Download PDF
ads:
UNIVERSIDADE DE SÃO PAULO
DEPARTAMENTO DE HIDRÁULICA E SANEAMENTO
ANDRÉ LUIZ ANDRADE SIMÕES
Considerações sobre a hidráulica de vertedores em degraus
Metodologias adimensionais para pré-dimensionamento
São Carlos
2008
ads:
Livros Grátis
http://www.livrosgratis.com.br
Milhares de livros grátis para download.
ANDRÉ LUIZ ANDRADE SIMÕES
Considerações sobre a hidráulica de vertedores em degraus
Metodologias adimensionais para pré-dimensionamento
Dissertação apresentada ao Departamento
de Hidráulica e Saneamento da Escola de
Engenharia de São Carlos da Universidade
de São Paulo como parte dos requisitos
para obtenção do título de mestre em
Hidráulica e Saneamento.
Orientador: Prof. Dr. Rodrigo de Melo Porto
São Carlos
2008
ads:
AUTORIZO A REPRODUÇÃO E DIVULGAÇÃO TOTAL OU PARCIAL DESTE
TRABALHO, POR QUALQUER MEIO CONVENCIONAL OU ELETRÔNICO,
PARA FINS DE ESTUDO E PESQUISA, DESDE QUE CITADA A FONTE.
Ficha catalográfica preparada pela Seção de Tratamento
da Informação do Serviço de Biblioteca – EESC/USP
Simões, André Luiz Andrade
S593c Considerações sobre a hidráulica de vertedores em
degraus : metodologias adimensionais para pré-
dimensionamento / André Luiz Andrade Simões ; orientador
Rodrigo de Melo Porto. –- São Carlos, 2008.
Dissertação (Mestrado-Programa de Pós-Graduação e Área
de Concentração em Hidráulica e Saneamento) –- Escola de
Engenharia de São Carlos da Universidade de São Paulo,
2008.
1. Vertedores em degraus. 2. Dissipação de energia.
3. Bacias de dissipação. I. Título.
Ao meu filho querido, Andrezinho.
AGRADECIMENTOS
À Coordenação de Aperfeiçoamento de Pessoal de Nível Superior - CAPES, pela
bolsa de mestrado concedida durante o período do curso.
Especialmente, ao Professor Rodrigo de Melo Porto, por quem tenho grande
admiração. Agradeço pela oportunidade de ser seu orientado, pela primorosa leitura e
orientação deste trabalho, pelos valiosos ensinamentos e apoio durante o curso, etc.
Aos Professores Hans George Arens e Edson Cezar Wendland, pela participação no
Exame de Qualificação com importantes sugestões.
Aos Professores Podalyro Amaral de Souza e Harry Edmar Schulz, por participarem
da banca examinadora com importantes comentários e sugestões.
Ao Prof. Marcelo G. Marques, do IPH – UFRGS, por contribuir gentilmente com
material bibliográfico de grande relevância para este trabalho.
Ao Prof. Willi H. Hager e ao estudante de doutorado Michael Pfister, do VAW, ETH,
Zurich, pelos importantes esclarecimentos prestados, bem como pelo material bibliográfico de
grande relevância.
Ao Prof. Hubert Chanson, da Universidade de Queensland, Brisbane, Austrália, pelos
importantes esclarecimentos prestados, assim como pelo material bibliográfico de grande
utilidade.
Ao Prof. Eudes J. Arantes, pelos importantes esclarecimentos sobre a sua tese.
Aos funcionários da oficina mecânica da EESC, pela confecção do modelo didático
em acrílico que aparece em algumas figuras deste trabalho.
Aos amigos que ganhei com esta etapa da vida.
Aos funcionários do Departamento de Hidráulica e Saneamento e da EESC/USP.
Aos Professores e amigos Michel Sahade Darzé, Erundino Pousada Presa e Jorge
Eurico Ribeiro Matos, da UNIFACS/UFBA. Ao amigo Ivan Silvestre Paganini Marin, pela
ajuda na recuperação dos arquivos revisados.
Finalmente, de forma especial, agradeço aos meus pais, pelo apoio indispensável, ao
meu querido irmão Tiago Simões, ao meu filho André Simões, preciosidade da minha vida, e
a Talita, companheira de todos os momentos.
Todo corpo continua em seu estado de repouso
ou de movimento uniforme em uma
linha reta, a menos que ele
seja forçado a mudar
aquele estado por
forças imprimidas
sobre ele.
Sir Isaac Newton (1642-1727)
Sir Isaac Newton’s Mathematical Principles
of Natural Philosophy and his System of the world (1686).
SUMÁRIO
LISTA DE FIGURAS i
LISTA DE TABELAS viii
LISTA DE SÍMBOLOS ix
RESUMO xvi
ABSTRACT xvii
1 INTRODUÇÃO 1
1.1 CARACTERÍSTICAS FÍSICAS DE VERTEDOUROS E
CANAIS EM DEGRAUS 4
1.2 JUSTIFICATIVA 6
2 OBJETIVOS 8
3 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA 10
3.1 HISTÓRICO 10
3.1.1 Uso de CCR na Construção de Barragens 11
3.2 REGIMES DE ESCOAMENTO 13
3.2.1 Generalidades 13
3.2.2 Escoamentos em Quedas Sucessivas (Nappe Flow) 15
3.2.2.1 Critérios para a previsão da ocorrência do escoamento em
quedas sucessivas 17
3.2.2.2 Caracterização do Escoamento em Quedas Sucessivas 22
3.2.2.3 Transição entre os sub-regimes NA1, NA2 e NA3 24
3.2.2.4 Oscilações e dispositivos ventiladores 25
3.2.2.5 Características do escoamento com ressalto hidráulico (NA1) 27
3.2.2.6 Dissipação de energia (NA1) 30
3.2.2.7 Escoamento com ressalto hidráulico parcialmente
desenvolvido (NA2) 35
3.2.2.8 Generalidades sobre o escoamento sem ressalto hidráulico (NA3) 35
3.2.2.9 Dissipação de energia (Sub-regime NA3) 37
3.2.2.10 Esforços hidrodinâmicos sobre os degraus 40
3.2.2.11 Altura dos muros laterais 44
3.2.3 Escoamento de Transição (Transition Flow) 46
3.2.3.1 Características do escoamento de transição 46
3.2.3.2 Cálculo da Posição de Início da Aeração 51
3.2.3.3 Discussão sobre instabilidades e critérios de projeto 52
3.2.4 Escoamento Deslizante sobre Turbilhões (Skimming Flow) 52
3.2.4.1 Caracterização do Escoamento Deslizante sobre Turbilhões 53
3.2.4.2 Início do Escoamento Deslizante sobre Turbilhões
(Critérios para identificação dos diferentes regimes de escoamento) 57
3.3 AERAÇÃO DO ESCOAMENTO DESLIZANTE SOBRE TURBILHÕES 60
3.3.1 Considerações Gerais 60
3.3.2 Uma breve Descrição do Fenômeno 61
3.3.3 Cálculo da Posição de Início da Aeração 66
3.3.4 Concentração média de Ar no Escoamento 74
3.3.5 Perfis de concentração de ar 80
3.4 DISTRIBUIÇÃO DE VELOCIDADES EM ESCOAMENTO DESLIZANTE
SOBRE TURBILHÕES 83
3.5 CAVITAÇÃO 87
3.5.1 Uma breve descrição do fenômeno e generalidades 87
3.5.2 Distribuição de pressões e cavitação incipiente em vertedouros em degraus 92
3.6 DISSIPAÇÃO DE ENERGIA 97
3.6.1 Generalidades 97
3.6.2 Fator de Resistência de Darcy-Weisbach 98
3.6.3 Coeficiente de Manning-Strickler 107
3.6.4 Avaliação da Dissipação de Energia 107
3.7 ESCOAMENTO QUASE-UNIFORME EM VERTEDORES
EM DEGRAUS 116
3.8 TÓPICOS ESPECÍFICOS RELACIONADOS AO PROJETO
DE VERTEDORES EM DEGRAUS (Skimming Flow) 118
3.8.1 Algumas características de ressaltos hidráulicos
a jusante de vertedores em degraus 119
3.8.2 Escoamento mergulhante (plunging flow) em vertedores em degraus 123
3.8.2.1 Condições de escoamentos mergulhantes 124
3.8.2.2 Comprimento da região de recirculação em escoamentos
mergulhantes 126
3.8.2.3 Decaimento do perfil de velocidades 128
3.8.3 Perfil da superfície livre e Altura dos muros laterais 129
3.8.4 Projeto da soleira padrão e degraus com alturas variáveis 133
3.8.5 Aeradores de fundo e dispositivos para redução de spray 134
3.8.5.1 Estudos experimentais (VAW, ETH Zurich) 134
3.8.5.2 Simulações numéricas (EESC, USP) 148
3.8.6 Geometrias não convencionais e vertedores em degraus 150
3.8.6.1 Defletor implantado na base de um vertedor em degraus
(TOZZI, 1992) 150
3.8.6.2 Estudo experimental em modelo físico com degraus espaçados 151
3.8.6.3 Degraus inclinados e com soleira terminal 152
3.8.6.4 Canais em degraus com manipuladores de turbulência 157
3.8.7 Breves considerações sobre efeitos de escala em vertedores em degraus 159
3.8.8 Breves considerações sobre a re-oxigenação da água 160
4 MATERIAIS E MÉTODOS 165
4.1 CONSTRUÇÃO DO MODELO MATEMÁTICO UTILIZADO 165
4.1.1 Considerações Iniciais 165
4.1.2 Equacionamento Dimensional 166
4.1.3 Equacionamentos Adimensionais 171
4.1.3.1 Primeira forma adimensional da equação 207 173
4.1.3.2 Segunda forma adimensional da equação 207 175
4.1.4 Solução das Equações 207, 214 e 220 176
4.1.5 Equações Adimensionais Auxiliares 177
4.1.5.1 Dissipação de Energia 177
4.1.5.2 Velocidade Média Adimensional 178
4.1.5.3 Comprimento de bacias de dissipação por ressalto hidráulico 179
4.1.5.4 Cota de fundo da bacia de dissipação Tipo I 181
5 SOLUÇÃO DAS EQUAÇÕES PROPOSTAS E CURVAS ADIMENSIONAIS 184
5.1 INTRODUÇÃO 184
5.1.1 Resultados correspondentes a vertedores com 1V:0,75H
e diferentes valores de f 184
5.1.2 Verificação da influência do ângulo α para um mesmo valor de f 190
5.1.3 Verificação da influência do fator de resistência variável 193
6 VALIDAÇÃO DO EQUACIONAMENTO ADIMENSIONAL 196
6.1 INTRODUÇÃO 196
6.1.1 Comparações com dados experimentais e numéricos
de diferentes pesquisadores 196
