
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
6,047
20,623
33,187
33,515
26,353
15,888
9,951
6,451
4,035
2,526
1,596
1,006
0,634
0,405
0,273
0,164
0,066
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
5
6
7
8
9
10
11
12
13
30
40
50
60
70
80
90
100
110
Chuva excedente em cm devido a chuva de 2h obtida pelo número da curva CN = 78
1,555
1,005
0,649
0,498
0,440
0,272
0,235
0,236
0,158
8,600
29,332
47,202
47,668
37,481
22,598
14,153
9,176
5,739
3,593
2,271
1,431
0,902
0,575
0,389
0,233
0,093
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
5,557
18,954
30,501
30,802
24,220
14,602
9,145
5,929
3,708
2,321
1,467
0,925
0,583
0,372
0,251
0,151
0,060
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
3,588
12,235
19,690
19,884
15,635
9,426
5,904
3,828
2,394
1,499
0,947
0,597
0,376
0,240
0,162
0,097
0,039
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
2,754
9,391
15,112
15,262
12,000
7,235
4,531
2,938
1,837
1,150
0,727
0,458
0,289
0,184
0,124
0,075
0,030
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
2,436
8,307
13,368
13,500
10,615
6,400
4,008
2,599
1,625
1,017
0,643
0,405
0,255
0,163
0,110
0,066
0,026
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
1,502
5,121
8,241
8,323
6,544
3,946
2,471
1,602
1,002
0,627
0,396
0,250
0,157
0,100
0,068
0,041
0,016
0,000
0,000
0,000
0,000
1,298
4,426
7,123
7,193
5,656
3,410
2,136
1,385
0,866
0,542
0,343
0,216
0,136
0,087
0,059
0,035
0,014
0,000
0,000
0,000
1,307
4,458
7,174
7,245
5,697
3,434
2,151
1,395
0,872
0,546
0,345
0,217
0,137
0,087
0,059
0,035
0,014
0,000
0,000
0,876
2,989
4,810
4,857
3,819
2,303
1,442
0,935
0,585
0,366
0,231
0,146
0,092
0,059
0,040
0,024
0,010
0,000
14
120
15
Soma
0,079
6,224
0,440
1,499
2,413
2,437
1,916
1,155
0,723
0,469
0,293
0,184
0,116
0,073
0,046
0,029
0,020
0,012
0,005
0,01
6,10
29,30
68,16
103,32
119,55
115,71
101,59
85,90
71,26
58,73
48,00
38,09
28,32
19,38
12,53
7,89
4,95
3,04
1,82
1,09
0,65
0,38
0,22
0,12
0,06
0,02
0,00
16
17
Vazão de Hidrograma
base (m³/s)
(m³/s)
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,23
6,32
29,52
68,38
103,54
119,77
115,93
101,81
86,12
71,48
58,95
48,22
38,31
28,54
19,60
12,75
8,11
5,17
3,26
2,04
1,31
0,87
0,60
0,44
0,34
0,28
0,24
0,22
105
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
109
5.1.2.PRO PAGAÇÃO NO RES ERVATÓRI O
Para determinação da vazão de saída do reservatório foi utilizado o método de
armazenamento, ou seja, o método modificado de Pulz, elaborado em 1928, segundo
Tomaz (2002), Tucci (1995) e Linsley et al. (1978). Tal método está apresentado no
capítulo 2 deste trabalho.
Preliminarmente, foi feito um pré-dimensionamento do reservatório de retenção, pelo
método SCS do TR-55, segundo Equação (2.12).
A chuva excedente para o cenário atual, que possui CN igual a 85, determinada por meio
da Equação (2.5) é de 14,11 cm, e como a área de contribuição do reservatório é de 10,20
km2 , o volume de runoff é dado por:
Volume de runoff = 14,11 x 10 -2 x 10,20 x 10 6 = 1.439.220m 3
As vazões de pico para o cenário de pré-urbanização e para o cenário atual, determinadas
no item anterior, são de 119,77 m3 /s e 166,22 m3 /s respectivamente. Portanto o valor de α,
da Equação (2.12), é de 0,72.
O tipo de chuva adotada é do tipo II, e substituindo os valores encontrados na Equação
(2.12), obteve um volume para o reservatório de 291.419,9 m3 .
Segundo Tomaz (2002) o método do TR-55, superdimensiona o reservatório de retenção,
com erros de estimativas da até 25%. Portanto, foi adotado o valor de 250.000 m3 , e este
volume também é o usado na propagação no reservatório para os cenários futuros.
5.1.2.1. Pro pagação no re se rvató rio pa ra o ce ná rio at ua l
Inicialmente foi determinada a altura do reservatório, de acordo com a topografia do
terreno, a altura que melhor se adapta a situação, já que é interessante evitar grandes áreas
é 8 metros. Como o volume natural do terreno é menor que o volume necessário para o
amortecimento, foi adotado o reservatório em forma de tronco de pirâmide, onde se
manteve a área da cota de 8 metros e determinou a área no fundo do reservatório, cota 0, e
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
110
as áreas das demais cotas foram encontradas por interpolação. E assim, pôde-se determinar
a relação cota volume, apresentada na Tabela 5.4. Na execução do reservatório proposto
terá que se fa zer um desaterro de 52.420 m3 . Observa-se que usando interpolação para
determinação das áreas das cotas entre as cotas 0 e 8 metros, obteve-se um volume de
282.783,4 m3 , superior aos 250.000 m3 propostos anteriormente.
O tipo de dispositivo de saída adotado são dois condutos de elevação, conforme Figuras
5.6 e 5.7, onde em um deles tem-se dois orifícios em faces opostas, em uma altura de 0,80
m, com dimensões de 3 x 1,5 m, pois se deseja manter uma lâmina d’água, o outro conduto
de elevação tem mais dois orifícios em faces opostas a uma altura de 3,80 metros, com as
mesmas dimensões dos anteriores. E em ambos os condutos de elevação tem-se 2
vertedores, um em cada face oposta do conduto de elevação, instalados a uma altura de 6,8
metros, os vertedores possuem largura de 3 metros e altura de 1,20 metros. As dimensões
dos dispositivos de saídas foram definidas de acordo com a vazão de prédimensionamento.
Como as vazões nos orifícios e vertedores dependem somente da altura do reservatório,
foram calculadas as relações altura-vazão, apresentadas na Tabela 5.3.
O coeficiente de descarga dos orifícios foi mantido constante, 0,62, afim de facilitar os
cálculos, a vazão de saída dos orifícios foram calculadas de acordo com a altura da lâmina
d’água. Segundo Porto (1999), a vazão de saída do orifício, de acordo, com a altura da
lâmina d’água é dada por:
•
O orifício funciona como um vertedor até atingir sua altura
Q = CW .L.H 1, 5
(5.1)
Onde:
Cw – coeficiente de descarga do vertedor, igual 1,838;
L – largura do orifício;
H – carga sobre o fundo do orifício.
•
Para o caso em que a altura do orifício é maior ou igual a um terço da carga sobre o
orifício, tem –se:
CAPITULO 5
Q=
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
2
h 1,5 − h 1,5
2
C d .A. 2.g . 1
3
h1 − h 2
111
(5.2)
Sendo:
Cd – coeficiente de descarga do orifício, adotado o valor de 0,62;
A – área do orifício
g– aceleração da gravidade;
h1 – altura que vai do fundo do reservatório a cota do nível d’água no reservatório;
h2 – altura que vai do topo do reservatório a cota do nível d’água no reservatório.
•
Para o caso em que a altura do orifício é menor que um terço da carga sobre o orifício,
tem-se:
Q = Cd . A. 2. gH
(5.3)
Sendo H a carga sobre o orifício.
A vazão dos vertedores foi dada pela Equação (5.2).
No dimensionamento dos tubos de saídas dos condutos de elevação foi utilizada a Equação
(5.3), pois esses são considerados tubos muito curtos.
Para o conduto de elevação que tem o orifício instalado a uma altura de 0,80 metros, foi
considerado que este terá uma lâmina d’água de 2,20 metros acima do tubo de saída, sendo
que esse terá que escoar uma vazão de 81,21 m3 /s, que é a soma da vazão do orifício mais
a metade da vazão do vertedor para a altura de 8,20 metros, conforme Tabela 5.3.
Considerando que será utilizado três tubos de saída, tem se pela Equação (5.3):
Q = Cd .A. 2.gH →
81,21
pd 2
= 0,60x
x 2.g.2,2 → d = 2,96m
3
4
Serão adotados três tubos de saída com diâmetro de 3,00 metros.
Para o conduto de elevação que tem o orifício instalado a uma altura de 3,80 metros, que
escoa uma vazão de 66,02 m3 /s, serão admitidos a utilização de dois tubos de saída com
diâmetro de 3 metros, a altura d’água acima do tubo dada pela Equação (5.3) é:
CAPITULO 5
Q = Cd .A. 2.gH →
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
112
66,02
p3 2
= 0,60x
x 2.g.H → H = 3,09m
2
4
Determinada a vazão de saída para cada intervalo de altura adotado, pôde-se determinar as
relações altura-volume armazenamento- vazão de saída, tais relações estão apresentadas na
Tabela 5.4.
A propagação no reservatório foi realizada pela equação da continuidade, conforme Akan
apud Tomaz (2002), Equação (2.14), e esse encontra detalhado na Tabela 5.5. Onde na
coluna 1 esta a ordem de tempo de 1 a 27. Na coluna 2 esta o inicio do tempo (t1 ) em
horas, com intervalo de 0,1666 horas. O tempo vai acumulando até 4,33 horas. Na coluna 3
está o final do tempo t2 em horas, começando por 0,17 horas com intervalo de 0,166 horas.
Na coluna 4 está a vazão da hidrógrafa obtida pelo método SCS TR-55 e no início I1 = 0,22
m3 /s, correspondente a vazão de base da bacia. Na coluna 5 está a vazão da hidrógrafa no
final do tempo I2 = 1,01 m3 /s. Na coluna 6 está a soma das vazões de entrada I1 + I2 em
m3 /s. A coluna 7 (2S1 /∆t – Q1 ) na primeira linha é 58,92, pois no início Q1 = 0,18 m3 /s e S1
= 17728,71 m3 .
A segunda linha da coluna 7, é a repetição da primeira linha da coluna 10. A coluna 8
(2S2 /∆t + Q2 ) é a soma da coluna 6 (I1 + I2 ) com a cluna 7 (2S1 /∆t – Q1 ), devido a Equação
(2.17).
A coluna 9 (Q2) é achada usando a interpolação, para a relação (2S2 /∆t + Q2 ) com Q2 como
vazão, conforme Tabela 5.7.
A coluna 10 (2S2 /∆t + Q2 ) é igual a coluna 8 ((2S2 /∆t + Q2 ) menos 2 vezes a coluna 9 (Q 2 ).
Destas maneira foi obtida a hidrógrafa de saída que está na coluna 9 (Q 2 ).
A hidrógrafa de saída para o cenário atual está representado na Figura 5.8. E as hidrógrafas
de saída para os cenários futuros estão representadas nas Figuras 5.8 e 5.9, e as planilhas
de cálculos para suas obtenções estão apresentadas no Apêndice B.
A altura adotada para o reservatório é de 8 metros, porém é necessário adotar uma altura
adicional de borda livre, acima do nível máximo das águas, para que as ondas provocadas
pelos ventos não transponham a crista da barragem. Segundo Linley (1972), a altura de
borda livre é dada pela expressão:
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
Z w = 0,005.V w1,06 .F 0,47
113
(5.4)
Onde Zw é a altura da borda livre em metros; Vw é a velocidade do vento em km/h; e F é o
fletch ou extensão da superfície da água sobre o qual sopra o vento em km.
O mês em que se tem os maiores ventos em Uberlândia-MG, é agosto, com uma média de
velocidade eólica de 25,20 km/h. A maior extensão encontrada no reservatório é de 0,463
km. Substituindo esses valores na Equação (5.4) tem-se uma altura de 0,11 de borda livre.
Por segurança a crista da barragem ficará a uma altura de 8,60 metros.
Vertedor
Orifício
Figura 5.6 – Perspectiva dos dispositivos de saída
Vertedor
Orifício
Barragem
Tela
Fundação de concreto
Figura 5.7 – Dispositivo de saída do reservatório de retenção
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
114
Tabela 5.3 – Descarga final resultante do orifício e do vertedor em função da elevação
Carga Altura
Oriffício
Oriffício
total do
largura = 3 m
largura = 3 m
reservatório =
altura = 1,5 m
altura =1,5 m
Coeficiente
Coeficiente
8,0 m
Vazões
Vazões
de descarga
de descarga
H
(m³/s)
(m³/s)
(m)
Cd
Cd
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
0,877
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8
2,0
2,2
2,4
0,62
20,43
2,6
0,62
23,08
2,8
0,62
25,37
3,0
0,62
27,45
3,2
0,62
29,37
3,4
0,62
31,15
3,6
0,62
32,84
3,8
0,62
34,44
4,0
0,62
35,96
4,2
0,62
37,43
4,4
0,62
38,83
4,6
0,62
40,18
4,8
0,62
41,49
5,0
0,62
42,76
5,2
0,62
43,99
5,4
0,62
45,19
0,62
20,43
5,6
0,62
46,36
0,62
23,08
5,8
0,62
47,49
0,62
25,37
6,0
0,62
48,61
0,62
27,45
6,2
0,62
49,74
0,62
29,37
6,4
0,62
50,80
0,62
31,15
6,6
0,62
51,84
0,62
32,84
6,8
0,62
52,86
0,62
34,44
7,0
0,62
53,85
0,62
35,96
7,2
0,62
54,83
0,62
37,43
7,4
0,62
55,80
0,62
38,83
7,6
0,62
56,74
0,62
40,18
7,8
0,62
57,67
0,62
41,49
8,0
0,62
58,59
0,62
42,76
8,2
0,62
59,49
0,62
43,99
8,4
0,62
60,38
0,62
45,19
8,6
0,62
61,25
0,62
46,36
Vertedor de parede
delgada
largura = 3 m
Coeficiente
Vazão
de descarga
(m³/s)
Cw
1,838
1,838
1,838
1,838
1,838
1,838
1,838
1,838
0,22 (1)
0,92
2,60
4,78
7,36
10,29
13,53
17,05
1,838
1,838
1,838
1,838
1,838
1,838
1,838
0,92 (2)
2,60
4,78
7,36
10,29
13,53
17,05
1,839
1,838
1,838
1,838
1,838
1,838
1,838
1,838
1,838
1,84 (3)
5,21
9,57
14,73
20,59
27,06
34,10
41,66
49,71
(1) - Orifícios do 1º conduto de elevação funcionando como vertedores
(2) - Orifícios do 2º conduto de elevação funcionando como vertedores
Soma das
vazões (m³/s)
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,22
0,92
2,60
4,78
7,36
10,29
13,53
17,05
20,43
23,08
25,37
27,45
29,37
31,15
32,84
34,44
36,89
40,03
43,61
47,55
51,79
56,29
61,04
65,62
69,43
72,87
76,06
79,11
81,96
84,68
87,30
91,66
97,47
104,19
111,66
119,75
128,41
137,58
147,23
157,32
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
115
(3) - Vertedores localizados no topo do condutos de elevação
Tabela 5.4 – Relações altura-volume armazenamento- vazão
Altura
(m)
Orifício +
Vertedor (m³/s)
Área
(m²)
Volume Parcial
(S) (m³)
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
0,877
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8
2,0
2,2
2,4
2,6
2,8
3,0
3,2
3,4
3,6
3,8
4,0
4,2
4,4
4,6
4,8
5,0
5,2
5,4
5,6
5,8
6,0
6,2
6,4
6,6
6,8
7,0
7,2
7,4
7,6
7,8
8,0
8,2
8,4
8,6
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,22
0,92
2,60
4,78
7,36
10,29
13,53
17,05
20,43
23,08
25,37
27,45
29,37
31,15
32,84
34,44
36,89
40,03
43,61
47,55
51,79
56,29
61,04
65,62
69,43
72,87
76,06
79,11
81,96
84,68
87,30
91,66
97,47
104,19
111,66
119,75
128,41
137,58
147,23
157,32
13463,5
15218,3
16973,2
18728,1
20483,0
21158,6
26543,8
27150,6
27757,5
28364,3
28971,2
29578,0
30184,9
30791,7
31398,5
32005,4
32612,2
33219,1
33825,9
34432,8
35039,6
35646,5
36253,3
36860,2
37467,0
38073,9
38680,7
39287,5
39894,4
40501,2
41108,1
41714,9
42321,8
42928,6
43535,5
44142,3
44749,2
45356,0
45962,8
46569,7
47176,5
49036,5
51603,7
54170,8
56738,0
0,0
2868,2
3219,2
3570,1
3921,1
4164,2
4770,2
5369,4
5490,8
5612,2
5733,5
5854,9
5976,3
6097,7
6219,0
6340,4
6461,8
6583,1
6704,5
6825,9
6947,2
7068,6
7190,0
7311,3
7432,7
7554,1
7675,5
7796,8
7918,2
8039,6
8160,9
8282,3
8403,7
8525,0
8646,4
8767,8
8889,1
9010,5
9131,9
9253,3
9374,6
9621,3
10064,0
10577,4
11090,9
Volume
Acumulado
(S) (m³)
0,0
2868,2
6087,3
9657,5
13578,6
17742,7
22513,0
27882,4
33373,2
38985,4
44718,9
50573,9
56550,2
62647,8
68866,8
75207,2
81669,0
88252,1
94956,6
101782,5
108729,7
115798,3
122988,3
130299,7
137732,4
145286,5
152961,9
160758,8
168677,0
176716,5
184877,4
193159,7
201563,4
210088,5
218734,9
227502,6
236391,8
245402,3
254534,2
263787,4
273162,1
282783,4
292847,4
303424,8
314515,7
(2S/ Dt + Q)
Dt = 600 s
(2S/ Dt -Q)
Dt = 600 s
0,00
9,56
20,29
32,19
45,26
59,36
75,96
95,55
116,03
137,32
159,36
182,11
205,55
229,25
252,63
276,06
299,68
323,54
347,68
372,12
396,87
422,88
449,99
477,95
506,66
536,08
566,17
596,91
627,87
658,49
689,13
719,92
750,99
782,25
813,80
845,64
879,63
915,47
952,64
990,95
1030,29
1071,02
1113,74
1158,65
1205,71
0,00
9,56
20,29
32,19
45,26
58,92
74,12
90,34
106,46
122,59
138,77
155,05
171,45
188,40
206,48
225,32
244,78
264,81
285,37
306,43
327,99
349,11
369,93
390,72
411,56
432,50
453,58
474,82
496,64
519,62
543,39
567,81
592,77
618,34
644,44
671,05
696,31
720,54
744,25
767,64
790,79
814,20
838,58
864,19
891,06
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
116
Tabela 5.5 – Propagação no reservatório para o cenário atual
Tempo
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
23
24
25
26
27
t1
(h)
0,00
0,17
0,33
0,50
0,67
0,83
1,00
1,17
1,33
1,50
1,67
1,83
2,00
2,17
2,33
2,50
2,67
2,83
3,00
3,17
3,33
3,50
3,67
3,83
4,00
4,17
4,33
t2
(h)
0,17
0,33
0,50
0,67
0,83
1,00
1,17
1,33
1,50
1,67
1,83
2,00
2,17
2,33
2,50
2,67
2,83
3,00
3,17
3,33
3,50
3,67
3,83
4,00
4,17
4,33
4,50
I1
(m³/s)
0,22
0,99
18,08
71,10
133,70
166,22
159,04
134,47
109,71
87,68
69,51
55,75
44,67
33,75
22,85
13,96
7,99
4,57
2,65
1,57
0,95
0,61
0,42
0,31
0,25
0,23
0,22
I2
(m³/s)
0,99
18,08
71,10
133,70
166,22
159,04
134,47
109,71
87,68
69,51
55,75
44,67
33,75
22,85
13,96
7,99
4,57
2,65
1,57
0,95
0,61
0,42
0,31
0,25
0,23
0,22
0,22
[2S1/ ∆ t -Q1 ]
(m³/s)
58,92
59,55
76,32
143,14
285,59
466,93
626,54
723,42
753,36
743,03
710,21
662,53
602,53
537,03
472,54
413,45
358,71
305,68
255,87
212,44
178,16
153,32
135,09
121,45
111,00
102,88
96,45
I1 + I2
(m³/s)
1,21
19,07
89,18
204,79
299,91
325,25
293,50
244,18
197,40
157,20
125,26
100,42
78,42
56,60
36,81
21,95
12,56
7,22
4,22
2,52
1,56
1,03
0,74
0,57
0,48
0,45
0,44
[2S2/ ∆ t + Q2 ] Q2 2S 2/ ∆ t - Q 2
(m³/s)
(m³/s)
(m³/s)
60,13
0,29
59,55
78,62
1,15
76,32
165,50
11,18
143,14
347,93
31,17
285,59
585,51
59,29
466,93
792,18
82,82
626,54
920,04
98,31
723,42
967,60
107,12
753,36
950,75
103,86
743,03
900,23
95,01
710,21
835,47
86,47
662,53
762,95
80,21
602,53
680,95
71,96
537,03
593,62
60,54
472,54
509,35
47,95
413,45
435,41
38,35
358,71
371,26
32,79
305,68
312,91
28,52
255,87
260,08
23,82
212,44
214,96
18,40
178,16
179,72
13,20
153,32
154,35
9,63
135,09
135,83
7,19
121,45
122,02
5,51
111,00
111,48
4,30
102,88
103,33
3,44
96,45
96,89
2,73
91,43
HIDRÓGRAFA AFLUENTE E EFLUENTE PARA O CENÁRIO ATUAL
180
160
Hidrógrafa Afluente
Vazão (m³/s)
140
Hidrógrafa Efluennte
120
Atenuação da vazão
(∆ Q) = 59,10 m³/s
100
80
Atenuação no
tempo de pico (∆ t) =
30 min.
