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SUMÁRIO
LISTA DE TABELAS ...................................................................................................................................... III
LISTA DE QUADROS ................................................................................................................................... III
LISTA DE FIGURAS ...................................................................................................................................... IV
INTRODUÇÃO ............................................................................................................................................. 1
EQUIPE TÉCNICA ......................................................................................................................................... 2
1. LOCALIZAÇÃO ............................................................................................................................... 3
2. DIMENSIONAMENTO DO CANAL DE NAVEGAÇÃO ........................................................................ 9
2.1 LARGURA EM TRECHOS RETOS E CURVOS.................................................................................................... 10
2.2 RAIO DE CURVATURA MÍNIMO ................................................................................................................. 12
2.3 PROFUNDIDADE ................................................................................................................................... 13
2.4 ALINHAMENTO ..................................................................................................................................... 16
2.5 CARACTERÍSTICAS DO CANAL DE NAVEGAÇÃO PROJETADO ............................................................................. 18
3. MODELAGEM HIDRODINÂMICA ...................................................................................................21
3.1 BASE DE DADOS .................................................................................................................................... 22
3.1.1 Batimetria e Topografia ............................................................................................................. 22
3.1.2 Níveis d’Água ............................................................................................................................. 25
3.1.3 Velocidades ................................................................................................................................ 31
3.2 MODELOS MATEMÁTICOS ...................................................................................................................... 33
3.2.1 Modelo Unidimensional, HEC-RAS ............................................................................................. 33
3.2.2 Delft-3D ...................................................................................................................................... 35
3.3 MODELAGEM DO TRECHO NA CONDIÇÃO ATUAL ......................................................................................... 37
3.3.1 Grade Computacional ................................................................................................................ 38
3.3.2 Interpolação Batimétrica ........................................................................................................... 39
3.3.3 Condições de Contorno .............................................................................................................. 45
3.4 CALIBRAÇÃO ........................................................................................................................................ 46
3.5 RESULTADOS DA MODELAGEM PARA O CENÁRIO DE PROJETO, SEM DERROCAMENTO ....................... 51
3.5.1 Condição de Estiagem de Projeto .............................................................................................. 51
3.6 RESULTADOS PARA OS CENÁRIOS COM O CANAL DE NAVEGAÇÃO DERROCADO ................................ 56
3.6.1 Dimensões do Canal de Navegação ........................................................................................... 56
3.6.2 Condição de Estiagem de Projeto .............................................................................................. 56
3.6.3 Condição Média de Projeto ........................................................................................................ 62
3.6.4 Condição de Cheia de Projeto .................................................................................................... 68
3.7 CONCLUSÃO DA MODELAGEM E SUGESTÕES FUTURAS .......................................................................... 71
4. CÁLCULO DOS VOLUMES DE DERROCAMENTO ............................................................................72
4.1 MODELO DIGITAL DO TERRENO (MDT) ..................................................................................................... 74
4.2 DETALHAMENTO DAS ÁREAS DE DERROCAMENTO ........................................................................................ 74
4.3 SEÇÕES TRANSVERSAIS DE 20 M EM 20 M ................................................................................................. 75
5. DEFINIÇÃO DAS ÁREAS DE BOTA-FORA ........................................................................................76
6. MÉTODO DE DERROCAMENTO .....................................................................................................78
ii
6.1 SELEÇÃO DE ALTERNATIVAS ............................................................................................................ 78
6.1.1 Expansores ................................................................................................................................. 78
6.1.2 Dardas ........................................................................................................................................ 80
6.1.3 Fragmentação Mecânica ........................................................................................................... 81
6.1.4 Por Explosivos ............................................................................................................................ 82
6.2 MÉTODO DE DESMONTE POR EXPLOSIVOS ................................................................................................. 83
6.3 PROCEDIMENTOS EXECUTIVOS................................................................................................................. 84
6.3.1 Perfuração .................................................................................................................................. 85
6.3.2 Detonação das Cargas ............................................................................................................... 87
6.4 EQUIPAMENTOS ................................................................................................................................... 88
6.4.1 Perfuração e Carregamento dos Furos ...................................................................................... 88
6.4.2 Remoção e Transporte do Material Derrocado.......................................................................... 90
6.5 MATERIAIS – EXPLOSIVOS ....................................................................................................................... 92
6.6 PLANO DE FOGO ................................................................................................................................... 92
6.6.1 Parâmetros ................................................................................................................................ 92
6.6.2 Caracterização dos Furos ........................................................................................................... 93
6.6.3 Premissas para Cálculo .............................................................................................................. 94
6.6.4 Memória de Cálculo ................................................................................................................... 94
7. IMPACTOS AMBIENTAIS E MEDIDAS MITIGATÓRIAS .................................................................. 101
7.1 FAUNA LOCAL .................................................................................................................................... 101
7.2 MONITORAMENTO SISMOGRÁFICO .............................................................................................. 101
8. SEGURANÇA E SAÚDE ................................................................................................................ 102
9. CUSTOS AMBIENTAIS COM O PERÍODO DO DEFESO ................................................................... 102
10. PRODUTIVIDADE ........................................................................................................................ 103
10.1 CONSIDERAÇÕES GERAIS ...................................................................................................................... 103
10.2 PERFURAÇÃO ..................................................................................................................................... 103
10.3 CARREGAMENTO DOS FUROS ....................................................................................................... 108
10.4 CARGA E TRANSPORTE ......................................................................................................................... 108
11. ESTIMATIVA DE CUSTOS............................................................................................................. 111
11.1 CONSIDERAÇÕES GERAIS ....................................................................................................................... 111
11.2 DESPESAS INDIRETAS ........................................................................................................................... 112
11.3 ESTIMATIVA DE CUSTOS ........................................................................................................................ 113
12. CRONOGRAMA .......................................................................................................................... 114
13. CONSIDERAÇÕES FINAIS ............................................................................................................. 119
14. REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS .................................................................................................. 120
15. ANEXOS ..................................................................................................................................... 122
iii
LISTA DE TABELAS
TABELA 1 – DIMENSIONAMENTO DO CANAL DE NAVEGAÇÃO. ........................................................................................... 11 TABELA 2 – RESUMO DAS CARACTERÍSTICAS DO CANAL DE NAVEGAÇÃO PROJETADO. ............................................ 19 TABELA 3 – PONTOS DE CURVA E ESTAQUEAMENTO............................................................................................................. 20 TABELA 4 – MARCOS ALTIMÉTRICOS (RN’S) DAS RÉGUAS LINIMÉTRICAS....................................................................... 27 TABELA 5 – RESULTADOS DAS MEDIÇÕES COM ADCP (AHIMOR E UFPR, 2015). .............................................................. 32 TABELA 6 – COMPARAÇÃO DO NÍVEL MEDIDO E O RESULTADO DO MODELO DELFT3D PARA A CONDICAO DE
CHEIA (Q = 18.250 M³/S). ................................................................................................................................................................... 47 TABELA 7 – DADOS DE CONTORNO PARA A CALIBRAÇÃO DO MODELO NA CONDIÇÃO DE ESTIAGEM. .................. 48 TABELA 8 – ÁREAS E VOLUMES DE DERROCAMENTO. ........................................................................................................... 74 TABELA 9 – CAPACIDADE VOLUMÉTRICA DE CADA ÁREA DE BOTA-FORA. .................................................................... 76 TABELA 10 – RELAÇÃO ENTRE AS ÁREAS DE ORIGEM DO MATERIAL DERROCADO E AS ÁREAS DE BOTA-FORA
ONDE O MATERIAL SERÁ DESCARTADO. ................................................................................................................................... 77 TABELA 11 – CORRELAÇÕES PARA DEFINIÇÃO DO DIÂMETRO DE FURAÇÃO (JIMENO, 1995). .................................... 93 TABELA 12 – IDENTIFICAÇÃO DAS ÁREAS DELIMITADAS PARA O PLANO DE FOGO E RESPECTIVAS ESPESSURAS
DE CORTE E VOLUME DE MATERIAL A SER REMOVIDO. ....................................................................................................... 94 TABELA 13 – CÁLCULO DOS PARÂMETROS DO PLANO DE FOGO – DIÂMETRO DO FURO = 76 MM E DENSIDADE DO
EXPLOSIVO = 1,2 KG/L. .................................................................................................................................................................... 98 TABELA 14 – PRODUTIVIDADES POR ÁREA A DERROCAR, DIÂMETRO DE PERFURAÇÃO DE 76 MM E DENSIDADE
DE EXPLOSIVO DE 1,2 KG/L. ......................................................................................................................................................... 104 TABELA 15 – ESTIMATIVA DE RENDIMENTO, TEMPO DA MÃO DE OBRA E EQUIPAMENTOS NECESSÁRIOS PARA A
ATIVIDADE DE ESCAVAÇÃO E REMOÇÃO DO MATERIAL DERROCADO. ......................................................................... 109 TABELA 16 – ESTIMATIVA DE RENDIMENTO, TEMPO DA MÃO DE OBRA E EQUIPAMENTOS NECESSÁRIOS PARA A
ATIVIDADE DE TRANSPORTE E BOTA-FORA DO MATERIAL DERROCADO. ..................................................................... 110 TABELA 17 – COMPOSIÇÃO DO BDI (BONIFICAÇÃO E DESPESAS INDIRETAS). ............................................................... 112
LISTA DE QUADROS
QUADRO 1 – EQUIPE TÉCNICA DA UFPR. ......................................................................................................................................2 QUADRO 2 – DESMONTE SUBAQUÁTICO COM USO DE EXPLOSIVOS – VANTAGENS X DESVANTAGENS. ................ 83 QUADRO 3 – TOQUES DE ALERTA QUE DEVEM ANTECEDER UM EVENTO DE DESMONTE DE ROCHAS COM USO
DOS EXPLOSIVOS DE ACORDO COM A NBR 9061. ..................................................................................................................... 87 QUADRO 4 – COMPARAÇÃO ENTRE PERFURATRIZES PERCUSSIVAS PNEUMÁTICAS E HIDRÁULICAS. ..................... 89 QUADRO 5 – SIMBOLOGIA UTILIZADA NO CÁLCULO DOS PARÂMETROS DO PLANO DE FOGO. ................................. 93 QUADRO 6 – CRITÉRIO UTILIZADO PARA DETERMINAR O VALOR DE HCORRIGIDA. ............................................................ 95
iv
LISTA DE FIGURAS
FIGURA 1 – LOCALIZAÇÃO DO EMPREENDIMENTO. ..................................................................................................................4 FIGURA 2 – PEDRAL DO LOURENÇO. ..............................................................................................................................................5 FIGURA 3 – REGIME FLUVIOMÉTRICO NA ESTACAO FLUVIOMETRICA ITUPIRANGA (29200000), MÉDIAS MENSAIS
DE LONGO TERMO. .............................................................................................................................................................................5 FIGURA 4 – MORFOLOGIA DO LEITO DO RIO TOCANTINS NA REGIÃO DOS PEDRAIS. ......................................................7 FIGURA 5 – EXEMPLO DE SEÇÃO TRANSVERSAL NA REGIÃO DOS PEDRAIS. .....................................................................8 FIGURA 6 – COMBOIO-TIPO DA HIDROVIA DO TOCANTINS. ....................................................................................................9 FIGURA 7 – RAIO DE CURVATURA MÍNIMO EM FUNÇÃO DO ÂNGULO DE LEME E DA RAZÃO
PROFUNDIDADE/CALADO. ............................................................................................................................................................. 13 FIGURA 8 – MÉTODO GRÁFICO PARA ESTIMATIVA DO EFEITO SQUAT. ............................................................................. 15 FIGURA 9 – TRAÇADO DO CANAL DE NAVEGAÇÃO PROJETADO. ........................................................................................ 17 FIGURA 10 – ÁREAS DE DERROCAMENTO NA REGIÃO DO PEDRAL DO LOURENÇO – VISÃO DE MONTANTE PARA
JUSANTE. ............................................................................................................................................................................................. 17 FIGURA 11 – COTAS TOPOGRÁFICAS – IBGE, INTERPOLADAS NA GRADE NUMÉRICA DO MODELO HIDRODINÂMICO
DA HIDROVIA DO RIO TOCANTINS. .............................................................................................................................................. 23 FIGURA 12 – COTAS TOPOGRÁFICAS – IBGE, INTERPOLADAS NA GRADE NUMÉRICA DO MODELO HIDRODINÂMICO
DA HIDROVIA DO RIO TOCANTINS – DETALHE NA REGIÃO DO PEDRAL DO LOURENÇO. ............................................. 24 FIGURA 13 – LOCALIZAÇÃO DAS RÉGUAS LINIMÉTRICAS DO MONITORAMENTO HIDROMÉTRICO (AS DUAS NOVAS
RÉGUAS IMPLANTADAS NA CAMPANHA DE CAMPO DE ABRIL/2015 ESTÃO LOCALIZADAS JUNTO À RN1,2 E À RN3).
............................................................................................................................................................................................................... 26 FIGURA 14 – CURVA CHAVE DA ESTAÇÃO LINIMÉTRICA DE ITUPIRANGA (29200000). .................................................. 27 FIGURA 15 – PERFIL DO NÍVEL DE ÁGUA INSTANTÂNEO PARA A VAZÃO DE 18.250 M³/S. ............................................. 28 FIGURA 16 – PERFIS DOS NÍVEIS DE ÁGUA MEDIDOS SIMULTANEAMENTE CB&I (2013) E UMI-SAN (2013), ENTRE
2.900 M³/S E 2.600 M³/S. ...................................................................................................................................................................... 28 FIGURA 17 – PERFIS DOS NÍVEIS DE ÁGUA MEDIDOS SIMULTANEAMENTE CB&I (2013) E UMI-SAN (2013) DE 2.500
M³/S. ...................................................................................................................................................................................................... 29 FIGURA 18 – PERFIS DOS NÍVEIS DE ÁGUA MEDIDOS UTILIZADOS NO ESTUDO. ............................................................. 31 FIGURA 19 – LOCALIZAÇÃO DAS SEÇÕES MEDIDAS COM ADCP, EM ABRIL DE 2015 (AHIMOR E UFPR). ................... 32 FIGURA 20 – INTERPRETAÇÃO DA SEÇÃO VERTICAL DO MODELO UNIDIMENSIONAL. ................................................. 34 FIGURA 21 – FLUXOGRAMA PARA CALIBRAÇÃO DO MODELO NATURAL DA REGIÃO. ................................................. 37 FIGURA 22 – COORDENADAS DA GRADE ATRIBUÍDA AO MODELO, LOCALIZADA DESDE ITUPIRANGA ATÉ O INÍCIO
DO RESERVATÓRIO DA UHE TUCURUÍ. ....................................................................................................................................... 38 FIGURA 23 – DETALHAMENTO DA GRADE COMPUTACIONAL UTILIZADA: REGIÃO DO PEDRAL DO LOURENÇO
(ACIMA) E ILHA DA BOGÉA (ABAIXO). ........................................................................................................................................ 39 FIGURA 24 – LOCALIZAÇÃO DA ELEVAÇÃO ABRUPTA PRESENTE NA MALHA BATIMÉTRICA CEDIDA. ................... 40 FIGURA 25 – RESULTADOS DO MODELO ATUAL (UFPR) E DA CB&I (2013) PARA A CONDIÇÃO DE ESTIAGEM,
OBTIDOS UTILIZANDO A BATIMETRIA CEDIDA, QUE “SECA” UM DOS BRAÇOS DO RIO. .............................................. 40 FIGURA 26 – IMAGEM DE SATÉLITE EM UMA SITUAÇÃO DE SECA NA REGIÃO DE ESTUDO. ....................................... 41 FIGURA 27 – VERIFICAÇÃO DA CONDIÇÃO MOLHADA NO BRAÇO ESQUERDO DA BIFURCAÇÃO PRESENTE NO RIO,
APÓS O PEDRAL DO LOURENÇO. .................................................................................................................................................. 42 FIGURA 28 – DIFERENÇA OBTIDA SUBTRAINDO A “MALHA GERADA COM OS DADOS BRUTOS” DA “MALHA
BATIMÉTRICA CEDIDA POR CB&I (2013)”. .................................................................................................................................. 43 FIGURA 29 – MALHA BATIMÉTRICA ATRIBUÍDA AO MODELO, TENDO COMO REFERÊNCIA O NÍVEL DOS MARES.
............................................................................................................................................................................................................... 44 FIGURA 30 – MALHA BATIMÉTRICA ATRIBUÍDA AO MODELO NA REGIÃO DO PEDRAL DO LOURENÇO, TENDO
COMO REFERÊNCIA O NÍVEL DOS MARES. ................................................................................................................................ 45 FIGURA 31 – COMPARAÇÃO DOS NÍVEIS MEDIDOS EM CAMPO (CÍRCULOS) COM OS RESULTADOS DO MODELO
(LINHA VERMELHA), EM UMA CONDIÇÃO DE CHEIA (Q = 18.250 M³/S). .............................................................................. 48 FIGURA 32 – VALORES DOS COEFICIENTES DE MANNING ATRIBUÍDOS AO MODELO NA REGIAO MOLHADA
DURANTE A CALIBRACAO PARA ESTIAGEM. ............................................................................................................................ 49 FIGURA 33 – VARIAÇÃO DO COEFICIENTE DE MANNING EM FUNÇÃO DA COTA DO NÍVEL DE ÁGUA OBSERVADA
NA ESTAÇÃO DE ITUPIRANGA (29200000). .................................................................................................................................. 49 FIGURA 34 – NÍVEIS D’ÁGUA MEDIDOS EM CAMPO (CÍRCULOS) E SIMULADOS PELO MODELO (LINHA VERMELHA),
EM CONDIÇÃO DE ESTIAGEM (Q = 2346 M³/S). ........................................................................................................................... 50 FIGURA 35 - PROFUNDIDADE NO TRECHO TODO - CONDIÇÃO DE ESTIAGEM (1.898 M³/S). LUGARES EM AZUL
ESCURO TEM PROFUNDIDADES MAIORES QUE 3 METROS. ................................................................................................... 52
v
FIGURA 36 – PROFUNDIDADE NO TRECHO DO PEDRAL - CONDIÇÃO DE ESTIAGEM (1.898 M³/S). LUGARES EM AZUL
ESCURO TEM PROFUNDIDADES MAIORES QUE 3 METROS. ................................................................................................... 53 FIGURA 37 – ALTITUDE DO NÍVEL D’ÁGUA (M) AO LONGO DE TODO O DOMÍNIO DA MODELAGEM – CONDIÇÃO DE
ESTIAGEM (1.898 M³/S). .................................................................................................................................................................... 54 FIGURA 38 – PERFIL DA LINHA D’ÁGUA E DO LEITO AO LONGO DO TRAÇADO DO CANAL DE NAVEGAÇÃO –
CONDIÇÃO DE ESTIAGEM (1.898 M³/S). ........................................................................................................................................ 55 FIGURA 39 – VAZÃO DE ESTIAGEM (1.898 M³/S): DIFERENÇA DE NÍVEIS D’ÁGUA APÓS A IMPLANTAÇÃO DO CANAL
DE NAVEGAÇÃO (NÍVEL NATURAL – NÍVEL COM CANAL). ................................................................................................... 56 FIGURA 40 – VAZÃO DE ESTIAGEM (1.898 M³/S): COMPARAÇÃO DE NÍVEIS D’ÁGUA AO LONGO DO CANAL DE
NAVEGAÇÃO ANTES E APÓS O DERROCAMENTO, (ACIMA: VALORES ABSOLUTOS, ABAIXO: DIFERENÇA ENTRE O
NÍVEL NATURAL E O NÍVEL COM CANAL). ................................................................................................................................ 57 FIGURA 41 –REGIÕES COM PROFUNDIDADES IGUAIS OU MAIORES QUE 3 M (AZUL ESCURO). VAZÃO DE ESTIAGEM
(1.898 M³/S) APÓS DERROCAMENTO. ............................................................................................................................................ 58 FIGURA 42 – VAZÃO DE ESTIAGEM (1.898 M³/S): DIFERENÇA DE VELOCIDADES APÓS A IMPLANTAÇÃO DO CANAL
DE NAVEGAÇÃO (VELOCIDADE MÉDIA NATURAL – VELOCIDADE MÉDIA COM CANAL). ............................................ 59 FIGURA 43 – VAZÃO DE ESTIAGEM (1.898 M³/S): COMPARACAO DA VELOCIDADE MÉDIA AO LONGO DO CANAL DE
NAVEGACAO ANTES E APÓS O DERROCAMENTO, (ACIMA: VALORES ABSOLUTOS, ABAIXO: DIFERENÇA ENTRE A
VELOCIDADE NATURAL E A VELOCIDADE COM CANAL). ..................................................................................................... 60 FIGURA 44 – VAZÃO DE ESTIAGEM (1.898 M³/S): MAGNITUDES E DIREÇÕES (VETORES) DA VELOCIDADE MÉDIA
APÓS O DERROCAMENTO. .............................................................................................................................................................. 61 FIGURA 45 – VAZÃO MÉDIA (8.854 M³/S): DIFERENÇA DE NÍVEL D’ÁGUA APÓS A IMPLANTAÇÃO DO CANAL DE
NAVEGAÇÃO (NÍVEL NATURAL – NÍVEL COM CANAL). ......................................................................................................... 62 FIGURA 46 – VAZÃO MÉDIA (8.854 M³/S): DIFERENÇA DE NÍVEIS D’ÁGUA APÓS A IMPLANTAÇÃO DO CANAL DE
NAVEGAÇÃO (NÍVEL NATURAL – NÍVEL COM CANAL), NA REGIÃO DO PEDRAL DO LOURENÇO. ............................. 63 FIGURA 47 – VAZÃO MÉDIA (8.854 M³/S): COMPARAÇÃO DA VELOCIDADE MÉDIA AO LONGO DO CANAL DE
NAVEGACAO ANTES E APÓS O DERROCAMENTO, (ACIMA: VALORES ABSOLUTOS, ABAIXO: DIFERENÇA ENTRE O
NÍVEL NATURAL E O NÍVEL COM CANAL). ................................................................................................................................ 64 FIGURA 48 – VAZAO MÉDIA (8.854 M³/S): DIFERENÇA DE VELOCIDADES APÓS A IMPLANTAÇÃO DO CANAL DE
NAVEGAÇÃO (VELOCIDADE MÉDIA NATURAL – VELOCIDADE MÉDIA COM CANAL). .................................................. 65 FIGURA 49 – VAZAO MÉDIA (8.854 M³/S): DIFERENÇA DE VELOCIDADES APÓS A IMPLANTAÇÃO DO CANAL DE
NAVEGAÇÃO (VELOCIDADE MÉDIA NATURAL – VELOCIDADE MÉDIA COM CANAL), NA REGIÃO DO PEDRAL DO
LOURENÇO. ........................................................................................................................................................................................ 66 FIGURA 50 – VAZAO MÉDIA (8.854 M³/S): COMPARAÇÃO DA VELOCIDADE MÉDIA AO LONGO DO CANAL DE
NAVEGACAO ANTES E APÓS O DERROCAMENTO. ................................................................................................................... 66 FIGURA 51 – VAZÃO MÉDIA (8.854 M³/S): MAGNITUDES E DIREÇÕES (VETORES) DA VELOCIDADE MÉDIA APÓS O
DERROCAMENTO. ............................................................................................................................................................................. 67 FIGURA 52 – VAZÃO DE CHEIA (45.171 M³/S): COMPARAÇÃO DO NÍVEL D’ÁGUA AO LONGO DO CANAL DE
NAVEGAÇÃO ANTES E APÓS O DERROCAMENTO (ACIMA: VALORES ABSOLUTOS, ABAIXO: DIFERENÇA ENTRE O
NÍVEL NATURAL E O NÍVEL COM CANAL). ................................................................................................................................ 68 FIGURA 53 – VAZÃO DE CHEIA (45.171 M³/S): COMPARAÇÃO DA VELOCIDADE MÉDIA AO LONGO DO CANAL DE
NAVEGACAO ANTES E APÓS O DERROCAMENTO, (ACIMA: VALORES ABSOLUTOS, ABAIXO: DIFERENÇA ENTRE A
VELOCIDADE NATURAL E A VELOCIDADE COM CANAL). ..................................................................................................... 69 FIGURA 54 – VAZÃO DE CHEIA (45.171 M³/S): MAGNITUDES E DIREÇÕES (VETORES) DA VELOCIDADE MÉDIA APÓS
O DERROCAMENTO. ......................................................................................................................................................................... 70 FIGURA 55 – INSERÇÃO DOS PONTOS DE BATIMETRIA E DELIMITAÇÃO DO CANAL DE NAVEGAÇÃO. .................... 72 FIGURA 56 – INSERÇÃO DAS CURVAS DE NÍVEL DA BATIMETRIA COM EQUIDISTÂNCIA DE 50 CM. ......................... 73 FIGURA 57 – OBTENÇÃO DAS CURVAS DE NÍVEL REFERENCIADAS À INTERSECÇÃO ENTRE AS SUPERFÍCIES 01
(FUNDO DO CANAL NA PROFUNDIDADE 3,0 M) E 02 (BATIMETRIA). ................................................................................... 73 FIGURA 58 – EXEMPLO DE ARGAMASSA EXPANSORA ............................................................................................................ 79 FIGURA 59 – BLOCOS GERADOS COM O USO DE DARDAS ...................................................................................................... 80 FIGURA 60 – MERGULHADORES UTILIZADOS NA TÉCNCIA DE FRAGMENTAÇÃO COM DARDAS ............................... 81 FIGURA 61 – SEQUÊNCIA DOS EVENTOS DE PERFURAÇÃO E CARREGAMENTO DOS EXPLOSIVOS. ........................... 86 FIGURA 62 – DANO SOFRIDO POR UMA PESSOA DENTRO D’ÁGUA EM FUNÇÃO DA DISTÂNCIA A QUE ELA SE
ENCONTRA DO EVENTO E DA CARGA DE EXPLOSIVO UTILIZADA NO FOGO. .................................................................. 88
1
INTRODUÇÃO
O trabalho aqui apresentado consiste na versão final do Anteprojeto de Derrocamento da
Hidrovia do Tocantins, no Estado do Pará, atualizado para licitação do empreendimento no Regime
Diferenciado de Contratações Integrado (RDCi). Compreende a revisão do dimensionamento do
canal de navegação do Rio Tocantins, no trecho de 43 km situado entre a Ilha do Bogéa e a localidade
de Santa Terezinha do Tauri, bem como a revisão da modelagem hidrodinâmica do rio na situação de
águas baixas, a revisão da estimativa dos volumes de derrocamento e revisão do orçamento da obra
com base dos dados e metodologias apresentados e providenciados pela empresa CB&I (2013).
Os dados necessários para a elaboração dos estudos, bem como dados complementares
levantados após o estudo da CB&I (2013), foram fornecidos pela Diretoria de Infraestrutura
Aquaviária (DAQ), do Departamento Nacional de Infraestrutura de Transportes (DNIT), a qual
solicitou a revisão e a elaboração de todas as atividades e documentações necessárias à abertura de
processo licitatório para a execução das obras.
Este documento contém uma descrição das atividades desenvolvidas para elaboração do
Anteprojeto de Derrocamento, apresentando os resultados e soluções propostas com o objetivo de
melhorar as condições operacionais da Hidrovia do Tocantins. Serão abordados os seguintes tópicos:
I. Localização
II. Dimensionamento do Canal de Navegação
III. Modelagem Hidrodinâmica
IV. Cálculo dos Volumes de Derrocamento
V. Definição das Áreas de Bota-Fora
VI. Método de Derrocamento
VII. Impactos Ambientais e Medidas Mitigatórias
VIII. Segurança e Saúde
IX. Custos Ambientais com o Período do Defeso
X. Produtividade
XI. Estimativa de Custos
XII. Cronograma
XIII. Considerações Finais
XIV. Referências Bibliográficas
Após a análise de projetos anteriores e de diferentes alternativas de traçado do canal de
navegação, em conjunto com a equipe técnica do DNIT e seguindo recomendações da Marinha
apresentadas no Parecer Nº 10-17/2013 (CAMR, 2013), foi escolhida e detalhada a alternativa que
apresentou maior viabilidade e obediência aos critérios de dimensionamento da PIANC.
Foram analisados dados de levantamentos de campo de nível d’água e vazão em diversas
seções do rio em diferentes situações hidrológicas. Assim foi possível calibrar o modelo
hidrodinâmico que foi implementado para simular um cenário de níveis baixos para estimar os
volumes de derrocamento necessários para manter o canal com a profundidade de projeto (3,0 m)
necessária à navegação em 96 % do tempo (TR = 25 anos) de acordo com as observações históricas.
Em relação à revisão da estimativa de custos do empreendimento, ressalta-se a consideração
dos seguintes tópicos: período improdutivo (4 meses por ano devido à piracema), nova composição
do BDI (bonificações e despesas indiretas), abertura da composição da administração local, entre
outros pormenores. Assim, a estimativa do valor da obra foi atualizada em relação ao valor divulgado
no Anteprojeto de dezembro de 2014.
2
EQUIPE TÉCNICA
A equipe técnica responsável pela elaboração deste Projeto é apresentada no Quadro 1.
NOME
REGISTRO PROFISSIONAL FORMAÇÃO PROFISSIONAL FUNÇÃO
EDUARDO RATTON
CREA: PR 7.657/D
Eng. Civil
MSc. Geotecnia
Dr. Geotecnia
Coordenador Geral
TOBIAS BLENINGER
Eng. Civil
Dr. Eng. de Rec. Hídricos e
Ambiental
Coordenador Setorial
PHILIPE RATTON
CREA: PR 108.813/D
Eng. Civil
MSc. Eng. de Rec. Hídricos e
Ambiental
Modelagem Hidrodinâmica e
Estimativa de Custos
GUSTAVO PACHECO TOMAS
CREA: SC 107.305-9/D
Eng. Civil
MSc. Eng. de Rec. Hídricos e
Ambiental
Modelagem Hidrodinâmica
JULIO WERNER
CREA: PR 123.988/D
Eng. Ambiental
MSc. Eng. de Rec. Hídricos e
Ambiental
Modelagem Hidrodinâmica
EDU JOSÉ FRANCO
CREA: 25.802/D
Eng. Civil
MSc. Eng. de Rec. Hídricos e
Ambiental
Método de Derrocamento e
Estimativa de Custos
HECTOR GUILHERME BARSOTTI
CREA: PR 136.933/D
Eng. Civil
Mestrando Eng. de Rec. Hídricos e
Ambiental
Estimativa de Custos
CARLOS AURÉLIO NADAL
CREA: PR 7.108/D
Engenharia Civil
MSc. Ciências Geodésicas
Dr. Ciências Geodésicas
Produtos Cartográficos
RODRIGO DE CASTRO MOURA
CREA: PR 137.730/D Eng. Cartógrafo Produtos Cartográficos
CRISTHYANO CAVALI DA LUZ
CREA: PR 109.275/D
Eng. Civil
MSc. Ciências Geodésicas Produtos Cartográficos
LEONARDO MIRANDA Graduando em Geografia Estagiário
VANESSA GUIMARÃES DE AGUIAR Graduanda em Engenharia
Cartográfica e de Agrimensura Estagiária
MAURO CANTON NICOLAO Graduando em Engenharia
Cartográfica e de Agrimensura Estagiário
QUADRO 1 – EQUIPE TÉCNICA DA UFPR.
FONTE: UFPR/ITTI (2015).
3
1. LOCALIZAÇÃO
As obras de derrocamento serão executadas no trecho compreendido entre a Ilha da Bogéa
(km 350) e a localidade de Santa Terezinha do Tauri (km 393), ao longo do Rio Tocantins, em uma
extensão de aproximadamente 43 km, onde o leito é constituído por formação rochosa com
afloramentos em alguns pontos, caracterizando profundidades e larguras reduzidas, as quais
ocasionam restrições à navegação para determinados níveis d’água durante várias situações
hidrológicas ao longo do ano. O mapa de localização do empreendimento é apresentado na Figura 1.
Município: Itupiranga
Estado: Pará
Local: Trecho entre Santa Terezinha do Tauri (Itupiranga) e a Ilha da Bogéa
Corpo hídrico: Rio Tocantins
Trecho: km 350 – km 393
Extensão: 43 km
O Rio Tocantins, no trecho compreendido entre a barragem da UHE de Tucuruí e a cidade
de Itupiranga, no estado do Pará, sempre apresentou, apesar de seu grande porte, inúmeros obstáculos
à navegação, constituídos por afloramentos rochosos existentes em grande parte no seu leito natural.
As dificuldades à navegação nesse trecho são antigas e a necessidade de sua correção se
agrava pela demanda do desenvolvimento socioeconômico regional. No passado, foi construída uma
ferrovia para contorná-lo parcialmente. No entanto a ferrovia foi desativada e, atualmente, a hidrovia
é considerada a alternativa de transporte de cargas mais eficiente e recomendada para a região.
A construção da barragem de Tucuruí, cujo enchimento do reservatório se deu em 1984,
melhorou substancialmente as condições de navegabilidade da hidrovia no trecho compreendido entre
Tucuruí e Marabá, afogando grande parte dos obstáculos naturais existentes no trecho durante longos
períodos do ano.
Atualmente, em determinadas situações decorrentes da operação do reservatório da usina,
bem como da ocorrência de estiagens na bacia do Rio Tocantins, registra-se o aparecimento dos
afloramentos rochosos e o surgimento de correntes adversas, situações estas que impedem ou tornam
as passagens dos comboios muito arriscadas para o transporte fluvial.
O trecho mais crítico à navegação é conhecido como a “região dos pedrais”, que se situa
entre a extremidade de montante do reservatório da UHE de Tucuruí e o povoado de Santa Terezinha
do Tauri, localizado na margem esquerda do rio.
No início dos pedrais, local denominado Pedral do Lourenço, há grande concentração de
rochas que afloram na situação de águas baixas. A Figura 2 mostra em azul o canal de navegação
utilizado nesse período. Ao final do trecho, próximo ao início do reservatório de Tucuruí, também há
locais em que há afloramento de rochas e de vegetação de ilhas submersas na época de águas baixas.
5
FIGURA 2 – PEDRAL DO LOURENÇO.
FONTE: Projeto Básico de Derrocamento do Rio Tocantins, UFPA (2009).
O Rio Tocantins é formado pelos rios Maranhão e Paranã, entre os municípios de Paranã e
São Salvador do Tocantins, localizados no estado do Tocantins, e que se encontram um pouco a
montante da cidade de Peixe, onde a cota topográfica é da ordem de 245 m.
Desde o ponto de formação até a sua foz, junto à cidade de Abaetetuba, o Rio Tocantins tem
uma extensão de aproximadamente 1.700 km e uma declividade média de 14,4 cm/km. O regime
hidrológico do rio é bem definido, apresenta período de estiagem entre os meses de julho e outubro,
sendo que no mês de setembro ocorre o pico da estiagem, e entre janeiro e abril ocorrem as águas
altas, com níveis máximos verificados no mês de fevereiro (Figura 3).