6.1.2 Comparações dos dados experimentais com as equações auxiliares 199
6.1.2.1 Dissipação de energia 199
6.1.2.2 Comprimento adimensional de bacias de dissipação 200
6.1.2.3 Cota de fundo da bacia de dissipação 202
7 PRÉ-DIMENSIONAMENTO DO COMPRIMENTO DA BACIA DE
DISSIPAÇÃO 204
8 DESENVOLVIMENTOS PARA CALHAS LISAS 210
8.1 INTRODUÇÃO 210
8.2 RELAÇÃO ENTRE d
1
/d
c
e H
dam
/d
c
(Equação 220) 210
8.3 PRÉ-DIMENSIONAMENTO DE BACIAS A JUSANTE DE VERTEDORES
LISOS 211
8.4 COMPARAÇÕES ENTRE COMPRIMENTOS DE BACIAS DE DISSIPAÇÃO
A JUSANTE DE CALHAS LISAS E CALHAS EM DEGRAUS 213
8.5 COTA DE FUNDO DA BACIA DE DISSIPAÇÃO (VERTEDORES LISOS) 214
9 APLICAÇÕES DOS MÉTODOS APRESENTADOS E DESENVOLVIDOS 216
9.1 APLICAÇÃO 1 – BOES e HAGER (2003a) 216
9.1.1 Seleção da largura do vertedor 216
9.1.2 Seleção da Altura dos Degraus (h) e Verificação do Regime de Escoamento 216
9.1.3 Ponto de Incipiência da Aeração 216
9.1.4 Profundidade do Escoamento na Posição L
A
216
9.1.5 Ocorrência do Escoamento Uniforme 218
9.1.6 Profundidade do Escoamento Uniforme 218
9.1.7 Dissipação de Energia 218
9.1.8 Projeto dos Muros Laterais 220
9.1.9 Comprimento da Bacia de Dissipação 220
9.2 APLICAÇÃO 2 – VERTEDOR EM DEGRAUS COM 1V:0,75H 222
9.3 APLICAÇÃO 3 – VERTEDOR LISO 230
9.4 APLICAÇÃO 4 – VERTEDOR EM DEGRAUS COM 1V:2H 231
10 MODELO MATEMÁTICO PARA O ESCOAMENTO SOBRE UM DEGRAU 234
10.1 INTRODUÇÃO 234
10.2 DEDUÇÃO DO MODELO MATEMÁTICO 234
10.2.1 Hipóteses Simplificadoras 234
10.2.2 Princípios Básicos da Física e Dedução do Modelo Matemático 234
10.2.3 Comparação com dados empíricos e a metodologia de Rand (1955) 238
11 CONCLUSÕES E RECOMENDAÇÕES 240
REFERÊNCIAS 244
i
LISTA DE FIGURAS
Figura 1 - Alguns exemplos de possíveis características físicas de vertedouros (ou canais) em
degraus....................................................................................................................5
Figura 2 - Represa Arkananian................................................................................................10
Figura 3 - Desenhos esquemáticos dos três regimes de escoamento. Deslizante sobre
turbilhões (a); transição (b) e quedas sucessivas (c)...............................................14
Figura 4 - Três regimes de escoamento na região quase-uniforme. De cima para baixo:
skimming flow, transition flow e nappe flow..........................................................15
Figura 5 - Exemplos de escoamentos em quedas sucessivas. (a) Rio Tietê em São Paulo; (b)
Ilustração de Leonardo da Vinci (RICHTER, 1883, p.236); (c) Canal de
transposição de peixes de Itaipu; (d) Estrutura ornamental em São Paulo.............16
Figura 6 - Critério proposto por Essery e Horner (1978). Determinação dos regimes nappe e
skimming.................................................................................................................17
Figura 7 - Comparação entre os diferentes critérios apresentados para previsão da ocorrência
do escoamento em quedas sucessivas (a). Simulação numérica (CFD), Arantes
(2007, p.108) com d
c
/h = 0,5 e h/l = 0,2 (b) e d
c
/h = 0, 75 e h/l = 0,5 (c) ..............21
Figura 8 - Escoamento em quedas sucessivas: ressalto hidráulico plenamente desenvolvido
(NA1)......................................................................................................................23
Figura 9 - Escoamento em quedas sucessivas: ressalto hidráulico parcialmente desenvolvido
(NA2)......................................................................................................................23
Figura 10 - Escoamento em quedas sucessivas: sem ressalto hidráulico (NA3)......................23
Figura 11 - Transição entre os sub-regimes NA2 e NA3 (Dados experimentais de Horner
(1969) e Fael e Pinheiro (2000)) e limite para ocorrência do sub-regime NA1
(Equação proposta por Chanson (1994a, p.72)) .....................................................25
Figura 12 - Esboço das oscilações ocorridas em um escoamento em quedas sucessivas ........25
Figura 13 - Desenho esquemático (NA1) com indicação das variáveis relevantes..................28
Figura 14 - Desenho esquemático utilizado na dedução da equação 21 ..................................31
Figura 15 - Comparação entre dados experimentais e a equação 23........................................33
Figura 16 - Gráfico correspondente à equação 24. Escoamento em quedas sucessivas...........34
Figura 17 - Esquema longitudinal da superfície livre para escoamento sem ressalto hidráulico
(NA3)......................................................................................................................36
ii
Figura 18 - Comparação entre dados experimentais e as equações 25 e 26 ............................38
Figura 19 - Sub-pressões adimensionais na cavidade de ar abaixo da lâmina vertente........... 44
Figura 20 - Variação longitudinal do adimensional d
90
/d
c
em um dos degraus situados na
região de escoamento gradualmente variado (Sub-regime NA3, h = 0,143 m, l =
2,4 m) ..................................................................................................................... 45
Figura 21 - Padrão observado em um escoamento de transição .............................................. 47
Figura 22 - Escoamento de transição. Esboço do sub-regime TRA1 ...................................... 49
Figura 23 - Escoamento de transição. Esboço do sub-regime TRA2 ...................................... 50
Figura 24 - Escoamento deslizante sobre turbilhões................................................................ 54
Figura 25 - Recirculação instável com interferência esteira-degrau (SK1).............................55
Figura 26 - Recirculação instável com interferência esteira- esteira (SK1) ............................ 55
Figura 27 - Escoamento com recirculação estável................................................................... 56
Figura 28 - Classificação dos regimes e sub-regimes de escoamento ao longo de extravasores
em degraus ............................................................................................................. 60
Figura 29 - Formação de uma bolha de ar devido à queda livre de uma gota d’água (1);
Tombamento de ondas e projeção de partículas de água para cima da superfície
livre. ....................................................................................................................... 63
Figura 30 - Ar incorporado na região dos vórtices (escoamento deslizante sobre turbilhões)
............................................................................................................................ 64
Figura 31 - Regiões do escoamento em regime deslizante sobre turbilhões ........................... 64
Figura 32 - Posição de início da aeração. Definição das variáveis.......................................... 67
Figura 33 - Definição da altura de rugosidade dos degraus (k) ...............................................67
Figura 34 - Posições de início da aeração do escoamento definidas por Povh (2000) ............ 70
Figura 35 - Comparação entre as diferentes metodologias para o cálculo de L
A
/k (a) e y
A
/k
(b), dados obtidos por meio de simulações numéricas efetuadas por Arantes
(2007) e dados experimentais obtidos pó Povh (2000)........................................ 74
Figura 36 - Definição das variáveis-(a) e gráfico de c
i
(Z
i
)-(b) (Equação 76).......................... 79
Figura 37 - Comparação entre dados experimentais de Boes e Hager (2003b) e equações 82,
84 e 86. Dados experimentais obtidos em um vertedor com α = 50º e k = 20 mm
................................................................................................................................ 83
iii
Figura 38 - Perfil de velocidades: simbologia empregada .......................................................84
Figura 39 - Perfil de velocidade; declividade da calha de 1V:0,75H; eixo “y” com origem no
pseudo-fundo ..........................................................................................................85
Figura 40 - Efeito da cavitação sobre o rotor de uma bomba (Laboratório de Hidráulica -
EESC/USP).............................................................................................................88
Figura 41 - Prejuízos ocasionados pela cavitação. (a) Bacia de dissipação (ŞENTÜRK, 1994,
p.172); (b) Paramento de jusante do vertedor Shahid Abbaspour, Março de 1978