60
40
20
0
0
1
2
3
4
5
Tempo (h)
Figura 5.8 – Hidrógrafa afluente e efluente do reservatório para o cenário atual
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
117
5.1.2.2. Pro pagação no re se rvató rio pa ra o ce ná rio f ut uro I
HIDRÓGRAFA AFLUENTE E EFLUENTE PARA O CENÁRIO FUTURO I
220
200
180
Hidrógrafa Afluente
Vazão (m³/s)
160
Hidrógrafa Efluennte
140
∆ Q = 66,16 m³/s
∆ t = 30 min.
120
100
80
60
40
20
0
0
1
2
3
4
5
Tempo (h)
Figura 5.9 – Hidrógrafa afluente e efluente do reservatório para o cenário futuro I
5.1.2.3. Pro pagação no re se rvató rio pa ra o ce ná rio f ut uro II
HIDRÓGRAFA AFLUENTE E EFLUENTE PARA O CENÁRIO FUTURO II
220
Vazão (m³/s)
200
180
Hidrógrafa Afluente
160
Hidrógrafa Efluennte
140
∆ Q = 67,92 m³/s
∆ t = 30 min.
120
100
80
60
40
20
0
0
1
2
3
4
5
Tempo (h)
Figura 5.10 – Hidrógrafa afluente e efluente do reservatório para o cenário futuro II
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
118
5.2. DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS SEM A INSERÇÃO DO
RESERVATÓRIO DE RETENÇÃO
Para a área de 20,91 km2 do Córrego Lagoinha tem-se os tempos de concentração de 1,87,
1,77 e 1,67 para os cenários de pré-urbanização, atual e futuros respectivamente, utilizando
se o Método SCS, apresentado no item 5.1, foram determinados os hidrogramas,
apresentados na Figuras 5.11, 5.12, 5,13, 5,14. As planilhas de cálculo para determinação
dos hidrogramas estão apresentadas no Apêndice B.
HIDROGRAMA DE CHEIA DO CENÁRIO DE PRÉ-URBANIZAÇÃO SEM A
INSERÇÃO DO RESERVATÓRIO
tc = 1,87 horas
tp = 1,12 horas
D = 10 minutos
Qpu = 36,08m³/s/cm
A = 20,91 km²
P = 119,12 mm
CN = 78
Qp = 177,44 m³/s
Vazão em m³/s
200
150
100
50
0
0
50
100
150
200
250
300
350
400
Tempo em minutos
Figura 5.11 – Hidrograma da bacia sem inserção do reservatório para o cenário de préurbanização.
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
119
HIDROGRAMA DE CHEIA DO CENÁRIO ATUAL SEM A INSERÇÃO DO
RESERVATÓRIO
tc = 1,77 horas
tp = 1,06 horas
D = 10 min.
Qpu = 37,97 m³/s/cm
A = 20,91 km²
P = 119,12 mm
CN =85
Qp = 232,00 m³/s
Vazão em m³/s
250
200
150
100
50
0
0
50
100
150
200
250
300
350
400
450
Tempo em minutos
Figura 5.12– Hidrograma da bacia sem inserção do reservatório para o cenário atual
HIDROGRAMAS DE CHEIAS DO CENÁRIO FUTURO I SEM INSERÇÃO DO
RESERVATÓRIO
tc = 1,67 horas
tp = 1 hora
D = 10 min.
Qpu = 40,07 m³/s/cm
A = 20,91 km²
P = 119,12 mm
CN = 89
Qp = 273,69 m³/s
300
Vazão em m³/s
250
200
150
100
50
0
0
50
100
150
200
250
300
350
400
Tempo em minutos
Figura 5.13 – Hidrograma da bacia sem inserção do reservatório para o cenário futuro I
450
CAPITULO 5
120
HIDROGRAMA DE CHEIA DO CENÁRIO FUTURO II SEM INSERÇÃO DO
RESERVATÓRIO
tc = 1,67 horas
tp = 1 hora
D = 10 min.
Qpu = 40,07 m³/s
A = 20,91 km²
P = 119,12 mm
CN = 90
Qp = 282,08 m³/s
300,00
Vazão em m³/s
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
250,00
200,00
150,00
100,00
50,00
0,00
0
50
100
150
200
250
300
350
Tempo em minutos
Figura 5.14 – Hidrograma da bacia sem inserção do reservatório para o cenário futuro II
5.3. DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS DA BACIA COM
INSERÇÃO DO RESERVATÓRIO
As vazões de saída o reservatório foram propagadas juntamente com as vazões do restante
da área da bacia até sua seção de saída. O método utilizado para determinação da
propagação das vazões foi o mesmo utilizado para determinação da propagação no
reservatório, conforme Equação (2.17). Embora esse método não seja o mais indicado para
essa situação, a falta de dados não permitiram utilização do Método Muskingum.
A relações cota-volume foi determinada de acordo com o incremento de altura do nível
d’água no trecho do córrego, as características do canal natural são as mesmas adotada
para determinação do tempo de concentração da bacia, já no trecho canalizado foi adotado
uma seção retangular com largura igual a 2 vezes a altura. E as relações cota- vazão foram
determinadas pela equação de Maning, conforme Equação (3.11). Os resultados se
encontram no Apêndice B.
As vazões de saída do reservatório, adotadas para determinação da propagação das vazões
até o trecho final, foram as calculadas para o tempo de concentração total da bacia para
cada cenário.
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
121
As vazões de saída do reservatório foram propagadas até o final do trecho natural do
córrego, nesse ponto as vazões resultantes dessa propagação foram somadas as vazões
devido a contribuição da área correspondente. Deste ponto em diante as vazõ es foram
propagadas no trecho canalizado do córrego até a confluência com o Córrego São Pedro e
foram somadas às vazões da área de contribuição do trecho canalizado, resultando no
hidrograma da bacia com o efeito da implantação da estrutura de retenção. Os resultados
estão sintetizados na Tabela 5.6. E as planilhas de cálculos encontram no Apêndice B.
Tabela 5.6 – Determinação dos hidrograma com inserção do Reservatório
CAPITULO 5
Tempo
(minutos)
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
122
Vazão na área de 17,25 km² com inserção do Reservatório (m³/s)
Cenário Atual
Cenário Futuro I
Cenário Futuro II
1,05
2,30
3,21
6,51
14,20
27,76
45,76
65,91
86,56
104,90
118,78
127,38
130,93
130,56
127,51
122,71
116,59
109,90
102,94
95,85
88,91
82,35
76,35
70,85
65,80
61,13
56,78
52,68
48,79
45,12
41,63
38,31
35,17
32,18
29,39
26,80
24,41
22,21
20,20
18,36
16,70
15,18
13,81
1,05
2,37
3,81
8,77
19,74
38,30
62,92
89,30
113,13
131,76
144,12
149,97
150,38
147,17
141,81
135,02
127,19
118,80
110,24
101,88
93,99
86,73
80,18
74,27
68,87
63,79
59,01
54,62
50,53
46,67
42,98
39,48
36,17
33,06
30,17
27,49
25,02
22,75
20,67
18,78
17,05
1,05
2,39
3,96
9,25
20,83
40,25
65,80
92,98
117,38
136,33
148,79
154,56
154,78
151,33
145,71
138,65
130,55
121,88
113,06
104,45
96,34
88,87
82,15
76,09
70,54
65,33
60,44
55,94
51,76
47,80
44,03
40,44
37,06
33,87
30,91
28,17
25,64
23,32
21,19
19,24
17,47
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
140
150
160
170
180
190
200
210
220
230
240
250
260
270
280
290
300
310
320
330
340
350
360
370
380
390
400
410
420
Com os resultados da Tabela 5.6 foram traçados os hidrogramas da bacia do Córrego
Lagoinha com a inserção do reservatório de retenção para cada cenário, apresentados nas
Figuras 5.15, 5.16 e 5.16.
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
123
HIDROGRAMA DE CHEIA DO CENÁRIO ATUAL COM INSERÇÃO DO
RESERVATÓRIO
140
Vazão em m³/s
120
100
80
60
40
20
0
0
50
100
150
200
250
300
350
400
450
Tempo em minutos
Figura 5.15 – Hidrograma da bacia com inserção do reservatório para o cenário atual
Vazão em m³/s
HIDROGRAMAS DE CHEIAS DO CENÁRIO FUTURO I COM INSERÇÃO DO
RESERVATÓRIO
160
140
120
100
80
60
40
20
0
0
50
100
150
200
250
300
350
400
Tempo em minutos
Figura 5.16 – Hidrograma da bacia com inserção do reservatório para o cenário futuro I
Vazão em m³/s
HIDROGRAMA DE CHEIA DO CENÁRIO FUTURO II COM INSERÇÃO DO
RESERVATÓRIO
180
160
140
120
100
80
60
40
20
0
0
50
100
150
200
250
300
350
400
Tempo em minutos
Figura 5.17 – Hidrograma da bacia com inserção do reservatório para o cenário futuro II
CAPITULO 5
DETERMINAÇÃO DOS HIDROGRAMAS
E PROPAGAÇÃO NO RESERVATÓRIO
124
5.4. ESTIMATIVA DE CUSTO DA OBRA DE CONTROLE
No levantamento do custo foi levado em consideração aquisição do terreno,
desapropriação, limpeza do local, implantação do canteiro de obra, desaterro, construção
da barragem e instalações dos dispositivos de saída. Foram tidas como referências as
informações apresentadas na revista Construção Mercado, edição 19 de fevereiro de 2004.
Não foram considerados os custos com projetos paisagísticos e custo de manutenção da
oba. O custo preliminar de implantação do reservatório de retenção é estimado em R$
2.871.422,00.
CAPITULO 6
ANÁLISE E DISCUSSÃO DOS RESULTADOS
125
CAP ÍTU LO 6
ANÁLISE E DISCUSSÃO DOS
RESULTADOS
Nesse capítulo serão analisados os resultados encontrados na simulação do escoamento na
bacia em estudo antes e após a inserção das estruturas de controle descritas anteriormente.
Considerando a bacia do Córrego Lagoinha, que é de 20,91 km2 , antes da inserção do
reservatório, houve um aumento significativo da vazão de pico nos hidrogramas dos
cenários atual e futuros em comparação com o hidrograma do cenário de pré-urbanização.
A Tabela 6.1 mostra o resumo dos resultados obtidos nessa etapa da simulação, na qual
foram encontrados aumentos de 31,10% sobre a vazão de pico do cenário de préurbanização para o cenário atual, 54,66% para o cenário futuro I e 59,40% para o cenário
futuro II. A Figura 6.1 apresenta os hidrogramas resultantes da simulação nos quatros
cenários de análise, onde pode-se notar uma antecipação no pico de vazão para o cenário
atual e os cenários futuros, o que tem como conseqüência principal a mudanças ocorridas
na área da bacia do Córrego Lagoinha com o processo de urbanização, tais como aumento
de áreas impermeáveis, surgimento de sistemas de microdrenagem e a canalização de
alguns trechos do córrego.
CAPITULO 6
ANÁLISE E DISCUSSÃO DOS RESULTADOS
126
Tabela 6.1 – Resultado das simulações dos cenários sem a estrutura de controle
Cenário
Pré-urbanicação
Atual
Futuro I
Futuro II
Vazão de Pico (m³/s)
176,96
232,00
273,69
282,08
% Acrescimo
31,10
54,66
59,40
Há uma pequena diferença entre as vazões de pico nos cenários futuros, conseqüência
também da pequena diferença entre o valor do número de curvas, CN, e o fato de terem o
mesmo tempo de concentração.
HIDROGRAMAS SEM A INSERÇÃO DO RESERVATÓRIO
300
Vazão em m³/s
250
200
Cen. pré
Cen. atual
150
Cen. futuro I
Cen.futuro II
100
50
0
0
50
100
150
200
250
300
350
400
450
Tempo em minutos
Figura 6.1 – Efeito da impermeabilização sobre a vazão de pico
O aumento nas vazões pode ser percebido ao se realizar a propagação do escoamento pela
parte canalizada do córrego. Para o cenário atual e futuro foi necessário redimensionar
essas tubulações, já que as vazões geradas ultrapassaram a suas capacidades de
escoamento. O que indica que as tubulações da parte canalizada do córrego são subdimensionadas, isto pode ser constatado por relatos de funcionários do Parque de
Exposição Municipal Camaru, que afirmam que há uma grande elevação do nível do
córrego no trecho anterior a canalização.
CAPITULO 6
ANÁLISE E DISCUSSÃO DOS RESULTADOS
127
6.1. EFEITO DA UTILIZAÇÃO DA ESTRUTURA DE CONTROLE
SOBRE O ESCOAMENTO
As simulações dos escoamentos considerando a inserção do reservatório na bacia do
Córrego Lagoinha apresentaram um resultado satisfatório no que diz respeito á redução e
retardo dos picos do hidrogramas nos cenários atual e futuros.
O reservatório foi dimensionado considerando uma área superior de 56738 m2 , onde hoje a
maior parte se encontra na área de preservação ambiental, sendo a outra parte restante já
loteada, sendo, portanto, necessário a desapropriação destes lotes. A altura definida para o
reservatório é de 8 metros, uma vez que se procura aproveitar a declividade do terreno e
evitar grandes áreas.
As características do reservatório constam na Tabela 6.2 e os hidrogramas resultantes
constam nas Figuras 6.2, 6.3, 6.4.
Tabela 6.2 – Característica do Reservatório
Área (m²)
Topo Fundo
56738 13463
Descarregador
Cenário
2 Conduto de
elevação com:
- 2 orifícios
- 2 vertedires
Atual
Futuro I
Futuro II
Profundidade Vazão de
máxima (m³/s) saída (m³/s)
7,48
8
8,12
107,12
128,75
133,62
Volume de
armazenamento
(m³)
245425,75
265040,64
270913,67
A Tabela 6.4 e 6.4 apresenta o resultado da simulação considerando a inserção do
reservatório de retenção nos cenários.
Tabela 6.3 – Comparação entres as vazões de pico dos cenários antes e
depois da inserção da estrutura de retenção
Situação
Cenários
Atual
Futuro I
Futuro II
Sem inserção da estrutura Com inserção da estrutura
de retenção
de retenção
Vazão
Tempo de pico
Vazão
Tempo de pico
(m³/s)
(min)
(m³/s)
(min)
232,00
100
130,92
130
273,69
90
150,38
120
282,08
90
154,78
120
%
Redução
na vazão
Retardo no
tempo de
pico
(min.)
43,57
45,05
45,13
30
30
30
Tabela 6.4 – Comparação entre a vazão de pico do cenário pré-urbanização
e as vazões de pico nos cenários atual e futuros com inserção do reservatório
CAPITULO 6
ANÁLISE E DISCUSSÃO DOS RESULTADOS
128
de retenção.
Vazão de Pico
(m³/s)
177,44
130,92
150,38
154,78
Cenário
Pré- urbanização
Atual
Futuro I
Futuro II
% de redução na vazão em relação a
vazão de pico
26,22
15,25
12,77
HIDROGRAMAS PARA O CENÁRIO ATUAL E DE PRÉ-URBANIZAÇÃO
250
Vazão em m³/s
200
Cen. pré
150
Cen.atual s/
reservatório
100
Cen. atual c/
reservatório
50
0
0
50
100
150
200
250
300
350
400
450
Tempo em minutos
Figura 6.2 – Efeito da utilização do reservatório de retenção para o cenário atual
Analisando a Figura 6.2 que representa os resultados das simulações no cenário atual,
pode-se observar que houve uma grande redução da vazão de pico, quando considerado o
cenário com a inserção da estrutura de controle, o valor é de 43,57%, e há um retardo de 30
minutos no tempo de pico. A vazão de pico para o cenário com inserção do reservatório é
26,22% menor do que a va zão de pico para o cenário de pré- urbanização, o que garante a
eficiência da estrutura de controle para esse cenário.
CAPITULO 6
ANÁLISE E DISCUSSÃO DOS RESULTADOS
129
HIDROGRAMAS PARA O CENÁRIO FUTURO I E DE PRÉ-URBANIZAÇÃO
300
Vazão em m³/s
250
200
Cen. pré
150
Cen.futuro I s/
reservatório
100
Cen. futuro I c/
reservatório
50
0
0
50
100
150
200
250
300
350
400
450
Tempo em minutos
Figura 6.3 – Efeito da utilização do reservatório de retenção para o cenário futuro I
Os hidrogramas resultante da simulação no cenário futuro I, Figura 6.3, mostra que houve
uma redução significativa da vazão de pico quando se considera o cenário com inserção da
estrutura de controle proposta por este trabalho, a redução é de 45,05%, e um retardo de 30
minutos no tempo de pico para o cenário com inserção do reservatório em relação ao
cenário sem a obra. A vazão de pico no cenário futuro I com inserção do reservatório é
15,25 % inferior a vazão de pré urbanização, o que garante a eficiência da obra.
HIDROGRAMAS PARA O CENÁRIO FUTURO II E DE PRÉ-URBANIZAÇÃO
300
Vazão em m³/s
250
200
Cen. pré
150
Cen.futuro II s/
reservatório
100
Cen. futuro II
c/ reservatório
50
0
0
50
100
150
200
250
300
350
400
450
Tempo em minutos
Figura 6.4 – Efeito da utilização do reservatório de retenção para cenário futuro II..
A vazão de pico para o cenário futuro II com inserção do reservatório também sofre grande
declínio, 45,13% inferior a vazão de pico quando o cenário é considerado sem inserção da
CAPITULO 6
ANÁLISE E DISCUSSÃO DOS RESULTADOS
130
estrutura de controle, e retardo de 30 minutos no tempo de pico de vazão. A vazão no
cenário futuro II com inserção do reservatório é 12,77% inferior a vazão de pico,
garantindo sua eficiência.