FIGURA 3 – REGIME FLUVIOMÉTRICO NA ESTACAO FLUVIOMETRICA ITUPIRANGA (29200000), MÉDIAS
MENSAIS DE LONGO TERMO.
FONTE: CB&I (2013).
De acordo com CB&I (2013 no estirão compreendido entre a barragem da UHE de Tucuruí
e a cidade de Marabá, com extensão da ordem de 195 km, pode-se identificar, em função das
condições de navegabilidade e de suas características geomorfológicas, três trechos com
características distintas e marcadas, principalmente, quanto à posição do remanso do lago da UHE de
Tucuruí e pela formação do leito do Rio Tocantins que se alterna, ora rochoso, ora arenoso.
6
Na área de abrangência da Hidrelétrica de Tucuruí ocorrem rochas pré-cambrianas do
Complexo Xingu e as rochas metamórficas do Grupo Tocantins. O Complexo Xingu (Pré-cambriano
Inferior) está caracterizado na região por ocorrência de: ortognaisses, paragnaisses e anfibolitos,
granulitos, granitos e granodioritos. As rochas do Grupo Tocantins (Pré-cambriano Superior),
localizadas nas margens leste e oeste do Rio Tocantins, são separadas por uma falha de empurrão ao
longo da qual o rio se desenvolveu. As litologias mais frequentes são metabasaltos e
metassedimentos, incluindo metassiltito fraturado.
O metabasalto ocorre na forma de derrames que constituem camadas maciças com variação
de espessura de poucos metros a mais de 40 metros. É uma rocha de baixo grau metamórfico com
intercalações de metassedimentos de até 3 metros de espessura entre os derrames e brecha basáltica
nos contatos com os derrames. O conjunto total dos derrames apresenta cerca de 150 metros de
espessura superpostos por um pacote de metassedimentos com dezenas de metros de espessura.
Além dessas litologias e formações pré-cambrianas ocorrem também sedimentos
Cenozóicos quaternários, caracterizados por massas coluvionares e aluvionares sobrepostas às
demais, ou seja, são as camadas mais superficiais da área de estudo. O colúvio distribui-se
amplamente por toda área com cerca de 6 metros de espessura, enquanto os aluviões ocorrem nas
proximidades do Rio Tocantins, nas regiões com relevo mais plano. Os sedimentos quaternários
correspondem a camadas espessas de solo silto-arenoso sobrepostas à camada saprolítica pouco
espessa.
A Figura 4 e a Figura 5 ilustram a batimetria do leito do Rio Tocantins na região do Pedral
do Lourenço. Destaca-se especialmente na Figura 5 uma característica extraordinária de um cânion
subaquático estreito (10 a 20 metros) e muito profundo no meio da região dos pedrais, atingindo
profundidades maiores que 40 metros, mesmo em períodos de estiagem. Esta formação é responsável
por uma mudança significativa da hidrodinâmica fluvial nesta região, criando turbilhões de grande
escala e intensidade, mesmo em períodos de águas altas.
Para uma melhor interpretação das características de navegabilidade foi analisada a situação
no período de estiagem. A representação nas figuras considera o nível d’água mínimo na cota 67
metros. As cores representam as altitudes do leito do rio em relação ao nível médio dos mares. As
regiões cuja cota de fundo é menor ou igual a 64 metros são representadas em azul escuro. Em azul
claro é delimitada a linha d’água entre as cotas 64 e 67 metros (denotando a profundidade necessária
à navegação: 2,1m de calado + 0,9m de pé de piloto = 3,0 metros). Os locais em tons de vermelho
são afloramentos rochosos (em águas baixas) e possuem altitude superior a 67 metros.
É possível observar que o canal navegável adquire uma geometria que causa dificuldades ao
tráfego de comboios, através de curvas de pequeno raio. Nessa situação, há afloramento de grande
volume de rochas, ao contrário do que ocorre no período de águas médias/altas, quando a lâmina
d’água sobre a rocha mais elevada atinge cotas da ordem de 77 metros, garantindo a navegação segura
ao longo de todo o trecho.
9
2. DIMENSIONAMENTO DO CANAL DE NAVEGAÇÃO
A primeira informação necessária para o dimensionamento do canal de navegação da
Hidrovia do Tocantins é o tamanho do comboio-tipo ou comboio de projeto. Segundo informações
disponibilizadas pelo DNIT, o comboio-tipo projetado para a Hidrovia foi definido em função das
dimensões da eclusa de Tucuruí (Figura 6).
Em resumo, o comboio é composto por 9 barcaças na configuração 3x3 e apresenta as
seguintes dimensões: L=200m; B=32m; T=2,10m (L = comprimento, B = boca, T = calado). Em
função do pé de piloto de 0,90m, a profundidade necessária do canal de navegação foi estabelecida
em 3,00m. A vazão de projeto (situação de estiagem) definido para a modelagem é Qmín = 1.898 m³/s.
FIGURA 6 – COMBOIO-TIPO DA HIDROVIA DO TOCANTINS.
FONTE: DNIT (2012).
O dimensionamento do canal foi efetuado em acordo com as normas da PIANC (1995)
seguindo as orientações da Marinha apresentadas no Parecer nº 10-17/2013 (CAMR, 2013). Estas
normas apresentam metodologias para cálculo da largura do canal navegável, profundidade do
mesmo, comprimento mínimo dos trechos retos, raio mínimo das curvas, entre outras recomendações.
Esses e outros parâmetros são determinados a partir das características do comboio-tipo adotado
(dimensões, velocidade, manobrabilidade) e de variáveis ambientais observadas na região (ventos e
seu efeito sobre a embarcação no sentido transversal, correntes e seu efeito longitudinal e transversal
sobre a embarcação, regime de ondas).
Entre as variáveis ambientais necessárias, foram utilizadas medições de campo dos níveis de
água para diferentes vazões ao longo do trecho e medições das velocidades das correntes obtidas
através de equipamento ADCP (Acoustic Doppler Current Profiler). As medições das velocidades
foram efetuadas em 10 seções transversais ao longo do rio, no mês de março de 2012, pela empresa
UMI-SAN, contratada pela VALE. A vazão média do rio nesse período foi de aproximadamente
20.000 m³/s.
Outros levantamentos de campo foram realizados em abril de 2015 pela Administração das
Hidrovias da Amazônia Oriental (AHIMOR, 2015), em conjunto com equipe de profissionais
disponibilizados pelo DNIT, providenciando níveis de réguas e da lâmina d´agua, complementados
por medições de ADCP efetuadas pela UFPR. Neste último levantamento, inclusive foram instaladas
RNs adicionais com réguas provisórias e foram realizados longos rastreios com equipamentos GPS
10
para melhorar a precisão das informações altimétricas nos pontos relacionados, visando obter
informações mais precisas e mais detalhadas em regiões com previsão de derrocamentos maiores. As
informações disponibilizadas (níveis e velocidades) de todos os levantamentos serviram para calibrar
o modelo hidrodinâmico implementado (conforme será apresentado no capítulo 3) e para definir os
acréscimos de largura ao canal de navegação (metodologia PIANC).
Não foram informados dados de medição de ventos, nem de ondas. Quanto às ondas,
considerou-se influência nula, pelo fato de não se tratar de ambiente marítimo, mas sim fluvial, onde
as alturas e comprimentos das ondas não exercem impacto relevante sobre a navegação. Por não se
dispor de dados dos ventos, optou-se por adotar-se um cenário conservador, com velocidades
variando entre 15 nós e 33 nós (aproximadamente 7,7 m/s a 17 m/s). Esta premissa foi considerada
mais do que suficiente para atender ao acréscimo de largura necessário, haja vista a área lateral
consideravelmente menor dos comboios em comparação com os navios marítimos, caso em que os
ventos podem dificultar sobremaneira a manobrabilidade da embarcação.
Feitas essas considerações, foram estudadas alternativas de traçado. A alternativa
selecionada seguiu preponderantemente a calha principal do Rio Tocantins, buscando as maiores
profundidades de modo a se ter o menor volume de derrocamento necessário. Todas as
recomendações da PIANC foram seguidas devidamente, inclusive a restrição quanto ao comprimento
mínimo de 1 km (5xL=5x200m) nas tangentes entre curvas sucessivas, que representa uma
recomendação conservadora. A seguir é apresentado o detalhamento do dimensionamento.
2.1 LARGURA EM TRECHOS RETOS E CURVOS
O dimensionamento do canal resultou em uma largura em trechos retos de 145 metros e em
trechos curvos de 160 metros. Essas dimensões foram recomendadas pela Marinha (CAMR, 2013)
em análise realizada sobre o projeto apresentado pela empresa CB&I (2013), a qual fez os estudos
iniciais da Hidrovia com modelagem e quantificação do volume a ser derrocado. A Tabela 1 apresenta
os acréscimos de largura calculados de acordo com as normas PIANC (1995).
Conforme se pode verificar, a largura do canal em trechos retos foi calculada como sendo
4,5 x B = 4,5 x 32 ≈ 145 metros. Entre os critérios utilizados no cálculo dos adicionais de largura
estão: manobrabilidade da embarcação, velocidade da embarcação, vento pelo través, corrente pelo
través, corrente longitudinal, altura significativa e comprimento de onda, auxílios à navegação, tipo
de fundo, profundidade da hidrovia, nível de periculosidade de carga, distância entre margens.
Ressalta-se que o canal foi considerado como via singela, isto é, com uma faixa de tráfego em um
único sentido, tendo em vista a baixa densidade de cruzamentos de embarcações no trecho. Isto deve
ser considerado no momento de instalação da sinalização da hidrovia neste trecho.
A definição da largura do canal de navegação em trechos curvos foi estudada pelo Centro de
Sinalização Náutica Almirante Moraes Rego, da Marinha do Brasil, conforme aponta o Parecer nº
10-17/2013 (CAMR, 2013). Segundo este documento, o comboio padrão do DNIT não é o mesmo
que o considerado pelo PIANC, o que requer alguns cuidados.
O CAMR (2013) indica, por exemplo, que os diâmetros táticos das duas embarcações são
diferentes para um mesmo ângulo de leme de 20°. O melhor desempenho do comboio do DNIT pode
implicar em uma faixa varrida na curva maior que a da embarcação PIANC (1,8B), requerendo uma
maior largura. Assim, foi sugerido adotar-se um valor de 2,0B, o qual deve substituir o valor de 1,5B
correspondente à faixa de manobra do trecho retilíneo. Desta maneira, a largura em trechos curvos
11
foi calculada pela seguinte expressão: 5 x B= 5 x 32 = 160 m. Ao longo do canal de navegação
projetado, esta sobrelargura de 15 m foi acrescentada na parte interna de todas as curvas.
TABELA 1 – DIMENSIONAMENTO DO CANAL DE NAVEGAÇÃO.
Faixa Básica de Manobra ESTIAGEM
Manobrabilidade do Navio Boa Moderada Fraca Somatório de
Larguras wi
Faixa Básica de Manobra, WBM 1,3 B 1,5 B 1,8 B 1,5
Larguras Adicionais para Seções Retas
Velocidade
da
Embarcação
Canal Externo
exposto a mar
aberto
Canal Interno
águas
abrigadas
a) Velocidade do navio (nós)
alta > 12 0,1 B 0,1 B
moderada > 8 - 12 0 0
baixa 5 - 8 0 0 0
b) Vento pelo través (nós)
brando ≤ 15 (≤ Beaufort 4) Toda 0 0
moderado > 15-33
(> Beaufort 4 - Beaufort 7)
Alta 0,3 B -
Moderada 0,4 B 0,4 B
Baixa 0,5 B 0,5 B 0,5
forte > 33 – 48
(> Beaufort 7 - Beaufort 9)
Alta 0,6 B -
Moderada 0,8 B 0,8 B
Baixa 1,0 B 1,0 B
c) Corrente pelo través (nós)
desprezível < 0,2 Toda 0 0
fraca 0,2 - 0,5
Alta 0,1 B -
Moderada 0,2 B 0,1 B
Baixa 0,3 B 0,2 B
moderada > 0,5 - 1,5
Alta 0,5 B -
Moderada 0,7 B 0,5 B
Baixa 1,0 B 0,8 B 0,8
forte > 1,5 - 2,0
Alta 0,7 B -
Moderada 1,0 B -
Baixa 1,3 B -
d) Corrente longitudinal (nós)
fraca ≤ 1,5 Toda 0 0
moderada > 1,5 - 3
Alta 0 -
Moderada 0,1 B 0,1 B
Baixa 0,2 B 0,2 B
forte > 3
Alta 0,1 B -
Moderada 0,2 B 0,2 B
Baixa 0,4 B 0,4 B 0,4
e) Altura significativa de onda Hs e comprimento λ (m)
Hs ≤ 1 e λ ≤ l Toda 0 0 0
3 > Hs > 1 e λ = L
Alta ≈ 2,0 B
Moderada ≈ 1,0 B
Baixa ≈ 0,5 B
Hs > 3 e λ > L
Alta ≈ 3,0 B
Moderada ≈ 2,2 B
Baixa ≈ 1,5 B
f) Auxílios à Navegação
excelentes c/ controle de tráfego c/ base em terra 0 0 0
bom 0,1 B 0,1 B
moderado, com baixa visibilidade ocasional 0,2 B 0,2 B
moderado com baixa visibilidade frequente ≥ 0,5 B ≥ 0,5 B
12
Larguras Adicionais para Seções Retas
Velocidade
da
Embarcação
Canal Externo
exposto a mar
aberto
Canal Interno
águas
abrigadas
Somatório de
Larguras wi
g) Tipo de fundo
se profundidade ≥ 1,5 T 0 0
se profundidade < 1,5 T, então
liso e mole 0,1 B 0,1 B
liso ou inclinado e duro 0,1 B 0,1 B 0,1
irregular e duro 0,2 B 0,2 B
h) Profundidade da hidrovia
≥ 1,5 T 0 ≥ 1,5 T
0,0
1,5 T - 1,25 T 0,1 B < 1,5 T - 1,15 T
0,2 B 0,2
< 1,25 T 0,2 B < 1,15 T
0,4 B
i) Nível de periculosidade da carga
baixo 0 0 0
médio ≥ 0,5 B ≥ 0,4 B
alto ≥ 1,0 B ≥ 0,8 B
Largura Adicional para Distância de Margens (WBr ou WBg)
Margens de canal inclinadas e baixios
Alta 0,7 B -
Moderada 0,5 B 0,5 B
Baixa 0,3 B 0,3 B
Taludes íngremes e duros, estruturas
Alta 1,3 B -
Moderada 1,0 B 1,0 B
Baixa 0,5 B 0,5 B 1,0
SOMA 4,5
FONTE: PIANC (1995).
2.2 RAIO DE CURVATURA MÍNIMO
O raio de curvatura mínimo é determinado de acordo com dois principais fatores: (i) ângulo
máximo de leme da embarcação e (ii) relação profundidade/calado da hidrovia. Adotou-se 20° como
valor máximo do ângulo de leme para guinadas. A relação profundidade/calado foi calculada na
situação de águas baixas como: 3,0m/2,1m = 1,4. No entanto, foi utilizado como referência o valor
1,3 por ser mais conservador. Assim, obteve-se um raio de curvatura mínimo igual a 4,6 x L = 4,6 x
200 = 920 metros (Figura 7).
13
FIGURA 7 – RAIO DE CURVATURA MÍNIMO EM FUNÇÃO DO ÂNGULO DE LEME E DA RAZÃO
PROFUNDIDADE/CALADO.
FONTE: PIANC (1995).
2.3 PROFUNDIDADE
A profundidade de um canal de navegação é definida, segundo o PIANC, de acordo com os
seguintes critérios:
Calado em repouso da embarcação de projeto;
Altura da maré em todo o trânsito pelo canal;
Squat;
Movimento induzido por ondas;
Margem de 0,6 metros;
Densidade da água e seus efeitos no calado.
Todos os valores acima de calado, squat, ação das ondas e margens são cumulativos. Na
ausência de maiores informações, devem ser considerados valores mínimos de relação
profundidade/calado de 1,1 em águas abrigadas, 1,3 nos casos de ondas de até um metro de altura e
1,5 em ondulações mais altas com períodos e direções desfavoráveis. O Número de Froude de
Profundidade (Fnh) deve ser menor do que 0,7.
A resistência hidrodinâmica ao movimento de uma embarcação em águas rasas é regida pelo
Número de Froude de Profundidade (Fnh), que é de modo geral a razão adimensional entre velocidade
e a celeridade de uma onda em águas rasas. Ele é definido como:
hg
vFnh
Onde:
v = velocidade através da água (metros/segundo);
h = profundidade em águas tranquilas (metros);
14
g = aceleração da gravidade (9,81 m/s²).
Quando Fnh se aproxima ou se iguala à unidade, a resistência ao movimento atinge valores
muito altos, que embarcações de maior deslocamento, tais como comboios fluviais, não têm potência
suficiente para superar. De fato, é improvável que tais embarcações sejam capazes de superar valores
de Fnh de até 0,7, os quais constituem verdadeiras barreiras à velocidade.
No caso da Hidrovia do Tocantins, sabendo-se que a velocidade das embarcações é de
aproximadamente 7 nós (3,6 m/s) e que a profundidade de dragagem proposta é de 3,0 metros, obtém-
se o seguinte valor para Fnh:
!7,066,00,381,9
6,3OK
hg
vFnh
Outro fator considerado na definição da profundidade de derrocamento é o efeito squat, o
qual representa a tendência de uma embarcação afundar a popa e adquirir trim quando em movimento,
dessa maneira reduzindo a lâmina d’água sob sua quilha. O squat depende muito da velocidade e é
acentuado (podendo se tornar crítico) em águas rasas. Assim, é prudente verificar se a velocidade e a
profundidade não causam valores de squat excessivos que possam comprometer a manobrabilidade
da embarcação. O squat pode ser estimado de muitas maneiras, dentre elas, pode-se empregar a
expressão ICORELS (1980):
Squat (m)2
nh
2 2
nh
F2,4
L 1 F
Onde:
= volume de deslocamento (m³) = TBLCB ;
L = comprimento da embarcação (m);
B = boca (largura) da embarcação (m);
T = calado da embarcação (m);
CB = coeficiente de bloco;
Fnh = número de Froude de profundidade.
Outra forma de se estimar o squat é através do método gráfico ilustrado na Figura 8, o qual
resultou no valor de aproximadamente 0,37 metros.
Uma maneira mais simples de levar em consideração o squat, calado e incertezas de
sondagem (e também proporcionar uma margem de segurança) é estabelecer um valor mínimo para
a razão profundidade/calado. Em muitos locais do mundo, o valor de 1,10 tornou-se aceito embora
possa ser encontrado o valor de 1,15. Tais valores são para águas tranquilas e valores maiores serão
necessários se o canal estiver sujeito à ação de ondas, caso em que valores de 1,3 ou mais devem ser
usados. Quanto mais próxima da unidade estiver essa razão, mais direcionalmente estável ficará a
embarcação e, consequentemente, mais lentas as suas respostas. É usual contornar esse efeito
aumentando a largura do canal – outra situação em que largura e profundidade estão ligadas (PIANC,
1995).
No caso da Hidrovia do Tocantins, foi definida a seguinte razão profundidade calado para a
situação de águas baixas, a qual foi considerada satisfatória por ser maior que 1,10:
profundidadeOK!
calado
h 3,01,43 1,10
T 2,1
15
Desta forma, a profundidade do canal de navegação foi estabelecida em 3,0 metros. Para
garantir esta profundidade ao longo de todo canal será necessário derrocar alguns locais dentro do
canal. A determinação e a quantificação dos volumes de derrocamento exigem o conhecimento da
cota da lâmina d’água na condição de estiagem, cujo cálculo é descrito no capítulo seguinte.
FIGURA 8 – MÉTODO GRÁFICO PARA ESTIMATIVA DO EFEITO SQUAT.
FONTE: PIANC (1995).
16
2.4 ALINHAMENTO
As orientações do PIANC recomendam que o alinhamento do canal de navegação seja
definido observando-se as seguintes condições:
O menor comprimento de canal;
Condições/bacias, etc., nas duas extremidades do canal;
A necessidade de evitar obstáculos ou áreas de assoreamento de difícil remoção ou
que requeiram manutenção recorrente e dispendiosa;
Ventos, correntes e ondas predominantes;
Evitar curvas nas proximidades de entradas de portos;
A borda do canal deve estar distante no mínimo 2,8 vezes a largura da embarcação
tipo a partir de qualquer embarcação atracada ou do bordo do círculo formado por
uma embarcação ancorada.
Trechos retos de canais são preferíveis a trechos curvos e o projetista deve se esforçar para
obter um alinhamento que consista de uma série de trechos retos ligados por curvas suaves e de
ângulos não acentuados. Trechos individuais podem ter larguras e profundidades diferentes e ser
navegados a diferentes velocidades. Curvas subsequentes devem estar separadas por trechos em
tangente com extensão equivalente a no mínimo cinco vezes o comprimento da embarcação de projeto
(PIANC, 1995).
É preferível que as correntes predominantes estejam alinhadas ao canal, para minimizar
correntes pelo través. O mesmo se aplica a ventos e ondas, embora estes possam vir de qualquer
direção. Em projetos, normalmente emprega-se a direção predominante de ventos e ondas, sendo que
deve ser decidido se são ou não aceitáveis possíveis paralisações devidas a ventos fortes ou grandes
ondas provenientes de outras direções (PIANC, 1995).
O dimensionamento do canal de navegação da Hidrovia do Tocantins buscou se adequar a
todas as orientações do PIANC. O canal foi traçado seguindo o talvegue natural do rio, de modo que
prevaleçam as correntes longitudinais sobre as transversais. Além disso, respeitou-se a condição de
extensão mínima de 1 km (5 x 200m) em trechos retos entre duas curvas sucessivas.
O traçado do canal projetado é apresentado naFigura 9. A Figura 10 ilustra a região do Pedral
do Lourenço e alguns locais onde deverá ocorrer derrocamento para garantir profundidade de 3,0m
na situação de águas baixas (Qmín = 1.898 m³/s).
17
FIGURA 9 – TRAÇADO DO CANAL DE NAVEGAÇÃO PROJETADO.
FONTE: UFPR/ITTI (2013).
FIGURA 10 – ÁREAS DE DERROCAMENTO NA REGIÃO DO PEDRAL DO LOURENÇO – VISÃO DE
MONTANTE PARA JUSANTE.
18
2.5 CARACTERÍSTICAS DO CANAL DE NAVEGAÇÃO PROJETADO
O canal de navegação projetado é definido de acordo com suas principais características, a
saber:
Largura em trechos retos
Largura em trechos curvos (sobrelargura)
Número de curvas
Raios de curvatura
Comprimento das curvas
Deflexões ou ângulos internos das curvas
Comprimento dos trechos em tangentes (conectando curvas)
Extensão total
Pontos de Curva (coordenadas e estaqueamento)
PCT: ponto de começo de transição
PCC: ponto de começo de curva
PTC: ponto de término de curva
PTT: ponto de término de transição
A Tabela 2 apresenta as principais informações do canal de navegação projetado. A Tabela
3 traz o detalhamento do estaqueamento para cada ponto de curva. As pranchas contendo o projeto
geométrico constam no ANEXO 3.
19
TABELA 2 – RESUMO DAS CARACTERÍSTICAS DO CANAL DE NAVEGAÇÃO PROJETADO.
Canal de Navegação Projetado
Extensão: 34.550,42 m
Curva 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14
Raio (m) 920 920 920 920 920 1.500 920 920 920 920 920 920 1.500 920
Comprimento
(m) 413,7 698,5 966,1 768,1 615,1 924,3 1.385,1 161,5 290,0 720,4 365,3 653,8 1.563,2 1.092,7
Deflexão 26° 33° 60° 48° 38° 35° 86° 10° 18° 45° 23° 41° 60° 68°
Δw (m) 15 15 15 15 15 15 15 15 15 15 15 15 15 15
PCT
BE X (m) 685.085,22 684.656,00 684.661,24 683.727,25 683.141,71 680.618,41 677.165,68 676.431,02 676.458,26 676.836,37 675.995,38 675.740,16 674.297,06 674.171,62
Y (m) 9.446.114,91 9.447.446,01 9.448.987,46 9.450.467,90 9.453.350,04 9.456.646,42 9.457.831,72 9.459.924,80 9.461.968,59 9.463.465,05 9.465.878,38 9.467.434,72 9.469.299,94 9.472.423,99
BD X (m) 685.230,15 684.788,46 684.804,29 683.818,96 683.286,52 680.727,45 677.199,42 676.573,94 676.603,26 676.974,49 676.124,41 675.884,73 674.399,39 674.311,94
Y (m) 9.446.110,46 9.447.505,00 9.448.963,79 9.450.580,21 9.453.357,45 9.456.742,00 9.457.972,74 9.459.900,32 9.461.969,44 9.463.420,91 9.465.944,53 9.467.445,83 9.469.402,67 9.472.387,44
PCC
BE X (m) 685.074,83 684.594,98 684.670,93 683.611,06 683.119,06 680.508,25 677.019,80 676.441,56 676.457,38 676.867,74 675.926,95 675.713,71 674.190,79 674.194,92
Y (m) 9.446.265,30 9.447.583,03 9.449.137,90 9.450.562,77 9.453.499,07 9.456.749,33 9.457.866,63 9.460.075,18 9.462.118,59 9.463.612,50 9.466.011,86 9.467.583,12 9.469.405,81 9.472.572,93
BD X (m) 685.234,75 684.741,14 684.828,79 683.712,26 683.278,85 680.628,57 677.057,03 676.599,27 676.617,38 677.020,15 676.069,33 675.873,23 674.303,71 674.349,82
Y (m) 9.446.260,39 9.447.648,12 9.449.111,77 9.450.686,70 9.453.507,28 9.456.854,80 9.458.022,23 9.460.048,17 9.462.119,53 9.463.563,79 9.466.084,85 9.467.595,39 9.469.519,16 9.472.532,87
PTC
BE X (m) 685.003,21 684.522,45 684.376,15 683.247,60 682.913,67 679.774,81 676.272,52 676.453,50 676.504,47 676.815,57 675.820,56 675.471,19 673.778,87 673.885,07
Y (m) 9.446.629,53 9.448.148,87 9.449.918,67 9.451.280,81 9.454.005,30 9.457.191,94 9.458.999,43 9.460.220,60 9.462.426,54 9.464.245,74 9.466.388,60 9.468.109,12 9.470.916,25 9.473.451,57
BD X (m) 685.149,37 684.680,30 684.477,35 683.407,39 683.033,99 679.812,04 676.430,23 676.613,49 676.656,88 676.957,95 675.980,09 675.584,11 673.933,70 673.980,42
Y (m) 9.446.694,62 9.448.122,76 9.450.042,60 9.451.288,99 9.454.110,77 9.457.347,55 9.458.972,42 9.460.221,54 9.462.377,83 9.464.318,73 9.466.400,86 9.468.222,47 9.470.875,91 9.473.580,05
PTT
BE X (m) 684.955,88 684.546,94 684.269,45 683.239,93 682.826,08 679.632,42 676.297,85 676.467,62 676.550,14 676.760,48 675.809,06 675.375,51 673.816,68 673.773,50
Y (m) 9.446.772,65 9.448.296,86 9.450.025,16 9.451.430,61 9.454.127,99 9.457.241,44 9.459.147,28 9.460.370,69 9.462.569,42 9.464.386,06 9.466.538,16 9.468.225,61 9.471.061,40 9.473.552,94
BD X (m) 685.088,34 684.690,00 684.361,16 683.384,74 682.935,11 679.666,16 676.440,77 676.612,62 676.688,25 676.889,51 675.953,64 675.477,84 673.957,00 673.859,85
Y (m) 9.446.831,64 9.448.273,18 9.450.137,47 9.451.438,02 9.454.223,57 9.457.382,45 9.459.122,80 9.460.371,54 9.462.525,28 9.464.452,21 9.466.549,27 9.468.328,34 9.471.024,85 9.473.669,43
Distância até a
próxima curva
(m)
1.037,1 1.000,0 1.000,0 2.221,9 3.028,6 2.836,4 1.088,8 1.897,9 1.240,3 1.977,0 1.199,2 1.822,3 1.708,1
20
TABELA 3 – PONTOS DE CURVA E ESTAQUEAMENTO.
CURVA PONTO ESTAQUEAMENTO
1
PCT01 est.43 + 0,18m
PCC01 est.50 + 10,18m
PTC01 est.71 + 3,87m
PTT01 est.78 + 13,87m
2
PCT02 est.115 + 10,98m
PCC02 est.123 + 0,98m
PTC02 est.149 + 17,34m
PTT02 est.157 + 7,34m
3
PCT03 est.192 + 7,34m
PCC03 est.199 + 17,34m
PTC03 est.248 + 3,40m
PTT03 est.255 + 13,40m
4
PCT04 est.290 + 13,40m
PCC04 est.298 + 3,40m
PTC04 est.336 + 11,52m
PTT04 est.344 + 1,52m
5
PCT05 est.440 + 3,45m
PCC05 est.447 + 13,45m
PTC05 est.478 + 8,57m
PTT05 est.485 + 18,57m
6
PCT06 est.653 + 7,65m
PCC06 est.660 + 17,65m
PTC06 est.707 + 1,91m
PTT06 est.714 + 11,91m
7
PCT07 est.841 + 8,30m
PCC07 est.848 + 18,30m
PTC07 est.918 + 3,40m
PTT07 est.925 + 13,40m
8
PCT08 est.965 + 2,25m
PCC08 est.972 + 12,25m
PTC08 est.980 + 13,70m
PTT08 est.988 + 3,70m
9
PCT09 est.1068 + 1,63m
PCC09 est.1075 + 11,63m
PTC09 est.1090 + 1,60m
PTT09 est.1097 + 11,60m
10
PCT10 est.1144 + 11,87m
PCC10 est.1152 + 1,87m
PTC10 est.1188 + 2,30m
PTT10 est.1195 + 12,30m
11
PCT11 est.1279 + 10,70m
PCC11 est.1286 + 0,70m
PTC11 est.1305 + 4,60m
PTT11 est.1312 + 14,60m
12
PCT12 est.1357 + 13,80m
PCC12 est.1365 + 3,80m
PTC12 est.1397 + 17,54m
PTT12 est.1405 + 7,54m
13
PCT13 est.1481 + 9,80m
PCC13 est.1488 + 19,80m
PTC13 est.1567 + 3,00m
PTT13 est.1574 + 13,00m
14
PCT14 est.1645 + 1,06m
PCC14 est.1652 + 11,06m
PTC14 est.1707 + 3,74m
PTT14 est.1714 + 13,74m
21
3. MODELAGEM HIDRODINÂMICA
Além da largura e traçado do canal de navegação, definida no capítulo anterior, é essencial
o conhecimento das cotas até as quais deve ser derrocado o leito para o cálculo do volume total de
derrocamento. A definição das cotas de leito dentro do canal foi feita subtraindo 3,0 metros
(profundidade de projeto) da cota da superfície de água na condição de estiagem (Qmín = 1.898 m³/s).
Como não existem medições nesta condição hidrológica, mas para vazões maiores, e como existem
somente poucas medições para outras vazões ao longo do trecho em consideração, foi utilizado a
modelagem hidrodinâmica para complementar as medições existentes e calibrar o modelo a respeito
destas situações com o intuito de usar o modelo calibrado para simular o cenário de projeto.
Este capítulo descreve a aplicação do modelo hidrodinâmico na região de estudo. O trecho
considerado na modelagem inicia-se próximo a Santa Terezinha do Tauri (km 393 a montante), no
eixo da estação de Itupiranga (29200000), e termina na Ilha do Bogéa (km 350 a jusante), como
ilustrado na Figura 1. O domínio do modelo é idêntico ao domínio escolhido pela CB&I (2013) e
segue os critérios e recomendações para a modelagem matemática de colocar as fronteiras abertas do
domínio em regiões com dados conhecidos e longe da região de interesse.
O estudo contempla a descrição do traçado proposto e a análise das condições
hidrodinâmicas antes e depois do empreendimento de derrocamento. O objetivo da modelagem é a
análise de níveis d’água e velocidades do escoamento na condição de estiagem (Qmín = 1.898 m³/s),
calculada em CB&I (2013) como a vazão de projeto.
O método utilizado foi a modelagem matemática utilizando um modelo bidimensional
(Delft3D) para analisar em regime permanente as variações de níveis d’água e velocidades devido à
geometria e à batimetria complexa na região do estudo. A modelagem revisada foi baseada em dados
providenciados por CB&I (2013) e dados coletados em campo pela AHIMOR em abril de 2015, com
o apoio da UFPR e DNIT.
Considerando que a modelagem ora procedida deve caracterizar a situação de águas baixas,
incluiu os seguintes passos:
Compilação dos dados para definir as condições de contorno e para calibração do modelo;
Esquematização do rio e preparação/aprimoramento do modelo, baseando-se nos dados
providenciados por CB&I (2013) e incorporando os novos dados coletados em abril/2015;
Modelagem bidimensional para calibração (cenários medidos), diagnóstico/validação
(cenários medidos em outras condições) e previsão (cenários de projeto);
Comparação dos resultados antes e depois do derrocamento, verificação das velocidades
e profundidades no canal de navegação e eventual ajuste dos locais de derrocamento para
compensar as mudanças hidráulicas devido ao derrocamento (processo iterativo).
É importante mencionar que, na modelagem matemática, existem simplificações na
definição dos processos dominantes, como imprecisões por causa da discretização da região de estudo
e incertezas na descrição das condições de contorno ou nos dados de nível d’água para calibração.
Para dar maior acurácia aos resultados, foram realizadas várias análises de dados
complementares e estudos de sensibilidade. As demais simplificações feitas representam o estado da
arte da modelagem matemática. As imprecisões numéricas foram minimizadas utilizando modelos
com métodos de elevada ordem e resolução (maior detalhamento). Os resultados permitem uma boa
comparação entre os cenários (com e sem derrocamento) sendo assim uma descrição positiva e de
grande refinamento da situação modelada.
22
3.1 BASE DE DADOS
A revisão da implementação e da calibração do modelo foi realizada a partir de dados
medidos em campo: a) alguns deles coletados em 2012 e provenientes de relatórios elaborados por
CB&I (2013) e UMI-SAN (2013); b) outros resultantes de levantamentos realizados pela AHIMOR
em abril de 2015, com o apoio de DNIT e UFPR.
Também foram utilizadas informações apresentadas por CB&I (2013), como as condições
hidrológicas de projeto e as condições de operação do reservatório da UHE Tucuruí. Em resumo, na
condição de estiagem de projeto: foi considerada uma vazão de 1.898 m³/s, com o reservatório na
cota 58,0 metros (cota mínima do reservatório da UHE Tucuruí).
A seguir, são descritos e avaliados os dados de campo empregados para representar o trecho
do Rio Tocantins entre Santa Teresinha do Tauri e a Ilha do Bogéa. Foram analisados dados de níveis
d’água, perfis de velocidade e batimetria. A procedência e a validação dos dados cedidos foram
verificadas anteriormente à sua aplicação dentro do estudo, sendo comentadas no item 3.4.