(MINOR, 2000, p.4) ...............................................................................................89
Figura 42 - Relação entre a resistência do concreto e os danos decorrentes da cavitação. (a) -
Relação entre velocidade máxima e resistência mínima (GAL’PERIN et al., 1971);
(b) - Relação entre o tempo de exposição à cavitação e a profundidade erodida pela
cavitação para diferentes tipos de concreto (HOUGHTON et al., 1978)...............90
Figura 43 - Relação entre a perda de peso e a concentração média de ar, com V = 30,5 m/s -
Peterka (1953) - (a); Relação entre a perda de volume e a concentração média de
ar, com V = 46 m/s - Russell e Sheehan (1974) - (b) .............................................91
Figura 44 - Probabilidade de ocorrência de pressões na Posição A (não aerada) e Posição B
(aerada)...................................................................................................................93
Figura 45 - Risco de cavitação incipiente nos degraus; 1V:0,75H, h = 0,60 m (protótipo);
(Freqüência de 1%).................................................................................................95
Figura 46 - Fator de resistência em função de h/d
c
para escoamento uniforme (equações 114,
117 e 118)............................................................................................................ 105
Figura 47 - Fator de resistência de Darcy-Weisbach em regime deslizante (429 dados e α >
20º)....................................................................................................................... 106
Figura 48 - Curva e dados experimentais apresentados por Christodoulou (1993) para
avaliação da energia dissipada. Neste gráfico N é igual ao número de degraus . 111
Figura 49 - Energia dissipada relativa em regime deslizante no modelo físico .................... 113
Figura 50 - Ocorrência do escoamento quase-uniforme - Equação 139 (a); simbologia (b). 118
Figura 51 - Influencia da localização do ressalto na avaliação de d
2
/d
c
................................ 121
Figura 52 - Influencia da localização do ressalto na avaliação de d
2
/d
c
. Comparação entre
dados experimentais de Pegram et al. (1999) com α = 59,04º e Ohtsu et al.
(2000b) com α = 55º (0,6 ≤ h/d
c
≤1,25) .............................................................. 122
Figura 53 - Variação de d
2
/d
c
com H
dam
/d
c
para 5,7º≤α≤55º e 0,5 ≤ h/d
c
(escoamento
deslizante sobre turbilhões) ................................................................................. 123
Figura 54 - Definição das variáveis envolvidas..................................................................... 124
iv
Figura 55 - Padrões de escoamento em canais em degraus ...................................................125
Figura 56 - Efeito do canal em degraus no comprimento da região de recirculação............. 126
Figura 57 - Relações entre L
c
/d
c
e h
d
/d
c
para diferentes canais de forte declividade.............128
Figura 58 - Redução da velocidade (a), perfis de velocidade (b) e esquema com definições (c)
................................................................................................................................................129
Figura 59 - Projeto dos degraus de transição (CEDEX profile) ............................................134
Figura 60 - Aerador Tipo I (a); Aerador Tipo II (b) ..............................................................135
Figura 61 - Esboço de um vertedor em degraus com aerador no primeiro degrau (PB =
pseudo-fundo) ....................................................................................................136
Figura 62 - Variação da concentração de ar no fundo (C
b
) ao longo de “z”..........................137
Figura 63 - Desenho esquemático com indicação das variáveis envolvidas no estudo de Pfister
et al. (2006b) (nesta Figura h
90
= d
90
; PB = pseudo-fundo; z = eixo perpendicular
ao PB no 1º degrau) ...........................................................................................140
Figura 64 - Modelo estudado por Pfister et al. (2006b): sem aerador (1a, 1b e 1c) e com
aerador (2a, 2b e 2c)...........................................................................................141
Figura 65 - Desenho esquemático do dispositivo utilizado para redução do ângulo de
incidência do jato ...............................................................................................145
Figura 66 - Redução do spray. (a) Geometria original; (b) Alteração nos dois primeiros
degraus; (c) Alteração nos cinco primeiros degraus .......................................... 145
Figura 67 - Detalhe do aerador (PB = pseudo-fundo; air supply = adução de ar)................. 147
Figura 68 - Aerador de fundo desenvolvido e estudado por Arantes (2007): (a) Geometria do
aerador; (b) concentrações de ar entre 0% e 7%; (c) campo de pressões na estrutura com
aerador e (d) campo de pressões na estrutura sem aerador.....................................................149
Figura 69 - Desenho esquemático do defletor horizontal (a); Dimensões básicas (b)...........150
Figura 70 - Relação entre os parâmetros l
1
/d
c
, l
2
/d
c
e q [L/(s.m)] para α = 53,13º (1V:0,75H),
escala 1:15..........................................................................................................151
Figura 71 - Geometria dos degraus espaçados (a); modelo físico: q = 10 m
2
/s (valor referente
ao protótipo) (b) .................................................................................................152
Figura 72 - Geometria estudada por Chinnarasri e Wongwises (2006); (a) degraus
convencionais; (b) degraus inclinados e (c) degraus com soleira terminal........152
v
Figura 73 - Degraus convencionais (a), inclinados (b) e com soleira terminal (c); escoamento
em quedas sucessivas (1), escoamento de transição (2) e escoamento deslizante
sobre turbilhões (3).............................................................................................. 154
Figura 74 - Condições do escoamento para degraus com soleira terminal com α = 30º; (a)
Nappe flow Tipo 1;(b e c) Nappe flow Tipo 2 em regime variável; (d) Nappe flow
Tipo 3................................................................................................................... 156
Figura 75 - Comparação entre a energia dissipada por degraus com soleira terminal m/h > 0 e
sem soleira terminal com o piso horizontal m/h = 0 ........................................... 157
Figura 76 - Configurações geométricas (a); detalhe das palhetas triangulares (vanes) em
zigzag................................................................................................................... 158
Figura 77 - Exemplos de escoamentos aerados e estruturas hidráulicas............................... 162
Figura 78 - Comparação entre vertedores em degraus submetidos ao regime deslizante sobre
turbilhões e vertedores em concreto alisado (Kost dam e Faribault dam) (a);
Comparação entre os sub-regimes NA1 e NA2 (quedas sucessivas com e sem
ressalto, respectivamente) e escoamento deslizante sobre turbilhões (b)............ 164
Figura 79 - Desenho esquemático do problema .................................................................... 167
Figura 80 - Desenho esquemático utilizado na dedução ....................................................... 167
Figura 81 - Comprimento de bacias de dissipação (USBR).................................................. 181
Figura 82 - Determinação da cota de fundo da bacia de dissipação...................................... 182
Figura 83 - Solução da equação 214 (1V:0,75H) .................................................................. 185
Figura 84 - Variação de H
dam,u
/d
c
com f (1V:0,75H)............................................................. 186
Figura 85 - Solução da equação 220 para 1V:0,75H (relação entre Γ e H)........................... 187
Figura 86 - Velocidade média adimensionalizada com V
o
(1V:0,75H)................................ 187
Figura 87 - Velocidade média adimensionalizada com V
c
(1V:0,75H) ................................ 187
Figura 88 - Comprimentos de bacias de dissipação Tipo I, II e III (1V:0,75H).................... 188
Figura 89 - Dissipação de energia: comparações entre regime uniforme (R. U.) e não uniforme