CAPITULO 7
CONCLUSÕES E SUGESTÕES
131
CAP ÍTU LO 7
CONCLUSÕES E SUGESTÕES
7.1. CONCLUSÕES
Neste estudo procurou-se estimar os efeitos da evolução da urbanização sobre as vazões de
pico, quando da ocorrência de eventos de precipitação intensa, assim como avaliar a
eficiência da solução de um reservatório de retenção no controle do escoamento
superficial.
Os resultados obtidos na simulação dos cenários mostraram que para uma variação de 29 a
54% no índice de áreas impermeáveis, a vazão de pico pode sofrer um aumento de até
59,40% sobre a vazão de pico do cenário de referência. Diante desses acréscimos, a parte
canalizada do córrego se mostrou insuficiente para escoar as novas vazões provenientes da
ocupação da área nos cenários atual e futuros, afirmando a necessidade de se utilizar
medidas alternativas para o controle das cheias.
A implantação do reservatório de retenção na área central da bacia do Córrego Lagoinha se
mostrou eficiente no amortecimento das vazões de pico dos hidrogramas dos cenários atual
e futuros, devolvendo à bacia a capacidade natural de armazenamento perdida pela
urbanização. Quanto ao aumento do tempo de resposta da bacia, o reservatório de retenção
também se mostrou eficiente para este fim, uma vez que, houve um retardo de 30 minutos
no tempo de pico da vazão para os cenários atual e futuros. Isto contribui efetivamente para
CAPITULO 7
CONCLUSÕES E SUGESTÕES
132
reduzir a enchente do baixo Córrego São Pedro, área bastante ocupada e de alto valor
imobiliário.
Do ponto de vista ambiental, a implantação do reservatório de retenção na bacia do
Córrego Lagoinha, mostra-se uma boa solução para o problema de escoamento superficial,
uma vez que manterá a área de preservação ambiental. Devendo ser considerado também
que o uso da medida tradicional de canalização do Córrego Lagoinha levaria a um aumento
significativo na vazão afluente do baixo São Pedro, agravando o problema de cheia
ocorrido na região.
7.2. SUGESTÕES PARA TRABALHOS FUTUROS
A necessidade de outros estudos é evidente, uma vez que, este trabalho foi realizado em
cima de considerações, sem a possibilidade de calibração das mesmas. Não se pretende
neste trabalho esgotar as varias possibilidades de investigação no que se refere a estrutura
dessa natureza, principalmente agora que o Brasil está despertando para esta nova forma de
lidar com a hidrologia urbana.
Faz-se necessário que novos estudos explorem variantes da estrutura de retenção,
verificando o método de dimensionamento aqui proposto.
Nos estudos referentes à implantação de reservatório, em nível de bacia hidrográfica, deve
ser incluído o levantamento das características da seção em cada trecho do córrego, para
que se possa verificar a propagação da cheia entre o reservatório e a seção final do córrego.
E fatores como implantações de dissipadores de energia após o reservatório, e manutenção
do mesmo devem receber uma atenção especial.
Trabalhos futuros necessitariam de dados para calibração de modelos matemáticos de
simulação chuva- vazão com o intuito de determinar os hidrogramas de saída da bacia em
estudo, com maior segurança.
Concluindo, a eficiência nas soluções depende principalmente de um programa de coleta
de dados fluviométricos do córrego em estudo. Esta deve ser, portanto, a preocupação
principal no momento.
CAPITULO 8
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS
133
CAP ÍTU LO 8
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICA
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superficial. 121 p. Dissertação (Mestrado) – Engenharia de Recursos Hídricos e
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CAPITULO 8
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CAPITULO 8
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APÊNDICE A
APÊNDICE A
Cálculo do tempo de concentração
140
APÊNDICE A
141
Pla nil has de cálc ulo do te mpo de es coame nto f luvial dura nte a es tiage m
PLANILHA DE MEDIÇÃO DE VAZÃO
Local
Operador
Córrego do Lagoinha
Eliane Aparecida Justino
Wanderlei
Data
Trecho Nº
Largura (cm)
Profundidade
(cm)
Área (m2 )
Áreas (m2 )
Perimetro (m)
Largura (cm)
Profundidade
(cm)
Área (m2 )
Área (m2 )
Perimetro (m)
Distância entre seção
(cm)
Tempo
(seg)
Velocidade (m/s)
Área (m2 )
Vazão (m3 /s)
Velocidade média (m/s)
Área média (m2 )
3
Vazão (m /s)
Distãncia Real (m)
Tempo de escoamento
Perimetro médio (m)
Raio Hidráulico
Declividade (m/m)
coeficiente de
rugosidade
H1
0
0,035
H1
0
0,03
5/11/2003
01
Seção de Montante
160
H2
H3
H4
23
25
25
0,32
0,072
0,075
0,081
1,78
Seção de Jusante
160
H2
H3
H4
18
25
24
0,29
0,06
0,07
0,07
1,72
H5
29
0,058
H5
23
0,05
1776
T1
55,8
0,29
0,03
T2
46,6
0,34
0,07
T3
49,55
0,32
0,07
0,009
0,023
0,024
0,34
0,30
0,10
723,16
35,75
1,75
0,173
0,0094
0,09
H6
0
T4
49,7
0,32
0,08
T5
41,3
0,39
0,05
0,024
0,021
H6
0
APÊNDICE A
142
PLANILHA DE MEDIÇÃO DE VAZÃO
Local
Operador
Córrego do Lagoinha
Eliane Aparecida Justino
Wanderlei
Data
Trecho Nº
Largura (cm)
Profundidade
(cm)
Área (m2 )
Áreas (m2 )
Perimetro (m)
Largura (cm)
Profundidade
(cm)
Área (m2 )
Área (m2 )
Perimetro (m)
Distância entre seção
(cm)
Tempo
(seg)
Velocidade (m/s)
Área (m2 )
Vazão (m3 /s)
Velocidade média (m/s)
Área média (m2 )
3
Vazão (m /s)
Distãncia Real (m)
Tempo de escoamento
Perimetro médio (m)
Raio Hidráulico
Declividade (m/m)
coeficiente de
rugosidade
H1
21
0,081
H1
13,5
0,065
5/11/2003
02
Seção de Montante
1,8
H2
H3
H4
19,5
18
14
0,27
0,075
0,064
0,043
2,11
Seção de Jusante
1,8
H2
H3
H4
19
21
14
0,25
0,08
0,07
0,034
2,04
H5
6
0,008
H5
3
0,0042
2131
T1
47,65
0,34
0,07
T2
32,2
0,50
0,08
T3
36,1
0,44
0,07
0,024
0,038
0,030
T4
53,75
0,30
0,04
T5
51
0,31
0,01
0,011
0,002
0,40
0,26
0,10
1991,52
83,43
2,08
0,126
0,0156
0,08
H6
0
H6
0
APÊNDICE A
143
PLANILHA DE MEDIÇÃO DE VAZÃO
Local
Operador
Local
Operador
Corrego do Lagoinha
Eliane Aparecida Justino
Wanderlei
Corrego do Lagoinha
Eliane Aparecida Justino
Wanderlei
Data
Trecho Nº
Largura (cm)
Profundidade
(cm)
Área (m2 )
Áreas (m2 )
Perimetro (m)
Largura (cm)
Profundidade
(cm)
Área (m2 )
Área (m2 )
Perimetro (m)
Distância entre seção
(cm)
Tempo
(seg)
Velocidade (m/s)
Área (m2 )
Vazão (m3 /s)
Velocidade média (m/s)
Área média (m2 )
3
Vazão (m /s)
Distãncia Real (m)
Tempo de escoamento
Perimetro médio (m)
Raio Hidráulico
Declividade (m/m)
coeficiente de
rugosidade
H1
0
0,090
H1
0
0,0525
6/11/2003
03
Seção de Montante
550
H2
H3
H4
12
14
12
0,54
0,195
0,195
0,060
5,50
Seção de Jusante
550
H2
H3
H4
7
18
16
0,60
0,1875
0,2548
0,1049
5,5
H5
0
-
H5
5
-
2791,65
T1
83,2
0,30
0,07
T2
55,95
0,45
0,19
T3
64,95
0,39
0,22
T4
44,5
0,57
0,08
T5
-
0,022
0,086
0,087
0,047
-
0,38
0,57
0,22
1346,04
58,69
5,50
0,104
0,0036
0,03
H6
-
H6
-
APÊNDICE A
144
PLANILHA DE MEDIÇÃO DE VAZÃO
Local
Operador
Corrego do Lagoinha
Eliane Aparecida Justino
Wanderlei
Data
Trecho Nº
Largura (cm)
Profundidade
(cm)
Área (m2 )
Áreas (m2 )
Perimetro (m)
Largura (cm)
Profundidade
(cm)
Área (m2 )
Área (m2 )
Perimetro (m)
Distância entre seção
(cm)
Tempo
(seg)
Velocidade (m/s)
Área (m2 )
Vazão (m3 /s)
Velocidade média (m/s)
Área média (m2 )
3
Vazão (m /s)
Distãncia Real (m)
Tempo de escoamento
Perimetro médio (m)
Raio Hidráulico
Declividade (m/m)
coeficiente de
rugosidade
H1
0
0,075
H1
0
0,036
6/11/2003
04
Seção de Montante
480
H2
H3
H4
12,5
14
11,5
0,465
0,159
0,153
0,078
4,83
Seção de Jusante
480
H2
H3
H4
6
21
16
0,54
0,162
0,222
0,117
4,85
H5
1,5
-
H5
3,5
-
2786,1
T1
84
0,30
0,06
T2
57,95
0,43
0,16
T3
37,95
0,66
0,19
0,017
0,069
0,124
T4
45,1
0,56
0,10
T5
-
0,054
-
0,53
0,50
0,26
1967,36
62,20
4,84
0,104
0,0139
0,05
H6
-
H6
-
APÊNDICE A
145
Pla nil has de de te rmina ção do te mpo de conce nt ração
Primeira Iteração
DETERMINAÇÃO DA VAZÃO NA SUB-BACIA 1
2
Área de contribuição (montante) (km )
2
Área de contribuição (jusante) (km )
Comprimento do trecho do córrego
Tempo de concentração (montante) (horas)
Tempo de concentração (jusante) (horas)
2
log (Qu) ((m3/s/cm/km ) (montante)
2
Qu (m3/s/cm/km ) (montante)
2
log (Q u) ((m3/s/cm/km ) (jusante)
2
Qu (m3/s/cm/km ) (jusantee)
Fp
Precipitação (mm)
CN
S
Q (cm)
3
Qp montante (m /s)
3
Qp jusante (m /s)
3
Qp (m /s)
3
Qb (m /s)
3
Qp + Qb (m /s)
DETERMINAÇÃO DA ALTURA DO LEITO DE GABIÃO
2
A 1(m )
P1 (m)
n1
RH1
I1(m/m)
Lb
nG
I
n12 P1 + 2,40 * n12 * h
P1 + 2,40 * h
(A + (L
1
b
 A + ( L B * h + 0,67h2 ) 

* h + 0,67h 2  1

P1 + 2,401h


))
1,78
3,36
723,16
0,59
1,19
0,320
2,0872
0,1398
1,3798
0,72
185,78
78
71,64
12,09
32,35
40,37
36,36
0,1
36,46
0,3
1,75
0,09
0,173
0,01
1,6
0,0285
2 /3
36,46
Alturas
Iteração
1
2
3
4
valor
1
1,5
2
3,41
Altura do leito de gabião (m)
A G (m 2)
A G + A 4 (m 2)
v (m/s)
t (minutos)
Vazão (m3/s)
3,00
6,34
11,32
36,46
3,41
22,90
23,20
1,57
7,67
APÊNDICE A
146
DETERMINAÇÃO DA VAZÃO NA SUB-BACIA 2
2
Área de contribuição (montante) (km )
2
Área de contribuição (jusante) (km )
Comprimento do trecho do córrego
Tempo de concentração montante (horas)
Tempo de concentração (jusante) (horas)
2
log (Qu) ((m3/s/cm/km ) (montante)
2
Qu (m3/s/cm/km ) (montante)
2
log (Q u) ((m3/s/cm/km ) (jusante)
2
Qu (m3/s/cm/km ) (jusante)
Fp
Precipitação (mm)
CN
S
Q (cm)
3
Qp montante (m /s)
3
Qp jusante (m /s)
3
Qp (m /s)
3
Qb (m /s)
3
Qp + Qb (m /s)
DETERMINAÇÃO DA ALTURA DO LEITO DE GABIÃO
2
A 2(m )
P2 (m)
n2
RH2
I2(m/m)
Lb
nG
I
n2 P2 + 2,40 * n2 * h
P2 + 2, 40 * h
2
2
(A + (L
2
b * h + 0,67h
2
)) A
2

+ ( L B * h + 0,67h 2 ) 


P2 + 2, 40h

3,36
8,78
1991,52
0,72
2,11
0,272
1,8692
-0,0295
0,9343
0,72
185,78
84
48,38
13,81
62,47
81,60
72,03
0,1
72,13
0,26
2,08
0,08
0,126
0,016
1,88
0,0285
2/ 3
72,13
Alturas
Iteração
1
2
3
4
5
valor
1
1,5
2
2,25
3,937
Altura do leito de gabião (m)
A G (m 2)
A G + A 4 (m 2)
v (m/s)
t (minutos)
Vazão (m3/s)
4,46
9,41
16,65
21,22
72,13
3,94
30,65
30,91
2,33
14,22
APÊNDICE A
147
DETERMINAÇÃO DA VAZÃO NO TRECHO CANALIZADO DA SUB-BACIA 3
2
Área de contribuição (montante)(km )
Área de contribuição (jusante) (km2)
Comprimento do trecho do córrego
Tempo de concentração (montante) (horas)
Tempo de concentração (jusante) (horas)
2
log (Qu) ((m3/s/cm/km ) (montante)
2
Qu (m3/s/cm/km ) (montante)
2
log (Q u) ((m3/s/cm/km ) (jusante)
2
Qu (m3/s/cm/km ) (jusante)
Fp
Precipitação (mm)
CN
S
Q (cm)
3
Qp montante (m /s)
3
Qp jusante (m /s)
3
Qp (m /s)
3
Qb (m /s)
3
Qp + Qb (m /s)
DETERMINAÇÃO DO DIÂMETRO DA TUBULAÇÃO
coeficiente de rugosidade (n)
declividade (I - m/m)
Forma do conduto
altura (m)
A(m2 )
v (m/s)
t (minutos)
8,78
10,2
165,8
0,96
0,99
0,198
1,5779
0,1899
1,5485
0,72
185,78
85
44,82
14,11
140,70
160,41
150,56
0,44
151,00
0,013
0,002
retangular
3,09
38,15
3,96
0,70
APÊNDICE A
148
DETERMINAÇÃO DA VAZÃO NA SUB-BACIA 3
2
Área de contribuição (montante)(km )
2
Área de contribuição (jusante)(km )
Comprimento do trecho do córrego
Tempo de concentração (montante) (horas)
Tempo de concentração (jusante)(horas)
2
log (Qu) ((m3/s/cm/km ) (montante)
2
Qu (m3/s/cm/km )(montante)
2
log (Q u) ((m3/s/cm/km ) (jusante)
2
Qu (m3/s/cm/km )(jusante)
Fp
Precipitação (mm)
CN
S
Q (cm)
3
Qp montante (m /s)
3
Qp jusante (m /s)
3
Qp (m /s)
3
Qb (m /s)
3
Qp + Qb (m /s)
DETERMINAÇÃO DA ALTURA DO LEITO DE GABIÃO
2
A 3(m )
P43(m)
n3
RH3
I3(m/m)
Lb
nG
I
(A + (L
3
b
 A + ( L B * h + 0,25h 2 ) 

* h + 0, 25h 2  3

P3 + 2,06h


))
n32 P3 + 2,06n22 * h
P3 + 2,06 * h
Alturas
Iteração
valor
1
1
2
1,5
3
2
4
2,5
5
3
6
4,98
Altura do leito de gabião (m)
A G (m 2)
A G + A 4 (m 2)
v (m/s)
t (minutos)
10,2
13,91
1346,04
0,97
1,83
0,195
1,5680
0,0145
1,0339
0,72
185,78
86
41,35
14,40
165,79
149,09
157,44
0,26
157,70
0,5
4,84
0,05
0,104
0,014
4,8
0,0285
2/ 3
157,70
Vazão (m3/s)
12,71
23,41
36,49
51,77
69,14
157,70
4,98
61,10
61,60
2,56
8,76
APÊNDICE A
149
DETERMINAÇÃO DA VAZÃO NA SUB-BACIA 4
2
Área de contribuição (km )
2
Área de contribuição (km )
Comprimento do trecho do córrego
Tempo de concentração (montante) (horas)
Tempo de concentração (jusante)(horas)
2
log (Qu) ((m3/s/cm/km ) (montante)
2
Qu (m3/s/cm/km ) (montante)
2
log (Q u) ((m3/s/cm/km ) (jusante)
2
Qu (m3/s/cm/km ) (jusante)
Fp
Precipitação (mm)
CN
S
Q (cm)
3
Qp montante (m /s)
3
Qp jusante (m /s)
3
Qp (m /s)
3
Qb (m /s)
3
Qp + Qb (m /s)
DETERMINAÇÃO DA ALTURA DO LEITO DE GABIÃO
2
A 4(m )
P4 (m)
n4
RH4
I4(m/m)
Lb
nG
I
n 24 P4 + 2,06n42 * h
P4 + 2,06 * h
( A + (L
4
b
 A + ( LB * h + 0,25h 2 ) 

* h + 0,25h 2  4
P4 + 2,06h


))
13,91
19,81
1967,36
1,12
2,15
0,157
1,4340
-0,0354
0,9217
0,72
162,96
86
41,35
12,21
175,31
160,48
167,89
0,22
168,11
0,57
5,5
0,03
0,104
0,004
5,5
0,0285
2/ 3
168,11
Alturas
Iteração
1
2
3
4
5
valor
1
1,5
2
2,5
6,05
Altura do leito de gabião (m)
A G (m 2)
A G + A 4 (m 2)
v (m/s)
t (minutos)
Vazão (m3/s)
11,98
21,36
32,36
44,77
168,11
6,05
88,25
88,82
1,89
17,32
APÊNDICE A
DETERMINAÇÃO DA VAZÃO NA SUB-BACIA 5
2
Área de contribuição (montante) (km )
2
Área de contribuição (jusante)(km )
Comprimento do trecho do córrego
Tempo de concentração (montante)(horas)
Tempo de concentração (jusante) (horas)
2
log (Qu) ((m3/s/cm/km ) (montante)
2
Qu (m3/s/cm/km ) (montante)
2
log (Qu ) ((m3/s/cm/km ) (jusante)
2
Qu (m3/s/cm/km ) (justante)
Fp
Precipitação (mm)
CN
S
Q (cm)
3
Qp montante (m /s)
3
Qp jusante (m /s)
3
Qp (m /s)
3
Qb (m /s)
3
Qp + Qb(m /s)
DETERMINAÇÃO DO DIÂMETRO DA TUBULAÇÃO
coeficiente de rugosidade (n)
declividade (I - m/m)
Forma do conduto
altura (6 )
2
A(m )
v (m/s)
t (minutos)
150
19,81
20,91
875
1,40
1,56
0,094
1,2412
0,0623
1,1543
0,72
185,78
85
44,82
14,11
249,72
245,13
247,42
1,05
248,47
0,013
0,0015
retangular
3,58
63,92
3,9
3,75
Foram realizadas mais duas iteração para determinação do tempo de concentração da Bacia do
Córrego Lagoinha, na segunda iteração foram utilizados os tempos encontrados em cada
trechos na primeira iteração, e assim sucessivamente. Na primeira iteração o tempo encontrado
foi de 52,44 minutos, na segunda e terceira os tempos encontrados foram de 70,49 minutos,
Este tempo somado ao tempo de escoamento superficial que é de 35,60 minutos, fornece o
tempo de concentração da bacia para o cenário atual que é de 1,77 horas. O tempo de
concentração para o cenário de pré- urbanização encontrado é de 1,87 horas, e para os cenários
futuros é de 1,67 horas.