3.1.1 Batimetria e Topografia
De acordo com o relatório da CB&I (2013), os dados topobatimétricos utilizados são
oriundos de:
Levantamento batimétrico monofeixe realizado nos dias 12/04/2012 a 18/04/2012,
fornecidos pela empresa Vale S.A.;
Levantamento batimétrico multifeixe realizado nos dias 09/03/2012 a 20/03/2012 e
21/04/2012 fornecidos pela empresa Vale S.A.;
Topografia do terreno obtida a partir de imagens SRTM (Shuttle Radar Topographic
Mission), disponibilizadas gratuitamente por USGS (United States Geological
Survey), com resolução de 90 m.
O pós-processamento dos dados topográficos e batimétricos resultantes serviram de base
geométrica para os estudos realizados pela CB&I (2013). O resultado da fusão das batimetrias
monofeixe e multifeixe com a topografia SRTM é apresentado na Figura 11 para todo o trecho de
estudo. Na Figura 12 é possível ver a fusão batimétrica com mais detalhe na região do Pedral do
Lourenço, região mais crítica para a navegação na época de águas baixas.
Convém ressaltar que na área de maior interesse, na região onde estará situado o canal de
navegação, a discretização espacial foi feita em uma faixa contínua com levantamentos
topobatimétricos de precisão, em média, com 300 m de largura e ao longo dos 43 km de extensão. O
levantamento dessa faixa, segundo a CB&I (2013), foi totalmente monitorada com apoio de terra e
contando com o recurso de navegação inercial.
23
FIGURA 11 – COTAS TOPOGRÁFICAS – IBGE, INTERPOLADAS NA GRADE NUMÉRICA DO MODELO
HIDRODINÂMICO DA HIDROVIA DO RIO TOCANTINS.
FONTE: CB&I (2013).
Fluxo
24
FIGURA 12 – COTAS TOPOGRÁFICAS – IBGE, INTERPOLADAS NA GRADE NUMÉRICA DO MODELO
HIDRODINÂMICO DA HIDROVIA DO RIO TOCANTINS – DETALHE NA REGIÃO DO PEDRAL DO
LOURENÇO.
FONTE: CB&I (2013).
Fluxo
25
3.1.2 Níveis d’Água
Durante as campanhas de monitoramento hidrométrico realizada pela empresa UMI-SAN
entre Santa Teresinha do Tauri e Ilha do Bogéa, no Rio Tocantins, foram realizadas leituras de nível
d’água em 7 réguas linimétricas, distribuídas espacialmente conforme a Figura 13 (nesta figura
constam duas réguas adicionais que foram implantadas em abril de 2015: RN1,2 e RN3).
Entre os meses de junho e novembro de 2012, as réguas foram lidas simultaneamente ao
longo de 25 semanas. As vazões atribuídas às medições, de acordo com CB&I (2013), foram
estabelecidas a partir da curva chave da estação fluviométrica de Itupiranga (29200000) (Figura 14).
É importante salientar aqui que em função da importância do projeto e do valor do
investimento, há poucos pontos de monitoramento disponíveis (somente 7 pontos em
aproximadamente 43 km, sendo em média uma informação a cada 6 km). Isto especialmente
considerando a heterogeneidade do sistema fluvial nesta região, com várias ilhas, variações
batimétricas muito significativas e efeitos do remanso do reservatório. Assim, os níveis
intermediários foram obtidos da simulação hidrodinâmica procedida.
Com o intuito de melhorar a resolução espacial dos dados disponíveis, foi contratada uma
campanha de campo adicional. Esta campanha foi realizada pela AHIMOR, com o apoio do DNIT e
da UFPR, em abril de 2015, quando foram novamente rastreadas as altitudes de todos os RNs e
implantadas réguas linimétricas provisórias nos locais já estabelecidos e, também, em locais de maior
interesse com previsão de derrocamentos maiores (2 RNs adicionais foram implantadas no Pedral do
Lourenço: RN1,2 e RN3). Em todas as réguas, foram realizadas leituras diárias dos níveis d’água ao
longo de uma semana, permitindo a obtenção do perfil instantâneo da linha d’água. A localização e a
altitude das RN’s de cada uma das réguas são apresentadas na Tabela 4. Complementarmente, foram
realizadas medições de vazão e corrente com equipamento ADCP, assim como levantamentos
batimétricos, nas imediações das RNs e nas áreas de maior relevância para a atualização do
Anteprojeto.
Estes problemas de resolução espacial dos dados monitorados são problemas comuns em
projetos de hidrovias existentes, ou em planejamento, em muitos locais no mundo, onde não existem
monitoramentos contínuos de longa data (Índia, China, por exemplo). No entanto, são problemas que
devem receber atenção na avaliação dos resultados aqui apresentados. Potenciais discrepâncias
infelizmente se refletem nos resultados, mas foram parcialmente contornadas e sanadas com a
complementação de dados da modelagem matemática, neste caso representando o estado da arte e até
incluindo metodologias recém estabelecidas nas análises de sistemas fluviais. Vale ressaltar o
aprimoramento da modelagem, utilizando uma calibração que inclui, além dos efeitos de rugosidade
(representados pelo coeficiente de Manning), as variações de viscosidade turbulenta.
26
FIGURA 13 – LOCALIZAÇÃO DAS RÉGUAS LINIMÉTRICAS DO MONITORAMENTO HIDROMÉTRICO (AS
DUAS NOVAS RÉGUAS IMPLANTADAS NA CAMPANHA DE CAMPO DE ABRIL/2015 ESTÃO
LOCALIZADAS JUNTO À RN1,2 E À RN3).
27
FIGURA 14 – CURVA CHAVE DA ESTAÇÃO LINIMÉTRICA DE ITUPIRANGA (29200000).
FONTE: ANA (2015).
TABELA 4 – MARCOS ALTIMÉTRICOS (RN’S) DAS RÉGUAS LINIMÉTRICAS.
Localização e altimetria dos marcos de amarração das réguas linimétricas
Régua Latitude Longitude Altitude do Zero
da Régua
Itupiranga (ANA) -5°07’41,4831” -49°19’26,3692” Z: 65,000 m
RN 01 -5°00’49,3046” -49°19’56,9652” Z: 75,064 m
RN 1,2 * -4°58’46,2228” -49°20’39,1400” Z: 74,413 m
RN 02 -4°57’51,6296” -49°20’27,5358” Z: 74,010 m
RN 03 * -4°54’21,9601” -49°22’15,6713” Z: 73,670 m
RN 04 -4°53’44,9584” -49°24’28,1542” Z: 73,507 m
RN 05 -4°51’38,8447” -49°24’11,9003” Z: 73,373 m
RN 06 -4°48’42,6012” -49°25’14,3160” Z: 73,200 m
RN 08 -4°45’24,8436” -49°26’34,2791” Z: 72,995 m
FONTE: AHIMOR (2015).
* RNs implantadas na campanha de campo realizada por AHIMOR, DNIT e UFPR, em abril/2015.
Através da leitura diária dos níveis d’água em cada uma das RNs, foi possível estabelecer o
perfil instantâneo longitudinal da linha d’água para as diferentes vazões calculadas na estação de
Itupiranga. O perfil é apresentado na Figura 15 para os dados de abril/2015 (AHIMOR, 2015).
656667686970717273747576777879808182838485
0 10.000 20.000 30.000 40.000 50.000 60.000 70.000
Co
ta (
m)
Vazão (m³/s)
Curva Chave Qmín = 1898 m³/s Qméd = 8854 m³/s
Qmáx = 45171 m³/s Qcalib1 = 18250 m³/s Qcalib2 = 2346 m³/s
28
FIGURA 15 – PERFIL DO NÍVEL DE ÁGUA INSTANTÂNEO PARA A VAZÃO DE 18.250 M³/S.
FONTE: AHIMOR (2015).
Conforme relatado por CB&I, entre os meses de junho e novembro de 2012, as réguas foram
lidas simultaneamente ao longo de 25 semanas e definidos os respectivos perfis instantâneos de níveis
d’água. De todas as campanhas assim realizadas, aquelas de interesse direto na definição do perfil de
referência para a situação de estiagem estão mostradas na Figura 16 e Figura 17.
FIGURA 16 – PERFIS DOS NÍVEIS DE ÁGUA MEDIDOS SIMULTANEAMENTE CB&I (2013) E UMI-SAN (2013),
ENTRE 2.900 m³/s E 2.600 m³/s.
ItupirangaRN1 RN2 RN4 RN5 RN6 RN8RN1,2 RN3A
76,29
75,51
74,84
74,22
73,99 73,91
73,66 73,50
73,30
73,00
73,50
74,00
74,50
75,00
75,50
76,00
76,50
77,00
9432800 9437800 9442800 9447800 9452800 9457800 9462800 9467800 9472800
Co
ta (
m)
Coordenadas y (km)
29
FIGURA 17 – PERFIS DOS NÍVEIS DE ÁGUA MEDIDOS SIMULTANEAMENTE CB&I (2013) E UMI-SAN (2013)
DE 2.500 m³/s.
Ao analisar os gráficos (Figura 15 à Figura 17), ficam evidentes várias características
peculiares que podem ser associados parcialmente a características do próprio sistema, e parcialmente
a imprecisões ou falta de medições. Estas imprecisões são oriundas de vários fatores:
Observa-se que a leitura de régua da RN4 foge do padrão do período característico de
estiagem, o que pode ser creditado à metodologia de rastreamento em locais de difícil acesso
e baixo sinal de satélites, reduzindo a precisão na determinação da cota de referência de cada
régua. Estas imprecisões geralmente são da ordem de ± 2 a 10 cm.
Imprecisão na leitura do nível d’água em algumas réguas. A imprecisão é causada pela
dificuldade de fazer uma única leitura, principalmente pelo efeito de ondas. A leitura quando
feita por diferentes pessoas também varia naturalmente. As réguas podem ser danificadas
(pouca inclinação já modifica o resultado). As imprecisões são geralmente da ordem de ± 1
a 3 cm.
Imprecisão na conversão de leitura de nível em vazão utilizando a curva chave. A curva
chave utilizada (Figura 14) é feita por um conjunto de medições em diferentes condições
hidrológicas, mas também morfológicas. Assim, mudanças no leito e no perfil de velocidade
podem alterar a curva significativamente. Adicionalmente existem poucos valores para
níveis baixos e a curva é muito inclinado nesta região, amplificando assim potenciais
imprecisões.
As observações seguintes são referentes à interpretação dos dados fornecidos (CB&I, 2013;
UMI-SAN, 2013) e devem ser entendidas em função das potenciais imprecisões citadas acima.
Especificamente notam-se as seguintes características peculiares:
30
A medição feita pela AHIMOR (2015), com alta precisão altimétrica e medições simultâneas
de nível e vazão com ADCP em todas as secções com RNs, mostra um potencial efeito do
remanso até a RN3, já que ao longo de um trecho de quase 20 km o nível somente varia
poucos decímetros, enquanto há grandes variações no trecho a montante.
Como esperado, o efeito do remanso fica menor para vazões menores (Figura 16, vazões
entre 2600 m³/s e 2900 m³/s) e níveis baixos na barragem. Nestas condições, observa-se que
não existe mais o efeito de remanso a montante da régua RN4. Porém, para vazões idênticas
(semanas 18 e 21 e semanas 22 e 23) existem diferenças de níveis medidos de até 1,5 m
(semanas 18 e 21) e 1 m (semanas 22 e 23), neste caso não influenciados pelo remanso,
indicando assim uma potencial imprecisão das medições devido aos fatores citados
anteriormente.
As diferenças de nível entre vazões idênticas se manifestam com maior intensidade em
períodos de vazões baixas (Figura 17, Q = 2.500 m³/s), atingindo variações de até 5 metros
em alguns casos, com média em torno de ± 0,5 m nas regiões de maior interesse (trecho dos
pedrais, entre RN1 e RN2).
Estes dados das medições de nível e das vazões associadas ao caso de estudo de águas baixas
são importantes para calibrar o modelo hidrodinâmico, que determinará o nível mínimo a partir do
qual serão calculados os volumes de derrocamento. Na calibração do modelo, os coeficientes de
resistência do fundo são modificados até representarem os níveis medidos com uma precisão
suficiente. Considerando os efeitos observados nas medições de nível e cálculos de vazão, não se
recomenda utilizar as medições sob efeito de remanso, já que estas são fortemente influenciadas pelo
nível do reservatório, não representando adequadamente o escoamento físico do sistema e, menos
ainda, os efeitos de resistência do fundo.
Somente as medições para a condição de estiagem (menos de 3.000 m³/s) e de trechos a
montante do remanso da medição da AHIMOR (2015, aproximadamente 18.250 m³/s) foram
utilizadas no presente estudo, já que por um lado os menores níveis determinam os volumes de
derrocamento necessários e por outro lado as medições recentes apresentam a melhor precisão
altimétrica e foram feitas simultaneamente com medições de correntes e vazões. Especificamente,
foram utilizadas as medições das semanas 15, 16, 19, 21, 22, 23 e 24 (Figura 18) e de abril/2015
(AHIMOR, 2015) (Figura 15). A Figura 18 mostra a média e os valores mínimos das medições com
vazões baixas que foram feitas em situações de vazões similares e dentro da faixa de imprecisão
especificada anteriormente. Optou-se assim por utilizar o valor mínimo medido em cada uma das
réguas para a calibração de vazões baixas do modelo, utilizando uma abordagem conservadora. A
calibração foi aprimorada com dados da medição na cheia, quando foram feitas medições com alta
precisão, simultâneas e sempre em conjunto com medições de ADCP.
31
FIGURA 18 – PERFIS DOS NÍVEIS DE ÁGUA MEDIDOS UTILIZADOS NO ESTUDO.
3.1.3 Velocidades
Medições de velocidades representam uma fonte muito boa de dados do sistema fluvial para
a calibração e validação de modelos bidimensionais, já que é mais difícil reproduzir perfis de
velocidades próximos à realidade do que parâmetros integrados como níveis d’água. Adicionalmente,
para estudos de navegabilidade é importante analisar também se os modelos são capazes de reproduzir
os fenômenos principais na distribuição das velocidades. Conforme dados cedidos pelo DNIT (2013),
foram feitos levantamentos em 8 locais ao longo do trecho em estudo utilizando um Perfilador
Acústico de Correntes por Efeito Doppler (ADCP), obtendo-se 13 perfis de velocidade e dados de
vazão para uma situação de águas altas (vazões entre 20.000 e 23.000 m³/s).
Durante o levantamento da AHIMOR, em abril de 2015, uma equipe da UFPR também
realizou medições de vazão com ADCP em diferentes seções do rio, também durante uma situação
de águas altas, com vazões da ordem de 18.250 m³/s. Nesta campanha, também foram levantados
níveis simultâneos da lâmina d’água, representando dados complementares. Esta situação também foi
caracterizada parcialmente com efeito de remanso e com uma hidrodinâmica bem diferente do
período de estiagem. Os dados foram utilizados para calibrar o modelo e avaliar o comportamento
físico do sistema em vazões altas, por exemplo avaliando a distribuição da vazão para cada braço de
uma ilha e quantificando efeitos da turbulência fluvial ao escoamento em regiões de grandes
heterogeneidades geométricas.
A localização das seções medidas com ADCP, durante os levantamentos realizados pela
AHIMOR e UFPR em abril de 2015, é mostrada na Figura 19. A Tabela 5 mostra os valores de vazão
e nível d’água medidos em cada seção. Os resultados foram considerados pertinentes e serviram para
calibrar o modelo na situação hidrológica de cheia.
32
FIGURA 19 – LOCALIZAÇÃO DAS SEÇÕES MEDIDAS COM ADCP, EM ABRIL DE 2015 (AHIMOR E UFPR).
TABELA 5 – RESULTADOS DAS MEDIÇÕES COM ADCP (AHIMOR E UFPR, 2015).
Seção Vazão (m³/s) Nível d’água (m) Data
RN Itupiranga (ANA) 18.225 76,29 16/04/2015
RN01 18.110 75,49 16/04/2015
RN04 18.327 73,91 17/04/2015
RN05 18.313 73,68 17/04/2015
RN06 18.245 73,50 18/04/2015
RN08 18.429 73,30 18/04/2015
Fluxo
33
3.2 MODELOS MATEMÁTICOS
No estudo da CB&I (2013), foram utilizados dois modelos: o modelo HEC-RAS para
estudos preliminares e o modelo Delft-3D para as simulações detalhadas. Para verificar e justificar a
escolha dos modelos serão descritas brevemente as considerações e equacionamentos dos dois
modelos antes da descrição da configuração dos mesmos, já que estas informações devem estar
fortemente vinculadas.
3.2.1 Modelo Unidimensional, HEC-RAS
O modelo HEC-RAS (HEC-RAS, 2008) caracteriza-se por ser um modelo numérico
hidrodinâmico com solução unidirecional contemplando a distribuição do escoamento e das áreas de
armazenamento sobre a planície de inundação. No presente estudo, foi aplicado o HEC-RAS versão
4.1. Esta versão é baseada nas equações de conservação da continuidade de volume e quantidade de
movimento do escoamento unidirecional, conforme descrito por HEC-RAS (2008), e permite que as
simulações sejam desenvolvidas em regime permanente e não-permanente com condições de
contorno variáveis.
O equacionamento do modelo HEC-RAS é baseado nas simplificações a seguir descritas.
Para a determinação do escoamento permanente utiliza-se o Standard Step Method,
apresentado por Chow (1959). O procedimento computacional é baseado na solução da equação de
energia unidimensional, com o termo de perda de carga contínua calculado através da equação de
Manning. As equações básicas que definem o método são:
phg
VYZ
g
VYZ
22
2
1111
2
22
22
Onde:
Z = cota do leito nas seções 1 e 2 (m);
Y = altura da lâmina d’água nas seções 1 e 2 (m);
V = velocidade média nas seções 1 e 2 (m/s);
α = coeficiente corretor de Coriolis de não-uniformidades no perfil de velocidade nas seções
1 e 2;
g = aceleração da gravidade (9,81 m/s²);
hp = perda de carga entre as seções 1 e 2 (m).
34
FIGURA 20 – INTERPRETAÇÃO DA SEÇÃO VERTICAL DO MODELO UNIDIMENSIONAL.
FONTE: HEC-RAS (2008).
21
321
fSRhn
V
Onde:
V = velocidade média na seção transversal (m/s);
n = coeficiente de rugosidade de Manning (m-1/3s);
Rh = raio hidráulico da seção transversal (m);
Sf = declividade da linha de energia, perda de carga unitária (m/m).
A perda de carga (hp) entre as duas seções é separada em perdas contínuas e perdas
localizadas (expansão e redução). A perda de carga pode ser expressa por:
g
V
g
VCSLh fp
22
2
11
2
22__
Onde:
L = comprimento do trecho ponderado (m); __
fS = declividade da linha de energia média (m/m).
C = coeficiente de contração ou expansão.
O comprimento do trecho ponderado é calculado pela equação:
robchlob
robrobchchloblob
QQQ
QLQLQLL
...
Onde:
Llob, ch, rob= comprimento do trecho específico entre a margem de inundação esquerda, canal
principal e margem de inundação direita, respectivamente (m).
35
As hipóteses básicas, referentes ao Standard Step Method e que compreendem as limitações
e aplicações do modelo HEC-RAS, estão implícitas na definição das equações e são as seguintes:
Escoamento dominante unidimensional;
Distribuição hidrostática de pressões;
Não considera desníveis transversais da superfície da água numa seção;
Não considera variações de cota do leito em tempo;
Não considera efeitos de curvatura entre uma seção e outra.
O modelo HEC-RAS é amplamente validado em muitas aplicações para sistemas fluviais
(HEC-RAS, 2008) e representa assim o estado da arte na modelagem fluvial unidimensional. Porém,
o objetivo do presente projeto inclui também a análise das variações transversais do escoamento
(principalmente variações de velocidades para análises da navegabilidade, da distribuição de vazões
entre ilhas e de efeitos bidimensionais ao longo de seções muito largas e/ou heterogêneas).
Adicionalmente, a geometria e a batimetria da região de estudo são muito complexas. Assim, as
limitações e considerações do modelo HEC-RAS podem ser significativas para simular variações de
níveis e velocidades e exigem uma representação bidimensional. Por essa razão, o modelo HEC-RAS
foi utilizado especialmente em uma análise preliminar para determinar faixas prováveis para os
coeficientes de rugosidade. Posteriormente, um modelo bidimensional (Delft-3D) foi utilizado para a
simulação hidrodinâmica e análise final.
3.2.2 Delft-3D
Para resolver o problema de hidrodinâmica em escala espacial e temporal adequada para as
aplicações finais (determinação do campo de correntes e elevação de nível da superfície d’água),
optou-se pela utilização do modelo Delft-3D.
O pacote Delft-3D foi desenvolvido pela Deltares (Holanda) e é composto por diversos
módulos. Cada módulo possui focos distintos de simulação: hidrodinâmica (FLOW), ondas (SWAN
ou WAVE), transporte de sedimentos (SED), qualidade da água (WAQ), formações morfológicas
(MOR) e processos ecológicos (ECO). Recentemente, o módulo FLOW e os módulos SED, MOR e
WAQ tiveram seu código-fonte liberado (Deltares, 2012). Isso aumentou a quantidade de usuários e
melhorias no código significativamente e permitiu a utilização dos modelos sem custos com licenças,
melhorando a validação e a transparência do modelo. Todos os módulos possuem ferramentas de pré-
processamento (RGFGRID – gerador de grade e QUICKIN – gerador de batimetria), processamento
e pós-processamento (QUICKPLOT), o que facilita o trabalho de implementação do modelo na região
de interesse.
O módulo utilizado neste projeto foi o módulo relacionado a processos hidrodinâmicos, o
FLOW (Deltares, 2012), que pode ser acoplado aos demais modelos, se for necessário.
O módulo hidrodinâmico resolve as equações de águas rasas não-permanentes, ou seja, um
sistema de equações formado pelos balanços de massa e quantidade de movimento para o cálculo de
escoamentos com superfície livre. Ele assume distribuição hidrostática de pressões, ou seja, as
acelerações na direção vertical são negligenciáveis. As demais hipóteses adotadas na formulação
matemática do modelo são: hipótese do contínuo, escoamento incompressível e a hipótese de
Boussinesq. Esta hipótese consiste em considerar a aceleração do fluxo menor que a da gravidade e,
portanto, as variações de densidade só são importantes quando afetam os termos gravitacionais e não
os termos de inércia. A turbulência é resolvida através da decomposição de Reynolds e conta com
36
quatro modelos de fechamento para cálculos tridimensionais: coeficiente constante, método
algébrico, modelo κ-L e modelo κ-ε.
No modelo é possível fazer simulações hidrodinâmicas e de transporte em duas ou três
dimensões. A modelagem bidimensional considera apensa uma camada e assim não reproduz o perfil
vertical das velocidades. A modelagem tridimensional resolve as equações em diferentes camadas
horizontais e reproduz assim não somente o perfil vertical das velocidades horizontais, mas também
as velocidades verticais por meio da equação de continuidade.
O modelo pode usar vários tipos de sistemas de coordenadas (retilínea, curvilínea e esférica)
na horizontal e na vertical (sistema de coordenadas sigma e cartesiano). As formulações matemáticas
do programa levam em consideração os seguintes fenômenos físicos (Deltares, 2012):
Gradientes da superfície livre (efeitos barotrópicos);
Efeitos da rotação da terra;
Variabilidade da densidade da água (equação de estado);
Efeitos baroclínicos (estratificação e correntes de densidade);
Turbulência induzida por introdução de fluxos de massa e quantidade de movimento;
Transporte de sal, calor e outros constituintes;
Variabilidade espacial e temporal da tensão de cisalhamento gerada pelo vento sobre
a superfície da água modelada por uma lei de atrito quadrática;
Variabilidade espacial da tensão de cisalhamento exercido pelo fluxo turbulento no
fundo baseado em uma fórmula quadrática Chézy ou Manning no fundo;
Variabilidade espacial e temporal da pressão atmosférica na superfície da água;
Variação temporal de fontes e sumidouros;
Troca de calor com a superfície;
Evaporação e precipitação;
Tensão de cisalhamento nas paredes laterais;
Troca vertical de quantidade de movimento devido a ondas internas.
O modelo foi validado internacionalmente com vários estudos em laboratório e campo
(Gerritsen et al., 2007). Nas aplicações para rios podem ser citados:
Macmahan e Reniers (2010) – verificaram a sensibilidade do modelo Delft-3D em rios com
variações batimétricas. As verificações foram realizadas no rio Kootenay, que apresenta grandes
proporções e se estende do norte dos EUA até o Canadá.
Sarfaraz e Abdul (2013) – utilizaram o modelo Delft-3D no rio Karnafuli, em Bangladesh,
com o intuito de verificar a resposta do rio após a realização da uma dragagem. O modelo foi
empregado de forma bidimensional e acoplado com o módulo de transporte de sedimentos.
Informações mais aprofundadas sobre o modelo são encontradas no ANEXO 1.
37
3.3 MODELAGEM DO TRECHO NA CONDIÇÃO ATUAL
A calibração e a validação do modelo natural (diagnóstico do estado atual) da região de
estudo são apresentadas no item 3.4. Após essa etapa foi realizada a implementação do canal de
navegação na região para as condições de projeto. Ao longo do traçado do canal, a batimetria superior
à profundidade mínima estabelecida para o canal será alterada. Diferentes traçados do canal foram
testados a fim de obter a melhor configuração a ser aplicada na região (descrição detalhada no capítulo
2). Os resultados obtidos foram comparados com a situação sem canal e feitos ajustes na configuração
devido ao derrocamento previsto com simulações iterativas.
Os resultados finais obtidos serão apresentados no item 3.6, por meio de mapas e gráficos,
com a distribuição espacial dos níveis e velocidades ao longo do trecho. Todos os resultados de níveis
consideram como referência o nível do mar. Para aplicação do modelo Delft-3D na região, foram
realizadas diferentes etapas necessárias para tornar o modelo com o cenário natural apropriado ao
local. A Figura 21 mostra o fluxograma das atividades de calibração do modelo na região.
FIGURA 21 – FLUXOGRAMA PARA CALIBRAÇÃO DO MODELO NATURAL DA REGIÃO.
38
3.3.1 Grade Computacional
A elaboração da grade computacional de uma região é um dos processos mais importantes e
delongados na modelagem. A grade deve ser projetada não somente em função da dimensão do local,
mas também necessita atingir parâmetros mínimos de ortogonalidade, suavidade e resolução. As
células que compõem a malha computacional devem ser refinadas também em função do fenômeno
que se deseja observar e do tempo computacional (passo de tempo). A grade computacional utilizada
no presente estudo foi gerada e fornecida por CB&I (2013).
A grade providenciada foi avaliada como “numericamente exigente”, sendo muito refinada
até mesmo em locais longe da calha principal do rio. A grade possui muitas células com um
posicionamento que não acompanham a direção do escoamento principal, o que pode gerar
imprecisões numéricas. Outra consideração é o fato da mesma apresentar uma vasta série de células
que não apresentam nenhum escoamento, nem mesmo na condição de cheia. Esses fatores, entretanto,
não desvalidam a grade gerada. Com o intuito de reduzir o tempo de elaboração de projeto, optou-se
pela utilização da grade da CB&I (2013). Além disso, manter a grade do estudo anterior permite a
realização de comparações mais efetivas dos resultados obtidos.
A grade aplicada acompanha os contornos, sendo caracterizada como curvilínea, de forma
que as linhas de grade na direção longitudinal acompanham a direção dos fluxos mais intensos, para
minimizar erros numéricos. Ela é constituída por 759.484 células, sendo 1684 na direção transversal
à margem do rio (M) e 451 na direção longitudinal (N). A resolução chega a valores mínimos de 12 m
e valores máximos de 50 m, conforme descrito no relatório da CB&I (2013). A Figura 22 ilustra a
grade aplicada de forma geral e a Figura 23 mostra a grade com detalhe nas regiões do Pedral do
Lourenço e Ilha da Bogéa.
FIGURA 22 – COORDENADAS DA GRADE ATRIBUÍDA AO MODELO, LOCALIZADA DESDE ITUPIRANGA
ATÉ O INÍCIO DO RESERVATÓRIO DA UHE TUCURUÍ.
39
FIGURA 23 – DETALHAMENTO DA GRADE COMPUTACIONAL UTILIZADA: REGIÃO DO PEDRAL DO
LOURENÇO (ACIMA) E ILHA DA BOGÉA (ABAIXO).
3.3.2 Interpolação Batimétrica
Para cada nó do gradeamento deve ser atribuída uma profundidade de acordo com sua
localização. Esse conjunto de profundidades deve representar a topo-batimetria da região na qual a
40
grade está inserida. Os dados topo-batimétricos pós-processados foram utilizados como base para a
geração da malha batimétrica do estudo da CB&I (2013), que também foi cedida.
A malha batimétrica interpolada cedida pela CB&I (2013) foi utilizada nas simulações
iniciais, porém os resultados para o cenário de estiagem apresentaram alguns pontos de
inconsistência. Um desses pontos é a presença de uma elevação abrupta em um dos braços da
bifurcação do rio, existente após o pedral, fazendo com o mesmo fique seco durante períodos de
estiagem. A Figura 24 e a Figura 25 mostram, respectivamente, a localização da elevação abrupta e
os resultados obtidos com essa batimetria nas simulações da condição hidrológica de estiagem no
modelo atual (UFPR) e no modelo da CB&I (2013).
FIGURA 24 – LOCALIZAÇÃO DA ELEVAÇÃO ABRUPTA PRESENTE NA MALHA BATIMÉTRICA CEDIDA.
FIGURA 25 – RESULTADOS DO MODELO ATUAL (UFPR) E DA CB&I (2013) PARA A CONDIÇÃO DE
ESTIAGEM, OBTIDOS UTILIZANDO A BATIMETRIA CEDIDA, QUE “SECA” UM DOS BRAÇOS DO RIO.
FONTE: CB&I (2013).
41
Observando fotos de satélite de região na época de estiagem, foi encontrada uma imagem
condizente com a condição hidrológica, ocorrida no dia 09/10/1999 (Figura 26). As condições
hidrológicas ocorridas na imagem foram estimadas utilizando os dados da estação fluviométrica de
Itupiranga para mesma data. A vazão observada foi de 2.346 m³/s e o nível observado na estação foi
de 68,02 m. No site da Agência Nacional de Águas (ANA), não há dados do nível observado na UHE
Tucuruí, para essa data. Essas condições se aproximam bastante da condição de estiagem simulada
no projeto, sendo possível a verificação visual da superfície existente do rio. A Figura 27 mostra a
imagem de satélite do local do desdobramento seco resultante dos modelos.
FIGURA 26 – IMAGEM DE SATÉLITE EM UMA SITUAÇÃO DE SECA NA REGIÃO DE ESTUDO.
FONTE: IMAGEM DE SATÉLITE LANDSAT 7 (1999).
42
FIGURA 27 – VERIFICAÇÃO DA CONDIÇÃO MOLHADA NO BRAÇO ESQUERDO DA BIFURCAÇÃO
PRESENTE NO RIO, APÓS O PEDRAL DO LOURENÇO.
FONTE: IMAGEM DE SATÉLITE LANDSAT 7 (1999).
A análise da imagem, frente aos resultados preliminares, constatou uma inconsistência,
gerando a necessidade de uma revisão da malha batimétrica interpolada, cedida por CB&I (2013).
Para verificar a qualidade da malha batimétrica foi realizada uma sobreposição com os dados brutos
da medição batimétrica (UMI-SAN, 2013) ao longo do rio. A diferença entre as cotas medidas e as
apresentadas na malha batimétrica atingem valores na ordem de -0,5 metros para região de montante
(batimetria fornecida está mais alta que a batimetria nova baseada nos dados brutos), até +2,5 metros
para região a jusante (batimetria fornecida está mais baixa que batimetria nova baseada nos dados
brutos). A Figura 28 ilustra a distribuição espacial da diferença das elevações entre os dados cedidos
e os dados brutos da batimetria, significando que a inclinação do fundo no modelo da CB&I é maior
que a inclinação observada nos dados brutos. Isto provavelmente explica as velocidades maiores no
modelo de CB&I (2013) em comparação com os resultados da modelagem do presente estudo (veja
capítulo 3.6). Esta diferença também explica a diferença entre os volumes a serem derrocados
(capítulo 4)
43
FIGURA 28 – DIFERENÇA OBTIDA SUBTRAINDO A “MALHA GERADA COM OS DADOS BRUTOS” DA
“MALHA BATIMÉTRICA CEDIDA POR CB&I (2013)”.
Para melhorar a precisão da modelagem hidrodinâmica e especialmente considerando a obra
de derrocamento, foram atualizados os pontos ao longo do rio com interpolações dos dados brutos da
batimetria e não foram utilizados mais os valores cedidos pela CB&I (2013). Os demais pontos nas
planícies de inundação com origem de medições topográficas também poderiam ser aprimorados,
principalmente por conta da interpolação com os dados de SRTM, porém, para fins de otimização do
tempo de elaboração do projeto, nas regiões de inundação, as cotas interpoladas utilizando o SRTM
permaneceram as mesmas que as apresentadas na malha batimétrica cedida. Esta consideração não
terá efeitos nocivos para a modelagem de vazões baixas, que é a situação de interesse neste estudo.
A Figura 29 e a Figura 30 mostram, respectivamente, a malha batimétrica geral e na região
do Pedral do Lourenço.
Fluxo
44
FIGURA 29 – MALHA BATIMÉTRICA ATRIBUÍDA AO MODELO, TENDO COMO REFERÊNCIA O NÍVEL
DOS MARES.
Fluxo
45
FIGURA 30 – MALHA BATIMÉTRICA ATRIBUÍDA AO MODELO NA REGIÃO DO PEDRAL DO LOURENÇO,
TENDO COMO REFERÊNCIA O NÍVEL DOS MARES.
3.3.3 Condições de Contorno
As condições de contorno são as condições aplicadas nas fronteiras do domínio. Foram
definidas as seguintes condições de contorno para todos os cenários:
Fundo: fluxo zero (sem entrada ou saída de água por fluxos subterrâneos),
consideração da rugosidade do fundo seguindo a formulação de Manning;
Montante: vazão constante de acordo com os cenários simulados;
Jusante: nível constante de acordo com os cenários;
Margens: não foram considerados afluentes laterais nos cenários, já que são muito
pequenos, com vazões inferiores a 1% da vazão de entrada. Assim a condição de
contorno será um fluxo zero;
Superfície: não foi considerado atrito do vento, já que as velocidades do escoamento
possuem ordens de grandezas maiores que as velocidades induzidas pelo vento.