(1V:0,75H)........................................................................................................... 188
Figura 90 - Determinação da cota de fundo da bacia de dissipação (1V:0,75H) .................. 189
Figura 91 - Solução da equação 214 (f = 0,10) ..................................................................... 190
Figura 92 - Solução da equação 220 (f = 0,10) ..................................................................... 191
vi
Figura 93 - Velocidade média adimensionalizada com V
o
(f = 0,10)....................................191
Figura 94 - Velocidade média adimensionalizada com V
c
(f = 0,10)....................................192
Figura 95 - Comprimentos de bacias de dissipação Tipo I, II e III (f = 0,10) .......................192
Figura 96 - Determinação da cota de fundo da bacia de dissipação ......................................192
Figura 97 - Resultados obtidos com as equações 207, 99 e 100 e a equação 220
(H
dam
= 20 m; ∆x = 0,01 m) .................................................................................194
Figura 98 - Resultados obtidos com as equações 207 e 101 e a equação 220
(H
dam
= 20 m; ∆x = 0,01 m) .................................................................................195
Figura 99 - Resultados obtidos com as equações 207 e 102 e a equação 220
(H
dam
= 10 m; ∆x = 0,01 m) .................................................................................195
Figura 100 - Validação da formulação adimensional (equação 220).....................................198
Figura 101 - Validação da formulação adimensional (equações 220 e 221) .........................200
Figura 102 - Validação da formulação adimensional (Bacia de Dissipação Tipo I) ............. 201
Figura 103 - Validação da formulação adimensional (Bacia de Dissipação Tipo II)............201
Figura 104 - Validação da formulação adimensional (Bacia de Dissipação Tipo III)...........202
Figura 105 - Validação da formulação adimensional (Cota de fundo da Bacia de Dissipação
Tipo I) ................................................................................................................202
Figura 106 - Relação entre os adimensionais L
I
/H
dam
e H
dam
/d
c
(Bacia Tipo I) ....................204
Figura 107 - Relação entre os adimensionais L
II
/H
dam
e H
dam
/d
c
(Bacia Tipo II) ..................205
Figura 108 - Relação entre os adimensionais L
III
/H
dam
e H
dam
/d
c
(Bacia Tipo III)................205
Figura 109 - Variação do número de Froude supercrítico com H
dam
/d
c
(f = 0,08; α ≅ 53,13º) .........................................................................................209
Figura 110 - Relação entre d
1
/d
c
e H
dam
/d
c
para calhas lisas com declividades em torno de
1V:0,75H. Validação da formulação adimensional por meio de comparações com
dados experimentais.............................................................................................210
Figura 111 - Relação entre L
I
/H
dam
e H
dam
/d
c
para calhas lisas com declividades em torno de
1V:0,75H. Validação da formulação adimensional por meio de comparações com
dados experimentais.............................................................................................211
vii
Figura 112 - Relação entre L
II
/H
dam
e H
dam
/d
c
para calhas lisas com declividades em torno de
1V:0,75H. Validação da formulação adimensional por meio de comparações com
dados experimentais ............................................................................................ 212
Figura 113 - Relação entre L
III
/H
dam
e H
dam
/d
c
para calhas lisas com declividades em torno de
1V:0,75H. Validação da formulação adimensional por meio de comparações com
dados experimentais ............................................................................................ 212
Figura 114 - Comparação entre o comprimento de bacias de dissipação a jusante de vertedores
em degraus e de vertedores lisos calculados com a formulação adimensional
proposta (≅ 1V:0,75H)......................................................................................... 213
Figura 115 - Cota de fundo da bacia de dissipação (validação para calhas lisas)................. 215
Figura 116 - Perfil da superfície livre (Aplicação 2)............................................................. 225
Figura 117 - Verificação do risco de cavitação através do critério de Gomes (2006) .......... 229
Figura 118 – Resultados da Aplicação 4 ............................................................................... 232
Figura 119 - Desenho esquemático do escoamento sobre um degrau (a); Volume de controle
adotado (b)........................................................................................................... 235
Figura 120 - Avaliação do valor do parâmetro K.................................................................. 238
Figura 121 - Ajuste da equação proposta à metodologia de Rand (1955) (a); relação entre K e
d
c
/h (b) ................................................................................................................. 239
viii
LISTA DE TABELAS
Tabela 1 - Energia residual relativa............................................................................................3
Tabela 2 - Teses e dissertações desenvolvidas no Brasil ...........................................................7
Tabela 3 - Algumas barragens brasileiras construídas com a técnica do concreto
compactado a rolo................................................................................................... 12
Tabela 4 – Condições experimentais estudadas por Yasuda e Ohtsu (2000, p.147)............. 124
Tabela 5 – Dados dos experimentos com aerador (PFISTER, HAGER e MINOR, 2006b). 143
Tabela 6 – Dimensões dos degraus inclinados (Chinnarasri e Wongwises (2006)).............. 153
Tabela 7 – Constantes adimensionais da equação 226.......................................................... 180
Tabela 8 – Informações sobre os dados experimentais utilizados......................................... 196
Tabela 9 – Valores dos coeficientes das equações 239 e 240 ............................................... 206
ix
LISTA DE SÍMBOLOS
A Área molhada [m
2
]
A’ Raiz cúbica da razão entre o coeficiente de “atrito” para uma calha em degraus e o
coeficiente de “atrito” para uma calha lisa, (c
f
/c
f
’
)
1/3
[-]
a Parâmetro adimensional (equação 34)
B Largura do canal [m]
b parâmetro adimensional (equação 35)
C Concentração de ar ou fração de vazios, definida como a razão entre o volume de ar
pelo volume de ar mais água, i.e. C = V
ar
/(V
ar
+ V
água
). Na região de escoamento
variado C = f(x, y) e para escoamento uniforme C = f(y) [-]
c
f
Coeficiente de “atrito” para uma calha em degraus [-]
'
f
c Coeficiente de “atrito” para uma calha lisa [-]
C
mean
Concentração média de ar [C
mean
= V
ar
/(V
ar
+ V
água
)]. Valor médio de “C” ao longo da
profundidade do escoamento, i.e.,
[-]
∫
=
=
=
90
0
.
dy
y
mean
dyCC
C
o
Coeficiente de descarga do vertedor [-]
()
i
ZC Concentração média de ar ao longo da seção transversal em uma determinada posição
Z
i
da calha [-]
C
b
Concentração de ar no pseudo-fundo em uma determinada posição da calha e a jusante
do ponto de incipiência da aeração [-]
i
C Concentração média de ar na posição de início da aeração ou, em outros termos, é a
concentração para Z
i
= 0 [-]
u
C Concentração média de ar do escoamento uniforme [-]
Ca Número de Cauchy definido como a relação entre forças inerciais e elásticas (ρ.ν
2
/E
k
)
em que “E
k
” é o módulo de elasticidade (ASCE Task Committee, 1982, p.847) [-]
d Profundidade equivalente do escoamento (perpendicular ao pseudo-fundo) [m]
d
o
Profundidade do escoamento uniforme [m]
d
c
Profundidade crítica. A profundidade crítica (ou altura crítica) para o escoamento em
um canal retangular é definida da seguinte forma: d
c
= (q
2
/g)
1/3
, em que “g” é a
aceleração da gravidade (g ≅ 9,81 m/s
2
) e “q” a vazão específica [m]
x
d
b
Profundidade do escoamento na beirada do degrau [m]
d
p
Profundidade do escoamento na zona de recirculação [m]
d
i
Espessura da lamina vertente (jato em queda livre) na posição de impacto [m]
d
1
Altura conjugada supercrítica do ressalto hidráulico [m]
d
1a
Altura conjugada supercrítica aerada do ressalto hidráulico [m]
d
2
Altura conjugada subcrítica do ressalto hidráulico [m]
d
90
Profundidade aerada do escoamento correspondente a uma concentração de ar de 90%.