APÊNDICE A
Determinação do tempo de escoamento em sarjeta e galeria no Loteamento I
Tabela A.1 – Determinação do tempo de percurso na sarjeta – Admáx = 9,25 I
Trecho
Área (ha)
I
TR
compr.
Admáx. Tipo de
Nº da até a Rua
a
do
I<
ano
(m)
(ha)
rua
a jus.
rua rua
mont. trecho
Imáx.
s
1 A
2 B
3 B2
B
B2
C
1
1
1
186
0
0,277 0,28
98,32 0,277 0,1293 0,41
97,08 0,406 0,2544 0,66
0,03
0,03
0,03
0,5069 externa
0,5069 externa
0,5069 externa
15
15
15
C
tc
i
mont. mm/h
0,77
0,77
0,77
10
13,4
15,0
f
m
ys
(m)
ys'
(m)
v
ts
tc final
m/s minutos minutos
188,20 0,69 1,00 0,076 0,038 0,92
168,57 0,73 0,86 0,053 0,045 1,03
160,83 0,75 0,85 0,067 0,056 1,19
3,4
1,6
1,4
13,4
15,0
16,3
Tabela A.2 – Determinação do tempo do percurso na galeria
Nº
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
23
24
25
Trecho
até a
da rua
rua
C
C3
C3
D
D
D3
D3
E
E
E2
E2
E3
E3
E4
9
11
11
12
12
13
13
14
14
15
15
16
16
21
21
E5
E5
22
22
23
23
24
24
27
27
28
H
I
I
J
Rua
compr.
(m)
1
1
1
1
1
1
1
F
F
F
F
F
F
F
F
F
F
F
G1
G1
28
29
62,36
137,67
128,78
78,64
57,06
100,48
90,32
127,12
72,55
70,77
73,59
71,09
71,46
35,2
92,32
379,42
69,36
73,18
216,49
190,86
187
177
Área
total
(ha)
5,4328
9,3478
13,418
13,573
18,939
24,413
30,567
45,128
52,718
59,604
67,031
74,94
82,14
111,75
113,55
130,74
138,63
163,61
174,26
175,75
176,81
177,23
TR
(anos)
C
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
0,77
i
tc
(mm/h
mont.
)
16,3 154,79
16,7 153,39
17,3 150,68
17,9 148,47
18,2 147,16
18,5 146,21
18,9 144,65
19,3 143,20
19,9 141,14
20,2 139,94
20,6 138,83
20,9 137,66
21,2 136,59
21,6 135,56
21,7 134,96
22,2 133,57
24,0 128,19
24,3 127,28
24,7 126,34
25,7 123,74
26,5 121,58
27,3 119,53
f
m
Q parcial
(m³/s)
0,76
0,77
0,77
0,78
0,78
0,78
0,78
0,79
0,79
0,79
0,79
0,80
0,80
0,80
0,80
0,80
0,81
0,82
0,82
0,82
0,83
0,83
0,78
0,72
0,68
0,68
0,64
0,62
0,60
0,56
0,55
0,54
0,53
0,52
0,52
0,49
0,49
0,48
0,48
0,47
0,46
0,46
0,46
0,46
1,384
2,183
2,936
2,938
3,878
4,792
5,762
7,972
9,013
9,949
10,935
11,955
12,858
16,618
16,795
18,800
19,206
21,999
23,090
22,916
22,743
22,508
147
APÊNDICE A
Tabela A.2 (continuação) – Determinação do tempo do percurso na galeria
Nº
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
23
24
25
Trecho
Decliv.
D
D galeria Q galeria
da até a Rua
da
galeria adotado
plena
rua rua
galeria
(m)
(m)
(m³/s)
C
C3
1
0,010
0,814
0,850
1,55
C3
D
1
0,010
0,965
1
2,40
D
D3
1
0,010
1,079
1,2
3,90
D3
E
1
0,010
1,079
1,2
3,90
E
E2
1
0,008
1,249
1,5
6,32
E2
E3
1
0,008
1,352
1,5
6,32
E3
E4
1
0,006
1,529
1,75
8,26
9
11
F
0,0050
1,787
1,8
8,13
11
12
F
0,0050
1,871
12
13
F
0,0050
1,942
13
14
F
0,0045
2,052
14
15
F
0,0045
2,122
15
16
F
0,0045
2,180
16
21
F
0,0030
2,590
21
E5
F
0,0030
2,601
E5
22
F
0,0030
2,713
22
23
F
0,0030
2,735
23
24
F
0,0030
2,878
24
27 G1
0,003
2,930
27
28 G1
0,003
2,922
H
I
28
0,0030
2,914
I
J
29
0,0030
2,902
-
Raio
Q/
v/
Altura Base Área
Hidráulico
Qplena vplena (h) (m) (b) (m) (m²)
(m)
0,8901 1,14
0,9103 1,14
0,7530 1,11
0,7535 1,11
0,6133 1,07
0,7579 1,11
0,6976 1,09
0,9808 1,14
1,02 *
2,05 2,30
0,51
1,07
2,14 2,53
0,54
1,11
2,22 2,72
0,56
1,18
2,35 3,04
0,59
1,22
2,43 3,25
0,61
1,25
2,50 3,43
0,62
1,48
2,97 4,84
0,74
1,49
2,98 4,88
0,74
1,55
3,11 5,31
0,78
1,57
3,13 5,40
0,78
1,65
3,30 5,98
0,82
1,68
3,36 6,20
0,84
1,67
3,35 6,16
0,84
1,67
3,34 6,13
0,83
v
(m/s)
ts min.
tc final
min.
3,12
3,48
3,84
3,84
3,82
3,98
3,76
3,64
3,48
3,59
3,49
3,62
3,70
3,08
3,45
3,46
3,56
3,58
3,70
3,75
3,74
3,73
0,3
0,7
0,6
0,3
0,2
0,4
0,4
0,6
0,3
0,3
0,4
0,3
0,3
0,2
0,4
1,8
0,3
0,3
1,0
0,8
0,8
0,8
16,7
17,3
17,9
18,2
18,5
18,9
19,3
19,9
20,2
20,6
20,9
21,2
21,6
21,7
22,2
24,0
24,3
24,7
25,7
26,5
27,3
28,1
* Os condutos de forma retangular têm a base igual a duas vezes a altura
148
APÊNDICE B
153
APÊNDICE B
Determinação dos hidrogramas e da propagação
no reservatório
APÊNDICE B
Determinação das vazões de entrada do reservatório de retenção
Tabela B.1 - Hidrograma de entrada do reservatório para o cenário atual
1
2
Hidrograma
Tempo
unitário
(minutos)
(m³/s/cm)
0
0,00
10
8,72
20
28,92
30
36,82
40
30,09
50
17,19
60
9,89
70
5,74
80
3,34
90
1,90
100
1,10
110
0,63
120
0,38
130
0,22
140
0,09
150
0,00
160
0,00
170
0,00
180
0,00
190
0,00
200
0,00
210
0,00
220
0,00
230
0,00
240
0,00
250
0,00
260
0,00
3
4
10
20
Soma
15,299
50,738
64,598
52,791
30,159
17,351
10,070
5,860
3,333
1,930
1,105
0,667
0,386
0,158
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
7,830
0,00
0,77
17,86
70,88
133,48
166,00
158,82
134,25
109,49
87,46
69,29
55,53
44,45
33,53
22,63
13,74
7,77
4,35
2,43
1,35
0,73
0,39
0,20
0,09
0,03
0,01
0,00
0,089
0,772
2,561
3,261
2,665
1,522
0,876
0,508
0,296
0,168
0,097
0,056
0,034
0,019
0,008
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
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5
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80
90
100
110
120
Chuva excedente em cm devido a chuva de 2h obtida pelo número da curva CN = 85
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0,561 0,492 0,302 0,260 0,261
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55,972
71,262
58,237
33,270
19,141
11,109
6,464
3,677
2,129
1,219
0,735
0,426
0,174
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0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
10,241
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43,242
35,338
20,188
11,615
6,741
3,923
2,231
1,292
0,740
0,446
0,258
0,106
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
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4,250
5,549
2,473
3,221
1,407
1,874
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0,466
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0,281
0,353
0,163
0,213
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0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
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0,000
0,000
2,272
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0,870
0,495
0,287
0,164
0,099
0,057
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0,000
0,000
0,000
1,519
5,039
6,416
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0,582
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0,038
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0,000
0,000
0,761
2,524
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2,626
1,500
0,863
0,501
0,291
0,166
0,096
0,055
0,033
0,019
0,008
0,000
15
16
17
Vazão de Hidrogram
base (m³/s) a (m³/s)
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,26
1,03
18,12
71,14
133,74
166,26
159,08
134,51
109,75
87,72
69,55
55,79
44,71
33,79
22,89
14,00
8,03
4,61
2,69
1,61
0,99
0,65
0,46
0,35
0,29
0,27
0,26
150
APÊNDICE B
Tabela B.2 - Hidrograma de entrada do reservatório para o cenário futuro I
1
2
Hidrograma
Tempo
unitário
(minutos)
(m³/s/cm)
0
0,00
10
9,29
20
30,55
30
37,50
40
29,71
50
16,37
60
9,40
70
5,31
80
3,06
90
1,72
100
0,98
110
0,55
120
0,34
130
0,18
140
0,05
150
0,00
160
0,00
170
0,00
180
0,00
190
0,00
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0,00
210
0,00
220
0,00
230
0,00
240
0,00
250
0,00
3
4
10
20
Soma
20,363
66,963
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65,122
35,882
20,604
11,639
6,707
3,770
2,148
1,206
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0,395
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0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
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0,00
2,03
27,04
95,03
165,74
194,65
178,12
146,40
117,14
92,14
72,19
57,46
45,70
34,12
22,64
13,44
7,43
4,11
2,26
1,23
0,66
0,35
0,17
0,08
0,03
0,00
0,218
2,029
6,674
8,192
6,490
3,576
2,053
1,160
0,668
0,376
0,214
0,120
0,074
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0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
Chuva excedente em cm devido a chuva de 2h obtida pelo número da curva CN = 89
2,192 2,139
1,258 0,784
0,591 0,516 0,315 0,271 0,272
0,181 0,091
19,876
65,361
80,230
63,563
35,023
20,111
11,361
6,547
3,680
2,097
1,177
0,727
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0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
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47,180
37,379
20,595
11,826
6,681
3,850
2,164
1,233
0,692
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0,063
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
7,284
23,953 5,487
29,402 18,044
23,294 22,149
12,835 17,548
7,370
9,669
4,163
5,552
2,399
3,136
1,349
1,807
0,768
1,016
0,431
0,579
0,267
0,325
0,141
0,201
0,039
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0,000
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0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
4,792
15,757 2,928
19,342 9,630
15,324 11,821
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2,739 2,963
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0,000 0,000
0,000 0,000
0,000 0,000
0,000 0,000
2,517
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4,435
2,546
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0,265
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0,000
0,000
0,000
2,522
8,294
10,181
8,066
4,444
2,552
1,442
0,831
0,467
0,266
0,149
0,092
0,049
0,014
0,000
0,000
1,684
5,539
6,799
5,387
2,968
1,704
0,963
0,555
0,312
0,178
0,100
0,062
0,033
0,009
0,000
0,843
2,772
3,403
2,696
1,486
0,853
0,482
0,278
0,156
0,089
0,050
0,031
0,016
0,005
15
16
17
Vazão de Hidrogram
base (m³/s) a (m³/s)
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,26
2,29
27,30
95,29
166,00
194,91
178,38
146,66
117,40
92,40
72,45
57,72
45,96
34,38
22,90
13,70
7,69
4,37
2,52
1,49
0,92
0,61
0,43
0,34
0,29
0,26
151
APÊNDICE B
Tabela B.3 - Hidrograma de entrada do reservatório para o cenário futuro II
1
2
Hidrograma
Tempo
unitário
(minutos)
(m³/s/cm)
0
0,00
10
9,29
20
30,55
30
37,50
40
29,71
50
16,37
60
9,40
70
5,31
80
3,06
90
1,72
100
0,98
110
0,55
120
0,34
130
0,18
140
0,05
150
0,00
160
0,00
170
0,00
180
0,00
190
0,00
200
0,00
210
0,00
220
0,00
230
0,00
240
0,00
250
0,00
3
4
10
20
Soma
21,433
70,483
86,517
68,545
37,768
21,687
12,251
7,060
3,968
2,261
1,269
0,784
0,415
0,115
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
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0,00
2,46
29,54
100,75
173,07
201,28
182,91
149,67
119,36
93,65
73,23
58,19
46,23
34,50
22,88
13,57
7,50
4,15
2,28
1,24
0,66
0,35
0,18
0,08
0,03
0,00
0,265
2,464
8,103
9,947
7,881
4,342
2,493
1,408
0,812
0,456
0,260
0,146
0,090
0,048
0,013
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
Chuva excedente em cm devido a chuva de 2h obtida pelo número da curva CN = 90
2,307 2,187
1,277 0,794
0,597 0,521 0,318 0,273 0,274
0,183 0,091
20,318
66,815
82,015
64,978
35,802
20,558
11,613
6,692
3,762
2,143
1,203
0,744
0,394
0,109
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
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39,007
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37,934
20,902
12,002
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3,907
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0,000
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0,000
0,000
0,000
0,000
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9,774
4,214
5,612
2,429
3,170
1,365
1,827
0,778
1,027
0,436
0,585
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0,143
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0,000
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0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
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4,896 5,208
2,766 2,991
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0,000 0,000
2,539
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10,249
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2,569
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0,836
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0,150
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0,049
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0,000
0,000
0,000
2,544
8,365
10,269
8,135
4,483
2,574
1,454
0,838
0,471
0,268
0,151
0,093
0,049
0,014
0,000
0,000
1,698
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6,856
5,432
2,993
1,719
0,971
0,559
0,314
0,179
0,101
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0,033
0,009
0,000
0,850
2,795
3,431
2,718
1,498
0,860
0,486
0,280
0,157
0,090
0,050
0,031
0,016
0,005
15
16
17
Vazão de Hidrogram
base (m³/s) a (m³/s)
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,22
0,26
2,72
29,80
101,01
173,33
201,54
183,17
149,93
119,62
93,91
73,49
58,45
46,49
34,76
23,14
13,83
7,76
4,41
2,54
1,50
0,92
0,61
0,44
0,34
0,29
0,26
152
APÊNDICE B
157
Determinação do hidrograma de saída do reservatório de retenção
Tabela B.4 - Propagação no reservatório para o cenário atual.
Tempo
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
23
24
25
26
27
t1
(h)
0,00
0,17
0,33
0,50
0,67
0,83
1,00
1,17
1,33
1,50
1,67
1,83
2,00
2,17
2,33
2,50
2,67
2,83
3,00
3,17
3,33
3,50
3,67
3,83
4,00
4,17
4,33
t2
(h)
0,17
0,33
0,50
0,67
0,83
1,00
1,17
1,33
1,50
1,67
1,83
2,00
2,17
2,33
2,50
2,67
2,83
3,00
3,17
3,33
3,50
3,67
3,83
4,00
4,17
4,33
4,50
I1
(m³/s)
0,26
1,03
18,12
71,14
133,74
166,26
159,08
134,51
109,75
87,72
69,55
55,79
44,71
33,79
22,89
14,00
8,03
4,61
2,69
1,61
0,99
0,65
0,46
0,35
0,29
0,27
0,26
I2
(m³/s)
1,03
18,12
71,14
133,74
166,26
159,08
134,51
109,75
87,72
69,55
55,79
44,71
33,79
22,89
14,00
8,03
4,61
2,69
1,61
0,99
0,65
0,46
0,35
0,29
0,27
0,26
0,26
I1 + I2
(m³/s)
1,29
19,15
89,26
204,87
299,99
325,33
293,58
244,26
197,48
157,28
125,34
100,50
78,50
56,68
36,89
22,03
12,64
7,30
4,30
2,60
1,64
1,11
0,82
0,65
0,56
0,53
0,52
[2S 1/ Dt -Q 1]
(m³/s)
58,92
59,71
76,56
143,46
285,99
467,41
627,10
724,06
754,08
743,83
711,09
663,49
603,57
538,15
473,74
414,73
360,07
307,12
257,39
214,04
179,84
155,08
136,93
123,37
113,00
104,96
98,61
[2S2 / ∆t + Q 2]
Q2
(m³/s)
(m³/s)
60,21
0,25
78,86
1,15
165,82
11,18
348,33
31,17
585,99
59,29
792,74
82,82
920,68
98,31
968,32
107,12
951,55
103,86
901,11
95,01
836,43
86,47
763,99
80,21
682,07
71,96
594,82
60,54
510,63
47,95
436,77
38,35
372,70
32,79
314,43
28,52
261,68
23,82
216,64
18,40
181,48
13,20
156,19
9,63
137,75
7,19
124,02
5,51
113,56
4,30
105,49
3,44
99,13
2,73
Tabela B.5 – Propagação no reservatório para o cenário futuro I.
2S 2/ ∆ t - Q 2
(m³/s)
59,71
76,56
143,46
285,99
467,41
627,10
724,06
754,08
743,83
711,09
663,49
603,57
538,15
473,74
414,73
360,07
307,12
257,39
214,04
179,84
155,08
136,93
123,37
113,00
104,96
98,61
93,67
APÊNDICE B
Tempo
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
23
24
25
26
t1
(h)
0,00
0,17
0,33
0,50
0,67
0,83
1,00
1,17
1,33
1,50
1,67
1,83
2,00
2,17
2,33
2,50
2,67
2,83
3,00
3,17
3,33
3,50
3,67
3,83
4,00
4,17
t2
(h)
0,17
0,33
0,50
0,67
0,83
1,00
1,17
1,33
1,50
1,67
1,83
2,00
2,17
2,33
2,50
2,67
2,83
3,00
3,17
3,33
3,50
3,67
3,83
4,00
4,17
4,33
I1
(m³/s)
0,26
2,29
27,30
95,29
166,00
194,91
178,38
146,66
117,40
92,40
72,45
57,72
45,96
34,38
22,90
13,70
7,69
4,37
2,52
1,49
0,92
0,61
0,43
0,34
0,29
0,26
I2
(m³/s)
2,29
27,30
95,29
166,00
194,91
178,38
146,66
117,40
92,40
72,45
57,72
45,96
34,38
22,90
13,70
7,69
4,37
2,52
1,49
0,92
0,61
0,43
0,34
0,29
0,26
0,23
I1 + I2
(m³/s)
2,55
29,59
122,59
261,29
360,90
373,28
325,04
264,07
209,80
164,85
130,17
103,68
80,34
57,29
36,60
21,39
12,06
6,89
4,02
2,41
1,52
1,04
0,77
0,62
0,55
0,49
[2S 1/ Dt -Q 1]
(m³/s)
58,92
60,85
86,14
173,78
358,55
567,51
736,87
809,22
815,78
788,32
744,90
693,15
630,67
560,95
490,17
426,22
368,39
313,87
262,70
218,10
182,59
156,96
138,24
124,33
113,69
105,48
158
[2S2 / ∆t + Q 2]
(m³/s)
61,47
90,44
208,72
435,07
719,45
940,79
1061,92
1073,28
1025,58
953,18
875,07
796,83
711,01
618,23
526,78
447,61
380,45
320,76
266,72
220,51
184,12
158,00
139,01
124,95
114,24
105,97
Tabela B.6 – Propagação no reservatório para o cenário futuro I.