Nas primeiras simulações os dados de contorno do modelo correspondem aos valores de
vazão observados na estação fluviométrica de Itupiranga (entrada) e nível medido na régua RN8
(saída), sendo considerado este último equivalente ao observado na Barragem da UHE de Tucurí
(efeito do remanso). Para simulações em situação de escoamento permanente, são atribuídos dados
de entrada para cada condição hidrológica diferente e nível na barragem associado.
Fluxo
46
3.4 CALIBRAÇÃO
O modelo hidrodinâmico deve ser calibrado para representar todo o comportamento físico
que foi observado em campo. O processo de calibração é necessário, uma vez que:
Os dados batimétricos utilizados nos modelos são aproximações da realidade, já que são
interpolados em uma grade unidimensional com distâncias de 50 a 100 m entre seções
(modelo unidimensional) ou em uma grade bidimensional de elementos de 10 a 50 m (na
simulação bidimensional), assim considerando elementos com tamanhos inferiores (rochas,
pedras) somente pela média medida ou interpolada;
Os coeficientes de Manning, representando principalmente a resistência do fundo pela
rugosidade, não podem ser medidos diretamente e assim são estimados através do tipo de
material do fundo e pela geometria do material do fundo (diâmetro médio do sedimento ou
da rocha). Este coeficiente é a principal incógnita no processo da modelagem, já que os
demais parâmetros geralmente são dados conhecidos. Desta maneira o coeficiente de
Manning é o parâmetro de maior representatividade para a calibração do modelo;
As tensões internas e turbulências associadas teoricamente poderiam ser resolvidas num
modelo, porém exigiriam resoluções altíssimas, inviabilizando o estudo da região toda. No
modelo unidimensional, efeitos deste tipo também são embutidos no coeficiente de
Manning; no modelo bidimensional, porém, podem ser especificados ou modelados.
Diferentemente do coeficiente de Manning, que é um coeficiente com vários processos
embutidos e impossível de ser medido diretamente, características de turbulência podem ser
medidas ou analisadas através de medições de velocidade, que neste caso existem (AHIMOR
e UFPR, abril de 2015). Esta variação da turbulência no sistema foi utilizada assim como
segundo parâmetro de calibração;
O modelo representa uma parte de todos os processos físicos que ocorrem no sistema. Neste
caso, a modelagem unidimensional não representa variações de processos na transversal ou
vertical e a modelagem bidimensional não representa os perfis verticais e a troca de
quantidade de movimento nesta direção. Este efeito é pequeno em rios e na maioria dos casos
pode ser desconsiderado. Porém, se tais efeitos ocorrerem, serão automaticamente embutidos
em uma variação do coeficiente de Manning durante o processo de calibração.
Metodologia e dados de calibração
A situação de estiagem é a situação de maior relevância para este estudo, por representar a
condição de projeto em que ocorre maior dificuldade para a navegabilidade. A calibração do modelo
em um cenário semelhante ao de projeto representa a condição ideal, em que a precisão alcançada
seria suficiente para estudos mais detalhados em nível de Projeto Executivo de Engenharia. No
entanto, as medições do perfil instantâneo da lâmina d’água que apresentaram maior precisão
altimétrica foram obtidas em uma condição de vazões altas (Figura 15), durante a campanha da
AHIMOR de abril/2015. Esses dados foram considerados em conjunto com outros dados (de
estiagem) disponibilizados no relatório da CB&I (2013), para calibrar o modelo hidrodinâmico,
atendendo o nível de Anteprojeto.
Existem seções ao longo do trecho de estudo onde não somente ocorrem variações de
rugosidade, mas também variações significativas de tensões internas e, portanto, da turbulência,
provocada pelo turbilhonamento da vazão na região dos pedrais. Estas variações não só foram
47
observadas qualitativamente durante a campanha de abril/2015 da AHIMOR, mas também
quantificadas no processamento das medições de correntes. Desta forma, foi seguido o método
descrito em publicações recentes de sistemas fluviais peculiares (Williams et al., 2013) que utiliza
informações de medições com ADCP para calibrar um modelo hidrodinâmico não somente a respeito
de variações de rugosidade, mas também a respeito de variações de turbulência, modificando o
parâmetro da viscosidade turbulenta em regiões com maiores tensões internas, quantificadas através
das medições de ADCP.
A calibração do modelo hidrodinâmico foi realizada, portanto, com base em dois parâmetros:
1) o coeficiente de Manning, mantido fixo para as situações de cheia e estiagem; e 2) o coeficiente da
viscosidade turbulenta, variável com a magnitude da vazão, representando assim condições
hidrodinâmicas distintas. A calibração do modelo foi feita a partir dos dados de nível d’água medidos
nas 9 RNs situadas ao longo do trecho (AHIMOR, abril/2015) na situação de cheias (Q = 18.250
m³/s). Assim, o modelo foi calibrado em termos dos coeficientes de Manning e viscosidade
turbulenta, indicando pequenas diferenças de nível nas RNs consideradas.
Na condição da vazão de projeto (1.898 m³/s) não existem dados disponíveis. Porém, existe
um conjunto de dados medidos (UMI-SAN, 2013) em condições de baixa vazão (2.346 m³/s), os quais
foram considerados adicionalmente visando aprimorar a calibração. Assim, foram realizadas
simulações para a estiagem, com os mesmos coeficientes de Manning já calibrados para a cheia,
variando apenas o coeficiente de viscosidade turbulenta. Através de processos iterativos, onde foram
feitas simulações sucessivas para cheia e estiagem, avaliou-se o melhor conjunto de valores para o
coeficiente de Manning nos diferentes trechos da área de estudo (mantidos fixos para cheia e
estiagem) e para o coeficiente de viscosidade turbulenta (variável entre cheia e estiagem).
Condição de Cheia
Os valores do coeficiente de Manning foram calibrados a partir de uma simulação na
condição de cheia (Q = 18.250 m³/s), comparando-se os níveis d’água calculados e os observados nas
RNs situadas ao longo do trecho. Tomou-se o cuidado de adotar valores dentro da faixa fisicamente
justificável. Além disso, também foram analisados os valores de viscosidade turbulenta em acordo
com os dados de ADCP. A Tabela 6 e a Figura 31 apresentam os resultados do modelo final aplicado
para a condição de cheia.
TABELA 6 – COMPARAÇÃO DO NÍVEL MEDIDO E O RESULTADO DO MODELO DELFT3D PARA A
CONDICAO DE CHEIA (Q = 18.250 M³/S).
Medido em campo Delft-3D Diferença
Régua de medição Cota (m) Cota (m) Medido – Delft (m)
RN Itupiranga (ANA) 76,29 76,41 -0,12
RN01 75,51 75,51 0,00
RN1,2 74,84 74,90 -0,06
RN02 74,22 74,39 -0,17
RN03 73,99 74,35 -0,36
RN04 73,91 74,00 -0,09
RN05 73,66 73,92 -0,26
RN06 73,50 73,47 0,03
RN08 73,30 73,30 0,00
48
FIGURA 31 – COMPARAÇÃO DOS NÍVEIS MEDIDOS EM CAMPO (CÍRCULOS) COM OS RESULTADOS DO
MODELO (LINHA VERMELHA), EM UMA CONDIÇÃO DE CHEIA (Q = 18.250 M³/S).
Condição de Estiagem
Os dados de contorno para a análise e validação da calibração na estiagem tiveram por base
os níveis d’água medidos e cedidos pela CB&I (2013), descritos no item 3.1.2. Para a condição de
contorno a jusante, foi considerado o nível observado na régua RN8. A resume os valores utilizados
nos contornos para a condição de estiagem.
TABELA 7 – DADOS DE CONTORNO PARA A CALIBRAÇÃO DO MODELO NA CONDIÇÃO DE ESTIAGEM.
Montante Jusante
Vazão (m³/s) Cota (m)
2.346 58,49
Os valores dos coeficientes de Manning calibrados dentro do canal principal e nas margens
do rio estão apresentados na . Ressalta-se que esse conjunto de valores foi definido após um processo
iterativo de simulações de cheia (Q = 18.250 m³/s) e estiagem (Q = 2.346 m³/s) até que os resultados
do modelo fossem satisfatórios para os dois cenários, considerando a acurácia necessária em nível de
Anteprojeto.
73
74
75
76
77
9432800 9437800 9442800 9447800 9452800 9457800 9462800 9467800 9472800
Co
ta (
m)
Coordenadas y (km)
49
FIGURA 32 – VALORES DOS COEFICIENTES DE MANNING ATRIBUÍDOS AO MODELO NA REGIAO
MOLHADA DURANTE A CALIBRACAO PARA ESTIAGEM.
A variação dos valores ao longo do trecho observado está em acordo com valores
apresentados na , que representa um cálculo inverso, onde os coeficientes de Manning são estimados
para diferentes situações conhecidas (área, nível, vazão) na estação fluviométrica de Itupiranga. Nota-
se que valores altos de Manning (muita resistência) correspondem a vazões baixas. As faixas
fisicamente explicáveis e historicamente observadas (análises de Ven Te Chow, 1959, e estudos
posteriores relacionados) para um rio natural com leito de rochas são entre valores de 0,02 e 0,1 m-
1/3s. Estes valores foram utilizados na calibração e indiretamente observados na estação de Itupiranga
() para vazões baixas, mas considerando também que a seção de Itupiranga apresentada formato
regular, que não é o caso das seções no pedral, que apresentam coeficientes maiores.
FIGURA 33 – VARIAÇÃO DO COEFICIENTE DE MANNING EM FUNÇÃO DA COTA DO NÍVEL DE ÁGUA
OBSERVADA NA ESTAÇÃO DE ITUPIRANGA (29200000).
FONTE: CB&I (2013).
50
A variação dos coeficientes ao longo do rio é justificada principalmente pela
heterogeneidade das rochas, efeitos tridimensionais e pela presença de regiões de recirculação,
localizadas atrás de pedras grandes. Todos esses efeitos não podem ser resolvidos individualmente
no modelo, mas foram embutidos no coeficiente de Manning, sendo representados por valores
diferentes do coeficiente de Manning.
A ilustra o perfil da linha d’água calculado pelo modelo na situação de águas baixas e os
pontos de medição de nível (CB&I, 2013). A diferença entre o modelo e a medição é compatível com
o grau de precisão desejado em nível de Anteprojeto e também comparável aos valores dos
parâmetros de calibração citados em referências bibliográficas.
FIGURA 34 – NÍVEIS D’ÁGUA MEDIDOS EM CAMPO (CÍRCULOS) E SIMULADOS PELO MODELO (LINHA
VERMELHA), EM CONDIÇÃO DE ESTIAGEM (Q = 2346 M³/S).
Apesar das incertezas existentes nos levantamentos de campo da UMI-SAN (estiagem,
2013), foi importante a utilização complementar dessas informações, em conjunto com as medições
em águas altas (AHIMOR, 2015), para melhorar a calibração do modelo. Este procedimento segue o
estado da arte para a calibração de modelos hidrodinâmicos para grandes faixas de variação de vazão.
Conclui-se assim que com base na quantidade e na qualidade dos dados disponíveis e
considerando o nível de Anteprojeto, o resultado da calibração representa bem o conjunto das
medições e o modelo é adequado para ser utilizado em simulações para a vazão de projeto (Q = 1.898
m³/s).
68,00
58
59
60
61
62
63
64
65
66
67
68
69
70
9433000 9438000 9443000 9448000 9453000 9458000 9463000 9468000 9473000
Co
ta (
m)
Coordenadas y (km)
51
3.5 RESULTADOS DA MODELAGEM PARA O CENÁRIO DE PROJETO, SEM
DERROCAMENTO
O objetivo da modelagem é a simulação da condição de águas mínimas, que estabelece a
superfície referencial da água para fins de cálculo do volume de derrocamento. No entanto, em uma
análise complementar, o modelo calibrado também foi aplicado com outras condições de contorno,
definidas em CB&I (2013) e descritas a seguir.
Cada cenário, com e sem canal derrocado, foi analisado sob três condições hidrológicas de
projeto. Cada condição apresenta uma vazão de projeto e um nível operacional do reservatório da
UHE Tucuruí. As vazões foram obtidas por meio de uma análise hidrológica na estação fluviométrica
de Itupiranga (29200000). Os três cenários consideradas foram:
Condição de estiagem de projeto: foi considerada uma vazão de 1.898 m³/s, com o
reservatório na cota 58,0 metros (cota mínima do reservatório da UHE Tucuruí);
Condição normal de projeto: foi considerada uma vazão de 8.854 m³/s, com o
reservatório na cota 71,13 metros (cota normal do reservatório da UHE Tucuruí);
Condição de cheia de projeto: foi considerada uma vazão de 45.171 m³/s, com o
reservatório na cota 74,0 metros (cota máxima do reservatório da UHE Tucuruí).
3.5.1 Condição de Estiagem de Projeto
A distribuição espacial do resultado de profundidades obtidos pelo modelo para a condição
de estiagem de projeto é apresentada na Figura 35 para o trecho todo e na Figura 36 para duas regiões
com necessidade de derrocamento (regiões em azul claro no canal). As cotas altimétricas de níveis
d’água são apresentadas na Figura 37. Esta superfície de nível de água foi utilizada para o primeiro
cálculo da cota de derrocamento, subtraindo o valor da profundidade do canal de navegação (três
metros) de cada ponto da superfície que se localiza dentro do traçado do canal de navegação e
calculando o volume resultante da interferência desta superfície com o modelo digital do terreno,
obtido da medição batimétrica. Com o resultado deste cálculo, foi possível determinar o local e o
volume das regiões a serem derrocadas. A Figura 38 mostra um perfil da linha d’água ao longo do
canal de navegação projetado e a linha de profundidade mínima para navegação (3,0 m abaixo da
linha d'água) para ilustrar este procedimento num corte longitudinal ao longo do canal de navegação.
52
FIGURA 35 - PROFUNDIDADE NO TRECHO TODO - CONDIÇÃO DE ESTIAGEM (1.898 m³/s). LUGARES EM
AZUL ESCURO TEM PROFUNDIDADES MAIORES QUE 3 METROS.
53
FIGURA 36 – PROFUNDIDADE NO TRECHO DO PEDRAL - CONDIÇÃO DE ESTIAGEM (1.898 m³/s). LUGARES
EM AZUL ESCURO TEM PROFUNDIDADES MAIORES QUE 3 METROS.
54
,
FIGURA 37 – ALTITUDE DO NÍVEL D’ÁGUA (M) AO LONGO DE TODO O DOMÍNIO DA MODELAGEM –
CONDIÇÃO DE ESTIAGEM (1.898 m³/s).
55
FIGURA 38 – PERFIL DA LINHA D’ÁGUA E DO LEITO AO LONGO DO TRAÇADO DO CANAL DE
NAVEGAÇÃO – CONDIÇÃO DE ESTIAGEM (1.898 m³/s).
RN1 RN2 RN4 RN5 RN6 RN8
50
52
54
56
58
60
62
64
66
68
70
9445200 9450200 9455200 9460200 9465200 9470200
Co
ta (
m)
Coordenada y (m)
Leito no canal de navegacaosem derrocamento
linha de derrocamento
56
3.6 RESULTADOS PARA OS CENÁRIOS COM O CANAL DE NAVEGAÇÃO DERROCADO
3.6.1 Dimensões do Canal de Navegação
O dimensionamento do canal de navegação é descrito detalhadamente no capítulo 2. A
Figura 9 (pág. 17) ilustra o traçado do canal no trecho estudado. As principais características
projetadas foram: largura = 145 m em trechos retos e 160 m em curvas; profundidade = 3,0 m;
tangente mínima entre curvas reversas = 1000 m; raio de curvatura mínimo = 920 m.
3.6.2 Condição de Estiagem de Projeto
A Figura 39 mostra a distribuição espacial da diferença de níveis d’água, após a implantação
do canal de navegação. A Figura 40 mostra a variação da linha d’água ao longo do canal de navegação
devido ao derrocamento, com variações de níveis entre -10 e 50 cm. Estes efeitos já foram
contemplados na determinação do canal através de simulações iterativas para garantir a profundidade
mínima de 3m ao longo do canal. E são inclusive estes efeitos que foram responsáveis pela variação
dos volumes de derrocamento calculados em relação ao Anteprojeto da UFPR (2014), já que pequenas
mudanças na calibração do modelo poderão ter efeitos significativos para a diferença de níveis
simulados pelo cenário com o canal, os quais devem ser considerados no cálculo do volume. A Figura
41 mostra o sistema após o derrocamento e as regiões com profundidades maiores do que 3m,
especialmente para a região do traçado do canal, atendendo assim o critério estabelecido.
FIGURA 39 – VAZÃO DE ESTIAGEM (1.898 M³/S): DIFERENÇA DE NÍVEIS D’ÁGUA APÓS A IMPLANTAÇÃO
DO CANAL DE NAVEGAÇÃO (NÍVEL NATURAL – NÍVEL COM CANAL).
57
FIGURA 40 – VAZÃO DE ESTIAGEM (1.898 M³/S): COMPARAÇÃO DE NÍVEIS D’ÁGUA AO LONGO DO
CANAL DE NAVEGAÇÃO ANTES E APÓS O DERROCAMENTO, (ACIMA: VALORES ABSOLUTOS, ABAIXO:
DIFERENÇA ENTRE O NÍVEL NATURAL E O NÍVEL COM CANAL).
58
FIGURA 41 –REGIÕES COM PROFUNDIDADES IGUAIS OU MAIORES QUE 3 M (AZUL ESCURO). VAZÃO DE
ESTIAGEM (1.898 M³/S) APÓS DERROCAMENTO.
As diferenças das velocidades são apresentadas na Figura 42 e Figura 43, respectivamente
em planta e em perfil longitudinal ao longo do eixo do canal de navegação. Esta última figura mostra
que as alterações de velocidades ocorrem principalmente no trecho do pedral, mas não ultrapassam
as variações das velocidades no sistema natural. As variações grandes no pedral são devidas à
passagem do canal em um trecho que não apresentava escoamento antes do derrocamento. A Figura
44 mostra os vetores das velocidades em regiões características permitindo a avaliação da
navegabilidade nestas condições.
59
FIGURA 42 – VAZÃO DE ESTIAGEM (1.898 M³/S): DIFERENÇA DE VELOCIDADES APÓS A IMPLANTAÇÃO
DO CANAL DE NAVEGAÇÃO (VELOCIDADE MÉDIA NATURAL – VELOCIDADE MÉDIA COM CANAL).
60
FIGURA 43 – VAZÃO DE ESTIAGEM (1.898 M³/S): COMPARACAO DA VELOCIDADE MÉDIA AO LONGO DO
CANAL DE NAVEGACAO ANTES E APÓS O DERROCAMENTO, (ACIMA: VALORES ABSOLUTOS, ABAIXO:
DIFERENÇA ENTRE A VELOCIDADE NATURAL E A VELOCIDADE COM CANAL).
61
FIGURA 44 – VAZÃO DE ESTIAGEM (1.898 M³/S): MAGNITUDES E DIREÇÕES (VETORES) DA VELOCIDADE
MÉDIA APÓS O DERROCAMENTO.
62
3.6.3 Condição Média de Projeto
A implantação do canal de navegação causou variações pequenas para a condição média ao
longo do canal. A Figura 45 e a Figura 46 mostram a distribuição espacial da diferença de níveis
d’água após a implantação do canal no trecho todo e no Pedral do Lourenço. Nota-se principalmente
o efeito de redução do nível na região a montante do Pedral, em torno de alguns centímetros (< 5 cm),
com reduções maiores no local do derrocamento (chegando até 8 cm) como visualizado na Figura 47.
FIGURA 45 – VAZÃO MÉDIA (8.854 M³/S): DIFERENÇA DE NÍVEL D’ÁGUA APÓS A IMPLANTAÇÃO DO
CANAL DE NAVEGAÇÃO (NÍVEL NATURAL – NÍVEL COM CANAL).
63
FIGURA 46 – VAZÃO MÉDIA (8.854 M³/S): DIFERENÇA DE NÍVEIS D’ÁGUA APÓS A IMPLANTAÇÃO DO
CANAL DE NAVEGAÇÃO (NÍVEL NATURAL – NÍVEL COM CANAL), NA REGIÃO DO PEDRAL DO
LOURENÇO.
64
FIGURA 47 – VAZÃO MÉDIA (8.854 M³/S): COMPARAÇÃO DA VELOCIDADE MÉDIA AO LONGO DO CANAL
DE NAVEGACAO ANTES E APÓS O DERROCAMENTO, (ACIMA: VALORES ABSOLUTOS, ABAIXO:
DIFERENÇA ENTRE O NÍVEL NATURAL E O NÍVEL COM CANAL).
65
A Figura 48 e a Figura 49 mostram que as alterações de velocidades no sistema devidas ao
derrocamento ocorrem especialmente no trecho do pedral, mas são menores que as variações naturais
do sistema neste trecho. A Figura 50, mostra os valores das diferenças ao longo do canal de
navegação. As regiões com as maiores diferenças são regiões onde não havia escoamento antes. A
Figura 51 permite a avaliação da navegabilidade mostrando as direções dos vetores e magnitudes do
escoamento.
FIGURA 48 – VAZAO MÉDIA (8.854 M³/S): DIFERENÇA DE VELOCIDADES APÓS A IMPLANTAÇÃO DO
CANAL DE NAVEGAÇÃO (VELOCIDADE MÉDIA NATURAL – VELOCIDADE MÉDIA COM CANAL).
66
FIGURA 49 – VAZAO MÉDIA (8.854 M³/S): DIFERENÇA DE VELOCIDADES APÓS A IMPLANTAÇÃO DO
CANAL DE NAVEGAÇÃO (VELOCIDADE MÉDIA NATURAL – VELOCIDADE MÉDIA COM CANAL), NA
REGIÃO DO PEDRAL DO LOURENÇO.
FIGURA 50 – VAZAO MÉDIA (8.854 M³/S): COMPARAÇÃO DA VELOCIDADE MÉDIA AO LONGO DO CANAL
DE NAVEGACAO ANTES E APÓS O DERROCAMENTO.
67
FIGURA 51 – VAZÃO MÉDIA (8.854 M³/S): MAGNITUDES E DIREÇÕES (VETORES) DA VELOCIDADE MÉDIA
APÓS O DERROCAMENTO.
68
3.6.4 Condição de Cheia de Projeto
Para a condição de cheia, o Pedral do Lourenço fica submerso, não havendo problemas de
profundidade no canal de navegação. As diferenças de níveis d’água e velocidade após a implantação
do canal de navegação são relativamente pequenas (Figura 52).
A implantação do canal não altera significativamente a velocidade média ao longo do trecho
e principalmente na região do pedral. A velocidade máxima estimada é da ordem de 4 m/s em um
ponto específico do canal (Figura 53). Nota-se que as alterações de velocidades no sistema pelo
derrocamento ocorrem especialmente no trecho do pedral, mas são menores que as variações naturais
do sistema neste trecho. A Figura 54 permite avaliar a navegabilidade nesta situação através da
visualização dos vetores de velocidade.
FIGURA 52 – VAZÃO DE CHEIA (45.171 M³/S): COMPARAÇÃO DO NÍVEL D’ÁGUA AO LONGO DO CANAL
DE NAVEGAÇÃO ANTES E APÓS O DERROCAMENTO (ACIMA: VALORES ABSOLUTOS, ABAIXO:
DIFERENÇA ENTRE O NÍVEL NATURAL E O NÍVEL COM CANAL).
69
FIGURA 53 – VAZÃO DE CHEIA (45.171 M³/S): COMPARAÇÃO DA VELOCIDADE MÉDIA AO LONGO DO
CANAL DE NAVEGACAO ANTES E APÓS O DERROCAMENTO, (ACIMA: VALORES ABSOLUTOS, ABAIXO:
DIFERENÇA ENTRE A VELOCIDADE NATURAL E A VELOCIDADE COM CANAL).
70
FIGURA 54 – VAZÃO DE CHEIA (45.171 M³/S): MAGNITUDES E DIREÇÕES (VETORES) DA VELOCIDADE
MÉDIA APÓS O DERROCAMENTO.
71
3.7 CONCLUSÃO DA MODELAGEM E SUGESTÕES FUTURAS
A definição do volume a derrocar para melhorar as condições de navegabilidade,
especialmente durante períodos de estiagem, depende do conhecimento do nível d’água neste período
para poder avaliar, com a precisão requerida em nível de Anteprojeto de Engenharia, o perfil
instantâneo da lâmina d’água e a profundidade existente em cada local.
Recomenda-se que, durante a elaboração dos Projetos Básico e Executivo, sejam realizadas
medições complementares de vazão e nível d’água no período de estiagem, visando refinar o cálculo
dos volumes de derrocamento.
As comparações entre os dois cenários simulados (sem e com derrocamento) representam as
consequências do derrocamento com a acurácia compatível ao nível de Anteprojeto de Engenharia
aqui tratado. Todas as simulações mostraram que as alterações maiores ocorrem no Pedral, com
velocidades maiores e níveis d’água menores. Porém, todas as variações foram menores do que as
variações naturais que ocorrem neste trecho, indicando assim a inexistência de impactos
hidrodinâmicos significativos em decorrência das obras de derrocamento.
72
4. CÁLCULO DOS VOLUMES DE DERROCAMENTO
Para estimar os volumes de derrocamento do canal navegável do Rio Tocantins entre a Ilha
da Bogéa e Santa Terezinha do Tauri, foi utilizado o software Autocad Civil 3D 2012, produto da
Autodesk. O cálculo dos volumes foi realizado a partir da comparação entre duas superfícies de curvas
de nível. Uma das superfícies representa o fundo do canal de navegação (profundidade de 3,0 metros)
e a outra superfície é a batimetria do rio.
O arquivo 01 (fundo do canal de navegação) foi gerado a partir do arquivo de saída do
modelo hidrodinâmico que define a elevação da superfície da água para uma vazão mínima com
tempo de retorno de 25 anos (Qmín = 1.898 m³/s). Dentro do contorno definido pelo canal de
navegação projetado, foi reduzido o valor de 3,0 metros (profundidade do canal) em relação a todas
as cotas da superfície d’água, obtendo-se assim o arquivo 01.
O arquivo 02 (batimetria ao longo do canal) foi gerado a partir dos dados brutos fornecidos
pelo DNIT correspondentes ao levantamento batimétrico realizado pela empresa UMI-SAN em
março-abril de 2012.
O modelo digital de batimetria foi confeccionado a partir da interpolação derivada da
triangulação de Delaunay dos pontos tridimensionais do levantamento batimétrico, que apresentou
resolução de 10 m x10 m. As equidistâncias verticais das curvas foram estipuladas em 50 cm, sendo
definidas dentro do polígono delimitado pelo contorno do canal de navegação. O modelo digital do
fundo do canal foi confeccionado seguindo a mesma metodologia. Os pontos tridimensionais foram
derivados da modelagem hidrodinâmica do nível mínimo d’água decrescido de 3,0 metros, com
equidistância vertical de 10 cm.
A composição dos volumes de derrocamento foi realizada, portanto, a partir da comparação
destas duas superfícies, utilizando-se o método de comparação de superfícies. As figuras a seguir
ilustram algumas etapas de cálculo. Assim, foi estabelecida a cota do fundo do canal projetado
(profundidade de 3,0 m) e foi calculado o volume de derrocamento, estimado em 1.284.220 m³.
FIGURA 55 – INSERÇÃO DOS PONTOS DE BATIMETRIA E DELIMITAÇÃO DO CANAL DE NAVEGAÇÃO.
73
FIGURA 56 – INSERÇÃO DAS CURVAS DE NÍVEL DA BATIMETRIA COM EQUIDISTÂNCIA DE 50 CM.
FIGURA 57 – OBTENÇÃO DAS CURVAS DE NÍVEL REFERENCIADAS À INTERSECÇÃO ENTRE AS
SUPERFÍCIES 01 (FUNDO DO CANAL NA PROFUNDIDADE 3,0 M) E 02 (BATIMETRIA).
No ANEXO 4, são apresentadas imagens de Modelo Digital do Terreno (MDT)
representando a conformação topo-batimétrica de toda a região de estudo. Este MDT foi gerado a
partir da interpolação dos dados batimétricos da calha do rio com os dados altimétricos SRTM
(Shuttle Radar Topography Mission).
No ANEXO 5, constam imagens 3D do MDT da região onde é possível visualizar a
superfície da linha d’água para as situações de águas baixas (Q = 1.898 m³/s), médias (Q = 8.854
m³/s) e altas (Q = 45.171 m³/s), bem como as regiões que ficam ora emersas e ora submersas. O
ANEXO 6 apresenta o fundo do canal de navegação e os locais que deverão sofrer intervenções de
derrocamento.
Visando melhor detalhar as áreas onde serão executadas as ações de perfuração,
carregamento e detonação das rochas, foram gerados mapas contendo sua localização e as respectivas
espessuras a serem derrocadas (ANEXO 7). Além disso, foi também possível identificar áreas com
profundidades suficientes para receber os volumes derrocados, permitindo calcular as distâncias de
transporte até cada área de bota-fora.
Por fim, foram gerados desenhos das seções transversais do canal de navegação com
espaçamento de 20 m, ilustrando o perfil da batimetria e o fundo do canal de navegação (profundidade
de 3,0 m) (ANEXO 8).
74
4.1 MODELO DIGITAL DO TERRENO (MDT)
O MDT da região de estudo incorpora os dados batimétricos oriundos de levantamentos
hidrográficos realizados pela empresa UMI-SAN em março-abril de 2012 e dados topográficos
corrigidos e padronizados pela Embrapa provenientes de levantamentos a bordo do ônibus espacial
Endeavour, do projeto SRTM (Shuttle Radar Topography Mission), uma parceria das agências
espaciais dos Estados Unidos (NASA e NIMA), Alemanha (DLR) e Itália (ASI).
As pranchas inclusas no ANEXO 4, ANEXO 5 e ANEXO 6 ilustram a conformação 3D do
leito do Rio Tocantins e suas margens entre a localidade de Sta. Terezinha do Tauri e a Ilha do Bogea.
É possível visualizar a localização do fundo canal de navegação e das áreas que serão derrocadas a
fim de garantir a profundidade padrão de 3,0 m ao longo da hidrovia.
4.2 DETALHAMENTO DAS ÁREAS DE DERROCAMENTO
A seguir é apresentada uma tabela contendo o volume de derrocamento para cada uma das
áreas que deverão sofrer intervenções ao longo do canal de navegação. Os mapas ilustrando as
espessuras de derrocamento nas 24 áreas identificadas constam no ANEXO 7.
TABELA 8 – ÁREAS E VOLUMES DE DERROCAMENTO.
Áreas de Derrocamento Área (m²) Volume (m³)
A01 109.002 337.971
A02 132.602 303.504
A03 3.390 2.059
A04 52.866 94.589
A05 4.381 1.846
A06 47.351 89.826
A07 80.173 81.204
A08 48.315 52.090
A09 108.576 126.100
A10 5.131 2.281
A11 10.285 3.336
A12 11.975 18.175
A13 11.577 16.434
A14 3.053 981
A15 10.867 11.001
A16 29.745 31.155
A17 7.544 8.455
A18 6.435 3.412
A19 34.243 13.679
A20 5.221 1.904
A21 21.145 11.168
A22 734 165
A23 52.938 72.755
A24 357 131
TOTAL 797.906 1.284.220
75
4.3 SEÇÕES TRANSVERSAIS DE 20 M EM 20 M
As seções transversais representando os perfis da batimetria e o fundo do canal de navegação
(profundidade de 3,0 m) foram geradas com o auxílio do software AutoCAD Civil 3D 2012. O canal
projetado, com 34.550,42 m de extensão, apresentou 1.729 seções transversais espaçadas de 20 m em
20 m (ANEXO 8).
76
5. DEFINIÇÃO DAS ÁREAS DE BOTA-FORA
As localizações das áreas de bota-fora (BF) para despejo do material derrocado foram
definidas considerando sempre as menores distâncias de transporte, de modo a otimizar as operações
e reduzir os custos de execução da obra.
Cabe destacar que devido ao empolamento, ou expansão volumétrica sofrida pela
descompactação do material consolidado em fragmentos de rocha, os volumes de derrocamento e de
transporte/despejo são diferentes. Da mesma forma que nos estudos prévios realizados por CB&I
(2013), foi adotada uma taxa de empolamento de 60%, adequada para a categoria de rochas detonadas.
As áreas de bota-fora foram estabelecidas considerando as menores distâncias desde as áreas
de derrocamento até regiões com profundidades suficientes para comportar os volumes derrocados.
As pranchas do ANEXO 7 demonstram que todos os BFs estão situados contiguamente aos locais de
derrocamento, totalizando 24 BFs. Os BFs 15, 16 e 17 foram agrupados em um único por estarem
bastante próximos às áreas de derrocamento 15, 16 e 17.
Os volumes de rocha comportados pelos BFs são apresentados na Tabela 9. Os cálculos de
volumes de descarte, número de viagens necessárias e distâncias percorridas são apresentados na
Tabela 10.
TABELA 9 – CAPACIDADE VOLUMÉTRICA DE CADA ÁREA DE BOTA-FORA.
Identif. Volume Derrocado com
Empolamento (m³) Capacidade (m³)
BF01 540.754 719.892
BF02 485.606 1.136.174
BF03 3.295 321.891
BF04 151.342 217.772
BF05 2.953 104.155
BF06 143.721 540.748
BF07 129.926 297.656
BF08 83.344 242.548
BF09 201.760 241.489
BF10 3.649 908.029
BF11 5.338 368.858
BF12 29.079 2.177.675
BF13 26.295 1.094.834
BF14 1.570 786.878
BF15+16+17 80.977 2.421.404
BF18 5.460 771.016
BF19 21.887 370.140
BF20 3.047 200.228
BF21 17.870 301.392
BF22 263 22.091
BF23 116.408 151.039
BF24 209 4.003
TOTAL 2.054.752 13.399.913
77
TABELA 10 – RELAÇÃO ENTRE AS ÁREAS DE ORIGEM DO MATERIAL DERROCADO E AS ÁREAS DE
BOTA-FORA ONDE O MATERIAL SERÁ DESCARTADO.
Área a
Derrocar
Área de
Bota
Fora
Volume
Derrocado (m³)
Volume Derrocado
com Empolamento
de 60% (m³)
Nº de Viagens
do Batelão até
o BF
Distância
Média de
Transporte (m)
Distância Total
de Transporte
(m)
A01 BF01 337.971 540.754 5.408 254 1.373.632
A02 BF02 303.504 485.606 4.857 261 1.267.677
A03 BF03 2.059 3.295 33 74 2.442
A04 BF04 94.589 151.342 1.514 251 380.014
A05 BF05 1.846 2.953 30 93 2.790
A06 BF06 89.826 143.721 1.438 165 237.270
A07 BF07 81.204 129.926 1.300 142 184.600
A08 BF08 52.090 83.344 834 217 180.561
A09 BF09 126.100 201.760 2.018 274 552.932
A10 BF10 2.281 3.649 37 270 9.990
A11 BF11 3.336 5.338 54 77 4.134
A12 BF12 18.175 29.079 291 116 33.756
A13 BF13 16.434 26.295 263 109 28.667
A14 BF14 981 1.570 16 78 1.247
A15
BF15+
16+17
11.001 17.601 177 101 17.877
A16 31.155 49.848 499 119 59.381
A17 8.455 13.528 136 113 15.368
A18 BF18 3.412 5.460 55 74 4.070
A19 BF19 13.679 21.887 219 183 39.983
A20 BF20 1.904 3.047 31 64 1.984
A21 BF21 11.168 17.870 179 98 17.542
A22 BF22 165 263 3 179 538
A23 BF23 72.755 116.408 1.165 214 249.310
A24 BF24 131 209 3 65 195
TOTAL 1.284.220 2.054.752 20.560 226,94 4.665.959
Observa-se que a capacidade volumétrica de todas as áreas de bota-fora é equivalente a
aproximadamente 652% do volume total de derrocamento (já se considerando um fator de
empolamento igual a 1,6). Ou seja, há folga de capacidade para o recebimento do material derrocado.