Perpendicular ao pseudo-fundo [m]
d
90,o
Profundidade aerada do escoamento correspondente a uma concentração de ar de 90%
e em regime uniforme [m]
D Parâmetro adimensional utilizado nas equações 79 e 80 [-]. Diferença entre a cota da
crista do vertedor e a cota do nível d’água no canal de restituição [m]
D
h
Diâmetro hidráulico (D
h
= 4.R
h
) [m]
D
t
Difusividade turbulenta. Na direção “y” (D
t
= D
y
) [m
2
/s]
E Eficiência na aeração em termos de oxigênio dissolvido [-]
Fr Número de Froude [-]
Fr
1
Número de Froude na seção de escoamento torrencial do ressalto hidráulico [-]
F
r
*
Número de Froude calculado da seguinte maneira:
()
3
*
cos...
αα
hsengq/F
r
= [-]
F
*
Número de Froude calculado da seguinte maneira: ...
3
*
α
senhgq/F = [-]
Fr’ Número de Froude na base de um vertedor com a calha lisa [-]
F Freqüência de oscilação da lâmina vertente [Hz]
f Fator de resistência de Darcy-Weisbach [-]
f
b
Fator de resistência de Darcy-Weisbach considerando apenas a rugosidade formada
pelos degraus [-]
f
d
Fator de resistência calculado de acordo com a equação desenvolvida por Chanson et
al. (2002) [-]
f
e
Fator de resistência de calculado com a profundidade equivalente “d” [-]
xi
f
máx
Fator de resistência máximo [-]
g Aceleração da gravidade [m/s
2
]
h Altura do espelho de um degrau [m]
h
j
Altura do ressalto, definida como h
j
= d
2
- d
1
[m]
h
d
Altura de jusante (escoamento recirculante) [m]
h
muros
Altura dos muros laterais [m]
H Parâmetro adimensional definido como H
dam
/d
c
H
m
Energia total a montante (por unidade de peso de fluido) [m]
H
me
Altura hidráulica média da seção definida como a razão A/B [m]
H
j
Energia total a jusante (por unidade de peso de fluido) [m]
H
o
Energia por unidade de peso de fluido (ou carga) sobre a soleira do vertedor [m];
H
dam
Altura do extravasor desde a soleira padrão até a cota de fundo da bacia de dissipação
[m]
H
dam,u
Altura desde a crista até a posição de início do escoamento uniforme [m]
H
máx
Energia total a montante do extravasor, definida como H
dam
= H
o
+ H
dam
[m]
H
res
Energia específica no pé do extravasor em degraus [m]
H
res
’ Energia específica no pé do extravasor liso [m]
I
o
Seno do ângulo α [graus ou rad]
I’ Inteiro que representa o número de comprimentos de onda na lâmina vertente [-]
I
c
Declividade crítica [-]
I
f
Declividade da linha de energia [-]
f
I
Declividade média da linha de energia [-]
k Altura de rugosidade k = h.cos(α) [m]
K
-1
Parâmetro que indica a taxa de expansão da na camada de mistura (eq. 105) [-]
l Comprimento do piso de um degrau [m]
xii
L
A
Distância longitudinal entre o início do desenvolvimento da camada limite e a posição
na qual se observa o inicio da aeração do escoamento [m]
L
c
Comprimento do escoamento recirculante [m]
L
d
alcance do jato em uma queda livre [m]
L
j
Comprimento do ressalto hidráulico [m]
L
r
Comprimento do rolo do ressalto hidráulico [m]
L
s
Distância entre extremidades de degraus consecutivos L
s
= h/senα [m]
L
I
Comprimento da bacia de dissipação Tipo I (USBR) [m]
L
II
Comprimento da bacia de dissipação Tipo II (USBR) [m]
L
III
Comprimento da bacia de dissipação Tipo III (USBR) [m]
L
IV
Comprimento da bacia de dissipação Tipo IV (USBR) [m]
L
u
Comprimento paralelo ao pseudo fundo, desde a crista padrão, até o início do
escoamento quase-uniforme [m]
L
1
Posição de início da aeração da superfície livre da água (POVH, 2000) [m]
L
2
Posição de início da aeração intermitente dos degraus (POVH, 2000) [m]
L
3
Posição de início da aeração contínua dos degraus (POVH, 2000) [m]
L
4
Posição de início da aeração do escoamento totalmente aerado ao longo da
profundidade (POVH, 2000) [m]
n Coeficiente de Manning [s/m
1/3
]
n’ Tamanho da amostra, símbolo utilizado na equação 43 (página 42)
N Número de degraus existentes ao longo do paramento de jusante do vertedor [-]
N’ Expoente da lei de potência que representa o perfil de velocidades [-]
P Pressão. O subscrito “x” indica que a pressão varia com “x” [Pa]
P
atm
Pressão atmosférica [Pa]
P
min
Pressão instantânea mínima na posição correspondente a d
1
[Pa]
P
máx
Pressão instantânea máxima na posição correspondente a d
1
[Pa]
P
s
Pressão média de estagnação na posição correspondente a d
1
[Pa]
xiii
q Vazão específica definida como q = Q/B [m
3
/(s.m) ou m
2
/s]
Q Vazão de água [m
3
/s]
Q
ar
Vazão de ar [m
3
/s]
Q
d
Vazão de projeto relacionada a carga de projeto h
d
[m
3
/s]
Re Número de Reynolds. Pode ser definido com R
h
ou D
h
[-]
R
h
Raio hidráulico (R
h
= D
h
/4) [m]
tgh Tangente hiperbólica tgh(x) = [exp(x) - exp(-x)]/[exp(x) + exp(-x)]
t Tempo [s]
u
m
Velocidade média utilizada por Boes e Hager (2003b) para o cálculo de We, definida
como a velocidade média da mistura ar-água, sendo a profundidade do escoamento
d
90
. Matematicamente, em que u(y) é uma velocidade local,
função de “y” e correspondente à mistura ar-água.