Q2
(m³/s)
0,31
2,15
17,47
38,26
75,97
101,96
126,35
128,75
118,63
104,14
90,96
83,08
75,03
64,03
50,28
39,61
33,29
29,03
24,31
18,96
13,58
9,88
7,34
5,63
4,38
3,49
2S 2/ ∆ t - Q 2
(m³/s)
60,85
86,14
173,78
358,55
567,51
736,87
809,22
815,78
788,32
744,90
693,15
630,67
560,95
490,17
426,22
368,39
313,87
262,70
218,10
182,59
156,96
138,24
124,33
113,69
105,48
98,99
APÊNDICE B
Tempo
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
23
24
25
26
t1
(h)
0,00
0,17
0,33
0,50
0,67
0,83
1,00
1,17
1,33
1,50
1,67
1,83
2,00
2,17
2,33
2,50
2,67
2,83
3,00
3,17
3,33
3,50
3,67
3,83
4,00
4,17
t2
(h)
0,17
0,33
0,50
0,67
0,83
1,00
1,17
1,33
1,50
1,67
1,83
2,00
2,17
2,33
2,50
2,67
2,83
3,00
3,17
3,33
3,50
3,67
3,83
4,00
4,17
4,33
I1
(m³/s)
0,26
2,72
29,80
101,01
173,33
201,54
183,17
149,93
119,62
93,91
73,49
58,45
46,49
34,76
23,14
13,83
7,76
4,41
2,54
1,50
0,92
0,61
0,44
0,34
0,29
0,26
I2
(m³/s)
2,72
29,80
101,01
173,33
201,54
183,17
149,93
119,62
93,91
73,49
58,45
46,49
34,76
23,14
13,83
7,76
4,41
2,54
1,50
0,92
0,61
0,44
0,34
0,29
0,26
0,53
I1 + I2 [2S 1/ Dt -Q 1]
(m³/s)
(m³/s)
2,98
58,92
32,52
61,26
130,80
88,92
274,34
181,65
374,88
374,49
384,71
591,54
333,10
758,86
269,55
826,40
213,53
828,71
167,41
797,97
131,95
752,34
104,94
699,74
81,24
637,07
57,89
566,73
36,97
494,68
21,59
429,69
12,17
371,22
6,95
316,43
4,05
264,90
2,43
219,88
1,53
183,89
1,04
157,88
0,77
138,93
0,62
124,84
0,55
114,08
0,79
105,80
159
[2S2 / ∆t + Q 2]
(m³/s)
61,90
93,78
219,73
455,99
749,36
976,26
1091,96
1095,95
1042,25
965,38
884,28
804,69
718,31
624,62
531,65
451,28
383,39
323,38
268,94
222,31
185,42
158,93
139,70
125,46
114,64
106,59
Q2
(m³/s)
0,32
2,43
19,04
40,75
78,91
108,70
132,78
133,62
122,14
106,52
92,27
83,81
75,79
64,97
50,98
40,03
33,48
29,24
24,53
19,21
13,77
10,00
7,43
5,69
4,42
3,56
Propagação da vazão de saída do reservatório
Relação cota- volume e cota vazão
2S 2/ ∆ t - Q 2
(m³/s)
61,26
88,92
181,65
374,49
591,54
758,86
826,40
828,71
797,97
752,34
699,74
637,07
566,73
494,68
429,69
371,22
316,43
264,90
219,88
183,89
157,88
138,93
124,84
114,08
105,80
99,47
APÊNDICE B
160
Tabela B.7 - Relação cota-volume e cota vazão para o trecho natural do Córrego
Área de Área de
Altura
montante jusante
(m)
(m)
(m)
0,00
0,57
0,50
0,20
1,67
1,46
0,40
2,77
2,42
0,60
3,87
3,38
0,80
4,97
4,34
1,00
6,07
5,3
1,20
7,17
6,26
1,40
8,27
7,22
1,60
9,37
8,18
1,80
10,47
9,14
2,00
11,57
10,1
2,20
12,67
11,06
2,40
13,77
12,02
2,60
14,87
12,98
2,80
15,97
13,94
3,00
17,07
14,9
3,20
18,17
15,86
3,40
19,27
16,82
3,60
20,37
17,78
3,80
21,47
18,74
4,00
22,57
19,7
Comprimento
Volume
Volume
Vazão
do córrego
acumulado
2S/ ∆ t + Q 2S/ ∆t - Q
parcial (m³)
(m³/s)
(m)
(m³)
2235,7
1196,1
1196,1
0,26
4,25
3,73
2235,7
3498,8
4694,9
1,54
17,19
14,11
2235,7
5801,6
10496,5
3,47
38,46
31,52
2235,7
8104,3
18600,9
5,91
67,91
56,09
2235,7
10407,1
29007,9
8,77
105,46
87,92
2235,7
12709,8
41717,8
11,98
151,04
127,08
2235,7
15012,6
56730,4
15,52
204,62
173,58
2235,7
17315,3
74045,7
19,34
266,16
227,48
2235,7
19618,1
93663,8
23,43
335,65
288,78
2235,7
21920,8
115584,7 27,78
413,06
357,51
2235,7
24223,6
139808,2 32,36
498,38
433,67
2235,7
26526,3
166334,6 37,16
591,61
517,29
2235,7
28829,1
195163,7 42,18
692,73
608,36
2235,7
31131,8
226295,5 47,42
801,74
706,90
2235,7
33434,6
259730,1 52,86
918,62
812,91
2235,7
35737,3
295467,5 58,50
1043,39
926,40
2235,7
38040,1
333507,6 64,33
1176,03
1047,36
2235,7
40342,8
373850,4 70,36
1316,53
1175,80
2235,7
42645,6
416496,0 76,59
1464,91
1311,73
2235,7
44948,3
461444,4 83,00
1621,15
1455,15
2235,7
47251,1
508695,4 89,60
1785,25
1606,05
Utilizando-se análise estatística com os dados resultante da relação cota-vazão e cota-volume
foi determinado a expressão que fornece o valor da vazão de saída do trecho natural do
córrego:
Q = −5x10 −6 .(2S/ ? S+ Q) + 0,0592 * (2S/ ? S+ Q )
2
2
APÊNDICE B
161
Tabela B.8 - Relação cota-volume e cota vazão para o trecho canalizado do córrego
Altura
(m)
0
0,2
0,3
0,4
0,56
0,60
0,80
1,00
1,20
1,40
1,60
1,80
2,00
2,20
2,40
2,60
2,80
3,00
3,20
3,40
3,60
Área de
Comprimento do Volume
Volume
montante
córrego (m)
parcial (m³) acumulado (m³)
(m)
0,00
875
0,0
0,0
0,09
875
77,0
77,0
0,20
875
173,3
250,3
0,35
875
308,0
558,3
0,69
875
603,7
1161,9
0,79
875
693,0
1854,9
1,41
875
1232,0
3086,9
2,20
875
1925,0
5011,9
3,17
875
2772,0
7783,9
4,31
875
3773,0
11556,9
5,63
875
4928,0
16484,9
7,13
875
6237,0
22721,9
8,80
875
7700,0
30421,9
10,65
875
9317,0
39738,9
12,67
875
11088,0
50826,9
14,87
875
13013,0
63839,9
17,25
875
15092,0
78931,9
19,80
875
17325,0
96256,9
22,53
875
19712,0
115968,9
25,43
875
22253,0
138221,9
28,51
875
24948,0
163169,9
Vazão
(m³/s)
2S/Dt + Q
2S/Dt - Q
0,00
0,07
0,20
0,43
1,05
1,26
2,71
4,92
8,00
12,07
17,23
23,58
31,24
40,27
50,79
62,88
76,62
92,09
109,39
128,58
149,75
0,00
0,32
1,03
2,29
4,92
7,44
13,00
21,63
33,95
50,59
72,18
99,32
132,64
172,74
220,22
275,68
339,72
412,95
495,95
589,32
693,65
0,00
0,19
0,64
1,43
2,82
4,92
7,58
11,79
17,95
26,46
37,72
52,15
70,17
92,19
118,63
149,92
186,49
228,76
277,17
332,16
394,14
Utilizando-se análise estatística com os dados resultante da relação cota-vazão e cota-volume
foi determinado a expressão que fornece o valor da vazão de saída do trecho natural do
córrego:
Q = −2x10 −5 .(2S/ ? S+ Q ) + 0,2337. (2S/ ? S+ Q )
2
2
Foram determinados os hidrogramas das áreas ao longo do trecho natural, e da área ao longo
do trecho canalizado, os resultados estão sintetizados na Tabela B. 10.
APÊNDICE B
162
Tabela B.9 – Determinação dos hidrogramas das áreas posteriores ao reservatório
Vazões (m³/s)
Tempo
(minutos)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
140
150
160
170
180
190
200
210
220
230
240
250
260
270
280
290
300
310
320
330
340
350
360
370
380
390
400
410
420
Área ao longo do trecho natural
Atual
1,05
1,16
3,51
10,41
23,98
43,76
62,23
81,68
97,60
105,33
105,83
100,14
90,66
79,71
68,92
58,82
49,21
40,44
32,59
25,83
20,24
15,85
12,51
9,95
7,94
6,39
5,19
4,26
3,55
3,01
2,57
2,21
1,89
1,62
1,43
1,31
1,22
1,16
1,12
1,09
1,07
1,06
1,05
Cenário
Futuro I
1,05
1,36
5,04
15,18
33,83
60,60
88,50
110,32
122,95
126,36
121,85
110,66
97,05
83,79
71,50
59,89
49,01
39,34
31,02
24,06
18,56
14,37
11,22
8,83
6,95
5,18
4,14
3,50
2,95
2,47
2,06
1,78
1,54
1,35
1,25
1,19
1,15
1,11
1,08
1,07
1,06
1,05
Futuro II
1,05
1,42
5,40
16,14
35,71
63,54
92,26
114,48
127,11
130,22
125,19
113,37
99,22
85,53
72,90
61,00
49,88
40,03
31,54
24,46
18,86
14,60
11,40
8,97
7,05
5,24
4,19
3,54
2,98
2,49
2,08
1,79
1,54
1,36
1,25
1,19
1,15
1,11
1,08
1,07
1,06
1,05
Área ao longo do trecho canalizado
Atual
1,05
1,06
1,33
2,12
3,62
5,92
8,55
10,84
12,45
13,20
13,22
12,55
11,40
10,13
8,90
7,70
6,37
5,32
4,51
3,79
3,17
2,68
2,32
2,03
1,80
1,63
1,51
1,42
1,34
1,27
1,22
1,18
1,15
1,12
1,09
1,08
1,07
1,06
1,06
1,05
Cenario
Futuro I
1,05
1,08
1,51
2,66
4,80
7,86
11,06
13,56
14,99
15,38
14,87
13,60
12,03
10,50
9,11
7,80
6,55
5,45
4,48
3,69
3,06
2,55
2,19
1,92
1,72
1,55
1,43
1,34
1,27
1,21
1,17
1,13
1,10
1,08
1,07
1,06
1,06
1,06
1,05
Futuro II
1,05
1,09
1,55
2,77
5,02
8,20
11,49
14,03
15,47
15,82
15,25
13,91
12,28
10,70
9,27
7,93
6,65
5,52
4,54
3,73
3,09
2,58
2,21
1,94
1,73
1,56
1,44
1,34
1,27
1,22
1,17
1,13
1,10
1,09
1,07
1,06
1,06
1,06
1,05
APÊNDICE B
163
Foi feita a propagação das vazões de saída do reservatório até o inicio do trecho canalizado, os
resultados estão apresentados nas tabelas a seguir:
Tabela B.10 - Propagação da vazão de saída do reservatório para o cenário atual no trecho
natural do córrego
Tempo
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
23
24
25
26
27
28
29
30
31
32
33
34
35
36
37
38
39
40
41
42
43
t1
(h)
0,00
0,17
0,33
0,50
0,67
0,83
1,00
1,17
1,33
1,50
1,67
1,83
2,00
2,17
2,33
2,50
2,67
2,83
3,00
3,17
3,33
3,50
3,67
3,83
4,00
4,17
4,33
4,50
4,67
4,83
5,00
5,17
5,33
5,50
5,67
5,83
6,00
6,17
6,33
6,50
6,67
6,83
7,00
t2
(h)
0,17
0,33
0,50
0,67
0,83
1,00
1,17
1,33
1,50
1,67
1,83
2,00
2,17
2,33
2,50
2,67
2,83
3,00
3,17
3,33
3,50
3,67
3,83
4,00
4,17
4,33
4,50
4,67
4,83
5,00
5,17
5,33
5,50
5,67
5,83
6,00
6,17
6,33
6,50
6,67
6,83
7,00
7,17
I1
(m³/s)
0,22
0,45
0,56
0,93
4,93
11,92
21,99
34,23
47,58
61,03
73,31
82,74
87,89
88,60
85,90
81,01
74,85
68,06
61,11
54,29
47,77
41,65
36,01
30,89
26,27
22,17
18,56
15,43
12,75
10,48
8,58
7,00
5,69
4,61
3,72
3,00
2,43
1,98
1,62
1,35
1,13
0,96
0,83
I2
(m³/s)
0,45
0,56
0,93
4,93
11,92
21,99
34,23
47,58
61,03
73,31
82,74
87,89
88,60
85,90
81,01
74,85
68,06
61,11
54,29
47,77
41,65
36,01
30,89
26,27
22,17
18,56
15,43
12,75
10,48
8,58
7,00
5,69
4,61
3,72
3,00
2,43
1,98
1,62
1,35
1,13
0,96
0,83
0,22
I1 + I2
(m³/s)
0,67
1,01
1,49
5,86
16,85
33,91
56,22
81,81
108,61
134,34
156,05
170,62
176,49
174,50
166,91
155,85
142,91
129,17
115,39
102,05
89,42
77,66
66,90
57,16
48,45
40,74
34,00
28,18
23,23
19,06
15,58
12,69
10,30
8,33
6,73
5,44
4,41
3,60
2,97
2,48
2,09
1,80
1,05
[2S 1/ Dt -Q 1]
(m³/s)
3,73
3,88
4,31
5,12
9,68
23,39
50,55
94,24
155,52
233,55
325,69
427,02
530,45
628,24
714,14
784,49
837,85
874,26
894,69
900,69
894,07
876,72
850,49
817,19
778,47
735,85
690,67
644,12
597,22
550,84
505,68
462,26
420,97
382,06
345,69
311,94
280,80
252,26
226,23
202,58
181,20
161,93
144,61
[2S2 / ∆t + Q 2]
Q2
(m³/s)
(m³/s)
4,40
0,26
4,89
0,29
5,80
0,34
10,97
0,65
26,52
1,57
57,30
3,38
106,77
6,26
176,05
10,27
264,12
15,29
367,89
21,10
481,73
27,36
597,64
33,59
706,94
39,35
802,74
44,30
881,05
48,28
940,35
51,25
980,76
53,25
1003,42
54,37
1010,08
54,70
1002,74
54,33
983,49
53,39
954,38
51,95
917,39
50,10
874,35
47,94
826,92
45,53
776,58
42,96
724,66
40,27
672,30
37,54
620,45
34,81
569,90
32,11
521,26
29,50
474,95
26,99
431,26
24,60
390,39
22,35
352,42
20,24
317,37
18,28
285,22
16,48
255,87
14,82
229,20
13,31
205,06
11,93
183,30
10,68
163,73
9,56
145,66
8,52
2S 2/ ∆ t - Q 2
(m³/s)
3,88
4,31
5,12
9,68
23,39
50,55
94,24
155,52
233,55
325,69
427,02
530,45
628,24
714,14
784,49
837,85
874,26
894,69
900,69
894,07
876,72
850,49
817,19
778,47
735,85
690,67
644,12
597,22
550,84
505,68
462,26
420,97
382,06
345,69
311,94
280,80
252,26
226,23
202,58
181,20
161,93
144,61
128,63
APÊNDICE B
164
Tabela B.11 - Propagação da vazão de saída do reservatório para o cenário futuro I no
trecho natural do córrego
Tempo
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
23
24
25
26
27
28
29
30
31
32
33
34
35
36
37
38
39
40
41
t1
(h)
0,00
0,17
0,33
0,50
0,67
0,83
1,00
1,17
1,33
1,50
1,67
1,83
2,00
2,17
2,33
2,50
2,67
2,83
3,00
3,17
3,33
3,50
3,67
3,83
4,00
4,17
4,33
4,50
4,67
4,83
5,00
5,17
5,33
5,50
5,67
5,83
6,00
6,17
6,33
6,50
6,67
t2
(h)
0,17
0,33
0,50
0,67
0,83
1,00
1,17
1,33
1,50
1,67
1,83
2,00
2,17
2,33
2,50
2,67
2,83
3,00
3,17
3,33
3,50
3,67
3,83
4,00
4,17
4,33
4,50
4,67
4,83
5,00
5,17
5,33
5,50
5,67
5,83
6,00
6,17
6,33
6,50
6,67
7,00
I1
(m³/s)
0,22
0,45
0,65
1,91
6,68
15,00
27,56
42,95
59,71
76,43
90,79
99,99
102,72
100,20
94,52
87,21
79,14
70,83
62,70
55,02
47,90
41,39
35,48
30,19
25,47
21,31
17,70
14,60
11,97
9,77
7,92
6,39
5,13
4,11
3,29
2,64
2,13
1,74
1,43
1,19
1,00
I2
(m³/s)
0,45
0,65
1,91
6,68
15,00
27,56
42,95
59,71
76,43
90,79
99,99
102,72
100,20
94,52
87,21
79,14
70,83
62,70
55,02
47,90
41,39
35,48
30,19
25,47
21,31
17,70
14,60
11,97
9,77
7,92
6,39
5,13
4,11
3,29
2,64
2,13
1,74
1,43
1,19
1,00
0,00
I1 + I2
(m³/s)
0,67
1,10
2,56
8,59
21,68
42,56
70,51
102,66
136,14
167,22
190,78
202,71
202,92
194,71
181,73
166,36
149,98
133,53
117,72
102,92
89,29
76,87
65,67
55,66
46,79
39,01
32,30
26,57
21,74
17,69
14,31
11,52
9,23
7,39
5,93
4,77
3,87
3,16
2,61
2,19
1,00
[2S 1/ Dt -Q 1]
(m³/s)
3,73
3,88
4,39
6,12
12,97
30,56
64,51
119,22
196,11
294,01
408,75
532,14
653,25
762,13
852,70
922,66
971,93
1001,66
1013,67
1010,23
993,75
966,54
930,76
888,38
841,17
790,71
738,37
685,36
632,71
581,24
531,60
484,26
439,53
397,65
358,72
322,81
289,87
259,82
232,54
207,86
185,63
[2S2 / Dt + Q 2]
Q2
(m³/s)
(m³/s)
4,40
0,26
4,98
0,29
6,95
0,41
14,71
0,87
34,65
2,05
73,12
4,30
135,02
7,90
221,88
12,89
332,25
19,12
461,23
26,24
599,53
33,70
734,86
40,80
856,17
47,02
956,84
52,07
1034,43
55,89
1089,01
58,54
1121,91
60,12
1135,19
60,76
1131,39
60,58
1113,16
59,70
1083,04
58,25
1043,41
56,33
996,43
54,02
944,04
51,43
887,96
48,62
829,72
45,68
770,67
42,65
711,93
39,61
654,45
36,60
598,93
33,66
545,91
30,83
495,77
28,12
448,77
25,56
405,04
23,16
364,65
20,92
327,58
18,86
293,74
16,96
262,98
15,22
235,15
13,64
210,06
12,21
186,63
10,87
2S 2/ Dt - Q 2
(m³/s)
3,88
4,39
6,12
12,97
30,56
64,51
119,22
196,11
294,01
408,75
532,14
653,25
762,13
852,70
922,66
971,93
1001,66
1013,67
1010,23
993,75
966,54
930,76
888,38
841,17
790,71
738,37
685,36
632,71
581,24
531,60
484,26
439,53
397,65
358,72
322,81
289,87
259,82
232,54
207,86
185,63
164,88
APÊNDICE B
165
Tabela B.12 - Propagação da vazão de saída do reservatório para o cenário futuro II para o
trecho natural do córrego
Tempo
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
23
24
25
26
27
28
29
30
31
32
33
34
35
36
37
38
39
40
41
t1
(h)
0,00
0,17
0,33
0,50
0,67
0,83
1,00
1,17
1,33
1,50
1,67
1,83
2,00
2,17
2,33
2,50
2,67
2,83
3,00
3,17
3,33
3,50
3,67
3,83
4,00
4,17
4,33
4,50
4,67
4,83
5,00
5,17
5,33
5,50
5,67
5,83
6,00
6,17
6,33
6,50
6,67
t2
(h)
0,17
0,33
0,50
0,67
0,83
1,00
1,17
1,33
1,50
1,67
1,83
2,00
2,17
2,33
2,50
2,67
2,83
3,00
3,17
3,33
3,50
3,67
3,83
4,00
4,17
4,33
4,50
4,67
4,83
5,00
5,17
5,33
5,50
5,67
5,83
6,00
6,17
6,33
6,50
6,67
7,00
I1
(m³/s)
0,22
0,50
0,70
2,13
7,15
15,86
28,92
44,90
62,39
79,88
94,80
104,07
106,41
103,32
97,07
89,28
80,82
72,20
63,82
55,96
48,70
42,07
36,08
30,70
25,92
21,71
18,04
14,89
12,22
9,98
8,10
6,54
5,26
4,22
3,38
2,72
2,20
1,80
1,49
1,24
1,06
I2
(m³/s)
0,50
0,70
2,13
7,15
15,86
28,92
44,90
62,39
79,88
94,80
104,07
106,41
103,32
97,07
89,28
80,82
72,20
63,82
55,96
48,70
42,07
36,08
30,70
25,92
21,71
18,04
14,89
12,22
9,98
8,10
6,54
5,26
4,22
3,38
2,72
2,20
1,80
1,49
1,24
1,06
0,00
I1 + I2
(m³/s)
0,72
1,20
2,83
9,28
23,01
44,78
73,82
107,29
142,27
174,69
198,87
210,49
209,73
200,39
186,35
170,11
153,02
136,02
119,78
104,66
90,77
78,15
66,78
56,63
47,63
39,74
32,93
27,11
22,20
18,08
14,64
11,80
9,47
7,60
6,11
4,93
4,00
3,29
2,73
2,30
1,06
[2S 1/ Dt -Q 1]
(m³/s)
3,73
3,92
4,52
6,48
13,89
32,55
68,23
125,43
205,71
307,99
427,85
556,45
682,01
794,12
886,64
957,47
1006,79
1035,94
1046,93
1042,19
1024,22
995,41
957,97
913,92
865,06
812,95
759,01
704,44
650,29
597,39
546,39
497,75
451,81
408,80
368,83
331,95
298,12
267,27
239,25
213,92
191,08
[2S2 / Dt + Q 2]
Q2
(m³/s)
(m³/s)
4,45
0,26
5,12
0,30
7,35
0,43
15,76
0,93
36,90
2,18
77,33
4,55
142,05
8,31
232,72
13,51
347,98
19,99
482,67
27,41
626,73
35,14
766,94
42,46
891,75
48,82
994,50
53,93
1073,00
57,76
1127,58
60,40
1159,81
61,93
1171,96
62,51
1166,72
62,26
1146,85
61,32
1114,99
59,79
1073,55
57,79
1024,75
55,41
970,55
52,75
912,68
49,87
852,69
46,84
791,93
43,75
731,55
40,63
672,49
37,55
615,47
34,54
561,03
31,64
509,55
28,87
461,29
26,24
416,40
23,78
374,93
21,49
336,88
19,38
302,13
17,43
270,55
15,65
241,98
14,03
216,21
12,57
192,14
11,19
2S 2/ Dt - Q 2
(m³/s)
3,92
4,52
6,48
13,89
32,55
68,23
125,43
205,71
307,99
427,85
556,45
682,01
794,12
886,64
957,47
1006,79
1035,94
1046,93
1042,19
1024,22
995,41
957,97
913,92
865,06
812,95
759,01
704,44
650,29
597,39
546,39
497,75
451,81
408,80
368,83
331,95
298,12
267,27
239,25
213,92
191,08
169,76
As vazões de saída no final do trecho natural do córrego foram somadas as vazões do
hidrograma da área ao longo do trecho natural do córrego, e propagadas no trecho canalizado
do córrego. As vazões resultantes da propagação, penúltima coluna das tabelas B.14, B. 13 e
B.15, foram somadas as vazões da área ao lo ngo do trecho canalizado, fornecendo ao
hidrograma resultante da inserção da estrutura de retenção na bacia em estudo.