Um melhor refinamento dessas áreas, em nível de Projeto Executivo, poderá reduzir as distâncias
médias de transporte e, consequentemente, os custos associados à execução do empreendimento.
78
6. MÉTODO DE DERROCAMENTO
6.1 SELEÇÃO DE ALTERNATIVAS
Foram investigados métodos alternativos de derrocamento, desde métodos não
convencionais (hydrohammer, argila expansiva, etc.) como desmonte “a céu aberto”, no sentido de
comparar sua viabilidade técnica e econômica com o método proposto. Entretanto, a metodologia que
se tornou factível e que foi adotada para a atualização do Anteprojeto de derrocamento dos pedrais
do Rio Tocantins é a do desmonte submerso com o uso de explosivos.
Dentre as metodologias alternativas estudadas, as informações mais relevantes foram obtidas
do projeto executivo de derrocamento das pedras de Teffé e Itapema no Porto de Santos, elaborado
pela empresa GEOURBE (Geotecnologia e Engenharia Ltda). Consistem em métodos que se valem
da expansão de materiais colocados em furos (ditos expansores) dos quais o melhor representante é
a argamassa expansiva; métodos baseados em sistemas mecânicos como as dardas; e a fragmentação
mecânica convencional, que nada mais é do que a utilização de equipamentos rompedores montados
em tratores e outros equipamentos similares.
Como a análise técnica conduzia ao desmonte por explosivos, que desde o início se mostrava
mais provável dada a natureza geológica das rochas envolvidas e as suas condições locais, a análise
dos outros métodos foi resumida. O enfoque técnico manteve a comparação com os procedimentos
do método de desmonte por explosivos nos aspectos pertinentes, buscando demonstrar suas
respectivas vantagens e/ou eventuais limitações.
6.1.1 Expansores
A técnica por expansores se baseia no uso de argamassas expansivas que, inseridas em furos
(minas), expandem-se por reações químicas com a água, submetendo o material no seu entorno a
esforços de compressão, que, tangencialmente, se traduzem em tensões de tração.
Ao longo de uma linha de furos convenientemente dimensionados, estas tensões de tração
se sobrepõem, forçando a definição de uma linha de corte ao longo de seu alinhamento. Isso ocorre
pois a resistência a tais tensões são da ordem de 1/10 a 1/20 da resistência à compressão, que já é
significativamente baixa nos pontos mais superficiais (até aproximadamente 3,00m de profundidade)
das pedras em estudo. No caso do Rio Tocantins, poder-se-ia gerar malhas de furos que criariam um
caminho preferencial de fraturamento, fragmentando a rocha.
Dos estudos sobre o uso desses expansores, ou argamassas expansivas, pode-se relacionar
as seguintes conclusões:
Ótimo para o corte de rochas e concretos não confinados, adotando-se a técnica de
dimensionamento recomendada;
Baixa fragmentação, criando blocos de rochas muito grandes;
Exige um número bastante elevado de furos.
Neste último item concentra-se a principal desvantagem técnica e econômica quando
comparada com o desmonte por explosivos: na pesquisa bibliográfica, pelos cálculos efetuados para
o desmonte da pedra de Itapema no Porto de Santos por fogo seriam necessários 1593 furos e para a
pedra de Teffé o número de furos sobe para 7847, perfazendo um total de 9440 furos. Isto
considerando uma malha quadrada de 1,35m por 1,35m, o que equivale a ter 4 furos nos vértices desta
79
malha. Para desmontar o mesmo volume de rocha deste prisma seriam necessários 20 furos utilizando
argamassa expansiva, o que equivale a dizer que se necessita 5 vezes mais furos para obter o mesmo
desmonte, isto é, 47200 furos. Sendo a perfuração o item de custo relevante envolvido nestes
processos, pode-se facilmente imaginar que os custos deste processo seriam muito maiores. Por outro
lado, pode-se ressaltar que os trabalhos de remoção do material, pela natureza dos cortes produzidos,
não poderiam prescindir da utilização de equipamentos mecânicos auxiliares além das caçambas tipo
clam-shell ou drag-line, normalmente utilizados por desmontes a fogo.
Na pesquisa citada há registro de controvérsia quanto à utilização de expansores para
desmontes subaquáticos, sendo citado que existem apenas alguns dados sobre testes feitos no exterior,
onde são utilizados em raras situações. A pesquisa também menciona que, comparando-se
diretamente os preços de fornecimento dos materiais mais seu custo de aplicação, observa-se que a
argamassa expansiva é, no mínimo, fornecida pelo dobro do preço da emulsão explosiva bombeada.
Há menção de que em furos eventualmente interceptados por fraturas, o material deveria ser vertido
encapsulado em cartuchos plásticos.
Problemas encontrados
O tamanho grande dos blocos pode causar problemas na remoção, dificultando fortemente a
execução desta atividade ou tornando necessário o uso de caçambas muito grandes. Existe a
alternativa do uso de balões, que elevariam os blocos de rocha cortados. No entanto, esse método é
muito dispendioso para o caso em pauta.
Segurança
O uso de mergulhadores pode ser necessário para operações auxiliares.
Impactos Ambientais
A vibração do corte da rocha por expansores é mínima sendo considerada insignificante
comparada às vibrações geradas pelas grandes embarcações que trafegam no local. A substância
usada não é tóxica.
FIGURA 58 – EXEMPLO DE ARGAMASSA EXPANSORA
Fonte: www.morato.com/src/fractag/index.asp
80
6.1.2 Dardas
A fragmentação por dardas trata-se de uma versão mecanizada e moderna da técnica do uso
das cunhas em corte de rochas. Consiste em uma expansão mecânica dos furos da rocha, similarmente
ao uso de expansores químicos. No entanto, utiliza-se um dispositivo que, com o auxílio de uma
cunha, abre o furo numa direção preferencial, produzindo um efeito semelhante ao da argamassa
expansiva. As distâncias entre furos são similares àquelas necessárias para o desmonte por argamassa
expansiva. Consequentemente, são feitas as mesmas críticas com relação ao número de furos e custos
associados.
Para alcançar a precisão do furo, a darda deveria ser instalada e controlada por um
mergulhador bem treinado. Dada a enorme quantidade de furos a serem executados por
mergulhadores, o custo de tais operações tornar-se-ia realmente proibitivo. O custo de aquisição de
cada conjunto de equipamentos para um operador, embora bastante elevado, é muito menor do que o
custo da mão de obra necessariamente envolvida no processo.
Dados de mercado citados na pesquisa confirmam a viabilidade de serviços de desmonte por
dardas até 13 metros de profundidade. Apesar de sua relativa simplicidade, o sistema é lento e
dependendo da extensão do corte se faz necessário a compra ou aluguel de vários conjuntos
mecanizados. Cada conjunto consta de 5 cunhas hidráulicas, 1 unidade hidráulica a diesel, 1 conjunto
de mangueiras e 5 conjuntos de engate rápido.
Problemas encontrados
Além dos custos necessariamente elevados para fragmentar o material, cabem aqui as
mesmas observações anteriormente feitas em relação ao problema de remoção dos fragmentos
produzidos.
Segurança
É necessário o uso de mergulhadores para o serviço.
Impactos Ambientais
Pouco ou quase nenhum. A fragmentação ou corte é feito sem causar vibrações, gases tóxicos
ou eliminação de substâncias no meio.
FIGURA 59 – BLOCOS GERADOS COM O USO DE DARDAS
Fonte: www.nors.com.br/pg03.htm
81
FIGURA 60 – MERGULHADORES UTILIZADOS NA TÉCNCIA DE FRAGMENTAÇÃO COM DARDAS
Fonte: www.nors.com.br/pg03.htm
6.1.3 Fragmentação Mecânica
A fragmentação mecânica é usada muitas vezes para o desmonte secundário em operações
de desmonte a céu aberto, mas não impede o estudo desta alternativa para aplicação ao problema de
derrocamento de pedras submersas. O problema enfrentado aqui é a profundidade e a precisão. Ou
se faz necessária a contratação de mergulhadores treinados em perfuração manual para trabalhar
durante todo o desmonte, com marteletes de pequeno porte, ou uma lança operada da superfície, com
pouca ou nenhuma precisão.
Voltam aqui a ser consideradas as dificuldades decorrentes da necessidade de um trabalho
sistemático que conduza à obtenção de superfícies de corte relativamente planas e precisas com
relação à profundidade do canal.
Se o desmonte estivesse restrito a uma área reduzida, talvez fosse o sistema indicado, porém
o volume de material a ser desmontado é considerável e deve incorrer em preços muito elevados e
operação que tecnicamente deixa a desejar.
Problemas encontrados
Uso intenso de mergulhadores e pouca precisão.
Segurança
O uso de mergulhadores com perfuratrizes pode tornar o trabalho bastante perigoso, além de
todas as implicações envolvidas nos problemas de trabalhos prolongados em condições de
pressurização de ar.
Impactos Ambientais
A fragmentação é feita causando vibrações, com possível contaminação de óleo da
perfuratriz no meio.
82
6.1.4 Por Explosivos
Muitos métodos de desmonte por explosivos são utilizados quando se trata de desmonte
subaquático. A grande vantagem a ser destacada do desmonte por explosivos é a melhor fragmentação
da rocha desmontada. No caso do Pedral do Lourenço, tal como foi estudado no derrocamento das
pedras da Itapema e Teffé, que serviram de referência, a melhor alternativa também é a perfuração e
desmonte por explosivos com o auxílio de plataformas flutuantes, já que a falta de visibilidade na
água não influencia nas operações e há menor custo, inclusive com menor utilização do trabalho de
mergulhadores.
Plataforma Flutuante
O trabalho de desmonte exige furos posicionados de maneira precisa, o que obriga a um
alinhamento e profundidade adequados e cargas corretamente dimensionadas. Para isso, é necessária
alguma espécie de plataforma que fique fixa em relação ao maciço e os furos programados.
Com relação ao posicionamento e à segurança das plataformas, pode-se encontrar dois tipos:
- Ancoradas, flutuando no nível da água;
- Sobre sapatas ou pontões (spuds), apoiando-se no fundo rochoso, autoniveladoras.
Características necessárias do sistema de perfuração
O sistema de perfuração no deck da plataforma deve ser tal que possibilite o maior número
de furos, carregamentos e ajustes sem a movimentação da plataforma, minimizando o tempo de
trabalho e reduzindo custos.
O deslocamento da torre de perfuração e seu posicionamento devem ocorrer sem grandes
operações de montagem e desmontagem, maximizando sua produtividade. Para tanto, o desejável é
que se desloque sobre um sistema de trilhos ou através de pontes rolantes.
Método de Perfuração
Os métodos de perfuração subaquática podem ser divididos em OD e ODEX, que se baseiam
na utilização de tubos providos de material cortante (vídea ou carbeto de tungstênio) na extremidade,
e que permite sua penetração em rocha. Assim que a camada de rocha é alcançada, o tubo penetra de
10 a 30 cm, onde fica engastado. O restante da perfuração é feito pela broca interna. No sistema
ODEX o tubo externo acompanha a broca interna até onde for necessário, o que é recomendável para
material muito fraturado ou facilmente desagregável, não sendo o caso em estudo.
A diferença entre o método OD e ODEX reside no uso de uma broca excêntrica neste último,
necessária nos materiais glaciais mais duros da Escandinávia. A broca concêntrica do método OD é
suficiente para execução das obras de derrocamento do Tocantins.
Impactos Ambientais
Uma condição de trabalho a ser exigida é o monitoramento de todas as detonações, de forma
a mantê-las dentro de limites previamente estabelecidos em ensaios preliminares e que serão
convenientemente definidos no projeto final.
Nesses ensaios, serão também determinados os valores de carga máxima aceitável, melhor
malha, fator de carregamento, entre outros. Esse redimensionamento deve ser feito pela empresa
executora do desmonte.
83
Na água, a energia da explosão é transmitida com grande eficiência, dada a baixa
compressibilidade do líquido, o que significa que essa onda possui alto poder destrutivo, mesmo a
longas distâncias. A velocidade de propagação da onda pode atingir a velocidade sônica de 1435 m/s,
decrescendo na medida em que a distância do ponto de detonação aumenta.
Cortina de Bolhas
Um dos procedimentos mais comuns de combate à sobrepressão de ondas de choque é
envolver a zona de detonação com uma cortina de bolhas. Assim, ter-se-á, ao redor do desmonte, uma
cortina de bolhas que deve evitar a passagem dessa sobrepressão através da água, da região de
desmonte para outras áreas, minimizando danos na fauna e em embarcações que possam estar
próximas.
Desta forma, devido às características geológicas, batimétricas e fluviais na região em
estudo, foi selecionando o método de Desmonte por Explosivos. A seguir, será descrito um
procedimento viável para a execução deste método, que o DNIT ou a empresa executora poderão
otimizar se encontrarem meios de torná-lo mais eficiente.
Na próxima seção, são apresentados detalhes sobre os procedimentos executivos deste
método e os equipamentos necessários, cuja quantidade foi definida de acordo com o volume de
derrocamento calculado. Também são apresentados os materiais previstos (explosivos) e informações
sobre o plano de fogo.
6.2 MÉTODO DE DESMONTE POR EXPLOSIVOS
Conforme discutido na seção anterior, este método é bastante empregado para o desmonte
subaquático. Sua maior vantagem em comparação aos demais métodos é a melhor fragmentação da
rocha desmontada. O desmonte de rocha subaquático com uso de explosivos industriais é considerado
seguro, sendo amplamente utilizado para o aumento de profundidades em portos e rios, com a
finalidade de melhorar a navegabilidade nestes.
O método consiste na detonação de cargas explosivas carregadas em furos realizados no
substrato abaixo da lâmina d’água, de modo controlado e considerando todos os cuidados necessários,
bem como, as medidas mitigadoras de possíveis impactos ambientais. O Quadro 2 apresenta um
comparativo entre as vantagens e desvantagens do método adotado.
Método de Desmonte Subaquático com uso de Explosivos Industriais
VANTAGENS DESVANTAGENS
Mais comumente utilizado.
Maior número de empresas em condições de
participação (know how e equipamentos).
Menores custos de mobilização de equipamentos.
Maior eficácia e produtividade.
Manuseio/utilização de explosivos, exigindo
cuidados especiais.
As detonações emitem ondas de choque, com
potencial risco para a flora e fauna, sendo
necessárias medidas de mitigação.
QUADRO 2 – DESMONTE SUBAQUÁTICO COM USO DE EXPLOSIVOS – VANTAGENS X DESVANTAGENS.
FONTE: CB&I (2013).
A principal condicionante da obra é a variação sazonal da lâmina de água na região, que nas
águas altas atinge 10 m acima do mínimo de águas baixas. O derrocamento se faz necessário porque
na época de águas baixas o traçado do canal de navegação não permite a operação do comboio tipo
84
no tamanho e na velocidade desejada por restrições de profundidade e largura em alguns locais. Por
se tratar de um corredor com potencial para grandes volumes de carga, o custo marginal resultante da
não operação sazonal viabiliza a execução de uma obra deste porte e sua operação deverá gerar da
mesma forma grandes volumes de dividendos no futuro, por ser a principal via de escoamento da
produção do Centro-Oeste pela Calha Norte do Brasil, com destino aos mercados da Ásia pelo Canal
do Panamá.
O derrocamento visa dotar a via fluvial de uma profundidade mínima de 3 m no traçado do
comboio tipo nas épocas de água baixas, o que aparentemente sugere que se poderia trabalhar com
menor altura de hastes em algum período. No entanto, não é possível esperar a estiagem para derrocar
as pedras, pois a extensão deste período é pequena durante o ano e não compensaria o custo
improdutivo dos equipamentos alocados. Isso justifica também por que todos os equipamentos
precisam ser embarcados.
Uma vez embarcados os equipamentos, o prazo de execução é determinado pela operação
de desmonte, que consiste em perfuração, carga e detonação. A perfuração é o serviço mais demorado
e determina o cronograma físico. O custo do desmonte, no entanto, é uma combinação do custo de
perfuração com o custo de carga e de detonação. Furos de diâmetro menor precisam de um
espaçamento menor, para ter a mesma eficiência, porque a quantidade de explosivos que cabe num
furo de menor diâmetro também diminui, embora não necessariamente diminua a densidade de carga.
Isso aumenta o custo de perfuração, com maior consumo de hastes e brocas e muda o consumo de
explosivos. De uma forma geral, aumentando o diâmetro do furo pode-se usar um espaçamento maior
e melhorar o desempenho do explosivo, com maior concentração específica e menor tempo de carga,
já que são menos furos. Contudo, o aumento da perfuração conduz a equipamentos mais pesados e
mais caros, de modo que a partir de determinado tamanho o custo da perfuração sobrepuja a redução
de custo com explosivos. Este é o patamar ótimo de operação, que neste caso corresponde ao furo de
3” de diâmetro.
Será necessário interromper temporariamente as obras devido a exigências ambientais
relativas à época do defeso (piracema), que ocorre anualmente no período das cheias, entre os meses
de novembro e fevereiro do ano subsequente. No entanto, conforme será explicado adiante, não é
vantajoso desmobilizar equipamentos e mão de obra, sendo preferível manter um custo improdutivo
para sua permanência no canteiro, aproveitando os colaboradores para atividades complementares.
6.3 PROCEDIMENTOS EXECUTIVOS
A perfuração subaquática (perfuração do maciço rochoso abaixo da lâmina d’água) é
realizada através de perfuratrizes acopladas em flutuantes especiais, os quais são posicionados sobre
a área objeto do desmonte.
Com base no plano de fogo dimensionado, o maciço rochoso é perfurado até a cota
determinada e o carregamento dos explosivos é realizado obedecendo aos parâmetros pré-
determinados no plano.
Finalizado o carregamento de todos os furos determinados no plano de fogo, realiza-se a
amarração e somente após o isolamento da área e cumpridos todos os procedimentos de segurança,
inicia-se a detonação. Dependendo da magnitude do serviço, após a perfuração/desmonte de uma
área, os serviços de derrocamento passam para outra região, abrindo frente de trabalho para os
serviços de escavação e transporte.
85
A remoção do material será realizada com equipamentos com caçambas do tipo clamshell,
ou orange peel. Este material será depositado em um batelão de descarga e transportado para o local
de bota-fora.
Uma dificuldade encontrada nesse tipo de obra é a remoção do material, pois é difícil
verificar se o material derrocado foi retirado na sua totalidade. Em geral, nesses casos procura-se
utilizar uma carga de explosivos um pouco maior que a utilizada a céu aberto. Outro motivo que
também faz com que a carga nesse tipo de derrocamento seja maior é o fato de que parte da energia
é absorvida pela água. Em razão desses problemas, de acordo com Brandão e Brighetti (2001), o
tempo exigido para execução dessas obras é cerca de 10 vezes maior que das obras a céu aberto.
6.3.1 Perfuração
Os métodos de perfuração subaquática podem ser divididos em OD (Overburden Drilling)
e ODEX (Overburden Drilling with Eccentric), que se baseiam na utilização de tubos providos de
material cortante (vídea ou carbeto de tungstênio – ring bits) na extremidade, e que permitem a
penetração em rocha. Assim que a camada de rocha é alcançada, os tubos penetram de 10 a 30 cm,
onde ficam engastados. O restante da perfuração é feito pela broca interna. No sistema ODEX o tubo
externo acompanha a broca interna até onde for necessário, o que é recomendável para material muito
fraturado ou facilmente desagregável.
As amostras da sondagem geotécnica realizada na região de estudo apresentaram
fragmentação, entretanto, o valor encontrado para o RQD (Rock Quality Designation), que representa
a soma do comprimento das varas do núcleo das amostras de sondagem com mais de 10 cm, resultou,
na maioria dos casos, em valores superiores a 50%, indicando uma rocha razoável a excelente. Assim,
a metodologia de perfuração adotada foi a OD.
Este método de perfuração assegura uma perfuração e carregamento mais seguros e
eficientes. Permite o carregamento dos explosivos nos furos através de tubos de revestimento de cima
do flutuante, sem a necessidade do emprego de mergulhadores, reduzindo os riscos associados.
O conjunto de hastes é elevado e retirado totalmente de dentro do tubo de revestimento,
permitindo a introdução das cargas explosivas com auxílio de atacadores, canos de PVC com
extremidade de madeira, e do tampão, material inerte (areia e/ou brita), para execução do
embuchamento.
Os tubos ainda diminuem a interferência das correntes e aumentam a eficiência nas manobras
de troca de haste, na perfuração e no carregamento dos explosivos. Mas, principalmente, o método
Overburden reduz significativamente a necessidade de limpeza da rocha, pois a fixação do ring bit e
do tubo de revestimento minimizam a possibilidade de entrada de sedimentos no furo, evitando
possíveis entupimentos deste.
Outra recomendação importante é executar a perfuração na vertical, pois, assim, as
perfuratrizes e as hastes não são solicitadas por tensões causadas pelo escoamento, por ondas ou pela
variação brusca do nível d’água. Os furos verticais também permitem maior facilidade de controle.
A escorva dos explosivos é realizada com o acessório não elétrico chamado de tubo de
choque, sistema que permite a iniciação mina a mina e pelo fundo do furo, preservando o tampão.
Para recuperá-los, utiliza-se uma argola exterior aos tubos de revestimentos amarrada a um cabo que
é içado após a remoção de todo o conjunto. A Figura 61 ilustra a sequência dos eventos descritos
acima.
86
FIGURA 61 – SEQUÊNCIA DOS EVENTOS DE PERFURAÇÃO E CARREGAMENTO DOS EXPLOSIVOS.
FONTE: DESSUREAULT (2003).
O sistema de perfuração no deck da plataforma deve ser tal que possibilite o maior número
de furos, carregamentos e ajustes sem a movimentação da plataforma, minimizando o tempo de
trabalho e reduzindo custos.
O deslocamento da torre de perfuração e seu posicionamento devem ocorrer sem grandes
operações de montagem e desmontagem, maximizando sua produtividade. Para tanto, o desejável é
que se desloque sobre um sistema de trilhos ou através de pontes rolantes.
A precisão exigida para o emboque é de 20 cm, enquanto o desvio máximo é de 2 cm para
cada metro de perfuração. Outra exigência de projeto é que não ocorra detonação por “simpatia” de
furos próximos quando da detonação. Os furos deverão ser executados na sequência indicada no plano
de execução.
A velocidade de perfuração foi estimada em 10 m/h, conforme demonstrado no capítulo
sobre a produtividade. As perfuratrizes a serem montadas nos flutuantes devem estar solidárias a um
sistema de deslocamento que seja capaz de sustentar de maneira estável, segura e com a precisão
exigida, as torres de perfuração e todo o sistema de acionamento das mesmas.
As perfuratrizes deverão poder introduzir um tubo de 3” (76 mm), que seja provido em sua
extremidade inferior de coroa diamantada ou de vídea, que atravesse alguma eventual camada de solo
e possa ser ancorado na rocha, de forma a servir de guia para a haste de perfuração de 3” (76 mm)
que executará a furação em seu interior até a profundidade de projeto.
Os tubos ancorados na rocha deverão permanecer na mesma posição até a execução de todos
os furos previstos para aquele fogo (ou então substituídos por tubos de material plástico – PVC),
permitindo assim que o carregamento dos furos seja feito através dos mesmos e, só depois de
concluída esta operação, sejam retirados. O carregamento dos furos com explosivos só deverá ocorrer
após a conclusão de todos os furos previstos para cada salva, evitando uma eventual contaminação
de um furo em processo de perfuração por explosivos de outro furo já carregado.
No Brasil, para melhor se adequar à legislação, os explosivos são, normalmente, mobilizados
para os flutuantes apenas nos dias do carregamento evitando, deste modo, ao máximo, o
87
armazenamento de explosivos na embarcação. Porém, se for extremamente necessário, é possível
licenciar o paiol de explosivos dentro dos flutuantes. Durante o carregamento, apenas profissionais
capacitados e habilitados no manuseio de explosivos devem estar presentes no flutuante.
O licenciamento para uso, manuseio e armazenamento de explosivos industriais deve ser
realizado por meio do Ministério da Defesa (Exército e Marinha) e Polícia Civil Local (Sistema
Fiscalizador de Produtos Controlados).
6.3.2 Detonação das Cargas
Após a finalização do carregamento e amarração dos explosivos, inicia-se o isolamento da
área. A NBR 9061 (Segurança de escavação a céu aberto) define que para detonações a céu aberto a
zona deve ser completamente evacuada numa área mínima limitada por 250 m à jusante e 200 m a
montante do evento. No entanto, não há uma norma específica que defina a que distância as pessoas
envolvidas devam estar afastadas do foco do fogo subaquático. Tendo em vista que há uma lâmina
d’água entre a rocha a ser detonada e a atmosfera, pode-se inferir que tal fato favorece a segurança.
Deste modo, serão utilizadas as distâncias definidas pela norma.
Devem ser instaladas sinalizações de advertência nas embarcações e em todos os acessos
dentro da área de influência da detonação. Após todos os procedimentos de verificação de amarração,
sinalização, isolamento da área e dos avisos sonoros, inicia-se o fogo através de uma pistola que gera
uma faísca que, por sua vez, inicia o tubo de choque e transmite a energia para o sistema.
A NBR 9061 define, ainda, os toques de alerta que devem anteceder um evento de desmonte
de rochas com uso dos explosivos, conforme mostrado no Quadro 3.
Toque de Sirene – Avisos Sonoros
10 minutos antes do evento 1 apito de 10 segundos
5 minutos antes do evento 2 apitos de 10 segundos com 5 segundos de intervalo
1 minuto antes do evento 3 apitos de 10 segundos com 5 segundos de intervalo
QUADRO 3 – TOQUES DE ALERTA QUE DEVEM ANTECEDER UM EVENTO DE DESMONTE DE ROCHAS
COM USO DOS EXPLOSIVOS DE ACORDO COM A NBR 9061.
Jimeno (1995) apresenta um gráfico (Figura 62) que define o dano sofrido por uma pessoa
dentro d’água em função da distância a que ela se encontra do evento e da carga de explosivo utilizada
no fogo. Uma vez que as cargas de detonação serão variáveis por processo de pega de fogo, faz-se
necessário atentar para as distâncias mínimas seguras a serem mantidas em cada caso.
Uma condição de trabalho a ser exigida é o monitoramento de todos os fogos (detonações),
de forma a mantê-los dentro de limites previamente estabelecidos em ensaios preliminares. Nesses
ensaios serão também determinados os valores de carga máxima aceitável, melhor malha, fator de
carregamento, entre outros. Essas providências devem ser necessariamente tomadas pela empresa que
for contratada para a execução do desmonte.
Na água, a energia da explosão é transmitida com grande eficiência, dada a baixa
compressibilidade do líquido, o que significa que essa onda possui alto poder destrutivo, mesmo a
longas distâncias. A velocidade de propagação é inversamente proporcional a distância do ponto de
detonação, até atingir a velocidade sônica de 1.435 m/s.
88
FIGURA 62 – DANO SOFRIDO POR UMA PESSOA DENTRO D’ÁGUA EM FUNÇÃO DA DISTÂNCIA A QUE
ELA SE ENCONTRA DO EVENTO E DA CARGA DE EXPLOSIVO UTILIZADA NO FOGO.
6.4 EQUIPAMENTOS
6.4.1 Perfuração e Carregamento dos Furos
FLUTUANTES
A perfuração subaquática é usualmente realizada através de flutuantes com torres
perfuratrizes acopladas, ou balsas adaptadas com carretas perfuratrizes do tipo Rock Drill. A escolha
entre os diferentes equipamentos irá depender das condições de trabalho e dos volumes a derrocar.
Os flutuantes com torres perfuratrizes acopladas são dimensionados para grandes
produtividades e apresentam dimensões e peso maiores. Assim sendo, geram custos de mobilização
e operação elevados. Já as balsas adaptadas com carretas perfuratrizes do tipo Rock Drill mostram-se
bastante eficientes em pequenos serviços com volumes reduzidos.
Tendo por base o volume expressivo de material a ser derrocado, optou-se pelo uso de
flutuantes com torres acopladas, que consiste em torres que deslizam sobre trilhos fixados no
flutuante, garantindo uma melhor mobilidade e posicionamento do conjunto perfurante.
Dois são os tipos de flutuantes, em relação ao posicionamento e segurança dos mesmos: (1)
plataformas ancoradas, flutuando no nível da água; (2) plataformas sobre sapatas ou pontões (spuds),
apoiando-se no fundo rochoso, auto-niveladoras.
O desmonte subaquático exige precisão no posicionamento dos furos de perfuração. Este
fator obriga, além do correto dimensionamento das cargas, a determinação adequada do alinhamento
e da profundidade dos furos. Esta necessidade é atendida através do uso de uma plataforma fixa em
relação ao maciço e aos furos programados.
89
Para o projeto em questão, determinou-se que as plataformas a serem utilizadas nos
processos de perfuração serão flutuantes ancorados por poitas em suas extremidades, que permitam
a movimentação das perfuratrizes em duas direções, através de pontes rolantes ou um sistema de
trilhos.
Ainda, definiu-se que, para o projeto em questão, os flutuantes terão as seguintes dimensões:
42 metros de comprimento, 17 metros de largura e 2,40 metros de altura. As dimensões úteis para
perfuração são de 28 metros por 14 metros. O número total de flutuantes para a execução dos serviços
é igual a 10 unidades.
É importante ressaltar que, apesar de não serem obrigatórios para a execução do
derrocamento flutuantes com estas dimensões específicas, os mesmos foram considerados para
cálculos de produtividade e estimativa de custos da obra. Ou seja, quaisquer alterações nestas
premissas devem ser avaliadas e previamente aprovadas pela contratante.
Os flutuantes, onde são acopladas as torres ou as carretas perfuratrizes, devem ser
posicionados utilizando equipamentos de localização de precisão. O correto posicionamento e a
fixação dos flutuantes são de extrema importância para o sucesso da operação. Para tal, normalmente
são utilizadas estações totais e/ou aparelhos DGPS (Differential Global Position System).
PERFURATRIZES
No que diz respeito à escolha da perfuratriz, existem basicamente dois tipos:
Percussivas: Reproduzem o trabalho manual de perfuração em rocha. Apesar da
percussão, produz um giro da broca imediatamente após cada golpe, e
simultaneamente ocorre a introdução de ar ou água de limpeza. Podem ser acionadas
a ar comprimido (Pneumática) ou a água (Hidráulica).
Rotativas: Transmitem à broca somente o movimento de rotação, a demolição é feita
por rotação que trabalha a pressão constante, sendo destinadas apenas a furos de
grandes profundidades, como prospecções, poços artesianos e poços petrolíferos, por
exemplo.
O Quadro 4 apresenta um comparativo entre as perfuratrizes percussivas pneumáticas e
hidráulicas:
PERFURATRIZ PERCUSSIVA VANTAGENS DESVANTAGENS
Pneumática
Baixo custo;
Tecnologia tradicional e bem
estabelecida;
Componentes mecânicos
simplificados.
Baixa eficiência na conversão de
energia;
Operador sofre com barulho
excessivo.
Hidráulica
Mais eficiente na conversão de
energia;
Menos barulhenta para o
operador.
Componentes mecânicos
complexos;
Necessita maior investimento.
QUADRO 4 – COMPARAÇÃO ENTRE PERFURATRIZES PERCUSSIVAS PNEUMÁTICAS E HIDRÁULICAS.
FONTE: DESSUREAULT (2003).
Neste projeto, considerou-se que a perfuratriz hidráulica é mais adequada, uma vez que seu
peso final é menor, garantindo maior estabilidade para a execução dos serviços. Estas perfuratrizes
90
deverão estar aptas às técnicas de perfuração descritas nos itens a seguir, além de serem capazes de
realizar furos nas profundidades e diâmetros previstos.
O equipamento de perfuração para furos de 3” tem que ser hidráulico por questões de ordem
operacional, de produção e por questões ambientais, já que o equipamento pneumático dispersa óleo
no furo, o que pode contaminar a água do rio. A maior produtividade do equipamento hidráulico
compensa seu custo de aquisição, conduzindo à um custo unitário de perfuração menor, com menor
número de equipamentos. Isso é desejável, pois como os equipamentos serão embarcados, menos
equipamentos significam menos embarcações, além de menos pessoal alocado, direta e indiretamente,
menos manutenção e menos falhas. Por recomendação do fabricante, a perfuratriz COP 1240 foi
indicada por ser a maior perfuratriz hidráulica de uso corrente no país, com peças e acessórios
disponíveis em qualquer revenda. Outros modelos maiores podem ser vantajosos em questão de
produtividade, mas haveriam custos adicionais de importação e atrasos com alfândegas, o que desloca
o custo da mediana usada como baliza do preço justo. O ANEXO 2 traz alguns pareceres de empresas
especializadas sobre as diferentes perfuratrizes disponíveis no mercado nacional.
Para atender as produtividades desejadas, resultando em prazos aceitáveis, foram previstas
3 perfuratrizes hidráulicas por flutuante, totalizando 30 perfuratrizes. As lanças serão destacadas do
corpo da perfuratriz e montadas sobre pontes rolantes para facilitar o seu posicionamento, feito com
auxílio de GPS. Seria necessária uma balsa maior, e por conseguinte mais cara, se as perfuratrizes se
deslocassem sobre a balsa, por conta das normas de estabilidade de embarcações, que limitam o
ângulo de movimentação do convés.
As balsas de perfuração são deslocadas com auxílio de rebocadores, cujos motores são
dimensionados em função do peso das balsas. Também há necessidade de barcos de apoio para
deslocamento da tripulação no horário de almoço ou no caso de emergências médicas, e para o
transporte de suprimentos como combustível e explosivos, que não serão armazenados nas balsas por
questão de segurança. A estatística de uso de rebocadores e de barcos de apoio foi obtida junto aos
operadores de embarcação, com base na sua prática de trabalho.
6.4.2 Remoção e Transporte do Material Derrocado
Uma vez desmontado, o material de derrocamento precisará ser carregado e transportado até
as áreas de bota-fora. Quanto às opções para remoção do material fragmentado, poder-se-ia utilizar
uma série de equipamentos de carga de acordo com as características da obra, tais como: escavadeiras
de ação retroativa, com braços alongados, ou ainda, equipamentos com caçambas do tipo clamshell.