() ()
∫
=
=
=
90
0
90m
../1u
dy
y
dyyud
(u
r
)
hid
Velocidade de ascensão de bolhas de ar na água, submetidas a um gradiente de
pressões hidrostático [m/s]
*
u Velocidade de cisalhamento:
fHo*
.Ig.R/ρτu == [m/s]
V
Velocidade média do escoamento [m/s]
V Velocidade do escoamento [m/s]
V
c
Velocidade crítica (i.e., para Fr = 1) [m/s]
V
cr
Velocidade máxima, a partir da qual há risco de cavitação [m/s]
V
i
Velocidade do jato na posição de impacto com o piso [m/s]
V
o
Velocidade do escoamento uniforme correspondente a d
o
[m/s]
Vol Volume [m
3
]
V
1
Velocidade na seção de escoamento torrencial do ressalto hidráulico [m/s]
We Número de Weber definido como We = u
m
/{[σ/(ρ.L
s
)]
1/2
} em que σ é a tensão
superficial entre o ar e a água [-]
x Eixo coordenado perpendicular ao eixo y e positivo no sentido do escoamento [m]
X
i
Distância adimensional X
i
= (x – L
A
)/y
A
[-]
xiv
y Eixo coordenado perpendicular ao pseudo-fundo e com origem no mesmo
y
A
Profundidade do escoamento na posição de início da aeração L
A
[m]
z Energia potencial gravitacional por unidade de peso de fluido [m] ou eixo vertical com
origem na crista padrão e positivo para baixo
z
i
Desnível entre a cota da crista do vertedouro e a posição na qual se observa o início da
aeração [m]
Z
i
Adimensional Z
i
= (z – z
i
)/d
c
[-]
α Ângulo entre o paramento de jusante do extravasor e a horizontal
α
1
Coeficiente de Coriolis [-]
α
r
Coeficiente usado na equação 18, de Hager et al. (1991) [-]
β Coeficiente de Boussinesq [-]
γ Peso específico da água [N/m
3
]
Γ Parâmetro adimensional definido como d/d
c
δ Espessura da camada limite correspondente [m]
∆E Perda de carga no ressalto hidráulico [m]
∆H Perda de carga (diferença entre H
max
e H
res
) [m]
∆H’ Diferença entre H
res
’ e H
res
[m]
∆H
dam
Diferença entre H
dam
e H
res
[m]
∆l Distância entre as seções correspondentes a H
m
e H
j
[m]
∆P Diferença entre a pressão atmosférica e a pressão no interior da cavidade de ar, sob o
jato em uma queda livre [Pa]
ε
c
Rugosidade absoluta equivalente do concreto [m]
η Coeficiente de segurança para o pré-dimensionamento dos muros laterais [-]
θ Ângulo de inclinação do piso do degrau
θi Ângulo de inclinação do jato em uma queda livre
xv
κ Constante de von Kármán (aproximadamente igual a 0,40 para água sem sedimentos
em suspensão) [-]
λ Parâmetro adimensional definido como f/(8.tgα)
µ Viscosidade dinâmica [kg/(s.m)].
ν Viscosidade cinemática [m
2
/s]
ξ Parâmetro adimensional definido como d/d
o
ξ
o
Valor inicial de ξ [-]
ρ Massa específica da água [kg/m
3
]
σ Tensão superficial da água quando utilizado em “We” e desvio padrão na equação 43
τ
o
Tensão média de cisalhamento ao longo do perímetro molhado [Pa]
φ' Proporção de energia dissipada por degrau [-]
Φ Função adimensional [-]
χ Parâmetro adimensional utilizado na formulação desenvolvida
ψ
1
Função adimensional que depende do fator de resistência de Darcy-Weisbach, assim
como a função ψ
2
ω Parâmetro adimensional definido como f/(8.senα)
xvi
RESUMO
SIMÕES, A. L. A. (2008). Considerações sobre a hidráulica de vertedores em degraus –
Metodologias adimensionais para pré-dimensionamento. São Carlos. 258p. Dissertação
(Mestrado) – Escola de Engenharia de São Carlos, Universidade de São Paulo.
Neste trabalho apresenta-se uma avaliação do estado da arte de aspectos hidráulicos
relacionados aos vertedores em degraus submetidos aos diferentes regimes de escoamento.
Em uma segunda parte, é sugerida uma metodologia adimensional e simplificada para o pré-
dimensionamento do comprimento de bacias de dissipação por ressalto hidráulico, além de
uma abordagem conceitual voltada ao escoamento sobre um degrau. Entre os tópicos tratados
na avaliação do estado da arte, pode-se citar, por exemplo, a dissipação de energia promovida
pelos degraus, o risco de cavitação, a aeração do escoamento, o uso de aeradores de fundo e
geometrias não convencionais. Quanto à metodologia desenvolvida, fundamentada na
segunda lei do movimento de Newton associada à equação de Darcy-Weisbach, apresenta-se
algumas comparações com dados experimentais de diferentes pesquisadores, além de
exemplos de aplicação. Foi possível concluir, com a avaliação do estado da arte, que há um
interesse crescente pelo conhecimento das características hidráulicas de vertedores em
degraus. Através da metodologia desenvolvida, graças às comparações com dados
experimentais de diferentes pesquisadores, foi possível concluir que não há um consenso
absoluto sobre a magnitude do fator de resistência de Darcy-Weisbach. Com os exemplos de
aplicação apresentados, notou-se que para um mesmo problema, o uso de diferentes métodos
pode conduzir a projetos significativamente diferentes.
Palavras-chave: vertedores em degraus; dissipação de energia; bacias de dissipação.
xvii
ABSTRACT
SIMÕES, A. L. A. (2008). Considerations about the hydraulic of stepped spillways –
Nondimensional methodologies for preliminary design. São Carlos. 258p. Dissertation
(Mestrado) – São Carlos School of Engineering, University of São Paulo.
This work presents a state-of-the-art evaluation of aspects related hydraulic to stepped
spillways submitted to the different flow regimes. In a second part, it is suggested a
dimensionless and simplified methodology for preliminary design of the stilling basin length,
besides a conceptual approach related to the free fall hydraulics. Among topics treaties in the
state-of-the-art evaluation, it can cite, for example, the energy dissipation promoted by the
steps, incipient cavitation, the air entrainment, the use of bottom aerator and unconventional
geometries. Regarding the developed methodology, based in the Newton’s law of motion
associate to Darcy-Weisbach equation, it presents some comparisons with experimental data
of different researchers, besides application examples. It was possible to conclude, with the
state-of-the-art evaluation, that there is an increasing interest for hydraulics characteristic of
stepped spillways knowledge. Through the developed methodology, after comparisons with
experimental data of different researchers, was possible to conclude that there is not an
absolute consensus about the Darcy-Weisbach friction factor magnitude. With the application
examples, it noticed that for a same problem, the different methods use can lead for
significantly different designs.
Keywords: stepped spillways; energy dissipation; stilling basin.
1 INTRODUÇÃO
Nos projetos de vertedores-extravasores (ou simplesmente vertedores), usualmente,
especificam-se cristas com acabamento em concreto alisado, cujas formas correspondem a
resultados de estudos clássicos amplamente difundidos. A adoção de uma geometria
hidrodinâmica implica promover, adequadamente, o assentamento da lâmina vertente sobre
toda a soleira, evitando assim, a ocorrência de pressões negativas importantes que podem
desencadear um processo de cavitação na estrutura. Além de evitar que as pressões alcancem
níveis indesejados, um perfil bem desenhado maximiza o coeficiente de descarga do vertedor,
evita descolamento e oscilação na veia vertente bem como, o aparecimento de fortes
turbulências. Basicamente, para desenhar uma soleira espessa com a melhor forma, deve-se
observar a geometria formada pela parte inferior de uma lâmina vertente bem arejada e sem
contrações, proveniente de um vertedor retangular de parede delgada. Tal forma, denominada
soleira normal, pode ser analisada teoricamente por meio das equações da cinemática e dos
princípios da balística, desprezando-se os efeitos viscosos e a tensão superficial (PORTO,
2006, p.398).
Tendo em vista a obtenção de uma forma geométrica para o perfil da soleira que
proporcione uma boa eficiência hidráulica, resguardando a estrutura dos danos provocados
pela cavitação, foram realizados exaustivos estudos experimentais e analíticos. Dentre tais
estudos, destacam-se os perfis propostos por Creager (1917) e Scimemi (1930). Em função da
geometria, discutida anteriormente, e do uso de concreto alisado, a resistência oferecida ao
escoamento, ao longo do paramento de jusante do extravasor, é muito pequena. Como
conseqüência, a energia cinética no pé do extravasor é demasiadamente elevada, fato que
exige o uso de dissipadores de energia para preservar a integridade estrutural da barragem.
Para que a restituição das vazões ocorra de maneira segura, não provocando erosões
significativas no receptor natural das águas, são utilizados dissipadores de energia
2
normalmente denominados de bacias de dissipação. Estas bacias podem funcionar contendo o
ressalto hidráulico ou provocando macro turbulências específicas (bacias desenvolvidas pelo
U. S. Bureau of Reclamation entre outros). Pode-se ainda promover a dissipação de energia
através de estruturas tipo salto esqui, queda livre e jatos cruzados, por exemplo. Diversos
fatores intervenientes devem ser considerados quando se pretende escolher uma ou outra
estrutura de dissipação de energia, como, por exemplo, a topografia, a geologia, a hidrologia,
o tipo de barragem, fatores econômicos entre outros.