APÊNDICE B
Determinação do hidrograma da bacia com a inserção do reservatório de retenção
Tabela B.13 - Hidrograma da bacia com inserção do reservatório para o cenário atual
Tempo
(minutos)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
140
150
160
170
180
190
200
210
220
230
240
250
260
270
280
290
300
310
320
330
340
350
360
370
380
390
400
410
420
Hidrograma
unitário
(m³/s/cm)
0,00
0,14
0,41
0,85
1,41
1,83
1,99
1,98
1,78
1,54
1,19
0,88
0,68
0,53
0,41
0,20
0,25
0,19
0,15
0,11
0,09
0,07
0,05
0,04
0,03
0,03
0,02
0,02
0,01
0,01
0,01
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
10
20
0,089
1,754
0,012
0,036
0,075
0,125
0,162
0,176
0,175
0,158
0,136
0,105
0,078
0,060
0,047
0,036
0,018
0,022
0,017
0,013
0,010
0,008
0,006
0,004
0,004
0,003
0,002
0,002
0,001
0,001
0,001
0,001
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,246
0,719
1,491
2,474
3,211
3,491
3,474
3,123
2,702
2,088
1,544
1,193
0,930
0,719
0,351
0,439
0,333
0,263
0,193
0,158
0,123
0,088
0,073
0,056
0,044
0,035
0,029
0,022
0,016
0,010
0,005
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
30
40
50
60
70
80
90
100
110
Chuva excedente em cm devido a chuva de 2h obtida pelo número da curva CN = 85
1,935
1,174
0,740
0,561
0,492
0,302
0,260
0,261
0,174
0,271
0,794
1,645
2,729
3,542
3,851
3,832
3,445
2,981
2,303
1,703
1,316
1,026
0,794
0,387
0,484
0,368
0,290
0,213
0,174
0,135
0,097
0,080
0,062
0,048
0,039
0,032
0,024
0,017
0,011
0,005
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,164
0,482
0,998
1,656
2,149
2,337
2,325
2,090
1,809
1,398
1,033
0,799
0,622
0,482
0,235
0,294
0,223
0,176
0,129
0,106
0,082
0,059
0,049
0,038
0,029
0,024
0,019
0,015
0,011
0,007
0,003
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,104
0,304
0,629
1,044
1,355
1,473
1,466
1,318
1,140
0,881
0,652
0,503
0,392
0,304
0,148
0,185
0,141
0,111
0,081
0,067
0,052
0,037
0,031
0,024
0,019
0,015
0,012
0,009
0,007
0,004
0,002
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,079
0,230
0,477
0,791
1,027
1,117
1,111
0,999
0,864
0,668
0,494
0,382
0,297
0,230
0,112
0,140
0,107
0,084
0,062
0,050
0,039
0,028
0,023
0,018
0,014
0,011
0,009
0,007
0,005
0,003
0,002
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,069
0,202
0,418
0,694
0,900
0,979
0,974
0,876
0,758
0,586
0,433
0,335
0,261
0,202
0,098
0,123
0,093
0,074
0,054
0,044
0,034
0,025
0,020
0,016
0,012
0,010
0,008
0,006
0,004
0,003
0,001
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,042
0,124
0,256
0,425
0,552
0,600
0,597
0,537
0,464
0,359
0,265
0,205
0,160
0,124
0,060
0,075
0,057
0,045
0,033
0,027
0,021
0,015
0,012
0,010
0,008
0,006
0,005
0,004
0,003
0,002
0,001
0,000
0,000
0,000
0,000
0,036
0,106
0,221
0,366
0,475
0,517
0,514
0,462
0,400
0,309
0,228
0,177
0,138
0,106
0,052
0,065
0,049
0,039
0,029
0,023
0,018
0,013
0,011
0,008
0,006
0,005
0,004
0,003
0,002
0,002
0,001
0,000
0,000
0,000
0,036
0,107
0,222
0,367
0,477
0,519
0,516
0,464
0,401
0,310
0,229
0,177
0,138
0,107
0,052
0,065
0,050
0,039
0,029
0,023
0,018
0,013
0,011
0,008
0,007
0,005
0,004
0,003
0,002
0,002
0,001
0,000
0,000
0,024
0,071
0,148
0,246
0,319
0,347
0,345
0,310
0,268
0,207
0,153
0,118
0,092
0,071
0,035
0,044
0,033
0,026
0,019
0,016
0,012
0,009
0,007
0,006
0,004
0,003
0,003
0,002
0,002
0,001
0,000
0,000
120
Soma
0,087
7,830
0,00
0,01
0,28
1,07
2,57
4,87
7,50
9,79
11,40
12,15
12,17
11,50
10,35
9,08
7,85
6,65
5,32
4,27
3,46
2,74
2,12
1,63
1,27
0,98
0,75
0,58
0,46
0,37
0,29
0,22
0,17
0,13
0,10
0,07
0,04
0,03
0,02
0,01
0,01
0,00
0,00
0,00
0,00
0,012
0,036
0,074
0,123
0,160
0,174
0,173
0,155
0,134
0,104
0,077
0,059
0,046
0,036
0,017
0,022
0,017
0,013
0,010
0,008
0,006
0,004
0,004
0,003
0,002
0,002
0,001
0,001
0,001
0,001
0,000
Vazão de
base (m³/s)
Vazão do
Res. (m³/s)
Hidrograma
(m³/s)
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
0,00
1,24
1,88
4,39
10,57
21,84
37,21
55,07
74,12
91,69
105,56
114,83
119,53
120,43
118,61
115,02
110,22
104,58
98,43
92,06
85,73
79,68
74,03
68,82
64,00
59,50
55,27
51,26
47,46
43,84
40,40
37,13
34,02
31,07
28,30
25,72
23,34
21,15
19,14
17,31
15,64
14,13
12,76
1,05
2,30
3,21
6,51
14,20
27,76
45,76
65,91
86,56
104,90
118,78
127,38
130,93
130,56
127,51
122,71
116,59
109,90
102,94
95,85
88,91
82,35
76,35
70,85
65,80
61,13
56,78
52,68
48,79
45,12
41,63
38,31
35,17
32,18
29,39
26,80
24,41
22,21
20,20
18,36
16,70
15,18
13,81
162
APÊNDICE B
Tabela B.14 - Hidrograma da bacia com inserção do reservatório para o cenário futuro I
Tempo
(minutos)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
140
150
160
170
180
190
200
210
220
230
240
250
260
270
280
290
300
310
320
330
340
350
360
370
380
390
400
Hidrogram
a unitário
(m³/s)
0,00
0,16
0,48
0,99
1,61
2,00
2,11
2,00
1,76
1,44
1,05
0,78
0,59
0,47
0,36
0,27
0,21
0,15
0,12
0,09
0,06
0,05
0,04
0,03
0,02
0,02
0,01
0,01
0,01
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
10
20
0,218
2,192
0,035
0,105
0,216
0,352
0,437
0,461
0,437
0,384
0,315
0,229
0,170
0,129
0,103
0,079
0,059
0,046
0,033
0,026
0,020
0,013
0,011
0,009
0,007
0,004
0,004
0,002
0,002
0,002
0,001
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,351
1,052
2,170
3,529
4,384
4,625
4,384
3,858
3,156
2,302
1,710
1,293
1,030
0,789
0,592
0,460
0,329
0,263
0,197
0,132
0,110
0,088
0,066
0,044
0,044
0,022
0,022
0,015
0,007
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
Chuva excedente em cm devido a chuva de 2h obtida pelo número da curva CN = 89
2,139 1,258
0,784 0,591
0,516 0,315 0,271 0,272 0,181
0,091
0,342
1,027
2,118
3,445
4,279
4,514
4,279
3,765
3,081
2,246
1,669
1,262
1,006
0,770
0,578
0,449
0,321
0,257
0,193
0,128
0,107
0,086
0,064
0,043
0,043
0,021
0,021
0,015
0,006
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,201
0,604
1,246
2,026
2,516
2,655
2,516
2,214
1,812
1,321
0,981
0,742
0,591
0,453
0,340
0,264
0,189
0,151
0,113
0,075
0,063
0,050
0,038
0,025
0,025
0,013
0,013
0,009
0,004
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,125
0,376
0,776
1,262
1,568
1,654
1,568
1,380
1,129
0,823
0,612
0,463
0,369
0,282
0,212
0,165
0,118
0,094
0,071
0,047
0,039
0,031
0,024
0,016
0,016
0,008
0,008
0,005
0,002
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,095
0,284
0,585
0,951
1,181
1,246
1,181
1,040
0,851
0,620
0,461
0,348
0,278
0,213
0,159
0,124
0,089
0,071
0,053
0,035
0,030
0,024
0,018
0,012
0,012
0,006
0,006
0,004
0,002
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,083
0,248
0,511
0,830
1,032
1,088
1,032
0,908
0,743
0,542
0,402
0,304
0,242
0,186
0,139
0,108
0,077
0,062
0,046
0,031
0,026
0,021
0,015
0,010
0,010
0,005
0,005
0,004
0,002
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,050
0,151
0,312
0,508
0,630
0,665
0,630
0,555
0,454
0,331
0,246
0,186
0,148
0,113
0,085
0,066
0,047
0,038
0,028
0,019
0,016
0,013
0,009
0,006
0,006
0,003
0,003
0,002
0,001
0,000
0,000
0,000
0,000
0,043
0,130
0,268
0,436
0,542
0,572
0,542
0,477
0,390
0,284
0,211
0,160
0,127
0,098
0,073
0,057
0,041
0,033
0,024
0,016
0,014
0,011
0,008
0,005
0,005
0,003
0,003
0,002
0,001
0,000
0,000
0,000
0,043
0,130
0,269
0,437
0,543
0,573
0,543
0,478
0,391
0,285
0,212
0,160
0,128
0,098
0,073
0,057
0,041
0,033
0,024
0,016
0,014
0,011
0,008
0,005
0,005
0,003
0,003
0,002
0,001
0,000
0,000
0,029
0,087
0,180
0,292
0,363
0,383
0,363
0,319
0,261
0,190
0,141
0,107
0,085
0,065
0,049
0,038
0,027
0,022
0,016
0,011
0,009
0,007
0,005
0,004
0,004
0,002
0,002
0,001
0,001
0,000
0,015
0,044
0,090
0,146
0,182
0,191
0,182
0,160
0,131
0,095
0,071
0,054
0,043
0,033
0,025
0,019
0,014
0,011
0,008
0,005
0,005
0,004
0,003
0,002
0,002
0,001
0,001
0,001
0,000
Soma
8,828
0,00
0,03
0,46
1,61
3,75
6,81
10,01
12,51
13,94
14,33
13,82
12,55
10,98
9,45
8,06
6,75
5,50
4,40
3,43
2,64
2,01
1,50
1,14
0,87
0,67
0,50
0,38
0,29
0,22
0,16
0,12
0,08
0,05
0,03
0,02
0,01
0,01
0,01
0,00
0,00
0,00
Vazão de Vazão do Hidrograma
base (m³/s) Res. (m³/s)
(m³/s)
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
0,00
1,28
2,31
6,11
14,94
30,44
51,86
75,74
98,13
116,38
129,25
136,37
138,35
136,67
132,70
127,22
120,64
113,35
105,76
98,19
90,93
84,17
77,99
72,35
67,15
62,24
57,58
53,28
49,27
45,46
41,81
38,35
35,07
31,98
29,09
26,42
23,96
21,70
19,62
17,73
16,00
1,05
2,37
3,81
8,77
19,74
38,30
62,92
89,30
113,13
131,76
144,12
149,97
150,38
147,17
141,81
135,02
127,19
118,80
110,24
101,88
93,99
86,73
80,18
74,27
68,87
63,79
59,01
54,62
50,53
46,67
42,98
39,48
36,17
33,06
30,17
27,49
25,02
22,75
20,67
18,78
17,05
163
APÊNDICE B
Tabela B.15 - Hidrograma da bacia com inserção do reservatório para o cenário futuro II
Tempo
(minutos)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
140
150
160
170
180
190
200
210
220
230
240
250
260
270
280
290
300
310
320
330
340
350
360
370
380
390
400
Hidrograma
unitário
(m³/s/cm)
0,00
0,16
0,48
0,99
1,61
2,00
2,11
2,00
1,76
1,44
1,05
0,78
0,59
0,47
0,36
0,27
0,21
0,15
0,12
0,09
0,06
0,05
0,04
0,03
0,02
0,02
0,01
0,01
0,01
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
10
20
0,265
2,307
0,042
0,127
0,263
0,427
0,530
0,560
0,530
0,467
0,382
0,279
0,207
0,156
0,125
0,095
0,072
0,056
0,040
0,032
0,024
0,016
0,013
0,011
0,008
0,005
0,005
0,003
0,003
0,002
0,001
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,369
1,107
2,284
3,714
4,614
4,868
4,614
4,061
3,322
2,422
1,800
1,361
1,084
0,831
0,623
0,484
0,346
0,277
0,208
0,138
0,115
0,092
0,069
0,046
0,046
0,023
0,023
0,016
0,007
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
Chuva excedente em cm devido a chuva de 2h obtida pelo número da curva CN = 90
2,187 1,277 0,794 0,597
0,521
0,318
0,273 0,274 0,183 0,091
0,350
1,050
2,165
3,521
4,374
4,615
4,374
3,849
3,149
2,296
1,706
1,290
1,028
0,787
0,591
0,459
0,328
0,262
0,197
0,131
0,109
0,087
0,066
0,044
0,044
0,022
0,022
0,015
0,007
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,204
0,613
1,264
2,056
2,554
2,694
2,554
2,247
1,839
1,341
0,996
0,753
0,600
0,460
0,345
0,268
0,192
0,153
0,115
0,077
0,064
0,051
0,038
0,026
0,026
0,013
0,013
0,009
0,004
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,127
0,381
0,786
1,278
1,587
1,675
1,587
1,397
1,143
0,833
0,619
0,468
0,373
0,286
0,214
0,167
0,119
0,095
0,071
0,048
0,040
0,032
0,024
0,016
0,016
0,008
0,008
0,006
0,002
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,096
0,287
0,591
0,961
1,194
1,260
1,194
1,051
0,860
0,627
0,466
0,352
0,281
0,215
0,161
0,125
0,090
0,072
0,054
0,036
0,030
0,024
0,018
0,012
0,012
0,006
0,006
0,004
0,002
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,083
0,250
0,516
0,839
1,042
1,099
1,042
0,917
0,750
0,547
0,406
0,307
0,245
0,188
0,141
0,109
0,078
0,063
0,047
0,031
0,026
0,021
0,016
0,010
0,010
0,005
0,005
0,004
0,002
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,051
0,153
0,315
0,512
0,636
0,671
0,636
0,560
0,458
0,334
0,248
0,188
0,150
0,115
0,086
0,067
0,048
0,038
0,029
0,019
0,016
0,013
0,010
0,006
0,006
0,003
0,003
0,002
0,001
0,000
0,000
0,000
0,000
0,044
0,131
0,271
0,440
0,547
0,577
0,547
0,481
0,394
0,287
0,213
0,161
0,128
0,098
0,074
0,057
0,041
0,033
0,025
0,016
0,014
0,011
0,008
0,005
0,005
0,003
0,003
0,002
0,001
0,000
0,000
0,000
0,044
0,131
0,271
0,441
0,548
0,578
0,548
0,482
0,394
0,288
0,214
0,162
0,129
0,099
0,074
0,058
0,041
0,033
0,025
0,016
0,014
0,011
0,008
0,005
0,005
0,003
0,003
0,002
0,001
0,000
0,000
0,029
0,088
0,181
0,294
0,366
0,386
0,366
0,322
0,263
0,192
0,143
0,108
0,086
0,066
0,049
0,038
0,027
0,022
0,016
0,011
0,009
0,007
0,005
0,004
0,004
0,002
0,002
0,001
0,001
0,000
0,015
0,044
0,091
0,147
0,183
0,193
0,183
0,161
0,132
0,096
0,071
0,054
0,043
0,033
0,025
0,019
0,014
0,011
0,008
0,005
0,005
0,004
0,003
0,002
0,002
0,001
0,001
0,001
0,000
Soma
9,087
0,00
0,04
0,50
1,72
3,97
7,15
10,44
12,98
14,42
14,77
14,20
12,86
11,23
9,65
8,22
6,88
5,60
4,47
3,49
2,68
2,04
1,53
1,16
0,89
0,68
0,51
0,39
0,29
0,22
0,17
0,12
0,08
0,05
0,04
0,02
0,01
0,01
0,01
0,00
0,00
0,00
Vazão de Vazão do Hidrograma
base (m³/s) Res. (m³/s)
(m³/s)
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
0,00
1,30
2,42
6,48
15,81
32,05
54,31
78,95
101,91
120,51
133,54
140,65
142,50
140,63
136,44
130,72
123,89
116,35
108,52
100,72
93,24
86,29
79,94
74,15
68,82
63,77
59,00
54,60
50,49
46,59
42,86
39,31
35,95
32,79
29,84
27,10
24,58
22,26
20,13
18,19
16,42
1,05
2,39
3,96
9,25
20,83
40,25
65,80
92,98
117,38
136,33
148,79
154,56
154,78
151,33
145,71
138,65
130,55
121,88
113,06
104,45
96,34
88,87
82,15
76,09
70,54
65,33
60,44
55,94
51,76
47,80
44,03
40,44
37,06
33,87
30,91
28,17
25,64
23,32
21,19
19,24
17,47
164
APÊNDICE B
Tabela B.16 - Hidrograma da bacia sem inserção do reservatório para o cenário de pré-urbanização
Tempo
(minutos)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
140
150
160
170
180
190
200
210
220
230
240
250
260
270
280
290
300
310
320
330
340
350
360
370
380
390
400
410
420
430
440
Hidrograma
unitário
(m³/s/cm)
0,00
2,31
6,76
13,82
23,42
31,29
35,53
35,94
33,81
29,99
25,07
18,98
14,51
11,35
9,05
7,16
5,55
4,40
3,46
2,69
2,10
1,66
1,31
1,03
0,81
0,64
0,50
0,40
0,33
0,26
0,20
0,14
0,09
0,04
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
10
20
0,003
1,093
0,006
0,018
0,037
0,062
0,083
0,095
0,096
0,090
0,080
0,067
0,051
0,039
0,030
0,024
0,019
0,015
0,012
0,009
0,007
0,006
0,004
0,003
0,003
0,002
0,002
0,001
0,001
0,001
0,001
0,001
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
2,526
7,392
15,112
25,609
34,215
38,851
39,299
36,970
32,793
27,413
20,754
15,866
12,411
9,896
7,829
6,069
4,811
3,783
2,941
2,296
1,815
1,432
1,126
0,886
0,700
0,547
0,437
0,361
0,284
0,219
0,153
0,098
0,044
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
30
40
50
60
70
80
90
100
110
Chuva excedente em cm devido a chuva de 2h obtida pelo número da curva CN = 78
1,555
1,005
0,649
0,498
0,440
0,272
0,235
0,236
0,158
3,593
10,513
21,493
36,424
48,664
55,258
55,895
52,583
46,642
38,990
29,518
22,567
17,652
14,075
11,136
8,632
6,843
5,381
4,184
3,266
2,582
2,037
1,602
1,260
0,995
0,778
0,622
0,513
0,404
0,311
0,218
0,140
0,062
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
2,321
6,794
13,889
23,536
31,446
35,707
36,119
33,978
30,139
25,195
19,074
14,582
11,406
9,095
7,196
5,578
4,422
3,477
2,703
2,110
1,668
1,317
1,035
0,814
0,643
0,502
0,402
0,332
0,261
0,201
0,141
0,090
0,040
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
1,499
4,386
8,966
15,194
20,299
23,050
23,316
21,934
19,456
16,264
12,313
9,413
7,363
5,871
4,645
3,601
2,854
2,245
1,745
1,362
1,077
0,850
0,668
0,525
0,415
0,324
0,259
0,214
0,169
0,130
0,091
0,058
0,026
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
1,150