No projeto em questão, optou-se pelo uso de flutuantes com guindastes do tipo clamshell,
com capacidade de 4,2 m³, com base em informação da literatura internacional disponível a este
respeito, em países onde obras de derrocamento e dragagem são frequentes. Este equipamento é
adequado porque representa um balanço de custo: usa a maior caçamba disponível em guindastes de
uso corrente, cujo peso do conjunto determina o porte da embarcação que os acomodará.
A análise de sensibilidade demonstra que equipamentos menores, de custo horário menor,
como escavadeiras hidráulicas de braço longo e caçamba limitada ao máximo de 2,0 m³, demandariam
um número muito grande de equipamentos e de operadores, além de uma balsa de tamanho excessivo.
Também há o inconveniente da limitação do tamanho das lanças, a perda de eficiência devido ao fator
de carga da caçamba em trabalhos submersos e, em especial, a dificuldade de operação do back-
shovel, que pode não ser tão eficaz para captura dos matacões como o clamshell. A caçamba menor
91
também imporia um espaçamento menor dos furos, para gerar blocos de menor tamanho, aumentando
o custo de desmonte.
As balsas de carregamento, tais como as de perfuração, são deslocadas com auxílio de
rebocadores, cujos motores são dimensionados em função do peso das balsas. Barcos de apoio
também são necessários para deslocamento da tripulação, emergências médicas e transporte de
suprimentos.
Os blocos derrocados precisam ser depositados em outra balsa que fará o transporte até o
local de deposição, no bota fora. Os batelões considerados no projeto possuem capacidade de 100 m³
dada a limitação de calado para a navegação no trecho. Batelões com maior capacidade não teriam
produtividade em todos os períodos (regime de águas baixas) devido a seu calado.
Ao se realizar o trabalho de desmonte em uma área, os trabalhos de escavação do material
desmontado podem ser feitos concomitantemente, desde que não haja interferência entre as
atividades.
Como a distância de transporte é pequena, da ordem de 250 m, em função da velocidade
média de deslocamento adotada, determinou-se o número de balsas de 2 unidades por carregador,
independente do volume da caçamba. Isso corresponde a um mínimo necessário para manter a
carregadora ocupada, enquanto uma balsa transporta, outra é carregada. Assim, o tempo de ciclo é
determinado principalmente pelo tempo de carregamento, que é função das relações entre as
caçambas, mas só determina o tempo de uso dos rebocadores, que ficam fixos em 1 para cada duas
balsas.
Foi escolhido o volume de 100 m³ por batelão, por ser um tamanho médio compatível com
a potência dos rebocadores que já estarão trabalhando na obra. O modelo da balsa foi o “split-hull”,
que abre o casco com um dispositivo hidráulico fácil de operar a partir do rebocador, e desta forma
dispensa tripulação da balsa.
A análise de sensibilidade demonstra que a opção de usar uma balsa comum com
carregadeira hidráulica para deslocar o material demandaria uma balsa maior, em função da
estabilidade da embarcação ser afetada pelo deslocamento da carregadeira e também do aumento de
peso de transporte, que compreende a carregadeira além da carga. Isso também demandaria
tripulação, equipamento e operador, os quais são dispensáveis no caso do arranjo proposto,
justificando sua adoção neste projeto. Em consulta aos operadores de embarcações, levantou-se que
todos os equipamentos listados deverão ser construídos para esta obra, em função do porte do serviço.
O dimensionamento dos equipamentos no presente projeto indicou a necessidade de 14
guindastes com clamshell dispostos sobre 14 flutuantes e 28 batelões para blocos Split Hull –
Rebocáveis para o transporte e descarte do material. A clamshell possui razão de carregamento da
ordem de 0,5 a 2,5 kg/m³ e capacidade para blocos de até 0,8 metros (JIMENO, 1995).
O material proveniente do desmonte subaquático deverá ser transportado até as áreas de
bota-fora delimitadas e que deverão ser devidamente licenciadas para este fim. Como são várias áreas
de bota-fora, o custo de transporte do material englobado no orçamento considera um tempo de
transporte médio das áreas de derrocamento. Como as distâncias entre as áreas de desmonte e os bota-
foras não são significativas, a escolha de batelões com capacidade maior ou menor que 100 m³ não
alteraria a produtividade do conjunto.
92
6.5 MATERIAIS – EXPLOSIVOS
O explosivo que será usado deve ter condições de ser instalado submerso, bem como manter
a estabilidade por um período médio a longo, entre as detonações. A emulsão encartuchada é a melhor
opção para isso. A manipulação é fácil, o controle da quantidade é feito com base no número de
bastões, a carga é feita pelo tubo de revestimento, a emulsão é inerte à água e permanece estável por
longo período sem se deteriorar.
Os explosivos indicados são encontrados em linhas de produção dos principais fabricantes
nacionais. São extremamente seguros, se manuseados por profissionais capacitados e habilitados e
obedecendo-se as boas práticas de manuseio, estocagem e transporte.
Podem ser utilizados na água, tem alta velocidade de detonação e alta densidade. Possuem
um bom grau de resistência à água de modo que um período de imersão de 24 horas não afeta o seu
desempenho, no entanto também não podem ficar inertes quando submersos por um período muito
grande de tempo (por exemplo, um mês), devido a fatores de segurança.
Com base nestas premissas necessárias ao bom funcionamento das atividades, verifica-se
que além de tudo, a emulsão é um explosivo que apresenta uma consistência que facilita o
preenchimento e o carregamento dos furos, sejam eles inclinados, horizontais ou verticais.
Possuem elevada resistência à água e não possuem nitroglicerina em sua composição, sendo
muito estáveis e seguros no manuseio e transporte. Podem ser encontrados comercialmente em
diversos tamanhos e diâmetros para se enquadrar ao diâmetro da perfuração e podem ser utilizados
para desmonte em qualquer tipo de rocha. Além disso, os gases resultantes da denotação não causam
efeitos fisiológicos.
A densidade de carga também merece destaque, por ser maior que a usualmente observada
em detonação de superfície. A água e o lodo do fundo amortecem a onda de choque e diminuem a
eficiência dos explosivos, requerendo uma maior densidade de carga por m³ desmontado. Isso
também é necessário para garantir a detonação completa em blocos pequenos, pois o retrabalho
submerso é inconveniente por ser muito caro, difícil de detectar e de operar.
6.6 PLANO DE FOGO
6.6.1 Parâmetros
Para elaboração do plano de fogo é necessário o conhecimento das características do maciço
rochoso, o volume de rocha a ser desmontada e a profundidade a ser alcançada. Outro dado importante
para o dimensionamento do plano de fogo é a granulometria desejada do material desmontado. Este
fator deve ser compatível com os equipamentos de escavação (carga e transporte).
Os parâmetros do plano de fogo subaquático são similares aos demais tipos de desmonte
realizados com explosivos industriais. No Quadro 5, são apresentados os principais parâmetros de um
plano de fogo.
Em se tratando de desmonte subaquático, é importante ter em conta a presença da coluna
d’água como um novo fator atuante, que influencia alterando as características de desempenho do
desmonte. Outro fator relevante é o aumento da probabilidade de ocorrem erros na perfuração, tais
como emboque e desvios de furação, o que pode diminuir o rendimento do desmonte e,
consequentemente, a fragmentação do maciço rochoso.
93
Ha Altura da lâmina da água [m]
Hr Altura da coluna de rocha [m]
Ø Diâmetro do furo de mina [mm]
RC = CE Razão de carregamento volumétrico [kg/m³]
ql Razão de carregamento linear [kg/m]
S Espaçamento [m]
B Afastamento [m]
J Subfuração [m]
VR/furo Volume de rocha desmontado por furo [m³]
VR/m de furo Volume de rocha desmontado por metro de furo [m³]
Qb Quantidade de carga por espera [kg]
T Tampão [m]
ρa Densidade da água [g/cm³]
ρr Densidade da rocha [g/cm³]
ρe Densidade do explosivo [g/cm³]
QUADRO 5 – SIMBOLOGIA UTILIZADA NO CÁLCULO DOS PARÂMETROS DO PLANO DE FOGO.
6.6.2 Caracterização dos Furos
Os furos são geralmente caracterizados por quatro parâmetros: diâmetro, profundidade,
retilineidade e estabilidade.
O diâmetro do furo depende da finalidade do mesmo, sendo influenciado por fatores como:
tamanho desejado dos fragmentos e tipo de explosivo. A profundidade do furo é determinada de
acordo com a espessura do maciço que se deseja derrocar, e determina a escolha do equipamento de
perfuração. Ao perfurar furos profundos para detonação, o furo deve ser tão reto quanto possível, para
que os explosivos possam ser distribuídos corretamente e se obtenha o resultado desejado.
A geometria das malhas de perfuração pode ser quadrada, retangular, estagiada, triângulo
equilátero ou malha alongada. Em se tratando de derrocamento subaquático, é usual a utilização de
malhas quadradas, pois esta é de fácil perfuração devido à sua geometria (menor tempo de locomoção
de furo a furo).
Para atingir uma alta produtividade de perfuração, Jimeno (1995) sugere a correlação do
diâmetro do furo com a altura do banco, conforme a Tabela 11 a seguir.
TABELA 11 – CORRELAÇÕES PARA DEFINIÇÃO DO DIÂMETRO DE FURAÇÃO (JIMENO, 1995).
Diâmetro de Furação ϕ (mm) Altura do Banco Hr (m)
30 0 – 3
40 2 – 5
51 3 – 8
70 5 – 15
100 6 – 20
Outro diferencial do desmonte subaquático é o dimensionamento do tampão, material inerte
aplicado na parte superior do furo para aumentar o rendimento do explosivo.
Para o propósito do presente projeto, foi assumido um diâmetro de perfuração de 3” (76
mm), com geometria de malha quadrada, tendo em conta que a altura máxima dos bancos a serem
derrocados é de 9 metros.
94
6.6.3 Premissas para Cálculo
Este plano de fogo foi dimensionado de acordo com os estudos já realizados no maciço
rochoso objeto do desmonte. Para melhor planejamento e dimensionamento do derrocamento, a
região foi segmentada em 24 áreas distintas ao longo do canal navegável de projeto, conforme
apresentado no Item 2, e que deverão ser removidas e/ou rebaixadas a fim de proporcionar uma
profundidade mínima de 3 m durante o período de estiagem (regime de águas baixas). Estas áreas e
os respectivos volumes de derrocamentos são apresentados na Tabela 12.
Dado que as áreas a derrocar são irregulares, o desmonte a céu aberto exigiria um sistema
de apoio às perfuratrizes para garantir a estabilidade das mesmas durante os serviços. Sabendo ainda
que, mesmo utilizando a técnica de desmonte a céu aberto, parte do volume dessas áreas teria que ser
derrocado através de técnica de desmonte subaquático, e que, em épocas do ano estas áreas estão
submersas, optou-se pela execução do derrocamento por metodologia única, através dos
equipamentos apresentados no Item 6.4.
TABELA 12 – IDENTIFICAÇÃO DAS ÁREAS DELIMITADAS PARA O PLANO DE FOGO E RESPECTIVAS
ESPESSURAS DE CORTE E VOLUME DE MATERIAL A SER REMOVIDO.
Identificação Espessura de Corte – Rocha (m) Área (m²) Volume (m³)
A1 0 - 9 109.002 337.971
A2 0 - 6 132.602 303.504
A3 0 - 2 3.390 2.059
A4 0 - 4 52.866 94.589
A5 0 - 2 4.381 1.846
A6 0 - 5 47.351 89.826
A7 0 - 3 80.173 81.204
A8 0 - 3 48.315 52.090
A9 0 - 5 108.576 126.100
A10 0 - 2 5.131 2.281
A11 0 - 2 10.285 3.336
A12 0 - 5 11.975 18.175
A13 0 - 3 11.577 16.434
A14 0 - 2 3.053 981
A15 0 - 4 10.867 11.001
A16 0 - 3 29.745 31.155
A17 0 - 3 7.544 8.455
A18 0 - 2 6.435 3.412
A19 0 - 2 34.243 13.679
A20 0 - 1 5.221 1.904
A21 0 - 2 21.145 11.168
A22 0 - 1 734 165
A23 0 - 6 52.938 72.755
A24 0 - 1 357 131
TOTAL 797.906 1.284.220
6.6.4 Memória de Cálculo
A simbologia utilizada para cálculo de todos os parâmetros necessários ao dimensionamento
do plano de fogo foi apresentada no Item 6.6.1. Para a determinação da malha de perfuração foi
95
utilizado o valor de 1,2 kg/l como densidade dos explosivos. O diâmetro dos furos foi estabelecido
como 76 mm.
Para o início do dimensionamento dos planos de fogo, adotou-se para cada área a derrocar,
a altura da coluna d’água máxima incidente durante o ano (Ha), em condições normais. O valor
máximo foi adotado, uma vez que denota maior segurança quanto à eficácia do dimensionamento.
Dado que algumas áreas a derrocar possuem altura da coluna de rocha representativa, a
análise dessas áreas foi segmentada para cada 3 ou 4 metros. Ou seja, uma área com coluna de rocha
de 9 metros, por exemplo, teve 3 avaliações, a primeira de 0 a 3 metros de coluna de rocha, a segunda
de 3 a 6 metros e a última de 6 a 9 metros.
Em seguida, calculou-se o valor de Hcorrigida, que nada mais é do que a altura média da coluna
de rocha (razão entre volume e área), seguindo os critérios apresentados na Tabela 13. Esta correção
é prevista para garantir a retilineidade do furo e o correto emboque da perfuratriz para a realização
dos furos.
CRITÉRIO PARA DETERMINAÇÃO DE HCORRIGIDA
Hmédia < 0,5 m Hcorrigida = Hmédia + 1,0 m
0,5 m ≤ Hmédia < 1,0 m Hcorrigida = Hmédia + 0,5 m
Hmédia ≥ 1,0 m Hcorrigida = Hmédia
QUADRO 6 – CRITÉRIO UTILIZADO PARA DETERMINAR O VALOR DE HCORRIGIDA.
A razão de carregamento linear (ql) é determinada pela equação (1).
2
l e
4q
1000
(1)
Onde: ql é a razão de carregamento linear (kg/m); ϕ é o diâmetro do furo (mm); ρe é a densidade do
explosivo (kg/l).
Já, para a determinação do espaçamento (S) e do afastamento (B) da malha de perfuração,
uma série de equações foi utilizada. Inicialmente, calculou-se a altura equivalente da coluna de água
expressa em altura de rocha.
a
e a r
r
H H H
(2)
Onde: He é a altura equivalente da coluna de água expressa em altura de rocha (m); ρa é a densidade
da água (kg/l); ρr é a densidade da rocha (kg/l); He é a altura da coluna de água (m); Hr é a altura da
coluna de rocha.
Através da teoria do crateramento foi possível obter a razão de carregamento (CE) necessária
para o arranque da coluna de rocha equivalente.
eCE 0,5 0,1 H (3)
Onde: CE é a razão de carregamento (kg/m³); He é a altura equivalente da coluna de água expressa
em altura de rocha (m).
Para a determinação da área efetiva de arranque a seguinte equação foi utilizada:
96
l
a
qA
CE (4)
Onde: Aa é a área efetiva de arranque (m²); ql é a razão de carregamento linear (kg/m); CE é a razão
de carregamento (kg/m³).
A malha de furação é admitida igual à área da base da pirâmide invertida que tem como
vértice superior o ponto de localização da carga explosiva suposta esférica. Considerando o valor do
espaçamento (S) igual ao do afastamento (B), teve-se que:
aB A (5)
Onde: B é o afastamento (m); Aa é a área efetiva de arranque (m²).
Considerando o ângulo de quebra do projeto, o valor da subfuração foi obtido pela equação
(6) a seguir.
BJ
2tan35
(6)
Onde: J é a subfuração (m); B é o afastamento (m).
O volume de rocha desmontada (VR) foi determinado pela seguinte equação:
aJVR A H
3 (7)
Onde: VR é o volume de rocha desmontada (m³); Aa é a área efetiva de arranque (m²); J é a subfuração
(m).
Na sequência, a quantidade de explosivos por furo foi determinada pela equação (8):
bQ CE VR (8)
Onde: Qb é a quantidade de explosivos por furo (kg); CE é a razão de carregamento (kg/m³); VR é o
volume de rocha desmontada (m³).
A altura da coluna de carga (I) foi determinada pela razão entre a quantidade de explosivos
e a razão de carregamento linear, conforme apresenta-se a seguir:
b
l
QI
q (9)
Onde: I é a altura da coluna de carga (m); Qb é a quantidade de explosivos por furo (kg); ql é a razão
de carregamento linear (kg/m).
Finalmente, o comprimento do tampão foi determinado pela equação (10).
rT J H I (10)
Onde: T é o comprimento do tampão (m); I é a altura da coluna de carga (m); J é a subfuração (m);
Hr é a altura da coluna de rocha (m).
97
É importante salientar que o comprimento obtido para o tampão, não é, necessariamente o
comprimento a ser preenchido com material inerte, uma vez que, o comprimento a ser preenchido, é,
usualmente, igual ou inferior a 0,5 metro, devido a pressão d’água.
Com base nas equações apresentadas, o plano de fogo para as distintas áreas pôde ser
determinado. Os cálculos correspondentes ao projeto são apresentados na Tabela 13 e correspondem
a um diâmetro de furo de 76 mm e densidade do explosivo de 1,2 kg/l.
Devido à grande heterogeneidade das rochas, o método de cálculo do plano de fogo deve
basear-se em um processo contínuo de ensaios e análises que constituem o ajuste por tentativa. Assim,
o plano de fogo fica passível de modificações no decorrer da obra.
Uma vez que o plano de fogo apresentado foi desenvolvido como subsídio ao orçamento,
plano de ataque do derrocamento e cronograma, seu detalhamento se fará necessário previamente ao
início das obras.
98
TABELA 13 – CÁLCULO DOS PARÂMETROS DO PLANO DE FOGO – DIÂMETRO DO FURO = 76 MM E DENSIDADE DO EXPLOSIVO = 1,2 KG/L.
ÁREA
COLUNA DE
ROCHA [m]
ÁREA DE CÁLCULO
[m²]
VOLUME [m³]
Ha [m]
Hcorrigido [m]
ÁREA FURO [m²]
ESPAÇA- MENTO
[m]
NOVA ÁREA FURO [m²]
SUB- FURAÇÃO
[m]
COMP, DO
FURO [m]
CARGA FURO [kg]
NÚMERO DE
FUROS
CARGA TOTAL
[kg]
FURAÇÃO TOTAL
[m]
VOLUME DESMONTADO
E NÃO REMOVIDO
[m³]
TAMPÃO [m]
A1-1 0 - 1 16.688 8.458 7,0 1,01 6,18 2,45 6,00 1,75 2,76 8,40 2.781 23.362 7.665 18.083 1,21
A1-2 1 - 2 16.947 25.340 6,0 1,50 6,12 2,45 6,00 1,75 3,24 11,10 2.824 31.340 9.163 9.891 1,21
A1-3 2 - 3 19.102 47.487 5,0 2,49 5,74 2,35 5,52 1,68 4,16 16,58 3.459 57.343 14.403 10.685 1,12
A1-4 3 - 4 20.751 71.919 4,0 3,47 5,40 2,30 5,29 1,64 5,11 21,85 3.923 85.708 20.040 11.368 1,09
A1-5 4 - 5 19.303 85.651 3,1 4,44 5,11 2,25 5,06 1,61 6,04 27,07 3.813 103.218 23.045 10.338 1,07
A1-6 5 - 6 7.729 42.136 2,0 5,45 4,83 2,15 4,62 1,54 6,99 32,46 1.673 54.309 11.689 3.980 1,02
A1-7 6 - 7 6.092 39.406 1,0 6,47 4,58 2,10 4,41 1,50 7,97 37,93 1.382 52.424 11.012 3.063 1,00
A1-8 7 - 8 2.302 16.873 0,2 7,33 4,39 2,05 4,20 1,46 8,79 42,55 548 23.320 4.819 1.129 0,98
A1-9 8 - 9 86 701 0,6 8,12 4,07 2,00 4,00 1,43 9,55 46,79 22 1.029 210 55 0,95
A2-1 0 - 1 17.293 9.625 7,6 1,06 5,97 2,40 5,76 1,71 2,77 8,86 3.003 26.611 8.319 18.532 1,14
A2-2 1 - 2 31.862 50.249 6,6 1,58 5,90 2,40 5,76 1,71 3,29 11,70 5.532 64.697 18.205 18.207 1,14
A2-3 2 - 3 50.903 127.921 5,7 2,51 5,56 2,35 5,52 1,68 4,19 16,73 9.218 154.175 38.634 28.484 1,12
A2-4 3 - 4 27.882 95.331 4,8 3,42 5,27 2,25 5,06 1,61 5,03 21,53 5.508 118.577 27.682 14.942 1,07
A2-5 4 - 5 4.385 18.957 3,9 4,32 5,01 2,20 4,84 1,57 5,89 26,38 907 23.929 5.346 2.318 1,05
A2-6 5 - 6 277 1.421 3,1 5,12 4,80 2,15 4,62 1,54 6,66 30,67 61 1.871 406 167 1,02
A3-1 0 - 1 2.659 1.135 8,2 1,43 5,60 2,35 5,52 1,68 3,11 10,81 482 5.212 1.497 4.152 1,12
A3-2 1 - 2 731 924 7,4 1,26 5,90 2,40 5,76 1,71 2,98 9,99 127 1.269 378 419 1,14
A4-1 0 - 1 13.226 7.056 8,3 1,03 5,83 2,40 5,76 1,71 2,75 8,74 2.297 20.066 6.311 14.176 1,14
A4-2 1 - 2 16.980 25.905 7,3 1,53 5,77 2,40 5,76 1,71 3,24 11,41 2.948 33.651 9.550 9.701 1,14
A4-3 2 - 3 15.917 40.262 6,3 2,53 5,42 2,30 5,29 1,64 4,17 16,75 3.009 50.402 12.553 8.716 1,09
A4-4 3 - 4 6.744 21.365 5,6 3,17 5,22 2,25 5,06 1,61 4,77 20,16 1.333 26.877 6.365 3.629 1,07
A5-1 0 - 1 4.318 1.781 8,5 1,41 5,54 2,35 5,52 1,68 3,09 10,73 782 8.394 2.417 6.734 1,12
A5-2 1 - 2 63 65 7,9 1,03 5,92 2,40 5,76 1,71 2,74 8,70 11 96 30 36 1,14
99
ÁREA
COLUNA DE
ROCHA [m]
ÁREA DE CÁLCULO
[m²]
VOLUME [m³]
Ha [m]
Hcorrigido [m]
ÁREA FURO [m²]
ESPAÇA- MENTO
[m]
NOVA ÁREA FURO [m²]
SUB- FURAÇÃO
[m]
COMP, DO
FURO [m]
CARGA FURO [kg]
NÚMERO DE
FUROS
CARGA TOTAL
[kg]
FURAÇÃO TOTAL
[m]
VOLUME DESMONTADO
E NÃO REMOVIDO
[m³]
TAMPÃO [m]
A6-1 0 - 1 15.293 7.135 9,0 1,47 5,41 2,30 5,29 1,64 3,11 10,96 2.891 31.696 8.988 23.666 1,09
A6-2 1 - 2 15.105 22.472 8,0 1,49 5,63 2,35 5,52 1,68 3,17 11,14 2.736 30.489 8.662 8.458 1,12
A6-3 2 - 3 7.226 17.401 7,0 2,41 5,32 2,30 5,29 1,64 4,05 16,09 1.366 21.979 5.533 3.957 1,09
A6-4 3 - 4 4.285 14.874 6,0 3,47 5,01 2,20 4,84 1,57 5,04 21,75 886 19.266 4.467 2.256 1,05
A6-5 4 - 5 5.442 27.944 4,3 5,14 4,59 2,10 4,41 1,50 6,63 30,67 1.234 37.853 8.187 2.720 1,00
A7-1 0 - 1 40.756 21.991 9,6 1,04 5,50 2,30 5,29 1,64 2,68 8,64 7.705 66.566 20.664 42.695 1,09
A7-2 1 - 2 35.080 49.619 8,8 1,41 5,49 2,30 5,29 1,64 3,06 10,68 6.632 70.831 20.273 19.212 1,09
A7-3 2 - 3 4.337 9.594 8,0 2,21 5,24 2,25 5,06 1,61 3,82 14,96 857 12.818 3.273 2.326 1,07
A8-1 0 - 1 20.212 9.898 9,9 1,49 5,22 2,25 5,06 1,61 3,10 11,03 3.993 44.023 12.364 31.042 1,07
A8-2 1 - 2 25.034 35.372 8,9 1,41 5,45 2,30 5,29 1,64 3,06 10,67 4.733 50.511 14.461 13.713 1,09
A8-3 2 - 3 3.070 6.820 8,1 2,22 5,20 2,25 5,06 1,61 3,83 15,01 607 9.111 2.324 1.653 1,07
A9-1 0 - 1 53.451 25.617 10,2 1,48 5,16 2,25 5,06 1,61 3,09 10,97 10.559 115.812 32.584 82.085 1,07
A9-2 1 - 2 39.288 57.145 9,2 1,45 5,37 2,30 5,29 1,64 3,10 10,90 7.427 80.940 23.000 21.510 1,09
A9-3 2 - 3 10.919 26.182 8,3 2,40 5,08 2,25 5,06 1,61 4,00 15,97 2.157 34.446 8.638 5.851 1,07
A9-4 3 - 4 4.186 14.127 7,3 3,37 4,82 2,15 4,62 1,54 4,91 21,16 906 19.168 4.448 2.149 1,02
A9-5 4 - 5 731 3.029 6,5 4,14 4,63 2,15 4,62 1,54 5,68 25,33 159 4.027 903 391 1,02
A10-1 0 - 1 4.563 1.617 10,6 1,35 5,15 2,25 5,06 1,61 2,96 10,29 902 9.280 2.671 7.013 1,07
A10-2 1 - 2 567 663 9,7 1,17 5,41 2,30 5,29 1,64 2,81 9,34 108 1.009 304 317 1,09
A11-1 0 - 1 10.175 3.222 10,7 1,32 5,13 2,25 5,06 1,61 2,92 10,08 2.010 20.266 5.876 15.625 1,07
A11-2 1 - 2 110 114 10,0 1,04 5,42 2,30 5,29 1,64 2,69 8,67 21 182 56 62 1,09
A12-1 0 - 1 4.928 2.139 11,1 1,43 5,01 2,20 4,84 1,57 3,00 10,66 1.019 10.859 3.062 7.516 1,05
A12-2 1 - 2 3.123 4.516 10,1 1,45 5,19 2,25 5,06 1,61 3,05 10,79 617 6.656 1.883 1.673 1,07
A12-3 2 - 3 2.207 5.449 9,1 2,47 4,91 2,20 4,84 1,57 4,04 16,29 456 7.430 1.842 1.156 1,05
A12-4 3 - 4 1.488 5.112 8,1 3,44 4,66 2,15 4,62 1,54 4,97 21,49 322 6.919 1.601 763 1,02
A12-5 4 - 5 229 958 7,3 4,19 4,49 2,10 4,41 1,50 5,69 25,51 52 1.327 296 116 1,00
A13-1 0 - 1 2.914 1.629 11,5 1,06 5,10 2,25 5,06 1,61 2,67 8,68 576 5.000 1.535 3.021 1,07
A13-2 1 - 2 6.273 9.487 10,6 1,51 5,06 2,25 5,06 1,61 3,12 11,15 1.240 13.824 3.868 3.369 1,07
A13-3 2 - 3 2.390 5.319 9,9 2,22 4,87 2,20 4,84 1,57 3,80 14,96 494 7.392 1.875 1.253 1,05
100
ÁREA
COLUNA DE
ROCHA [m]
ÁREA DE CÁLCULO
[m²]
VOLUME [m³]
Ha [m]
Hcorrigido [m]
ÁREA FURO [m²]
ESPAÇA- MENTO
[m]
NOVA ÁREA FURO [m²]
SUB- FURAÇÃO
[m]
COMP, DO
FURO [m]
CARGA FURO [kg]
NÚMERO DE
FUROS
CARGA TOTAL
[kg]
FURAÇÃO TOTAL
[m]
VOLUME DESMONTADO
E NÃO REMOVIDO
[m³]
TAMPÃO [m]
A14-1 0 - 1 3.027 954 12,2 1,32 4,86 2,20 4,84 1,57 2,89 10,01 626 6.266 1.807 4.617 1,05
A14-2 1 - 2 26 27 11,5 1,03 5,12 2,25 5,06 1,61 2,64 8,52 6 51 16 20 1,07
A15-1 0 - 1 6.388 2.580 12,9 1,40 4,70 2,15 4,62 1,54 2,94 10,43 1.382 14.412 4.062 9.658 1,02
A15-2 1 - 2 2.654 3.937 11,8 1,48 4,85 2,20 4,84 1,57 3,05 10,93 549 5.999 1.677 1.397 1,05
A15-3 2 - 3 1.774 4.328 10,9 2,44 4,61 2,10 4,41 1,50 3,94 16,00 403 6.449 1.587 896 1,00
A15-4 3 - 4 51 155 10,3 3,06 4,47 2,10 4,41 1,50 4,56 19,37 12 232 55 33 1,00
A16-1 0 - 1 13.740 7.531 12,8 1,05 4,88 2,20 4,84 1,57 2,62 8,56 2.839 24.291 7.436 14.066 1,05
A16-2 1 - 2 13.608 18.255 12,0 1,34 4,89 2,20 4,84 1,57 2,91 10,15 2.812 28.551 8.190 7.129 1,05
A16-3 2 - 3 2.396 5.369 11,1 2,24 4,66 2,15 4,62 1,54 3,78 14,98 519 7.775 1.960 1.234 1,02
A17-1 0 - 1 3.492 1.805 12,8 1,02 4,89 2,20 4,84 1,57 2,59 8,39 722 6.055 1.868 3.578 1,05
A17-2 1 - 2 3.144 4.619 11,9 1,47 4,85 2,20 4,84 1,57 3,04 10,85 650 7.052 1.976 1.651 1,05
A17-3 2 - 3 908 2.030 11,1 2,24 4,66 2,15 4,62 1,54 3,77 14,96 197 2.948 743 473 1,02
A18-1 0 - 1 5.514 2.358 13,5 1,43 4,60 2,10 4,41 1,50 2,93 10,49 1.251 13.127 3.662 8.276 1,00
A18-2 1 - 2 921 1.054 12,8 1,14 4,83 2,15 4,62 1,54 2,68 9,01 200 1.803 536 477 1,02
A19-1 0 - 1 31.604 10.711 14,1 1,34 4,55 2,10 4,41 1,50 2,84 10,01 7.167 71.740 20.343 47.406 1,00
A19-2 1 - 2 2.639 2.968 13,3 1,12 4,76 2,15 4,62 1,54 2,66 8,91 571 5.087 1.519 1.352 1,02
A20-1 0 - 1 5.221 1.904 14,5 1,36 4,48 2,10 4,41 1,50 2,86 10,15 1.184 12.018 3.391 7.832 1,00
A21-1 0 - 1 18.574 8.202 14,9 1,44 4,39 2,05 4,20 1,46 2,91 10,50 4.420 46.427 12.842 27.639 0,98
A21-2 1 - 2 2.571 2.967 14,2 1,15 4,60 2,10 4,41 1,50 2,65 9,00 584 5.257 1.550 1.292 1,00
A22-1 0 - 1 734 165 15,5 1,22 4,38 2,05 4,20 1,46 2,69 9,32 175 1.631 470 1.095 0,98
A23-1 0 - 1 34.838 15.454 15,5 1,44 4,31 2,05 4,20 1,46 2,91 10,51 8.290 87.168 24.103 51.838 0,98
A23-2 1 - 2 5.287 7.405 14,5 1,40 4,46 2,10 4,41 1,50 2,90 10,35 1.199 12.404 3.477 2.644 1,00
A23-3 2 - 3 3.327 8.284 13,4 2,49 4,23 2,05 4,20 1,46 3,95 16,21 792 12.838 3.131 1.626 0,98
A23-4 3 - 4 3.773 13.324 12,4 3,53 4,04 2,00 4,00 1,43 4,96 21,82 944 20.596 4.682 1.809 0,95
A23-5 4 - 5 2.821 12.663 11,4 4,49 3,87 1,95 3,80 1,39 5,88 26,96 742 20.008 4.364 1.312 0,93
A23-6 5 - 6 2.892 15.625 10,5 5,40 3,73 1,90 3,61 1,36 6,76 31,88 802 25.566 5.422 1.329 0,90
A24-1 0 - 1 357 131 15,7 1,37 4,30 2,05 4,20 1,46 2,83 10,09 85 858 241 532 0,98
TOTAL - 797.906 1.284.220 - 2,32 157.431 2.154.169 564.484 705.588
101
7. IMPACTOS AMBIENTAIS E MEDIDAS MITIGATÓRIAS
7.1 FAUNA LOCAL
Antecedendo qualquer evento de detonação, deverá ser executada uma detonação preliminar
com carga reduzida, que não produza ondas de choques hidrodinâmicas expressivas próximas às áreas
objeto do derrocamento, com a finalidade de afastar qualquer tipo de fauna que se encontre próxima
ao evento.
Também deverá ser feito o uso de cortinas de bolhas. Este método consiste em circundar a
zona de detonação com uma cortina de bolhas de ar, as quais além de reduzir significativamente a
pressão hidráulica gerada pela detonação, afastam a fauna marinha local ou sazonal. Também
chamada de barreira pneumática, a cortina de bolhas é obtida através de tubos de aço posicionados
adequadamente no fundo do substrato, pelos quais o ar comprimido é bombeado. O ar é expelido por
pequenas perfurações nos tubos, formando a cortina de bolhas flutuantes e criando uma barreira entre
o maciço rochoso objeto do derrocamento e a área a ser preservada.
Outro aspecto que merece atenção durante a execução da obra é o gerenciamento de resíduos
sólidos e líquidos. Os resíduos gerados nas embarcações deverão ser adequadamente armazenados e
encaminhados para terra firme, conforme o sistema de gerenciamento de resíduos da obra, para
posteriormente, serem direcionados aos seus destinos finais de acordo com as normas vigentes.
Especial atenção deve ser dada aos derivados de petróleo: graxas, óleos lubrificantes e diesel.
As embarcações devem possuir kits para vazamento e barreiras (boias) de contenção, caso haja a
necessidade de realizar algum tipo de manutenção dentro d’água.
7.2 MONITORAMENTO SISMOGRÁFICO
Detonações com explosivos produzem ondas de choque. Tais vibrações, dependendo de suas
velocidades e frequências, podem danificar estruturas próximas às áreas de detonação. Apesar da
grande distância entre as áreas a serem derrocadas de áreas povoadas, faz-se necessária a atenção para
este caso.