Os dissipadores de energia citados anteriormente são confeccionados em concreto
armado e representam uma parcela significativa do custo de um sistema extravasor. Entre as
inovações tecnológicas no campo dos materiais de construção e dos métodos construtivos, a
técnica do concreto compactado a rolo (CCR) foi responsável por um importante avanço na
construção de barragens. A comparação dos custos de obras executadas em concreto
convencional e com o uso do CCR indica que a adoção da segunda opção é economicamente
vantajosa. Resumidamente, pode-se afirmar que este fato se deve ao menor custo do material
empregado, ao menor tempo de execução da obra e à possibilidade de executar facilmente a
calha do canal de queda com o fundo em degraus. A última possibilidade citada reduz
drasticamente a energia residual no pé do vertedor em relação a energia residual a jusante de
uma calha lisa, graças à resistência oferecida ao escoamento pelos degraus.
Canais de queda com geometrias convencionais, i.e., com a calha em concreto alisado,
promovem a dissipação de aproximadamente 5% da energia total a montante do vertedor. Por
outro lado, estudos experimentais como o de Tozzi (1992, f.29), por exemplo, indicam que a
dissipação da energia do escoamento, promovida pelo uso dos degraus, é da ordem de 60% da
energia total a montante.
A Tabela 1, correspondente a resultados experimentais de Diez-Cascon et al. (1991),
apresenta a relação entre os valores da energia residual no pé do vertedor em degraus e no do
3
vertedor em concreto alisado, ilustrando a maior dissipação de energia promovida pela calha
em degraus. Os valores contidos na referida tabela têm como conseqüência o uso de bacias de
dissipação mais compactas (menos onerosas) a jusante de estruturas em degraus. Deve-se
ressaltar, no entanto, que nem sempre é possível usufruir dos degraus ao longo da calha, visto
que, para vazões específicas elevadas, a dissipação de energia passa a ser menos significativa
e o risco potencial da ocorrência de cavitação ao longo dos degraus aumenta.
Tabela 1 – Energia residual relativa
q
m³/(s.m)
H
res
/H’
res
(%)
1,8 9
3,6 10
5,4 12
Fonte: DIEZ-CASCON, J. et al., (1991, p.26).
Assim como nos estudos relacionados a perfis de extravasores com a calha lisa, os
estudos experimentais voltados à caracterização do escoamento ao longo de extravasores em
degraus envolvem a construção de modelos físicos ou a realização de simulações numéricas.
Tozzi (1992, f.28-29) apresenta algumas observações relativas aos estudos hidráulicos em
modelo reduzido do extravasor em degraus de Cubatão/SC, realizados pelo Centro de
Hidráulica e Hidrologia Professor Parigot de Souza – CEHPAR. Entre tais observações, o
referido autor afirma que a capacidade de descarga da estrutura não foi influenciada pela
presença dos degraus e que a profundidade do escoamento, a partir do ponto onde se inicia a
aeração, aumenta ao longo da calha. O autor também comenta que, para a máxima vazão
testada (11,7 m³/(s.m), valor de protótipo), a energia residual no pé do extravasor
correspondia a 60% da energia total a montante.
4
1.1 CARACTERÍSTICAS FÍSICAS DE VERTEDOUROS E CANAIS EM DEGRAUS
Vertedouros com o paramento em degraus consistem basicamente de uma crista
padrão, uma zona de transição com degraus diferentes e um canal de queda, também
denominado rápido ou paramento de jusante (Figura 1). A crista é construída em concreto
convencional com formato padrão, definida em função das condições da cheia de projeto, de
acordo com o perfil sugerido por Scimemi (1930)
1
ou o perfil Creager (1917). Entre a crista e
a calha propriamente dita é usual adotar uma região de transição, formada por degraus de
alturas variáveis, de dimensões crescentes no sentido da crista para a calha. A utilidade dessa
zona com degraus diferentes é evitar a ocorrência de saltos do escoamento entre degraus
quando da operação com vazões reduzidas e perturbações indesejáveis no escoamento para
vazões elevadas (TOZZI, 1992, p.247). O paramento de jusante, de declividade única ou não,
é formado por degraus de altura constante de modo que a inclinação definida pelo
alinhamento das extremidades dos degraus seja igual à inclinação da calha.
Na literatura, é possível encontrar algumas variações em relação à descrição
apresentada no parágrafo anterior. Chanson (2002, p.177), por exemplo, indica a possibilidade
do uso de comportas. Os trabalhos de Diez-Cascon et al. (1991) e Povh (2000) ilustram o uso
de arcos de circunferências no pé do extravasor em degraus, como pode ser visto na barragem
Dona Francisca (Dona Francisca Energética SA.). Sanagiotto (2003, f.40) afirma que há uma
tendência atual em não adotar a região de transição com degraus de altura variável em
vertedouros de barragens
2
e Tozzi (1992, f.89-93) estudou o uso de um defletor implantado no
pé do extravasor.
Cabe destacar também que existem estudos nos quais não foi adotada a crista padrão,
sobretudo em estruturas com inclinações menores (1V:2H, por exemplo) e, como pode ser
visto em Christodoulou (1993, p.645) e em Chanson (2002, p.218), o paramento de montante
1
Recomendado pela Waterways Experiment Station (WES).
2
Esta tendência tem como objetivo simplificar a obra.
5
não precisa ser necessariamente vertical. Quanto à largura do paramento de jusante (B),
usualmente constante para evitar a ocorrência de ondas de choque, existem casos nos quais a
mesma é variável, havendo um estreitamento em direção ao pé do vertedouro (FRIZELL,
2006, p.46-48).
Estruturas construídas com degraus espaçados, degraus formados por gabiões, com
blocos de concreto pré-moldado (normalmente com o piso em declive), com degraus em
aclive e com pequenas soleiras na beirada dos degraus (soleiras terminais), são mais alguns
exemplos de variações encontradas em publicações sobre o tema.
A Figura 1 apresenta desenhos esquemáticos de perfis de vertedouros em degraus
considerando algumas peculiaridades descritas anteriormente. Ressalta-se que o uso
simultâneo dos diferentes dispositivos não corresponde, necessariamente, a algum caso real.
Comporta
Crista padrão (WES)
Região de transição
Degraus com
altura constante
Defletor
Paramento de
montante vertical
(a)
Arco de
circunferência
Degraus com
altura constante
Paramento de
montante inclinado
Crista padrão (WES)
(b)
(c)
degraus em aclive
θ
(d)
Figura 1 – Alguns exemplos de possíveis características físicas de vertedouros (ou canais) em degraus.
6
1.2 JUSTIFICATIVA
Desenvolvimentos no campo dos materiais de construção e dos métodos construtivos
culminaram no concreto compactado a rolo (CCR) que, nos dias de hoje, é amplamente
empregado na construção de barragens. Como conseqüência dessa tecnologia (CCR), muitos
vertedouros têm sido projetados e confeccionados com o paramento de jusante em degraus, o
que implica redução da energia específica residual na base dos mesmos em relação aos que
possuem o paramento de jusante convencional. Relativamente aos custos com materiais e
métodos construtivos, o emprego do CCR na construção de barragens normalmente resulta em
uma importante economia em relação a aquela de concreto convencional e em alguns casos,
até mesmo em relação às de terra e enrocamento (MILLAN, 1993, f.23-26).
Percebe-se, com a leitura de trabalhos sobre o tema em questão, que as pesquisas
apontam conclusões convergentes e resultados coerentes entre si. Nota-se também, que
diferentes pesquisadores apresentam em seus trabalhos grupos de metodologias conceituais
consistentes e de relevante interesse prático. Cabe ressaltar, no entanto, que ainda não existe
uma metodologia geral e consagrada para o projeto de vertedores em degraus que inclua todos
os aspectos envolvidos no escoamento. Este fato tem motivado o desenvolvimento de
pesquisas recentes sobre as características do escoamento e o desenvolvimento de dispositivos
auxiliares, como aeradores de fundo, por exemplo.