3,366
6,881
11,662
15,580
17,692
17,896
16,835
14,933
12,483
9,451
7,225
5,652
4,506
3,565
2,764
2,191
1,723
1,339
1,046
0,827
0,652
0,513
0,403
0,319
0,249
0,199
0,164
0,129
0,100
0,070
0,045
0,020
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
1,017
2,978
6,087
10,316
13,782
15,650
15,830
14,892
13,210
11,043
8,360
6,391
4,999
3,986
3,154
2,445
1,938
1,524
1,185
0,925
0,731
0,577
0,454
0,357
0,282
0,220
0,176
0,145
0,115
0,088
0,062
0,040
0,018
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,627
1,836
3,753
6,360
8,497
9,648
9,759
9,181
8,144
6,808
5,154
3,940
3,082
2,458
1,944
1,507
1,195
0,940
0,730
0,570
0,451
0,356
0,280
0,220
0,174
0,136
0,109
0,090
0,071
0,054
0,038
0,024
0,011
0,000
0,000
0,000
0,000
0,542
1,586
3,243
5,496
7,343
8,338
8,435
7,935
7,038
5,884
4,454
3,405
2,664
2,124
1,680
1,302
1,033
0,812
0,631
0,493
0,390
0,307
0,242
0,190
0,150
0,117
0,094
0,077
0,061
0,047
0,033
0,021
0,009
0,000
0,000
0,000
0,546
1,598
3,267
5,536
7,396
8,398
8,495
7,992
7,089
5,926
4,486
3,430
2,683
2,139
1,692
1,312
1,040
0,818
0,636
0,496
0,392
0,310
0,243
0,191
0,151
0,118
0,095
0,078
0,061
0,047
0,033
0,021
0,009
0,000
0,000
0,366
1,071
2,190
3,712
4,959
5,631
5,696
5,358
4,753
3,973
3,008
2,299
1,799
1,434
1,135
0,880
0,697
0,548
0,426
0,333
0,263
0,208
0,163
0,128
0,101
0,079
0,063
0,052
0,041
0,032
0,022
0,014
0,006
0,000
120
Soma
0,079
6,224
0,184
0,537
1,099
1,862
2,488
2,825
2,857
2,688
2,384
1,993
1,509
1,154
0,902
0,719
0,569
0,441
0,350
0,275
0,214
0,167
0,132
0,104
0,082
0,064
0,051
0,040
0,032
0,026
0,021
0,016
0,011
0,007
0,003
0,01
2,54
11,02
28,01
55,48
90,16
124,50
151,77
169,08
176,39
174,44
163,92
147,99
130,47
112,99
95,92
79,62
64,90
52,12
41,23
32,29
25,23
19,81
15,59
12,25
9,63
7,57
5,95
4,70
3,73
2,95
2,31
1,77
1,32
0,93
0,63
0,43
0,29
0,19
0,12
0,07
0,03
0,01
0,00
Vazão de Hidrograma
base (m³/s)
(m³/s)
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,06
3,59
12,07
29,06
56,53
91,21
125,55
152,82
170,13
177,44
175,49
164,97
149,04
131,52
114,04
96,97
80,67
65,95
53,17
42,28
33,34
26,28
20,86
16,64
13,30
10,68
8,62
7,00
5,75
4,78
4,00
3,36
2,82
2,37
1,98
1,68
1,48
1,34
1,24
1,17
1,12
1,08
1,06
1,05
165
APÊNDICE B
Tabela B.17 - Hidrograma da bacia sem inserção do reservatório para o cenário atual
Tempo
(minutos)
10
20
0,089
1,754
0,236
0,695
1,423
2,369
3,072
3,343
3,330
2,997
2,582
2,007
1,485
1,143
0,892
0,699
0,540
0,419
0,325
0,251
0,192
0,150
0,117
0,090
0,070
0,054
0,043
0,034
0,027
0,021
0,015
0,010
0,004
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
4,667
13,772
28,194
46,931
60,844
66,230
65,967
59,370
51,142
39,755
29,422
22,650
17,667
13,842
10,702
8,298
6,439
4,965
3,807
2,965
2,316
1,790
1,386
1,070
0,842
0,667
0,544
0,421
0,298
0,193
0,088
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
Chuva excedente em cm devido a chuva de 2h obtida pelo número da curva CN = 85
1,935 1,174 0,740 0,561 0,492 0,302 0,260 0,261 0,174 0,087
5,148
15,193
31,102
51,773
67,121
73,062
72,772
65,495
56,418
43,857
32,457
24,986
19,490
15,271
11,806
9,155
7,103
5,477
4,200
3,271
2,555
1,974
1,529
1,181
0,929
0,735
0,600
0,465
0,329
0,213
0,097
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
3,124
9,219
18,873
31,415
40,728
44,334
44,158
39,742
34,234
26,612
19,695
15,162
11,826
9,266
7,164
5,555
4,310
3,324
2,548
1,985
1,550
1,198
0,928
0,716
0,564
0,446
0,364
0,282
0,200
0,129
0,059
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
1,969
5,812
11,898
19,805
25,676
27,948
27,837
25,054
21,581
16,776
12,416
9,558
7,455
5,841
4,516
3,502
2,717
2,095
1,607
1,251
0,977
0,755
0,585
0,452
0,355
0,281
0,230
0,178
0,126
0,081
0,037
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
1,493
4,405
9,017
15,010
19,459
21,182
21,098
18,988
16,356
12,715
9,410
7,244
5,650
4,427
3,423
2,654
2,059
1,588
1,218
0,948
0,741
0,572
0,443
0,342
0,269
0,213
0,174
0,135
0,095
0,062
0,028
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
1,309
3,862
7,907
13,162
17,063
18,574
18,500
16,650
14,342
11,149
8,251
6,352
4,955
3,882
3,001
2,327
1,806
1,392
1,068
0,832
0,649
0,502
0,389
0,300
0,236
0,187
0,153
0,118
0,084
0,054
0,025
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,802
2,367
4,846
8,066
10,457
11,383
11,338
10,204
8,790
6,833
5,057
3,893
3,037
2,379
1,839
1,426
1,107
0,853
0,654
0,510
0,398
0,308
0,238
0,184
0,145
0,115
0,093
0,072
0,051
0,033
0,015
0,000
0,000
0,000
0,000
0,691
2,038
4,172
6,944
9,003
9,800
9,761
8,785
7,567
5,883
4,354
3,351
2,614
2,048
1,584
1,228
0,953
0,735
0,563
0,439
0,343
0,265
0,205
0,158
0,125
0,099
0,080
0,062
0,044
0,029
0,013
0,000
0,000
0,000
0,693
2,046
4,188
6,971
9,037
9,837
9,798
8,818
7,596
5,905
4,370
3,364
2,624
2,056
1,590
1,233
0,956
0,737
0,565
0,440
0,344
0,266
0,206
0,159
0,125
0,099
0,081
0,063
0,044
0,029
0,013
0,000
0,000
0,464
1,368
2,800
4,661
6,043
6,578
6,552
5,897
5,079
3,948
2,922
2,250
1,755
1,375
1,063
0,824
0,639
0,493
0,378
0,294
0,230
0,178
0,138
0,106
0,084
0,066
0,054
0,042
0,030
0,019
0,009
0,000
0,232
0,685
1,403
2,335
3,027
3,295
3,282
2,953
2,544
1,978
1,464
1,127
0,879
0,689
0,532
0,413
0,320
0,247
0,189
0,147
0,115
0,089
0,069
0,053
0,042
0,033
0,027
0,021
0,015
0,010
0,004
Soma
7,830
0,00
0,24
5,36
20,34
48,88
92,29
142,14
185,71
216,24
230,71
230,95
218,23
196,57
172,52
149,07
126,69
105,31
85,71
68,57
53,90
41,80
32,24
24,93
19,35
15,00
11,62
9,01
7,01
5,48
4,28
3,32
2,52
1,84
1,26
0,85
0,57
0,38
0,25
0,16
0,09
0,05
0,02
0,00
Vazão de Hidrograma
base (m³/s)
(m³/s)
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,29
6,41
21,39
49,93
93,34
143,19
186,76
217,29
231,76
232,00
219,28
197,62
173,57
150,12
127,74
106,36
86,76
69,62
54,95
42,85
33,29
25,98
20,40
16,05
12,67
10,06
8,06
6,53
5,33
4,37
3,57
2,89
2,31
1,90
1,62
1,43
1,30
1,21
1,14
1,10
1,07
1,05
166
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
140
150
160
170
180
190
200
210
220
230
240
250
260
270
280
290
300
310
320
330
340
350
360
370
380
390
400
410
420
Hidrograma
unitário
(m³/s/cm)
0,00
2,66
7,85
16,07
26,75
34,68
37,75
37,60
33,84
29,15
22,66
16,77
12,91
10,07
7,89
6,10
4,73
3,67
2,83
2,17
1,69
1,32
1,02
0,79
0,61
0,48
0,38
0,31
0,24
0,17
0,11
0,05
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
APÊNDICE B
Tabela B.18 - Hidrograma da bacia sem inserção do reservatório para o cenário futuro I
Tempo
(minutos)
10
20
0,218
2,192
0,671
2,005
4,100
6,693
8,308
8,751
8,327
7,314
5,979
4,347
3,259
2,468
1,933
1,475
1,121
0,856
0,649
0,487
0,376
0,288
0,221
0,168
0,127
0,098
0,079
0,061
0,044
0,031
0,015
0,001
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
6,729
20,122
41,142
67,160
83,358
87,808
83,556
73,385
59,993
43,619
32,703
24,769
19,398
14,795
11,245
8,592
6,510
4,888
3,770
2,893
2,214
1,688
1,271
0,986
0,789
0,614
0,438
0,307
0,153
0,009
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
Chuva excedente em cm devido a chuva de 2h obtida pelo número da curva CN = 89
2,139 1,258 0,784 0,591 0,516 0,315 0,271 0,272 0,181 0,091
6,568
19,640
40,158
65,553
81,364
85,707
81,556
71,629
58,557
42,575
31,921
24,176
18,934
14,441
10,975
8,387
6,354
4,771
3,680
2,824
2,161
1,647
1,241
0,963
0,770
0,599
0,428
0,300
0,150
0,009
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
3,862
11,550
23,615
38,549
47,846
50,400
47,960
42,122
34,435
25,037
18,771
14,217
11,134
8,492
6,454
4,932
3,737
2,806
2,164
1,661
1,271
0,969
0,730
0,566
0,453
0,352
0,252
0,176
0,088
0,005
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
2,407
7,198
14,717
24,023
29,817
31,409
29,888
26,250
21,459
15,603
11,698
8,860
6,939
5,292
4,022
3,073
2,329
1,748
1,349
1,035
0,792
0,604
0,455
0,353
0,282
0,220
0,157
0,110
0,055
0,003
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
1,813
5,422
11,086
18,097
22,462
23,661
22,515
19,775
16,166
11,754
8,812
6,674
5,227
3,987
3,030
2,315
1,754
1,317
1,016
0,780
0,597
0,455
0,343
0,266
0,213
0,165
0,118
0,083
0,041
0,002
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
1,583
4,735
9,681
15,803
19,615
20,662
19,661
17,268
14,117
10,264
7,695
5,828
4,565
3,481
2,646
2,022
1,532
1,150
0,887
0,681
0,521
0,397
0,299
0,232
0,186
0,144
0,103
0,072
0,036
0,002
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,968
2,894 0,832
5,917 2,487 0,834
9,658 5,085 2,492
11,988 8,300 5,096
12,628 10,302 8,319
12,016 10,852 10,325
10,554 10,326 10,876
8,628 9,070 10,350
6,273 7,414 9,090
4,703 5,391 7,431
3,562 4,042 5,403
2,790 3,061 4,051
2,128 2,397 3,068
1,617 1,829 2,403
1,236 1,390 1,833
0,936 1,062 1,393
0,703 0,805 1,064
0,542 0,604 0,806
0,416 0,466 0,605
0,318 0,358 0,467
0,243 0,274 0,358
0,183 0,209 0,274
0,142 0,157 0,209
0,113 0,122 0,157
0,088 0,098 0,122
0,063 0,076 0,098
0,044 0,054 0,076
0,022 0,038 0,054
0,001 0,019 0,038
0,000 0,001 0,019
0,000 0,000 0,001
0,000 0,000 0,000
0,000 0,000 0,000
0,557
1,665
3,403
5,556
6,896
7,264
6,912
6,071
4,963
3,608
2,705
2,049
1,605
1,224
0,930
0,711
0,539
0,404
0,312
0,239
0,183
0,140
0,105
0,082
0,065
0,051
0,036
0,025
0,013
0,001
0,000
0,279
0,833
1,703
2,781
3,451
3,636
3,459
3,038
2,484
1,806
1,354
1,025
0,803
0,613
0,466
0,356
0,270
0,202
0,156
0,120
0,092
0,070
0,053
0,041
0,033
0,025
0,018
0,013
0,006
0,000
Soma
8,828
0,00
0,67
8,73
30,79
71,34
129,58
190,29
237,77
265,23
272,64
262,84
238,51
208,94
180,04
153,31
128,07
104,37
83,34
65,24
50,13
38,14
28,99
22,15
16,92
12,91
9,85
7,55
5,81
4,43
3,34
2,43
1,65
1,09
0,73
0,49
0,32
0,20
0,12
0,06
0,03
0,01
0,00
Vazão de Hidrograma
base (m³/s)
(m³/s)
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,72
9,78
31,84
72,39
130,63
191,34
238,82
266,28
273,69
263,89
239,56
209,99
181,09
154,36
129,12
105,42
84,39
66,29
51,18
39,19
30,04
23,20
17,97
13,96
10,90
8,60
6,86
5,48
4,39
3,48
2,70
2,14
1,78
1,54
1,37
1,25
1,17
1,11
1,08
1,06
1,05
167
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
140
150
160
170
180
190
200
210
220
230
240
250
260
270
280
290
300
310
320
330
340
350
360
370
380
390
400
410
Hidrograma
unitário
(m³/s/cm)
0,00
3,07
9,18
18,77
30,64
38,03
40,06
38,12
33,48
27,37
19,90
14,92
11,30
8,85
6,75
5,13
3,92
2,97
2,23
1,72
1,32
1,01
0,77
0,58
0,45
0,36
0,28
0,20
0,14
0,07
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
APÊNDICE B
Tabela B.19 - Hidrograma da bacia sem inserção do reservatório para o cenário futuro II
Tempo
(minutos)
10
20
0,265
2,307
0,814
2,435
4,979
8,127
10,087
10,626
10,111
8,880
7,260
5,278
3,957
2,997
2,347
1,790
1,361
1,040
0,788
0,592
0,456
0,350
0,268
0,204
0,154
0,119
0,095
0,074
0,053
0,037
0,019
0,001
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
7,083
21,179
43,305
70,690
87,740
92,423
87,947
77,242
63,146
45,912
34,422
26,070
20,418
15,573
11,836
9,044
6,852
5,145
3,968
3,045
2,330
1,776
1,338
1,038
0,831
0,646
0,461
0,323
0,161
0,009
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
Chuva excedente em cm devido a chuva de 2h obtida pelo número da curva CN = 89
2,187 1,277 0,794 0,597 0,521 0,318 0,273 0,274 0,183 0,091
6,714
20,077
41,051
67,012
83,174
87,614
83,371
73,223
59,860
43,523
32,631
24,714
19,356
14,763
11,220
8,573
6,496
4,877
3,762
2,887
2,209
1,684
1,268
0,984
0,787
0,612
0,437
0,306
0,153
0,009
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
3,920
11,721
23,966
39,122
48,557
51,149
48,672
42,748
34,947
25,409
19,050
14,428
11,300
8,619
6,550
5,005
3,792
2,847
2,196
1,685
1,290
0,983
0,741
0,575
0,460
0,358
0,255
0,179
0,089
0,005
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
2,436
7,286
14,896
24,317
30,182
31,793
30,253
26,571
21,722
15,793
11,841
8,968
7,024
5,357
4,071
3,111
2,357
1,770
1,365
1,048
0,802
0,611
0,460
0,357
0,286
0,222
0,159
0,111
0,056
0,003
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
1,833
5,481
11,207
18,294
22,706
23,918
22,760
19,989
16,341
11,881
8,908
6,747
5,284
4,030
3,063
2,340
1,773
1,331
1,027
0,788
0,603
0,460
0,346
0,269
0,215
0,167
0,119
0,084
0,042
0,002
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
1,599
4,782
9,777
15,960
19,810
20,867
19,857
17,440
14,257
10,366
7,772
5,886
4,610
3,516
2,672
2,042
1,547
1,162
0,896
0,688
0,526
0,401
0,302
0,234
0,188
0,146
0,104
0,073
0,036
0,002
0,000
0,000
0,000
0,000
0,000
0,977
2,921 0,839
5,972 2,509 0,841
9,748 5,130 2,514
12,100 8,374 5,140
12,745 10,394 8,390
12,128 10,949 10,414
10,652 10,419 10,969
8,708 9,150 10,438
6,331 7,480 9,168
4,747 5,439 7,495
3,595 4,078 5,449
2,816 3,088 4,085
2,148 2,419 3,094
1,632 1,845 2,423
1,247 1,402 1,848
0,945 1,071 1,405
0,709 0,812 1,073
0,547 0,609 0,813
0,420 0,470 0,611
0,321 0,361 0,471
0,245 0,276 0,361
0,185 0,210 0,277
0,143 0,159 0,211
0,115 0,123 0,159
0,089 0,098 0,123
0,064 0,077 0,099
0,045 0,055 0,077
0,022 0,038 0,055
0,001 0,019 0,038
0,000 0,001 0,019
0,000 0,000 0,001
0,000 0,000 0,000
0,000 0,000 0,000
0,561
1,678
3,432
5,602
6,953
7,324
6,969
6,121
5,004
3,638
2,728
2,066
1,618
1,234
0,938
0,717
0,543
0,408
0,314
0,241
0,185
0,141
0,106
0,082
0,066
0,051
0,037
0,026
0,013
0,001
0,000
0,281
0,840
1,717
2,803
3,479
3,665
3,488
3,063
2,504
1,821
1,365
1,034
0,810
0,618
0,469
0,359
0,272
0,204
0,157
0,121
0,092
0,070
0,053
0,041
0,033
0,026
0,018
0,013
0,006
0,000
Soma
9,087
0,00
0,81
9,52
32,87
75,43
135,99
198,46
246,81
274,28
281,03
270,10
244,41
213,66
183,83
156,36
130,49
106,28
84,83
66,38
51,00
38,81
29,50
22,53
17,22
13,13
10,02
7,69
5,91
4,51
3,39
2,47
1,67
1,10
0,74
0,49
0,32
0,20
0,12
0,06
0,03
0,01
0,00
Vazão de Hidrograma
base (m³/s)
(m³/s)
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,86
10,57
33,92
76,48
137,04
199,51
247,86
275,33
282,08
271,15
245,46
214,71
184,88
157,41
131,54
107,33
85,88
67,43
52,05
39,86
30,55
23,58
18,27
14,18
11,07
8,74
6,96
5,56
4,44
3,52
2,72
2,15
1,79
1,54
1,37
1,25
1,17
1,11
1,08
1,06
1,05
168
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
140
150
160
170
180
190
200
210
220
230
240
250
260
270
280
290
300
310
320
330
340
350
360
370
380
390
400
410
Hidrograma
unitário
(m³/s/cm)
0,00
3,07
9,18
18,77
30,64
38,03
40,06
38,12
33,48
27,37
19,90
14,92
11,30
8,85
6,75
5,13
3,92
2,97
2,23
1,72
1,32
1,01
0,77
0,58
0,45
0,36
0,28
0,20
0,14
0,07
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
APÊNDICE C
APÊNDICE C
Parâmetros hidrológicos da bacia
173
APÊNDICE C
174
Se qüência de cálc ulo pa ra de te rmi nação da i nte ns i dade de chuva
Os dados de precipitação máxima diária, Tabela 3.7 foram colocados em ordem decrescente, e
calculou-se a probabilidade acumulada e o período de retorno conforme a tabela (C.1).
