ANTEPROJETO DE DERROCAMENTO HIDROVIA DO … · tabela 12 – identificaÇÃo das Áreas delimitadas...

ANTEPROJETO DE DERROCAMENTO

HIDROVIA DO TOCANTINS

VERSÃO FINAL PARA LICITAÇÃO

JULHO

2015

ANTEPROJETO DE DERROCAMENTO

HIDROVIA DO TOCANTINS

VERSÃO FINAL PARA LICITAÇÃO

JULHO / 2015

i

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


Ambiental

Modelagem Hidrodinâmica

JULIO WERNER

CREA: PR 123.988/D

Eng. Ambiental


Ambiental

Modelagem Hidrodinâmica

EDU JOSÉ FRANCO

CREA: 25.802/D

Eng. Civil


Ambiental

Método de Derrocamento e


HECTOR GUILHERME BARSOTTI

CREA: PR 136.933/D

Eng. Civil

Mestrando Eng. de Rec. Hídricos e

Ambiental


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.

4

Figura 1 – localização do empreendimento.

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.

7

FIGURA 4 – MORFOLOGIA DO LEITO DO RIO TOCANTINS NA REGIÃO DOS PEDRAIS.

Rio Tocantins

FIGURA 4

8

FIGURA 5 – EXEMPLO DE SEÇÃO TRANSVERSAL NA REGIÃO DOS PEDRAIS.

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 -


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 -


Baixa 0,3 B 0,2 B

moderada > 0,5 - 1,5

Alta 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 -


Baixa 0,2 B 0,2 B

forte > 3

Alta 0,1 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 -


Baixa 0,3 B 0,3 B

Taludes íngremes e duros, estruturas

Alta 1,3 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.


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.


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:


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:


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.


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.


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]


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]


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

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ÁLC

ULO

[m

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E [m

³]

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A

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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

EA D

E C

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(MES

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

EA D

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³]

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ES)

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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ES)

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.

114

12. CRONOGRAMA

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.

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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

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DESSUREAULT, S. Rock Excavation - Curse Notes. University of Arizona. 2003.

DNIT. Departamento Nacional de Infraestrutura de Transportes. Fornecimento de dados e

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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.

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HEC – Hydrologic Engineering Center. HEC-RAS River Analysis System, User’s Manual, Version 4.1.

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ICORELS – International Commission for the Reception of Large Ships. Report of Working Group

IV. PIANC Bulletin No. 35, Supplement, 1980.

JIMENO, C.L. Drilling and Blasting of Rocks. Madrid: Ed. Brookfield. 1995.

MACMAHAN, J., & RENIERS, A. Riverine Flow Observations and Modeling: Sensitivity of

DELFT3D River Model to Bathymetric Variability. 2010.

121

PIANC. Relatório PTC II-30: Approach Channels, Preliminary Guidelines. Permanent

International Association of Navigation Congresses (PIANC) – International Association of Ports

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SARFARAZ A., ABDUL M.M. Application of 2D Morphological Model to Assess the Response of

Karnafuli River Due to Capital Dredging. Journal of Water Resources and Ocean Science. 2013.

UFPA. Projeto Básico de Derrocamento do Rio Tocantins. 2009.

UMI-SAN. Levantamentos Hidrográficos, Rio Tocantins (PA) – Fase 2. Serviços de Apoio à

Navegação e Engenharia Ltda. Fevereiro, 2013.

WILLIAMS, R.D.; BRASINGTON, J.; HICKS, M.; MEASURES, R.; RENNIE, C.D.; VERICAT,

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continuous ADCP data. Water Resources. Res., 49, 5183–5205, doi:10.1002/wrcr.20391. 2013.

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


𝜕√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


𝜕√𝐺𝜂𝜂

𝜕𝜉−

𝑢2


𝜕√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


𝜕[(𝑑+𝜁)𝑈√𝐺𝜂𝜂]

𝜕𝜉+

1


𝜕[(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

[email protected]

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.

ANTEPROJETO DE DERROCAMENTO HIDROVIA DO … · tabela 12 – identificaÇÃo das Áreas delimitadas...

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