O monitoramento sismográfico deve ser realizado com sismógrafos de engenharia para
determinar a frequência e a velocidade de partícula da onda gerada pelo evento, em pontos pré-
determinados, próximos ao maciço rochoso objeto do derrocamento. Este monitoramento será
realizado obedecendo às imposições da norma NBR 9653 (Guia para avaliação dos efeitos
provocados pelo uso de explosivos nas minerações urbanas).
O objetivo do monitoramento é criar uma curva característica do maciço rochoso que
indicará a carga máxima por espera em função da distância de uma estrutura vizinha. As detonações
deverão obedecer aos níveis de vibração estabelecidos pelas normas vigentes.
102
8. SEGURANÇA E SAÚDE
Deverá ser elaborado um Plano de Prevenção de Acidentes por técnico de Segurança e
Medicina do Trabalho habilitado para treinar todo o pessoal envolvido nos serviços, fazendo cumprir
de forma integral a Portaria n˚ 3214, de 8 de junho de 1978, do Ministério do Trabalho.
A aplicação do Plano de Segurança dar-se-á através da adoção de medidas preventivas de
segurança. Estas englobam todos os dispositivos necessários à adequada proteção do efetivo alocado
nas obras, no que se refere às medidas de alcance individual e coletiva.
Atenção especial deverá ser dada às áreas onde acontecerão as obras de derrocamento. Estas
serão balizadas com boias, delimitando a região de trabalho com detonações, definida como área
crítica de controle.
No caso de a contratante disponibilizar especificações técnicas e de serviços, todos os
quesitos descritos nestas especificações deverão ser atendidos pela contratada, sempre visando à
segurança.
9. CUSTOS AMBIENTAIS COM O PERÍODO DO DEFESO
Por fim, o último evento que afeta o orçamento diz respeito ao custo ambiental decorrente
do período do defeso, de conhecimento desde a licença do Passo do Jacaré, quando o IBAMA interdita
as operações de desmonte de rocha durante a piracema, quatro meses por ano, fazendo com que o
período produtivo seja reduzido e aumentando o custo da obra.
Foram analisadas alternativas de desmobilização de pessoal e equipamentos para tentar
reduzir o custo com este evento, no entanto, como os equipamentos serão produzidos especificamente
para a obra, não existe para onde levá-los inicialmente, nem os operadores e operários. Além disso, a
demissão de pessoal parece política e socialmente incorreta, e demandaria um período de demissão e
recontratação que consumiria metade do período do defeso. Sugere-se, portanto, aproveitar o período
do defeso para fazer a manutenção das máquinas, dar férias ao pessoal de obras e, se sobrar tempo,
promover treinamento e capacitação nas áreas de operação e segurança do trabalho, dando a este
período uma finalidade útil.
103
10. PRODUTIVIDADE
A seguir, são apresentadas tabelas com as relações entre a mão de obra e os principais
equipamentos a serem mobilizados para a execução do derrocamento, assim como a estimativa de
tempo referente a cada atividade. Esta estimativa inicial foi detalhada de modo a subsidiar o plano de
ataque do empreendimento.
10.1 CONSIDERAÇÕES GERAIS
A jornada de trabalho adotada para análise de todos os serviços foi de 40 horas de trabalho
semanais, considerando trabalhos de segunda à sexta-feira com 8 horas de trabalho diárias.
10.2 PERFURAÇÃO
Admitiu-se que a velocidade nominal de perfuração de cada perfuratriz é de 30 m/h, em
operação contínua. Considerando os tempos de troca de hastes e de deslocamento entre as perfurações
de cada furo, o valor de velocidade de perfuração cai para 13 m/h. O cálculo da velocidade de
perfuração é apresentado a seguir.
𝑓 = 𝑛 ∙ 𝐹 = 1 ∙ 3,59 = 3,59 (11)
Onde: f é a extensão perfurada entre trocas de furos (m); n é o número de furos; F é a profundidade
de perfuração (m).
𝑁 =
𝑓 ∙ 𝑒
𝑃 ∙ 𝐾𝑓=
3,59 ∗ 0,80
0.50 ∙ 3,00= 1,912 (12)
Onde: N é o fator de eficiência global; f é a extensão perfurada entre trocas de furos (m); e é a
eficiência do operador; P é a velocidade da penetração média (m/min); Kf é o tempo de mudança do
furo (min).
𝐾 = (𝑛ℎ + 1)𝐵 + 𝐾𝑓 = (4 + 1)3 + 3 = 18𝑚𝑖𝑛 (13)
Onde: K é o tempo total envolvido na troca de furo e brocas (min); nh é o número de hastes
necessárias; B é o tempo unitário de troca de broca (min); Kf é o tempo de mudança do furo (min).
𝐶 =
60 ∙ 𝐹 ∙ 𝑁 ∙ 𝑒
𝐹 ∙𝐵𝑆 + 𝐾 +
𝐹𝑃
=60 ∙ 3,59 ∙ 1,912 ∙ 0,80
3,59 ∙3
700 + 18 +3,590.50
= 13 (14)
Onde: C é a produção operacional do equipamento de perfuração (m/h); F é a profundidade de
perfuração (m); N é o fator de eficiência global; e é a eficiência do operador; K é o tempo total
envolvido na troca de furo e brocas (min); B é o tempo unitário de troca de broca (min); S é a vida
útil da broca (m); P é a velocidade da penetração média (m/min).
Essa velocidade foi reduzida para 10 m/h para compensar o período não operacional devido
à possibilidade de paradas ocasionadas pelo regime de chuvas (20% do tempo), representando a
produção efetiva utilizada para o cálculo do cronograma. A Tabela 14 apresenta alguns parâmetros
calculados considerando as 3 perfuratrizes por flutuante.
104
TABELA 14 – PRODUTIVIDADES POR ÁREA A DERROCAR, DIÂMETRO DE PERFURAÇÃO DE 76 MM E DENSIDADE DE EXPLOSIVO DE 1,2 KG/L.
ÁREA
COLUNA DE
ROCHA [m]
ÁR
EA D
E C
ÁLC
ULO
[m
²]
VO
LUM
E [m
³]
Ha [m]
Hco
rrig
ido
[m
]
ÁR
EA F
UR
O
[m²]
ESP
AÇ
AM
ENTO
[m
]
SUB
FUR
AÇ
ÃO
[m
]
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MP
. DO
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RO
[m
]
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O [
kg]
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[m]
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[m³]
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A
CU
MU
LAD
O
(MES
ES)
A1-1 0 - 1 16.688 8.458 7,0 1,01 6,18 2,45 1,75 2,76 8,40 2.781 7.665 18.083 766,52 2,72 1,00 2,72 2,72
A1-2 1 - 2 16.947 25.340 6,0 1,50 6,12 2,45 1,75 3,24 11,10 2.824 9.163 9.891 916,32 3,25 2,00 1,63 4,35
A1-3 2 - 3 19.102 47.487 5,0 2,49 5,74 2,35 1,68 4,16 16,58 3.459 14.403 10.685 1.440,33 5,11 2,00 2,56 6,91
A1-4 3 - 4 20.751 71.919 4,0 3,47 5,40 2,30 1,64 5,11 21,85 3.923 20.040 11.368 2.003,96 7,12 2,00 3,56 10,46
A1-5 4 - 5 19.303 85.651 3,1 4,44 5,11 2,25 1,61 6,04 27,07 3.813 23.045 10.338 2.304,49 8,18 2,00 4,09 14,56
A1-6 5 - 6 7.729 42.136 2,0 5,45 4,83 2,15 1,54 6,99 32,46 1.673 11.689 3.980 1.168,87 4,15 2,00 2,08 16,63
A1-7 6 - 7 6.092 39.406 1,0 6,47 4,58 2,10 1,50 7,97 37,93 1.382 11.012 3.063 1.101,17 3,91 2,00 1,96 18,59
A1-8 7 - 8 2.302 16.873 0,2 7,33 4,39 2,05 1,46 8,79 42,55 548 4.819 1.129 481,85 1,71 1,00 1,71 20,30
A1-9 8 - 9 86 701 0,6 8,12 4,07 2,00 1,43 9,55 46,79 22 210 55 21,00 0,07 1,00 0,07 20,37
A2-1 0 - 1 17.293 9.625 7,6 1,06 5,97 2,40 1,71 2,77 8,86 3.003 8.319 18.532 831,94 2,95 1,00 2,95 2,95
A2-2 1 - 2 31.862 50.249 6,6 1,58 5,90 2,40 1,71 3,29 11,70 5.532 18.205 18.207 1.820,51 6,46 2,00 3,23 6,19
A2-3 2 - 3 50.903 127.921 5,7 2,51 5,56 2,35 1,68 4,19 16,73 9.218 38.634 28.484 3.863,38 13,72 2,00 6,86 13,05
A2-4 3 - 4 27.882 95.331 4,8 3,42 5,27 2,25 1,61 5,03 21,53 5.508 27.682 14.942 2.768,19 9,83 2,00 4,92 17,96
A2-5 4 - 5 4.385 18.957 3,9 4,32 5,01 2,20 1,57 5,89 26,38 907 5.346 2.318 534,55 1,90 1,00 1,90 19,86
A2-6 5 - 6 277 1.421 3,1 5,12 4,80 2,15 1,54 6,66 30,67 61 406 167 40,61 0,14 1,00 0,14 20,00
A3-1 0 - 1 2.659 1.135 8,2 1,43 5,60 2,35 1,68 3,11 10,81 482 1.497 4.152 149,66 0,53 1,00 0,53 0,53
A3-2 1 - 2 731 924 7,4 1,26 5,90 2,40 1,71 2,98 9,99 127 378 419 37,82 0,13 1,00 0,13 0,67
A4-1 0 - 1 13.226 7.056 8,3 1,03 5,83 2,40 1,71 2,75 8,74 2.297 6.311 14.176 631,05 2,24 2,00 1,12 1,12
A4-2 1 - 2 16.980 25.905 7,3 1,53 5,77 2,40 1,71 3,24 11,41 2.948 9.550 9.701 954,97 3,39 2,00 1,70 2,82
A4-3 2 - 3 15.917 40.262 6,3 2,53 5,42 2,30 1,64 4,17 16,75 3.009 12.553 8.716 1.255,32 4,46 2,00 2,23 5,04
A4-4 3 - 4 6.744 21.365 5,6 3,17 5,22 2,25 1,61 4,77 20,16 1.333 6.365 3.629 636,50 2,26 1,00 2,26 7,31
A5-1 0 - 1 4.318 1.781 8,5 1,41 5,54 2,35 1,68 3,09 10,73 782 2.417 6.734 241,68 0,86 1,00 0,86 0,86
A5-2 1 - 2 63 65 7,9 1,03 5,92 2,40 1,71 2,74 8,70 11 30 36 3,01 0,01 1,00 0,01 0,87
105
ÁREA
COLUNA DE
ROCHA [m]
ÁR
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E C
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ULO
[m
²]
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A
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ES)
A6-1 0 - 1 15.293 7.135 9,0 1,47 5,41 2,30 1,64 3,11 10,96 2.891 8.988 23.666 898,78 3,19 1,00 3,19 3,19
A6-2 1 - 2 15.105 22.472 8,0 1,49 5,63 2,35 1,68 3,17 11,14 2.736 8.662 8.458 866,16 3,08 1,00 3,08 6,27
A6-3 2 - 3 7.226 17.401 7,0 2,41 5,32 2,30 1,64 4,05 16,09 1.366 5.533 3.957 553,31 1,96 1,00 1,96 8,23
A6-4 3 - 4 4.285 14.874 6,0 3,47 5,01 2,20 1,57 5,04 21,75 886 4.467 2.256 446,71 1,59 1,00 1,59 9,82
A6-5 4 - 5 5.442 27.944 4,3 5,14 4,59 2,10 1,50 6,63 30,67 1.234 8.187 2.720 818,70 2,91 1,00 2,91 12,73
A7-1 0 - 1 40.756 21.991 9,6 1,04 5,50 2,30 1,64 2,68 8,64 7.705 20.664 42.695 2.066,43 7,34 1,00 7,34 7,34
A7-2 1 - 2 35.080 49.619 8,8 1,41 5,49 2,30 1,64 3,06 10,68 6.632 20.273 19.212 2.027,29 7,20 1,00 7,20 14,54
A7-3 2 - 3 4.337 9.594 8,0 2,21 5,24 2,25 1,61 3,82 14,96 857 3.273 2.326 327,26 1,16 1,00 1,16 15,70
A8-1 0 - 1 20.212 9.898 9,9 1,49 5,22 2,25 1,61 3,10 11,03 3.993 12.364 31.042 1.236,39 4,39 2,00 2,20 2,20
A8-2 1 - 2 25.034 35.372 8,9 1,41 5,45 2,30 1,64 3,06 10,67 4.733 14.461 13.713 1.446,09 5,14 2,00 2,57 4,76
A8-3 2 - 3 3.070 6.820 8,1 2,22 5,20 2,25 1,61 3,83 15,01 607 2.324 1.653 232,38 0,83 1,00 0,83 5,59
A9-1 0 - 1 53.451 25.617 10,2 1,48 5,16 2,25 1,61 3,09 10,97 10.559 32.584 82.085 3.258,42 11,57 2,00 5,79 5,79
A9-2 1 - 2 39.288 57.145 9,2 1,45 5,37 2,30 1,64 3,10 10,90 7.427 23.000 21.510 2.300,04 8,17 2,00 4,08 9,87
A9-3 2 - 3 10.919 26.182 8,3 2,40 5,08 2,25 1,61 4,00 15,97 2.157 8.638 5.851 863,80 3,07 1,00 3,07 12,94
A9-4 3 - 4 4.186 14.127 7,3 3,37 4,82 2,15 1,54 4,91 21,16 906 4.448 2.149 444,83 1,58 1,00 1,58 14,52
A9-5 4 - 5 731 3.029 6,5 4,14 4,63 2,15 1,54 5,68 25,33 159 903 391 90,26 0,32 1,00 0,32 14,84
A10-1 0 - 1 4.563 1.617 10,6 1,35 5,15 2,25 1,61 2,96 10,29 902 2.671 7.013 267,09 0,95 1,00 0,95 0,95
A10-2 1 - 2 567 663 9,7 1,17 5,41 2,30 1,64 2,81 9,34 108 304 317 30,36 0,11 1,00 0,11 1,06
A11-1 0 - 1 10.175 3.222 10,7 1,32 5,13 2,25 1,61 2,92 10,08 2.010 5.876 15.625 587,58 2,09 1,00 2,09 2,09
A11-2 1 - 2 110 114 10,0 1,04 5,42 2,30 1,64 2,69 8,67 21 56 62 5,64 0,02 1,00 0,02 2,11
A12-1 0 - 1 4.928 2.139 11,1 1,43 5,01 2,20 1,57 3,00 10,66 1.019 3.062 7.516 306,20 1,09 1,00 1,09 1,09
A12-2 1 - 2 3.123 4.516 10,1 1,45 5,19 2,25 1,61 3,05 10,79 617 1.883 1.673 188,35 0,67 1,00 0,67 1,76
A12-3 2 - 3 2.207 5.449 9,1 2,47 4,91 2,20 1,57 4,04 16,29 456 1.842 1.156 184,24 0,65 1,00 0,65 2,41
A12-4 3 - 4 1.488 5.112 8,1 3,44 4,66 2,15 1,54 4,97 21,49 322 1.601 763 160,06 0,57 1,00 0,57 2,98
A12-5 4 - 5 229 958 7,3 4,19 4,49 2,10 1,50 5,69 25,51 52 296 116 29,57 0,10 1,00 0,10 3,08
106
ÁREA
COLUNA DE
ROCHA [m]
ÁR
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[m
²]
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³]
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A13-1 0 - 1 2.914 1.629 11,5 1,06 5,10 2,25 1,61 2,67 8,68 576 1.535 3.021 153,54 0,55 1,00 0,55 0,55
A13-2 1 - 2 6.273 9.487 10,6 1,51 5,06 2,25 1,61 3,12 11,15 1.240 3.868 3.369 386,77 1,37 1,00 1,37 1,92
A13-3 2 - 3 2.390 5.319 9,9 2,22 4,87 2,20 1,57 3,80 14,96 494 1.875 1.253 187,52 0,67 1,00 0,67 2,58
A14-1 0 - 1 3.027 954 12,2 1,32 4,86 2,20 1,57 2,89 10,01 626 1.807 4.617 180,67 0,64 1,00 0,64 0,64
A14-2 1 - 2 26 27 11,5 1,03 5,12 2,25 1,61 2,64 8,52 6 16 20 1,58 0,01 1,00 0,01 0,65
A15-1 0 - 1 6.388 2.580 12,9 1,40 4,70 2,15 1,54 2,94 10,43 1.382 4.062 9.658 406,20 1,44 2,00 0,72 0,72
A15-2 1 - 2 2.654 3.937 11,8 1,48 4,85 2,20 1,57 3,05 10,93 549 1.677 1.397 167,69 0,60 1,00 0,60 1,32
A15-3 2 - 3 1.774 4.328 10,9 2,44 4,61 2,10 1,50 3,94 16,00 403 1.587 896 158,75 0,56 1,00 0,56 1,88
A15-4 3 - 4 51 155 10,3 3,06 4,47 2,10 1,50 4,56 19,37 12 55 33 5,47 0,02 1,00 0,02 1,90
A16-1 0 - 1 13.740 7.531 12,8 1,05 4,88 2,20 1,57 2,62 8,56 2.839 7.436 14.066 743,56 2,64 1,00 2,64 2,64
A16-2 1 - 2 13.608 18.255 12,0 1,34 4,89 2,20 1,57 2,91 10,15 2.812 8.190 7.129 818,98 2,91 1,00 2,91 5,55
A16-3 2 - 3 2.396 5.369 11,1 2,24 4,66 2,15 1,54 3,78 14,98 519 1.960 1.234 195,95 0,70 1,00 0,70 6,24
A17-1 0 - 1 3.492 1.805 12,8 1,02 4,89 2,20 1,57 2,59 8,39 722 1.868 3.578 186,84 0,66 1,00 0,66 0,66
A17-2 1 - 2 3.144 4.619 11,9 1,47 4,85 2,20 1,57 3,04 10,85 650 1.976 1.651 197,63 0,70 1,00 0,70 1,37
A17-3 2 - 3 908 2.030 11,1 2,24 4,66 2,15 1,54 3,77 14,96 197 743 473 74,31 0,26 1,00 0,26 1,63
A18-1 0 - 1 5.514 2.358 13,5 1,43 4,60 2,10 1,50 2,93 10,49 1.251 3.662 8.276 366,19 1,30 1,00 1,30 1,30
A18-2 1 - 2 921 1.054 12,8 1,14 4,83 2,15 1,54 2,68 9,01 200 536 477 53,59 0,19 1,00 0,19 1,49
A19-1 0 - 1 31.604 10.711 14,1 1,34 4,55 2,10 1,50 2,84 10,01 7.167 20.343 47.406 2.034,33 7,22 1,00 7,22 7,22
A19-2 1 - 2 2.639 2.968 13,3 1,12 4,76 2,15 1,54 2,66 8,91 571 1.519 1.352 151,89 0,54 1,00 0,54 7,76
A20-1 0 - 1 5.221 1.904 14,5 1,36 4,48 2,10 1,50 2,86 10,15 1.184 3.391 7.832 339,13 1,20 1,00 1,20 1,20
A21-1 0 - 1 18.574 8.202 14,9 1,44 4,39 2,05 1,46 2,91 10,50 4.420 12.842 27.639 1.284,19 4,56 1,00 4,56 4,56
A21-2 1 - 2 2.571 2.967 14,2 1,15 4,60 2,10 1,50 2,65 9,00 584 1.550 1.292 154,96 0,55 1,00 0,55 5,11
A22-1 0 - 1 734 165 15,5 1,22 4,38 2,05 1,46 2,69 9,32 175 470 1.095 47,04 0,17 1,00 0,17 0,17
107
ÁREA
COLUNA DE
ROCHA [m]
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A23-1 0 - 1 34.838 15.454 15,5 1,44 4,31 2,05 1,46 2,91 10,51 8.290 24.103 51.838 2.410,27 8,56 1,00 8,56 8,56
A23-2 1 - 2 5.287 7.405 14,5 1,40 4,46 2,10 1,50 2,90 10,35 1.199 3.477 2.644 347,73 1,23 1,00 1,23 9,79
A23-3 2 - 3 3.327 8.284 13,4 2,49 4,23 2,05 1,46 3,95 16,21 792 3.131 1.626 313,12 1,11 1,00 1,11 10,91
A23-4 3 - 4 3.773 13.324 12,4 3,53 4,04 2,00 1,43 4,96 21,82 944 4.682 1.809 468,21 1,66 1,00 1,66 12,57
A23-5 4 - 5 2.821 12.663 11,4 4,49 3,87 1,95 1,39 5,88 26,96 742 4.364 1.312 436,41 1,55 1,00 1,55 14,12
A23-6 5 - 6 2.892 15.625 10,5 5,40 3,73 1,90 1,36 6,76 31,88 802 5.422 1.329 542,18 1,93 1,00 1,93 16,04
A24-1 0 - 1 357 131 15,7 1,37 4,30 2,05 1,46 2,83 10,09 85 241 532 24,05 0,09 1,00 0,09 0,09
TOTAL - 797.906 1.284.220 - 2,32 157.431 564.484 705.588 56.448 200 149,2 149,2
108
10.3 CARREGAMENTO DOS FUROS
Dado que cada flutuante realiza, em média, 45 furos por dia, e que um operário leva 4
minutos para realizar o carregamento de um furo, o tempo total para o carregamento dos furos foi
estimado em 3 horas. Para garantir o tempo de carregamento serão necessários quatro ajudantes além
do blaster, que será responsável pela operação de carregamento e fogo.
10.4 CARGA E TRANSPORTE
Os equipamentos de carregamento e transporte foram dimensionados usando o maior
tamanho de caçamba disponível, eficiências e tempos de ciclo da literatura para que o serviço termine
no mesmo prazo do trabalho de desmonte, obtendo-se 14 unidades de carregamento, atendidas cada
uma por duas balsas de transporte, que é o mínimo de equipamento necessário para o transporte nessa
DMT. O volume das balsas de transporte não interfere no número de equipamentos, por ser a DMT
muito pequena.
As tabelas de produtividade consideradas para as atividades de escavação, remoção,
transporte e bota-fora do material derrocado são apresentadas a seguir.
109
TABELA 15 – ESTIMATIVA DE RENDIMENTO, TEMPO DA MÃO DE OBRA E EQUIPAMENTOS
NECESSÁRIOS PARA A ATIVIDADE DE ESCAVAÇÃO E REMOÇÃO DO MATERIAL DERROCADO.
ESCAVAÇÃO E REMOÇÃO DO MATERIAL DERROCADO
PRODUTIVIDADE DE ESCAVAÇÃO E REMOÇÃO DO MATERIAL DERROCADO
CAPACIDADE NOMINAL DO CLAMSHELL (5,5 jd³) 4,2 m³
EMPOLAMENTO 1,6
CAPACIDADE DE MATERIAL IN SITU DA CISTERNA 2,63 m³
JORNADA DE TRABALHO
JORNADA DE TRABALHO DIÁRIA 8 h
JORNADA DE TRABALHO MENSAL 22,00 dias/mês
JORNADA DE TRABALHO MENSAL 176,00 h/mês
PRODUÇÃO HORÁRIA DE UM CLAMSHELL
QUANTIDADE DE CICLOS 20 ciclos/h
TEMPO DE POSICIONAMENTO 2 h
ÁREA RETIRADA EM UMA POSIÇÃO 1.061,86 m²
PROFUNDIDADE ESCAVAÇÃO 2,16 m
VOLUME RETIRADO EM UMA POSIÇÃO 2.293,62 m³
DURAÇÃO DA BALSA EM UMA POSIÇÃO 45,69 h
PRODUÇÃO NOMINAL 50,20 m³/h
DISPONIBILIDADE DO CONJUNTO 70 %
EFICIÊNCIA DO CONJUNTO 70 %
PRODUÇÃO EFETIVA 24,60 m³/h
QUANTIDADE DE EQUIPAMENTOS
VOLUME TOTAL 1.284.219,83 m³
PRAZO DO SERVIÇO 22 meses
DEMANDA MENSAL 58.373,63 m³/mês
QUANTIDADE DE EQUIPAMENTOS 13,48 un
QUANTIDADE DE EQUIPAMENTOS ADOTADA 14 un
DADOS PARA ORÇAMENTO
PRODUÇÃO REAL DE TODAS AS EQUIPES 344,38 m³/h
PRAZO REAL 21,19 meses
FLUTUANTES 14 un
GUINDASTE ESTEIRA COM CLAMSHELL (1 POR FLUTUANTE) 14 un
GUINCHO (4 POR FLUTUANTE) 56 un
REBOCADORES (1 POR 2 FLUTUANTES) 7 un
BARCOS DE APOIO (1 PARA CADA 3 FLUTUANTES) 5 un
COMPRESSOR 14 un
GERADOR 14 un
110
TABELA 16 – ESTIMATIVA DE RENDIMENTO, TEMPO DA MÃO DE OBRA E EQUIPAMENTOS
NECESSÁRIOS PARA A ATIVIDADE DE TRANSPORTE E BOTA-FORA DO MATERIAL DERROCADO.
TRANSPORTE E BOTA-FORA DO MATERIAL DERROCADO
PRODUTIVIDADE DE TRANSPORTE E BOTA-FORA DO MATERIAL DERROCADO
CAPACIDADE NOMINAL DA CISTERNA 100 m³
EMPOLAMENTO 1,6
CAPACIDADE DE MATERIAL IN SITU DA CISTERNA 62,50 m³
DISTÂNCIA MÉDIA DE TRANSPORTE 226,94 m
JORNADA DE TRABALHO
JORNADA DE TRABALHO DIÁRIA 8 h
JORNADA DE TRABALHO MENSAL 22,00 dias/mês
JORNADA DE TRABALHO MENSAL 176,00 h/mês
PRODUÇÃO HORÁRIA DE 1 BATELÃO
VELOCIDADE DE IDA 2,78 m/s
VELOCIDADE DE VOLTA 4,17 m/s
PRODUÇÃO DA CARGA (IN SITU) DA BALSA 24,60 m³/h
TOTAL DO CICLO DE UMA VIAGEM 2,58 h
TOTAL DE VIAGENS 3,10 por dia
PRODUÇÃO NOMINAL HORÁRIA DO BATELÃO 24,24 m³/h
DISPONIBILIDADE DO CONJUNTO 70 %
EFICIÊNCIA DO CONJUNTO 70 %
PRODUÇÃO EFETIVA 11,88 m³/h
QUANTIDADE DE EQUIPAMENTOS
PRODUÇÃO TOTAL DAS EQUIPES DE ESCAVAÇÃO E REMOÇÃO DO MATERIAL
DERROCADO 344,38 m³/h
PRODUÇÃO DE 1 EQUIPAMENTO DE TRANSPORTE NAVAL 11,88 m³/h
QUANTIDADE DE EQUIPAMENTOS 29,00 un
QUANTIDADE DE EQUIPAMENTOS ADOTADA 28 un
DADOS PARA ORÇAMENTO
PRODUÇÃO REAL DE TODAS AS EQUIPES 332,55 m³/h
PRAZO REAL 21,94 meses
BATELÃO SEM PROPULSÃO (100 m³) 28 un
REBOCADORES (1 PARA CADA 2 BATELÕES + 2 REVEZAMENTO) 16 un
BARCOS DE APOIO (1 PARA CADA 3 BATELÕES) 10 un
111
11. ESTIMATIVA DE CUSTOS
11.1 CONSIDERAÇÕES GERAIS
Para elaboração da Estimativa de Custos do Empreendimento (orçamento preliminar), foram
consideradas as premissas a seguir:
Foi considerado que durante o período de defeso (novembro a fevereiro) as obras de
derrocamento deverão ser paralisadas por conta de possíveis interferências com o
fenômeno da piracema. Assim, o tempo efetivo de trabalho são 8 meses por ano.
Apesar disso, não é vantajoso financeira e socialmente desmobilizar equipamentos e
trabalhadores, sendo seu custo contabilizado no orçamento durante o período
improdutivo (4 meses por ano), quando poderão ser promovidas outras atividades,
conforme justificado no capítulo 6;
Desta forma, o prazo total para execução do empreendimento é de 36 meses, sendo:
um mês para mobilização, 22 meses produtivos de execução, 12 meses improdutivos
e um mês para desmobilização;
No cronograma e no orçamento, considera-se a execução do empreendimento em um
turno de trabalho. Adotou-se jornada de trabalho diária de 8,0 horas, perfazendo 220
horas mensais de mão de obra;
Os serviços de perfuração ocorrerão durante 3,4 horas do dia, enquanto os serviços
de carregamento dos furos com explosivos, 3 horas; as 1.6 horas restantes serão
ocupadas com o deslocamento das balsas;
O pagamento dos equipamentos foi calculado adotando-se 200 horas de trabalho
mensais;
Os valores orçados foram pesquisados em fontes como: SINAPI, SICRO e
fornecedores diversos identificados por pesquisa de mercado, cujas cotações constam
nos anexos deste documento.
A estimativa de custos foi elaborada a partir das planilhas orçamentárias da CB&I (2013),
tendo sido realizadas algumas adaptações e atualizações dos quadros quantitativos de mão de obra,
materiais e equipamentos em decorrência da alteração do volume total de derrocamento. As planilhas
com as composições de custos unitários e resumo do orçamento são apresentadas em um volume a
parte deste, denominado “Memorial de Cálculo” (julho/2015).
112
11.2 DESPESAS INDIRETAS
O índice de bonificações e despesas indiretas (BDI) para a obra em questão foi calculado
considerando as observações constantes na Tabela 17, resultando em 35,11%.
TABELA 17 – COMPOSIÇÃO DO BDI (BONIFICAÇÃO E DESPESAS INDIRETAS).
ITENS RELATIVOS À ADMINISTRAÇÃO DA OBRA % sobre PV % sobre
CD
A - Administração Central 4,50% do PV 4,50 6,08 B - Administração Local - -
C - Custos Financeiros 1,38% sobre (PV - Lucro Operacional)
1,38 1,86
D – Riscos 1,02% sobre CD 0,75 1,02 E - Seguros e Garantias Contratuais (2,5% a.a. sobre 30% do PV) 1,50 2,03 Sub-Total 1 8,13 10,99
LUCRO % sobre PV % sobre
CD
F - Lucro Operacional 7,2% do PV 7,20 9,73 Sub-Total 2 7,20 9,73
TRIBUTOS % sobre PV % sobre
CD
G - PIS 0,65% do PV 0,65 0,88 H - COFINS 3,00% do PV 3,00 4,05 I - ISQN 5,0% do PV 5,00 6,76 J - CONTRIBUIÇÃO PREVIDENCIÁRIA SOBRE A RENDA BRUTA
2,00% do PV 2,00 2,70
Sub-Total 3 10,65 14,39
BDI COM TRIBUTOS (%) Total 25,98 35,11
74.02
OBSERVAÇÕES
A - Conforme Acórdão do TCU nº 2369/2011, o peso Médio para Administração Central é de 4,50% sobre o PV.
B - Retirada Administração Local do BDI e transferido para Item de Planilha, pois o próprio acórdão do TCU nº 2369/2011 não o considera no BDI.
D - Conforme Acórdão do TCU nº 2369/2011, o peso Máximo (Obras complexas, em condições adversas, com execução em rítimo acelerado, em áreas restritas) para RISCO é de 1,02% sobre o PV. Foi adotado o peso máximo por se tratar de uma obra atípica no Brasil, rítimo acelerado em função da área restrita no período de DEFESO.
E - Alterado o Seguro sobre 5% do PV para 30% do PV, conforme solicitação do Edital
I - ISQN de Itupiranga = 5,00% (mesmo havendo abatimento por material incorporado à obra, em nosso caso não haverá material incorporado na obra)
113
11.3 ESTIMATIVA DE CUSTOS
A composição de custos foi realizada para as seguintes etapas/serviços da obra de
derrocamento:
1. Período Improdutivo – Defeso;
2. Rampa de Acesso para as embarcações;
3. Mobilização;
4. Desmobilização;
5. Serviços Complementares;
6. Perfuração Subaquática pelo Sistema Overburden Driling (OD);
7. Detonação;
8. Remoção e transporte naval do material escavado com emprego de barcaças ou batelão
com descarga de fundo, DMT até 1 km;
9. Administração Local.
O volume “Memorial de Cálculo” (julho/2015) contém as cotações de todos as atividades,
os custos de cada etapa, os custos unitários destas etapas, o resumo dos serviços previstos e uma
estimativa de custos para a “Fase de Projetos e Estudos”, compreendendo a etapa preliminar à obra
em que deverão ser elaborados Projeto Básico, Projeto Executivo e Estudos Ambientais necessários
ao licenciamento do empreendimento. O prazo designado a esta etapa preliminar foi de 24 meses. A
execução do empreendimento demandará 36 meses.
119
13. CONSIDERAÇÕES FINAIS
Este Anteprojeto constitui um dos produtos pertencentes ao escopo de serviços do Termo de
Cooperação Técnica estabelecido entre o Departamento Nacional de Infraestrutura de Transportes
(DNIT) e a Universidade Federal do Paraná (UFPR). Contempla os estudos necessários para execução
das Obras de Derrocamento e Retificação do Canal Navegável entre a localidade de Santa Terezinha
do Tauri e a Ilha do Bogéa, em um trecho de 43 km da Hidrovia do Tocantins.
Neste documento foram apresentados estudos referentes aos seguintes tópicos:
dimensionamento do canal de navegação; modelagem hidrodinâmica do rio para as situações de águas
baixas (Q = 1.898 m³/s), médias (Q = 8.854 m³/s) e altas (Q = 45.717 m³/s); cálculo dos volumes de
derrocamento; definição das áreas de bota-fora; método executivo do empreendimento; premissas da
estimativa de custos; e cronograma.
Durante a atividade de modelagem hidrodinâmica do Rio Tocantins, foram necessários
procedimentos de calibração especiais e levantamentos de dados adicionais (níveis d’água e vazões),
além das informações batimétricas disponibilizadas. Com base nessas informações recentemente
obtidas em campo e dentro da precisão dos levantamentos realizados, foi atualizado o perfil de lâmina
d’água correspondente ao cenário de águas baixas (perfil de projeto). A partir da comparação desta
superfície rebaixada em 3,0 metros (profundidade de projeto) com a batimetria do rio dentro do canal
navegável, foram calculados os volumes de derrocamento.
A modelagem hidrodinâmica contemplou aproximadamente 200 simulações (rodagens do
modelo), totalizando mais de 1.000 horas de trabalho computacional e incluindo métodos avançados
de calibração, utilizando informações obtidas de medições com ADCP para calibrar a viscosidade
turbulenta no modelo bidimensional. Após a calibração do modelo, foram realizadas simulações na
condição de estiagem com o canal derrocado para verificar se ocorria rebaixamento da lâmina d’água
em decorrência do derrocamento. Uma vez estabilizada a lâmina correspondente à profundidade de
3,0 m, foram calculados os volumes de desmonte.