Tabela C.1 – Cálculo do período de retorno do Posto Pluviométrico do Parque do Sabiá e
Estação de Climatologia da Universidade Federal de Uberlândia
Ordem
"m"
Precipitação máxima diária anual
em ordem decrescente (mm)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
147
126,8
114,6
111,4
100,7
98,2
94,4
92,5
88,2
88
83,6
79,4
76,4
74,2
69
68,1
66,5
66,4
52,3
Probabilidade
acumulada
p = m/(n+1)
n = 19
0,050
0,100
0,150
0,200
0,250
0,300
0,350
0,400
0,450
0,500
0,550
0,600
0,650
0,700
0,750
0,800
0,850
0,900
0,950
Período de retorno
T = 1/p
(anos)
20,00
10,00
6,67
5,00
4,00
3,33
2,86
2,50
2,22
2,00
1,82
1,67
1,54
1,43
1,33
1,25
1,18
1,11
1,05
Para analisar as maiores precipitações para fins de projeto hidráulicos, utilizou-se distribuição
de Gumbel, que tem como parâmetros:
β = 60 , 5 S / π
α = (µ − 0,577 .β )
sendo S = desvio padrão = 23,47 mm e µ = média = 89,35 mm acha-se os parâmetros α e β.
α = 78,80
β = 18,30
APÊNDICE C
175
Na distribuição de Gumbel, a precipitação de um dia é obtida pela relação:
P (1dia ; T ) − α
= ln(ln( 1 / F ( P (dia ; T )))
β
Sendo:
P – altura pluviométrica;
T = período de retorno;
ln = logaritmo neperiano;
F – freqüência.
Como os valores de α e β são constantes, pode-se calcular os valores de P(1 dia, T) para
período de retorno de 2, 5, 10, 15, 20, 25, 50, e 100 anos, apresentados na tabela (C.2)
Tabela C.2 – Determinação das precipitações máximas de 1 dia usando Gumbel
Variáveis
Beta (β )
Alfa ( α)
Período de retorno T
F (1 dia;T)
P(1 dia;T) (mm)
Valores obtidos usando variação de Gummbel
18,30 18,30 18,30 18,30 18,30 18,30 18,30
78,80 78,80 78,80 78,80 78,80 78,80 78,80
2
5
10
15
20
25
50
0,5
0,8
0,9 0,9333 0,95
0,96
0,98
85,51 106,25 119,98 127,73 133,15 137,33 150,21
18,30
78,80
100
0,99
162,98
Como existe relação de qualquer chuva com a chuva de 1 (um) dia, pode se encontrar a altura
pluviométrica para outros valores de duração. As relações utilizadas para determinação dos
outros valores de duração da precipitação foram as encontradas para a cidade de São Paulo por
Magni apud Tomaz (2002), apresentada na tabela (C.3).
As precipitações encontradas estão apresentadas na Tabela 3.8.
APÊNDICE C
176
Tabela C.3 - Comparação entre as relações de alturas pluviométricas da cidade de São
Paulo e dados médios existentes
Cidade de São
Paulo
Média
t2
(min)
30
30
60
1440
(24h)
t1
(min)
Nelson Luiz Goi
Magni (1984)
5
(DNOS)
Estados Unidos
USW. Bureau
Denver
Nelson Luiz Goi
Magni (1984)
0,34
0,37
0,42
10
0,51
0,54
0,57
0,63
0,532
15
0,67
0,70
0,72
0,75
0,693
20
0,80
0,81
0,84
0,817
25
0,91
0,91
0,92
0,918
10
0,38
0,40
0,45
0,408
15
0,50
0,52
0,57
0,532
30
0,74
0,74
0,79
0,768
120
1,22
1,27
1,25
1,119
60
0,51
0,42
0,573
360 (6h)
0,78
0,72
0,780
480 (8h)
0,82
0,78
0,821
600 (10h)
0,85
0,82
0,855
720 (12h)
0,88
0,85
0,883
1,14 São paulo
1,10 Taborga (1974)
24 h
1 dia
0,961 São Paulo
Magani (1984)
1,13 USWB
Fonte: adaptado de Magni apud Tomaz (2002)
Equação de chuvas
Para estabelecer a relação analítica, denominada equação de chuva, foi utilizado método
gráfico, onde num diagrama bilogarítmico, com as durações na abscissa e intensidades na
ordenada, dados da Tabela 3.9, obteve-se uma família de curva, sendo cada uma representante
de um período de retorno, apresentadas na figura (C.1).
APÊNDICE C
177
Intensidade da chuva, em mm/minutos
10,00
2 anos
5 anos
10 anos
15 anos
1,00
20 anos
25 anos
50 anos
100 anos
0,10
1
10
100
1000
Duração da chuva, em minutos
Figura C.1 – Curvas intensidade-duração
Como o diagrama obtido é bilogarítmico, se as linhas se apresentassem retas, cada uma delas
corresponderia a uma equação da forma geral:
log i = log A + b.log t
(C.1)
Onde i é a intensidade em mm/minutos; t é a duração da chuva em minutos; b é a tangente do
ângulo de inclinação da reta; A é o intercepto, ou ordenada correspondente à duração de um
minuto.
Mas como as curvas obtidas não apresentam uma reta, há necessidade de uma correção, no
termo referente à duração, sendo assim, a Equação (C.1) teria a forma geral seguinte:
log i = log A + b.log ( t + c )
(C.2)
Determinação das constantes “c ” e “b” da equação de chuvas
A curva intensidade-duração empregada para determinação da constante c foi a para o período
de 5 anos. Onde foram escolhidos dois pontos próximos às suas extremidades, cujas
coordenadas são, respectivamente, (i1 , t1 ) e (i2 , t2). Tendo para estes pontos, segundo equação
geral apresentada em Hidrologia:
APÊNDICE C
i1 =
A
(C. 3)
(t1 + c )
c
i2 =
178
A
(t 2 + c )c
(C.4)
Foi considerado um terceiro ponto (i3 , t3 ) da mesma curva, de tal modo que se tivesse a
relação:
i 3 = i1 .i 2
(C.5)
Obtendo-se, portanto:
A
(t 3 + c )
c
=
A
.
A
(t1 + c ) (t 2 + c )c
c
(C.6)
Elevando-se os dois membros ao quadrado e resolvendo para c, tem ao final:
c=
t 23 − t 1 .t 2
t 1 + t 2 − 2t 3
(C.7)
Os dois pontos extremos escolhidos foram (5; 3,49) e (120; 0,65), substituindo estes na
Equação (C.5), obteve-se o valor de 1,51 mm/ minutos, e para este valor :lê-se na curva
provisória t igual a 36,25 minutos. E substituindo os esses valores na Equação (C.7), o valor
da constante c encontrado é de 13,60.
Foi adotado o valor de 14 para a constante c. Para verificar se o valor de c encontrado é
satisfatório, os pontos da curva provisória foram deslocados horizontalmente, acrescentado
a cada duração (t) a correção c, devendo, portanto os pontos deslocados cair
aproximadamente sobre uma reta. A Figura (C.2) apresenta os resultados. A inclinação da
reta traçada representa o valor de “b” da equação de chuvas, para este fim, determinou-se o
valor da tangente do ângulo de inclinação desta reta, que é de 0,825.
APÊNDICE C
179
Intensidade da chuva, em mm/minutos
100,00
5 anos
10,00
Pontos
deslocados
Curva
corrigida
1,00
0,10
1
10
100
1000
Duração da chuva, em minutos
Figura C.2 – Curva corrigida
Determinação da constante “a” e “d” da equação de chuvas
Segundo Villela e Mattos (1975), hidrologistas procuram relacionar A, das equações (C.3) e
(C.4), com o período de retorno TR, por meio de equação do tipo:
A = aT Rd
(C.8)
Onde a e d são parâmetros da equação. Com isto a equação de intensidade-duração e
freqüência, dita equação de chuvas, na sua expressão geral torna-se:
i=
aT Rd
(C.9)
(t + c )b
A expressão A = a.TRd sob forma logarítmica tem o seguinte aspecto:
log A = log a + d.log T
r
(C.10)
Como já foram definidos os valores para os parâmetros “c” e “b”, pode-se obter os valores
de A, rearranjando a equação (C.9), resultando:
A = i( t + c ) b
(C.11)
APÊNDICE C
180
Usando-se o valor de t igual a 10 minutos, para diferentes períodos de retorno, obteve-se os
valores de A, apresentados na tabela (2.6).
Tabela C.4 – Determinação do valor de A
t
c
t +c
b
TR
i
A
10
10
10
10
10
10
10
10
14
14
14
14
14
14
14
14
24
24
24
24
24
24
24
24
0,825
0,825
0,825
0,825
0,825
0,825
0,825
0,825
2
5
10
15
20
25
50
100
2,20
2,73
3,09
3,28
3,42
3,53
3,86
4,19
31,43
39,06
44,11
46,96
48,95
50,49
55,22
59,91
Num diagrama bilogarítmico, com TR na abscissa e A na ordenada, foi traçada a reta cuja sua
inclinação determina o valor da constante “d” e o valor de interceptação desta com a ordenada
fornece o valor da constante “a”. A figura (C.3) apresenta o diagrama.
Valor de A
100,00
10,00
1,00
1
10
100
1000
Tempo de retorno, em anos.
.
Figura C.3 – Determinação das constantes “a” e “d”
O valor da constante “a” encontrada no diagrama é de 28,97, e o valor da constante “d”, que é
a inclinação da reta é dada pela expressão:
d=
log 60,97 − log 28,97
= 0,159
log 105,98 − log 1
A equação de chuvas do município de Uberlândia-MG para durações menores ou iguais a 120
minutos é a apresentada abaixo:
APÊNDICE C
i=
28,97TR0,159
(t + 14)0,825
181
(C.12)
Onde i é a intensidade de chuva em mm/minutos, TR é o período de retorno em anos, e t é a
duração da chuva em minutos.
APÊNDICE C
Ta belas uti li zadas no cálc ulo de CN
Tabela C.5 - Grupo de solos e características do solo
Grupo de
solo
A
B
C
Características do solo
solos arenosos com baixo teor de argila tota, inferior a 8%, naõ havendo rocha nem
camada argilosas e nem mesmo densifica até a profundidade de 1,5 . O teor de húmus
é muito baixo, não atingindo 1 % (PORTO, 1979 e 1995)
Solos que produzem baixo escoamento superficial e alta infiltração. Solos arenosos
profundos com pouco silte e argila (TUCCIet all, 1993)
solos arenosos menos profundos que os do Grupo A e com menor teor de argila total,
porém ainda inferior a 15%. No caso de terras roxas, esse limite pode subir a 20%
graça à maior porosidade. Os dois teores de húmus podem subir, respectivamente, a
1,2 e 1,5 %. Não pode haver pedras e nem camadas argilosas até 1,5 m, mas é, quase
sempre, presente camada mais densificada que a camada superfical (PORTO, 1979 e
1995)
Solos menos permeáveis do que o anterior, solos arenosos menos profundo do que o
tipo A e com permeabilidade superior à média (TUCCI et all. 1993)
solos barrentos com teor total de argila de 20% a 30%, mas sem camadas argilosas
impermeáveis ou contendo pedras até profundiadade 1,2 m. No caso de terras roxas,
esses dois limites máximos podem se de 40% e 1,5 . Nota-se a cerca de 60 cm de
profundidade, camada mais densificada que o Grupo B, mas ainda longe das
condições de impermeabilidade (PORTO, 1979 e 1995)
Solos que geram escoamento superficial acima da média e com capaciadade de
infitração abaixo da mpeda, contendo percentagaem considerável de argila e pouco
profundo (TUCCI et all, 1993)
Solos argilosos (30% a 40% de argila total) e ainda com camada densificada a uns 50
cm de profundidade. Ou solos arenosos como do gurpo B, mas com camada argilosa
quase impermeável ou horizonte de seixos rolados (PORTO, 1979 e 1995)
D
Solos contendo argilas expansivas e pouco profundos com muito baixa capaciade de
infiltração, gerando a maior proporção de escoamento superficial (TUCCI et all,
1993)
Fonte: (Porto, Setzer 1979) e (Porto, 1995) e (Tucci et all, 1993) apud Tomaz, 2002
Tabela C.6- Capacidade mínima de infiltração conforme o grupo do solo
Grupo de solo
A
B
C
D
Capaciade mímina de infiltração
(mm/h)
7,62 a 11,43
3,81 a 7,62
1,27 a 3,81
0 a 1,27
Fonte: MacCuen apud Tomaz (2002)
182
APÊNDICE C
183
Tabela C.7 - Valores de CN para bacias urbanas e suburbanas
Zonas cultivadas: sem conservação do solo
Zonas cultivadas: com conservação do solo
Pastagens ou terrenos em más condições
A
72
62
68
Grupo do solos
B
C
81
88
71
78
79
86
D
91
81
89
Baldios em boas condições
Prados em boas condições
39
30
61
58
74
71
80
78
Bosques ou zonas com cobertura ruim
Florestais: cobertura boa
45
25
66
55
77
70
83
77
Espaços abertos, relvados, parques, campos de golfes, cemitérios, boas condições
Com relva em mais de 75% da área
39
61
74
Com relva de 50% a 75% da área
49
69
79
80
84
Zonas comerciais e de escritórios
89
92
94
95
Zonas industriais
81
88
91
93
% média de impermeável
65
38
30
25
20
77
61
57
54
51
85
75
72
70
68
90
83
81
80
79
92
87
86
85
84
Parques de estaconamentos, telhados, viadutos, etc
98
98
98
98
Arruamentos e estradas
Asfaltamento e com drenagem de água pluviais
Paralelepípedos
Terra
98
76
72
98
85
82
98
89
87
98
91
89
Utilização ou cobertura do solo
Zonas residendias
Lotes de (m2)
< 500
1000
1300
2000
4000
Fonte: Tucci et al. apud Tomaz (2002)
APÊNDICE D
APÊNDICE D
Figuras
184
APÊNDICE D
Galeria
Figura D.3 – Sistema de drenagem do Loteamento I
183