O estudo de cada área a ser derrocada forneceu subsídios para o dimensionamento do plano
de fogo, equipamentos de perfuração, escavação, carregamento e transporte dos blocos de rocha. A
associação dos equipamentos, material e mão de obra necessários permitiu estimar os custos unitários
e totais para a execução do empreendimento, os quais constam no volume “Memorial de Cálculo”.
O volume de derrocamento calculado totalizou 1.284.220 m³. É o parecer técnico da UFPR
que a utilização da técnica de desmonte por explosivos, dentro das premissas estabelecidas deste
documento, é totalmente viável e eficaz para o nível de Anteprojeto de Engenharia.
Em síntese, foi estabelecido o prazo de 36 meses para a fase de execução do
empreendimento, sendo: um mês para mobilização, 22 meses produtivos de execução, 12 meses
improdutivos (período do defeso) e um mês para desmobilização. Considerou-se ainda, na estimativa
de custos, 24 meses para elaboração dos projetos básico e executivo de derrocamento e dos estudos
e ações necessárias ao licenciamento ambiental da obra.
Curitiba, julho de 2015.
______________________________________
Prof. Dr. Eduardo Ratton
Coordenador Geral
120
14. REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS
AHIMOR. Administração das Hidrovias da Amazônia Oriental. Cotas das réguas e níveis d’água
simultâneos levantados em abril de 2015. Dados fornecidos em maio de 2015.
ANA. Agência Nacional de Águas. Sistema de Informações Hidrológicas – Hidroweb. Dados
hidrológicos (cotas e vazões) da estação fluviométrica de Itupiranga (29200000), no Rio Tocantins.
2015.
BRANDÃO, J. L. B.; BRIGHETTI, G. Obras de Regularização de Leito. PHD 5023 – Obras
Fluviais. Escola Politécnica da Universidade de São Paulo. 2001.
CAMR. Parecer Técnico nº 10-17/2013. Centro de Sinalização Náutica Almirante Moraes Rego, da
Marinha do Brasil. Julho, 2013.
CB&I. Relatórios Técnicos – Projeto de Navegação do Rio Tocantins. 2013.
CHOW, VEN TE. Open Channel Hydraulics. McGraw-Hill. 1959.
Deltares. WL Delft Hydraulics. User Manual – DELFT-3D-FLOW. Hydro-Morphodynamics
Version: 3.15.26466, 2012.
DESSUREAULT, S. Rock Excavation - Curse Notes. University of Arizona. 2003.
DNIT. Departamento Nacional de Infraestrutura de Transportes. Fornecimento de dados e
informações por meio de documentos (DVD com dados dos projetos) e reuniões. Relatórios dos
estudos realizados por UMI-SAN (2013) e CB&I (2013). 2013.
GERRITSEN, H., GOEDE, E. D. DE, PLATZEK, F. W., GENSEBERGER, M., KESTER, J. A. T.
M. VAN, & UITTENBOGAARD, R. E. Validation Document DELFT3D-FLOW - A Software
System for 3D Flow Simulations. 2007.
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121
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122
15. ANEXOS
ANEXO 1 EQUACIONAMENTO DA MODELAGEM HIDRODINÂMICA COM DELFT3D
ANEXO 2 PARECERES TÉCNICOS DE EMPRESAS SOBRE PERFURATRIZES DISPONÍVEIS
NO MERCADO
ANEXO 3 PROJETO GEOMÉTRICO DO CANAL DE NAVEGAÇÃO
ANEXO 4 MDT ILUSTRANDO A CONFORMAÇÃO TOPO-BATIMÉTRICA DA REGIÃO DE
ESTUDO
ANEXO 5 MDT COM O NÍVEL D’ÁGUA PARA AS CONDIÇÕES DE ÁGUAS BAIXAS (Q =
1.898 M³/S), MÉDIAS (Q = 8.854 M³/S) E ALTAS (Q = 45.171 M³/S)
ANEXO 6 MDT COM O FUNDO DO CANAL PROJETADO E ÁREAS A SEREM
DERROCADAS
ANEXO 7 ÁREAS DE DERROCAMENTO E SUAS RESPECTIVAS ESPESSURAS DE CORTE
ANEXO 8 SEÇÕES TRANSVERSAIS COM ESPAÇAMENTO DE 20 METROS
124
ANEXO 1 – EQUACIONAMENTO DA MODELAGEM HIDRODINÂMICA COM
DELFT3D
O modelo usa métodos de diferenças finitas para a solução das equações hidrodinâmicas. As equações necessárias para calcular as quatro incógnitas da circulação hidrodinâmica, velocidade na direção x, velocidade na direção y, velocidade na direção z e elevação da superfície livre (u,v,w,, respectivamente), depende principalmente das equação da continuidade e do momento em diferentes direções.
Grade Curvilínea
O Delft3D oferece três sistemas de coordenadas na qual pode operar:
Sistema de coordenadas cartesianas (x,y,z);
Sistema de coordenadas curvilíneas ortogonais (ξ,η,σ); e
Sistema de coordenadas esféricas (λ,ϕ,σ).
Contornos de sistemas ambientais são naturalmente curvos, dificultando sua representação por grades retangulares. A representação de forma inadequada pode gerar erros de discretização significantes. Para redução destes erros pode ser utilizada a grade ortogonal curvilínea ou uma grade retangular de alta resolução. No sistema de coordenadas curvilíneas, os elementos (superfície livre; batimetria) são referenciadas em relação a um plano horizontal de referência. A Figura 1 esboça a diferença entre uma grade retangular e uma curvilínea.
Figura 1 - Exemplos de grade retangular e curvilínea
O Sistema De Camadas (Coordenadas σ)
Muitos modelos matemáticos empregam um sistema de gradeamento para interpretar a região de estudo, em geral essa grade é uma inflexível e retangular. Esse tipo de grade não representa bem os contornos de reservatórios, que normalmente apresenta contornos curvas. A irregularidade desses contornos podem gerar falhas expressivas na discretização do local. Para reduzir esses erros em contornos ortogonais são usadas coordenadas curvilíneas.
O eixo vertical consiste em camadas limitadas por planos sigma (σ), os quais não são necessariamente horizontais, no entanto, seguem a batimetria e o nível d’água. Através dessa representação para o eixo vertical, obtém-se uma aparência suavizada para a
batimetria. A Figura 2 ilustra um exemplo para coordenada σ.
125
Figura 2 - Coordenadas Sigma (σ) (https://www.meted.ucar.edu)
O número de camadas é constante em todo o domínio, independentemente da
profundidade local. O sistema de coordenadas σ é definido como:
𝜎 =𝑧−𝜁
𝑑+𝜁=
𝑧−𝜁
𝐻 (1)
Onde: z = a coordenada vertical no espaço físico;
ζ = elevação do nível d’água, acima do plano de referência (z = 0);
d = profundidade abaixo do plano de referência; e
H = profundidade local total (H = d + ζ).
No sistema de coordenadas σ, a coordenada vertical no fundo é definida como σ = -
1, e na superfície como σ = 0. O sistema de coordenadas σ é um sistema que se ajusta nas
fronteiras, tanto no fundo como na superfície livre. As derivadas parciais, no sistema de coordenadas cartesianas originais, são expressas em coordenadas por meio da regra da cadeia, introduzindo alguns termos adicionais (STELLING & VAN KESTER, 1994).
O domínio do fluxo no modelo 3D de águas rasas consiste em: plano horizontal para a área limitada composta de contornos abertos e fechados (terra); e em plano vertical (número de camadas). No sistema de coordenadas σ o número de camadas é o mesmo em todos os locais do plano horizontal. Para cada camada um conjunto de equações de conservação é resolvido (GARCIA, 2008).
A modelagem bidimensional é feita definindo somente uma camada.
Passo De Tempo
O passo de tempo é um parâmetro importante nas simulações computacionais. Ela influência diretamente no tempo de simulação. Por exemplo, uma simulação utilizando passo de tempo de 2 min levou 20 h para completar uma simulação de 6 meses, enquanto que a mesma simulação utilizando passo de tempo de 1 min levou aproximadamente 40 h para completar a mesma simulação (GARCIA, 2008). O passo de tempo computacional é verificado utilizando o valor do número de Courant (Cr).
𝐶𝑟 = ∆𝑡√(1
∆𝑥2 +1
∆𝑦2) (|�⃗� | + √𝑔𝐻) (2)
126
Onde: 𝐶𝑟 = número de Courant; ∆𝑡 = passo de tempo (s);
∆𝑥 = espaçamento médio longitudinal dos nós da malha (m); ∆y = espaçamento médio transversal dos nós da malha (m);
|V⃗⃗ | = módulo da velocidade da corrente (em geral na prática, este valor é
desprezível por ser muito menor que √gH );
𝐻 = profundidade média local (m); e
𝑔 = aceleração da gravidade (m/s²).
Geralmente, o número de Courant não deve exceder um valor de 10, mas por problemas de pequenas variações no espaço e tempo, o número de Courant pode ser assumido substancialmente maior (FLOW, 2011).
Equações da Quantidade de Momento na Direção Horizontal
As equações da quantidade de momento nas direções ξ e η são dadas por (FLOW, 2011):
𝜕𝑢
𝜕𝑡+
𝑢
√𝐺𝜉𝜉
𝜕𝑢
𝜕𝜉+
𝑣
√𝐺𝜂𝜂
𝜕𝑢
𝜕𝜂+
𝜔
𝐻
𝜕𝑢
𝜕𝜎+
𝑢𝑣
√𝐺𝜉𝜉√𝐺𝜂𝜂
𝜕√𝐺𝜉𝜉
𝜕𝜂−
𝑣2
√𝐺𝜉𝜉√𝐺𝜂𝜂
𝜕√𝐺𝜂𝜂
𝜕𝜉− 𝑓𝑣 =
−1
𝜌0√𝐺𝜉𝜉𝑃𝜉 + 𝐹𝜉 +
1
𝐻2
𝜕
𝜕𝜎(𝑣𝑉
𝜕𝑢
𝜕𝜎) + 𝑀𝜉 (3)
𝜕𝑣
𝜕𝑡+
𝑢
√𝐺𝜉𝜉
𝜕𝑣
𝜕𝜉+
𝑣
√𝐺𝜂𝜂
𝜕𝑣
𝜕𝜂+
𝜔
𝐻
𝜕𝑣
𝜕𝜎+
𝑢𝑣
√𝐺𝜉𝜉√𝐺𝜂𝜂
𝜕√𝐺𝜂𝜂
𝜕𝜉−
𝑢2
√𝐺𝜉𝜉√𝐺𝜂𝜂
𝜕√𝐺𝜉𝜉
𝜕𝜂+ 𝑓𝑢 =
−1
𝜌0√𝐺𝜂𝜂𝑃𝜂 + 𝐹𝜂 +
1
𝐻2
𝜕
𝜕𝜎(𝑣𝑉
𝜕𝑣
𝜕𝜎) + 𝑀𝜂 (4)
Onde: √𝐺𝜉𝜉 = coeficiente usado na transformação de coordenadas curvilíneas
para coordenadas retangulares;
√𝐺𝜂𝜂 = coeficiente usado na transformação de coordenadas curvilíneas para
coordenadas retangulares;
ξ = coordenadas no sistema cartesiano, longitude;
η = coordenadas no sistema cartesiano, latitude;
u = componente da velocidade integrada verticalmente na direção ξ; v = componente da velocidade integrada verticalmente na direção η; H = profundidade total da água;
σ = coordenada vertical;
f = parâmetro de Corilis; t = tempo. vV = coeficiente de viscosidade vertical.
Pη, Pξ = gradientes de pressão hidrostática;
Fη, Fξ = força devido aos fluxos turbulentos;
Mη, Mξ = contribuições devido a fontes externas;
As variações da densidade são negligenciadas, exceto nos termos de pressão
baroclínica, Pη e Pξ representam os gradientes de pressão. As forças Fη, Fξ na equação do
movimento representam o desequilíbrio na tensão horizontal de Reynolds. A velocidade vertical w do sistema de coordenadas σ é calculada com base na equação da continuidade.
127
Mη, Mξ representam as contribuições externas (fontes ou sumidouros) – forças externas
devido a estruturas hidráulicas externas, descarga ou fonte de água, cisalhamento devido a ondas, etc (Gerritsen et al., 2007).
Equação da Continuidade
A equação da continuidade é dada por (FLOW, 2011):
𝜕𝜁
𝜕𝑡+
1
√𝐺𝜉𝜉√𝐺𝜂𝜂
𝜕[(𝑑+𝜁)𝑈√𝐺𝜂𝜂]
𝜕𝜉+
1
√𝐺𝜉𝜉√𝐺𝜂𝜂
𝜕[(𝑑+𝜁)𝑉√𝐺𝜉𝜉]
𝜕𝜂= 𝑄 (5)
Onde: √𝐺𝜉𝜉 = coeficiente usado na transformação de coordenadas curvilíneas
para coordenadas retangulares (√𝐺𝜉𝜉 é igual o raio da Terra vezes o cosseno da latitude);
√𝐺𝜂𝜂 = coeficiente usado na transformação de coordenadas curvilíneas para
coordenadas retangulares (√𝐺𝜂𝜂 é o raio da Terra);
ξ = coordenadas no sistema cartesiano, longitude;
η = coordenadas no sistema cartesiano, latitude;
U = componente da velocidade integrada verticalmente na direção ξ; V = componente da velocidade integrada verticalmente na direção η; d = profundidade da água abaixo do plano de referência; Q = contribuição por unidade de área devido à descarga.
Hipótese de Pressão Hidrostática
O sistema em estudo, pelas equações de águas rasas, a equação vertical para o momento é restringida à equação de pressão hidrostática. As acelerações verticais devido aos efeitos de flutuabilidade, assim como aquelas devidas às rápidas variações da topografia de fundo (batimetria) não são consideradas. Portanto, para a direção vertical (FLOW, 2011):
𝜕𝑃
𝜕𝜎= −𝜌𝑔𝐻 (6)
Após a integração, a pressão hidrostática é dada por:
𝑃 = 𝑃𝑎𝑡𝑚 + 𝑔𝐻 ∫ 𝜌(𝜉, 𝜂, 𝜎′, 𝑡)𝑑𝜎′0
𝜎 (7)
Adotando-se a densidade da água como sendo constante e considerando a pressão atmosférica, o gradiente de pressão (gradiente de pressão barotrópico) tem-se (FLOW, 2011):
1
𝜌0√𝐺𝜉𝜉𝑃𝜉 =
𝑔
√𝐺𝜉𝜉
𝜕𝜁
𝜕𝜉+
1
𝜌0√𝐺𝜉𝜉
𝜕𝑃𝑎𝑡𝑚
𝜕𝜉 (8)
1
𝜌0√𝐺𝜂𝜂𝑃𝜂 =
𝑔
√𝐺𝜂𝜂
𝜕𝜁
𝜕𝜂+
1
𝜌0√𝐺𝜂𝜂
𝜕𝑃𝑎𝑡𝑚
𝜕𝜂 (9)
128
Componente Vertical da Velocidade
A componente vertical da velocidade (ω) no sistema de coordenadas sigma pode ser
escrita na equação da continuidade da seguinte forma (FLOW, 2011):
A velocidade vertical ω é definida em relação às isolinhas s. A velocidade vertical em
coordenadas cartesianas (w) pode ser escrita em função das componentes horizontais da
velocidade, da profundidade da coluna de água, da elevação da superfície livre e da
componente de velocidade ω como:
Parâmetro de Coriolis
O parâmetro de Coriolis (f) depende da latitude geográfica (ϕ) e da velocidade
angular de rotação da Terra, Ω: f = 2Ω sinϕ (FLOW, 2011).
Tensões de Reynolds
As forças Fξ e Fη nas equações de quantidade de movimento representam o desequilíbrio da tensão horizontal de Reynolds. Os gradientes verticais são obtidos ao
longo do plano σ, Fξ e Fη são dados por (FLOW, 2011):
𝐹𝜉 =1
√𝐺𝜉𝜉
𝜕𝜏𝜉𝜉
𝜕𝜉+
1
√𝐺𝜂𝜂
𝜕𝜏𝜉𝜂
𝜕𝜂 (10)
𝐹𝜂 =1
√𝐺𝜉𝜉
𝜕𝜏𝜂𝜉
𝜕𝜉+
1
√𝐺𝜂𝜂
𝜕𝜏𝜂𝜂
𝜕𝜂 (11)
Equação da Variação de Densidade
O modelo Delft utiliza uma relação empírica para estabelecer uma relação da densidade da água (ρ) em função da salinidade (s), em ppt, da temperatura (T), em °C, e
sendo que α0 = 0,6980 (FLOW, 2011):
𝜌 =1000 𝑃0
𝜆+𝛼0𝑃0 (12)
𝜆 = 1779,5 + 11,25𝑇 − 0,0745𝑇2 − (3,8 − 0,01𝑇)𝑠 (13)
𝑃0 = 5890 + 38𝑇 − 0,375𝑇2 + 3𝑠 (14)
129
ANEXO 2 – PARECERES TÉCNICOS DE EMPRESAS SOBRE PERFURATRIZES
DISPONÍVEIS NO MERCADO
Dispomos de perfuratrizes maiores que a COP 1240 mas em razão da aplicação entendemos ser a 1240 a melhor escolha, em razão de seu custo beneficio. A aplicação da perfuratriz hidráulica, prende-se ao fato da alta produtividade em relação a perfuração pneumática, menor consumo de Diesel, menor consumo de lubrificantes. Algumas considerações: Perfuratriz hidráulica, menor consumo de diesel, maior produtividade, mais acentuada quando perfura-se em 3,5”, numa proporção mínima de 30m/h hidráulica contra 10m/h pneumática, de capacidade nominal, não esqueça que precisa descontar a perda de tempo com a troca de hastes, brocas, etc. Outra dificuldade é que ter-se-á que perfurar com revestimento , com a pneumática isto torna-se mais difícil, em razão da coluna d’água teremos que utilizar ferramentas mais robustas , o que fica impossível com a pneumática. Com a hidráulica teremos uma economia no ferramental de perfuração em 25% , pois a vida útil destas ferramentas é maior com as hidráulicas Consumo de óleo lubrificante para as perfuratrizes hidráulicas em torno de 3L para turno de 10 hs de trabalho , contra um consumo de 12L na pneumática Meio ambiente , o óleo lubrificante utilizado na perfuratriz hidráulica dissipa-se na coluna de perfuração, enquanto que na pneumática o mesmo é lançado na superfície Em tratando-se de que a maior dificuldade na execução dos trabalhos é a fixação do flutuador , a perfuração hidráulica é a mais conveniente , pois esta atividade será executada num prazo muito menor que a pneumática em razão de sua produtividade. A manutenção numa perfuratriz hidráulica é menor que em uma pneumática Lara
130
VALMON CONSULTORIA E TREINAMENTO
PROF. VALDIR COSTA E SILVA
LAUDO TÉCNICO
Ouro Preto, 13/04/2015.
Perfuratrizes hidráulicas
No final da década de 60 e início da década de 70 houve um grande avanço tecnológico na
perfuração de rochas com o desenvolvimento dos martelos hidráulicos.
Uma perfuratriz hidráulica consta basicamente dos mesmos elementos construtivos de uma
pneumática. A diferença mais importante entre ambas é que no lugar de se utilizar ar comprimido, gerado por
um compressor acionado por um motor diesel ou elétrico, para o acionamento do motor de rotação e para
produzir o movimento alternativo do pistão do martelo, utiliza-se um grupo de bombas que acionam estes
componentes.
As razões pela qual as perfuratrizes hidráulicas possuem uma melhor tecnologia sobre as
pneumáticas são as seguintes:
menor consumo de energia: as perfuratrizes hidráulicas consumem apenas 1/3 da energia, por metro
perfurado, em comparação com os equipamentos pneumáticos;
menor desgaste da broca de perfuração;
maior velocidade de penetração: a energia liberada em cada impacto do martelo é superior a do martelo
pneumático, resultando em maiores taxas de penetração;
melhores condições ambientais: a ausência de exaustão de ar resulta em menores níveis de ruído
quando comparadas com perfuratrizes pneumáticas;
maior flexibilidade na operação: é possível variar a pressão de acionamento do sistema, a energia por
impacto e a frequência de percussão do martelo;
maior facilidade para a automação: os equipamentos são muito mais aptos para a automação das
operações, tais como a troca de haste e mecanismos antitravamento da coluna de perfuração.
Redução do custo de mão de obra: é necessário apenas o operador da perfuratriz, sem a necessidade
de um auxiliar.
Uma perfuratriz hidráulica equivale, em termos de produtividade, a 2,5 a uma pneumática.
Embora o custo de aquisição da perfuratriz (CAPEX) seja maior do que a pneumática, o custo operacional
(OPEX) é bem menor, devido a alta produtividade da hidráulica que contribui para uma execução da obra
131
em um menor tempo, desde que o gargalo do desmonte subaquático é a perfuração, já que as outras
operações tais como detonação e escavação dependem da execução da perfuração (operação cíclica) .
Pela perfuratriz pneumática não possuir cabine com ar condicionado e comando por joysticks,
a estafa do operador interfere diretamente na produtividade.
A presença do medidor de profundidade (profundímetro) permite determinar o comprimento
exato do furo, o que se traduz em economia por evitar que operador da perfuratriz fure acima do
estabelecido pelo projeto.
Escavação com Clam Shell
Utilizado no Brasil desde os anos 1970, o clamshell é um equipamento amplamente empregado
para escavação do solo na execução de paramentos com paredes-diafragma, figura 1.
Figura 1 - Fechamento das mandíbulas do clamshell é feito por acionamento mecânico ou hidráulico.
Com baixo custo de operação, o clamshell pode estar livremente suspenso ou ser acoplado às
barras kelly (hastes de metal que suportam e dirigem o clamshell). A ferramenta também pode ser acoplada
a guindastes convencionais de esteiras ou a equipamentos especialmente desenhados para operá-la. O
fechamento das conchas ou mandíbulas que fazem a remoção da rocha é passível de ser feito tanto por
acionamento mecânico (com roldanas) como hidraulicamente.
Os equipamentos a serem utilizados devem ser dimensionados de acordo com o plano de fogo a
ser executado e que garanta o fluxo de derrocagem. O carregamento dos fragmentos precisa estar provido
com um sistema de içamento e caçambas que suportem as dimensões médias adquiridas no desmonte até
as profundidades determinadas.
É de fundamental importância que todo conjunto de maquinário possua uma produtividade
necessária para a dragagem da bancada fragmentada de modo que haja uma detonação calculada “in situ”
que deve ser transportado até o ponto de deposição ou bota-fora, locais definidos em planta pelo executante.
Da mesma maneira, o transporte desse material deve estar dimensionado para a mesma frequência de
detonações.
132
As vantagens associadas à escolha do clam shell para a execução de serviços de contenção e
fundações são as seguintes:
Escavação e carga do material detonado com guindaste sobre esteiras (posicionado sobre flutuante);
Versatilidade na escavação de rochas de natureza e resistência variadas, sendo necessária apenas
a substituição dos dentes acoplados às rodas e correntes de corte;
Alta produtividade associada ao seu sistema de escavação que, aliado à instrumentação, permite um
avanço com controle em tempo real de parâmetros como: torque nas rodas de corte, força, potência
e profundidade, informações importantes para um melhor desempenho do equipamento durante a
escavação (figura 2);
Figura 2 - Instrumentação para com controle real dos parâmetros.
Qualidade na execução dos serviços associada a um sofisticado controle eletrônico que garante
uma maior produtividade, conferidos e corrigidos em tempo real, quando necessário, pelo operador;
Redução dos níveis de ruídos e vibrações durante a execução dos serviços.
O equipamento Clam Shell apresenta vantagens em relação a outros equipamentos de escavação
(Bucket Wheel e Crab Dredger) por escavar fragmentos de rochas de até 80 cm, enquanto a Bucket Wheel
de até 60 cm e a Crab Dredger escavava fragmentos de no máximo 30 cm. O que significa uma menor razão
de carregamento (gramas de explosivos por tonelada de rocha escavada).
Razão de Carregamento (RC)
A razão de carregamento é a relação entre a quantidade de explosivo utilizada para fragmentar um
m3 de rocha ou uma tonelada, segundo as relações:
)/( 3mgV
CTRC
133
)/( tgV
CTRC
r
onde:
CT é a quantidade de explosivo por furo.
V é o volume de rocha escavado, que pode ser expresso por:
V = malha x altura do corte.
r = densidade da rocha a ser escavada.
Uma baixa razão de carregamento não se traduz em economicidade do projeto, pois se a
fragmentação da rocha não for compatível com o equipamento de carregamento, a produtividade na etapa de
escavação será comprometida, gerando um maior custo na operação.
Os resultados em cada um dos desmontes devem ser satisfatórios, pois, a fragmentação secundária
é difícil e onerosa, por isso que nos desmontes subaquáticos os consumos específicos de explosivo são de 3
a 6 vezes maiores que os utilizados em desmonte a céu aberto. Normalmente, utiliza-se uma razão de
carregamento de 0,5 a 2,5 kg/m3.
Os explosivos e os sistemas de iniciação têm que ser resistentes a água e a pressão hidrostática
para que os mesmos não falhem. Pode-se utilizar explosivos bombeados que são mais baratos e contribuem
para uma operação mais rápida na colocação das cargas nos furos.
134
(4) Derrocagens Fluviais:
As necessidades de intervenções com remoções de rochas, arenitos e troncos de madeira que
formam paliteiros, são específicas e representam grandes problemas em diversas hidrovias, pois criam
ilhas e assoreamento dos canais de navegação impactando e até mesmo impedindo a navegação nos
meses de águas baixas.
Estes serviços devem ser priorizados para garantir transformar cada rio em hidrovia fluvial.
São serviços prioritariamente executados nos meses de águas baixas, para maior eficácia e otimização
dos recursos empregados.
Necessitam de emprego de grandes guindastes embarcados em balsas de convés, ou
instalados fixos, como cábreas, assim dedicadas aos serviços fluviais. Estas operações requerem
disponibilidade de diversos acessórios, tais como caçambas volumétricas para remoções de materiais
particulados, de garras para rochas e de gatos para com laços de cabos de aço, permitirem as remoções
de troncos de arvores. Estas remoções requerem diversas ações previas, incluindo as perfurações e
fragmentação das rochas e arenitos, inclusive com detonações de explosivos. Também ocorrem
necessidades de emprego de marteletes hidráulicos nas rochas e arenitos e de cortes com motosserras
de partes dos troncos, antes e durante as remoções. Parte destes serviços devem ser executados com
águas altas, para permitir acesso nas ocorrências, notadamente para perfurações das rochas e
preparações para as operações de detonações futuras nos meses de águas baixas.
Exemplo de Guindaste de Treliça com Caçamba, instalado em Balsa de Convés.
135
Assim estes serviços requerem grande planejamento prévio e inevitáveis intervenções de
correções no próximo ano, após as remoções nas águas baixas dos materiais desagregados. As
perfuratrizes de rochas devem operar embarcadas em balsas de convés, operarem nos meses de aguas
altas e ainda permanecerem mobilizadas na região para reutilização no ano seguinte nas inevitáveis
necessidades de termino dos serviços.
A antecipação de todas as ações e suprimentos de equipamentos e insumos com reservas,
representam grande desafio para serviços na Amazônia. Extensivo planejamento e antecipada
mobilização são essenciais e devem preceder aos períodos de disponibilidade operacional nas obras.
As cábreas ou balsas guindastes requerem apoio de balsas de transportes dos materiais
removidos, apoiadas por seus empurradores. Para operações de curta distância serão mais adequadas
balsas de convés de pequeno porte como modelos de 250 tpb, com operação de descarga por lastragem
assimétrica controlada desde o empurrador. Assim conseguiremos rápida e eficiente operação com
redução da frota para cerca de 3 balsas e um empurrador para cada dupla de guindaste em serviço. As
capacidades devem ser confirmadas após avaliações das distâncias desde as remoções até a área de
descarga dos materiais. A operação de banda assimétrica é rápida e econômica, sendo mais fácil e
segura com pequenas balsas de convés. O escorregamento na descarga do material poderá ser
auxiliado pela ação de jato d´agua desde o empurrador, com canhão d´agua e mangueiras do sistema
de incêndio. Todas estas embarcações são disponíveis na região amazônica e são fabricadas por
estaleiros regionais. Devemos requerer e assim especificar empurradores de baixo calado, dotados de
dupla propulsão, preferencialmente com bom controle direcional, providos de propulsores azimutais,
tipo bomba a jato, ou em caso com lemes, tendo sistema de acionamento eletro-hidráulico, pois as
manobras devem ocorrer em áreas restritas com grande frequência, independente das permanentes
correntezas.
Como referência indicamos as características de Balsa de
Convés de 500 toneladas de porte bruto, com resistência de 5t/m²,
adequadas para esta aplicação.
Comprimento 43,20m
Boca 12,20m
Pontal 1,60m
Calado 1,30m
Área do Convés de Carga 403m².
Nos serviços de limpezas finais, nas margens e áreas durante os meses de águas baixas,
podemos considerar emprego de grandes retroescavadeiras embarcadas em balsas de convés, sempre
atentando aos períodos mais reduzidos de suas eficácias, frente aos maiores alcances das caçambas
suspensas por cabos de aço.
Adicionalmente as embarcações de serviço direto, serão necessárias embarcações de apoio,
com alojamento dos operadores, suprimentos de todos insumos, desde alimentação, combustível,
componentes e serviços de manutenção. Devemos considerar ainda, balsas de alojamento, balsa
oficina e balsa de combustível, bem como lanchas para apoio local e de empurradores e barcos de
suprimento, tudo interligado por eficiente sistema de rádio comunicação entre todos na frente de
operações e administração do projeto obra.
136
O planejamento deverá considerar diversos períodos sazonais para as atividades, pois os
anos hidrológicos são diferentes desde seus meses e notadamente de intensidades das altas e baixas
dos níveis d’água. Somente com diversos períodos subsequentes, teremos acessos necessários nas
águas altas e baixas para executar estes complexos serviços fluviais, notadamente estes
derrocamentos e remoções de troncos de paliteiros, abrindo efetivamente as hidrovias na Amazônia.
(5) Resumo:
As dragagens na Amazônia requerem grandes e antecipados planejamento e mobilização de
equipamentos, pessoal e especial apoio logístico, tudo ajustado aos regimes sazonais dos níveis
d’agua. A disponibilidade de adequado levantamento batimétrico, georeferenciado com precisão
submétrica por sistema DGPS ou por sistema lazer instalado localmente, são requisitos
imprescindíveis.
A composição dos equipamentos e embarcações devera ter combinação definida
especificamente para cada serviço, empregando dentre as alternativas regionais;
A - Dragas de sucção e recalque, com seus dutos e flutuadores de descarga,
B - Guindastes treliçados embarcados em balsas de convés, para operar com caçambas,
pinças e gatos,
C - Balsas de convés para o transporte de material dragado, preferencialmente dotada de
sistema próprio de lastro assimétrico, com acionamento por energia externa,
D - Empurradores de Apoio, de dupla e eficientes sistemas de propulsão e governo, dotados
de fonte de energia para alimentação das bombas de lastro das balsas de transporte e descarga
assimétrica,
E - Equipamentos completos de perfuração e desmonte de rochas (martelos hidráulicos),
arenitos e ações em madeiras, instalados embarcados em pequenas balsas de convés, para acesso
restrito nas áreas de intervenção,
F - Escavadeiras hidráulicas, embarcadas em pequenas balsas de convés, para as limpezas
finais e de acesso nas áreas de trabalho,
G - Empurradores com adequado sistema DGPS e de batimetria multifeixe para operar com
sistema de operação das pranchas dragas de arrasto para os serviços de manutenções.
Os tamanhos finais e suas quantidades, dependem do estudo e planejamento dos
serviços em longo prazo de suas execuções e manutenções para criar e manter as hidrovias,
grande necessidade para o Brasil e desafio permanente na Amazônia.
137
ELTON LIMA CONSULTORIA & CIA LTDA
Assunto: Projeto Pedral Lourenço
Mediante todos os desafios técnicos que o projeto para derrocamento do Pedral do Lourenço demandará, na Hidrovia do Tocantins no Pará, mantemos nosso posicionamento técnico quanto a utilização de guindastes treliçado sobre esteiras de ciclo dinâmico para as operações de dragagem conforme informações a seguir:
1) Condições Operacionais
Após o processo de implosão da rocha, no trecho de 43km de extensão, prevemos a
movimentação de blocos de rocha com as seguintes condições operacionais:
Diâmetro da rocha: 1,5m de diâmetro
Densidade da rocha 1,7t/m³
Raio de operação do guindaste: 20,0m
2) Guindaste 6180HDSL
Consideramos a utilização do
guindaste treliçado sobre esteiras
Sennebogen, Lança com comprimento
aproximado de 24,0m, queda livre nos
guincho principal e contrapeso traseiro
máximo. Nestas condições o guindaste
poderá efetuar o içamento de 30 toneladas
de rocha no raio operacional de 19,20
metros.
Este tipo de guindaste é
necessário, pelo fato de possuir
características estruturais e hidráulicas para
Clico Dinâmico, ou seja, para operações
que demandarão altíssimo nível de vibração
e esforço estrutural, e também exigirão
maior velocidade de giro e subida/descida
de carga e também maior resistência
mecânica nos cabos de aço, sistema de
polias e rodantes.
Além disso, como a operação ocorrerá em região remota, a utilização deste tipo de guindaste
proporcionará alta produtividade e confiabilidade, resultando em um maior volume de rocha a ser
movimentada por dia e também na disponibilidade do equipamento na obra.
a) Profundidade do Rio
Devido a profundidade do Rio, fica inviável atuar com a escavadeira no leito do
rio de forma convencional, como realizado em operações de mineração e terraplanagem.
Com isso a operação precisará ser realizada com a escavadeira sobre balsa, reduzindo
assim sua força de escavação.
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b) Capacidade e Volume da carga
Considerando a utilização de 01 escavadeira de 46,5t de capacidade sobre balsa,
ela poderá acessar tranquilamente o leito do rio até a profundidade máxima de 7,0m. Porém
utilizando esta escavadeira, a mesma atuará com uma caçamba (concha) de 2,2m³ de
volume, reduzindo drasticamente a produtividade da obra.
c) Relação guindaste x escavadeira
Admitindo inicialmente 01 clico de carga e descarga de 5 minutos, teremos os cenários abaixo:
Para atingir a mesma produtividade diária do guindaste Sennebogen, seria
preciso utilizar no mínimo 08 escavadeiras de 46,5t. Além do custo aproximado de R$
8 milhões para a compra das 08 unidades, será preciso considerar custos adicionais
de 08 balsas, equipamentos e equipe de apoio.