Em função das observações anteriores, a hidrodinâmica de vertedouros em degraus
tem sido estudada há mais de duas décadas em diversos países. Como exemplo deste fato,
pode-se mencionar os estudos desenvolvidos em Portugal (Instituto Superior Técnico de
Lisboa), na China (Sichuan University), na Grécia (University of Athens), no Japão (Nihon
University), na África do Sul (University of Natal), na Austrália (Universidade de
Queensland), na Suíça (ETH), nos Estados Unidos (Bureau of Reclamation) e no Canadá
(Universidade de Alberta). Especificamente no Brasil, um dos primeiros estudos relacionados
7
ao tema foi desenvolvido na Universidade de São Paulo – USP em 1992, seguido por
pesquisas em outras universidades como pode ser visto na Tabela 2.
Tabela 2 – Teses e dissertações desenvolvidas no Brasil
Autor(a) - 1
Orientador - 2
Ano Instituição
Declividade do
paramento de jusante
Cunho do
Trabalho
Trabalho
1 - Marcos José Tozzi
1
2 - Giorgio Brighetti
1992 USP/EP
1V:0,75H; 1V:2,0 H;
1V:6,69H
Experimental Tese
1 - Winston H. Kanashiro
2
2 - Podalyro Amaral de Souza
1995 USP/EP 1V:0,75H Experimental Tese
1 - Paulo Henrique Povh
3
2 - Marcos José Tozzi
2000 UFPR 1V:0,75H Experimental Dissertação
1 - Julio Cesar Olinger
4
2 - Giorgio Brighetti
2001 USP/EP 1V:0,75H Experimental Tese
1 - Daniela G. Sanagiotto
5
2 - Marcelo Giulian Marques
2003 UFRGS 1V:0,75H Experimental Dissertação
1 - Maurício Dai Prá
6
2 - Marcelo Giulian Marques
2004 UFRGS 1V:1H Experimental Dissertação
1 - Jaime Federici Gomes
7
2 - Marcelo Giulian Marques
2006 UFRGS
1V:0,75H Experimental Tese
1 - André Luiz Andrade Simões
8
2 - Michel Sahade Darzé
2006 UNIFACS
1V:0,75H;1V:0,6H Numérico Monografia
1 - Eudes José Arantes
9
2 - Rodrigo de Melo Porto
2007 USP/EESC
1V:0,75H Numérico (CFD) Tese
Desta forma, apoiado na adoção freqüente de vertedores com paramento em degraus,
graças à economicidade inerente às obras de barragens em CCR e ao fato de ainda não existir
uma metodologia consagrada para avaliação do desempenho desta estrutura hidráulica,
justifica-se a realização desta dissertação.
8
2 OBJETIVOS
A presença dos degraus ao longo da calha do vertedor resulta em um escoamento com
características complexas
3
, fato que impossibilitou, até então, a obtenção de uma metodologia
consagrada e geral para a avaliação de todas as características relevantes do mesmo. Todavia,
numerosos estudos foram conduzidos ao longo de mais de duas décadas em variadas
instituições de diferentes países. Este trabalho tem como objetivo básico avaliar o estado da
arte do tema em questão, através dos diferentes resultados experimentais e numéricos
publicados, com o intuito de identificar possíveis concordâncias/discordâncias de modo que
seja possível sugerir uma metodologia destinada ao pré-dimensionamento
4
de tais estruturas
hidráulicas, trazendo assim, uma pequena contribuição ao assunto. Neste contexto, destacam-
se os seguintes tópicos a serem estudados:
1) Critérios para identificação dos diferentes regimes de escoamento
5
;
2) Aeração do escoamento;
3) Distribuição de pressões nos degraus e cavitação;
4) Dimensionamento dos muros laterais;
5) Dissipação de energia ao longo da calha em degraus;
6) Ocorrência do escoamento quase-uniforme;
7) Energia residual no pé do vertedouro em degraus;
8) Comprimento de bacias de dissipação por ressalto hidráulico;
9) Particularidades;
3
Tais características são, por exemplo, padrões predominantemente tridimensionais, diferentes configurações da
superfície livre em função da geometria dos degraus e da vazão transportada, incorporação de ar no escoamento
etc. Maiores detalhes sobre estes aspectos serão abordados ao longo deste trabalho.
4
Entende-se que o dimensionamento hidráulico definitivo de vertedouros de barragens deve passar pela via
experimental tendo em vista a grande segurança exigida por tais obras. O pré-dimensionamento é recomendado
na fase inicial de planejamento e análise prévia de alternativas de projeto, além ser especialmente útil para a
condução de experimentos.
5
Escoamento deslizante sobre turbilhões “skimming flow”, escoamento de transição e escoamento em quedas
sucessivas “nappe flow”.
9
Os tópicos de 1 a 4 foram avaliados exclusivamente através da comparação de
resultados encontrados na literatura uma vez que são eminentemente experimentais ou
requerem o emprego de esquemas numéricos avançados para a solução das equações de
Navier-Stokes associadas a modelos de turbulência. Os itens de 5 a 8, por sua vez, podem ser
estudados através de modelos teóricos associados a formulações empíricas, considerando que
o escoamento ao longo da calha em degraus ocorre em regime permanente gradualmente
variado. Para tanto foi utilizado um programa computacional desenvolvido pelo autor para a
solução das equações correspondentes
6
.
O último item inclui particularidades encontradas nos diferentes estudos
experimentais/numéricos desenvolvidos ao longo dos anos. Pode-se mencionar, por exemplo,
o estudo de geometrias não convencionais com degraus espaçados, com pisos inclinados, com
soleira terminal e a implantação de um defletor no final da calha em degraus. Também serão
abordados brevemente temas como o uso de dispositivos aeradores próximos à extremidade
de montante da calha, a ocorrência de escoamentos submersos recirculantes, fenômenos
ondulatórios, instabilidades e a re-oxigenação promovida pela aeração do escoamento.
6
Esta hipótese é coerente com observações e experimentos realizados em modelos reduzidos. Detalhes
específicos sobre o equacionamento desenvolvido, assim como as formulações empíricas utilizadas, são
apresentados a partir da seção 4 do presente trabalho.
10
3 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
3.1 HISTÓRICO
A despeito do que foi dito sobre o CCR nos parágrafos anteriores, a construção do
mais antigo vertedor em degraus ocorreu aproximadamente há 3.300 anos na Grécia. Trata-se
da barragem Arkananian cujo extravasor apresentava 10,5 m de altura, 25 m de largura,
declividade média de 45°, variando entre 39° e 73° e com degraus entre 0,60 m e 0,90 m de
altura (KNAUSS, 1995, apud CHANSON, 2002, p.36)
7
.
Figura 2 – Represa Arkananian.
Fonte: KNAUSS (1995) apud CHANSON (2002, p.44).
Chanson (2002) explica que outros extravasores em degraus antigos, além do
extravasor de Arkanania, foram construídos no Oriente Médio como, por exemplo, no Rio
Khosr (694 a.C.), situado no Iraque. Algum tempo depois
8
, durante o império romano,
extravasores em degraus foram construídos, sendo possível, ainda hoje, encontrar uma parte
dos mesmos na Líbia, Síria e Tunísia. Após a queda do Império Romano, engenheiros
muçulmanos construíram barragens com extravasores desse tipo no Iraque e na Espanha
(CHANSON, 2002, p.36).
7
KNAUSS, J. ΤΗΣ ΓPIAΣ ΤΟ ΠΗ∆ΗΜΑ, der Altweibersprung. Die Rätselhafte Alte Talsperre in der Glosses-
Schlucht bei Alyzeia in Arkarnanien. Archäologischer Anzeiger, 1995, Helft 5: 138-162 (em Alemão).
8
Chanson (2002) não afirma com certeza as datas referentes às realizações romanas no tocante aos extravasores
em degraus.
11
Após a reconquista da Espanha, engenheiros espanhóis, privilegiados pelo
conhecimento das civilizações anteriores, projetaram e construíram extravasores em degraus,
como por exemplo, nas barragens Almansa, Alicante e Barrarueco de Abajo. Em 1791,
construíram o maior extravasor em degraus executado até então, com 50 m de altura, na
barragem de Puentes, mas em 1802 ela foi destruída por uma cheia. Observa-se uma forte
influência espanhola nos extravasores em degraus encontrados na França, México e Estados
Unidos (CHANSON, 2002, p.53).
No século XX, estruturas em degraus começaram a ser projetadas visando, sobretudo,
a maximização da dissipação de energia ao longo da calha e, conseqüentemente, a diminuição
da bacia de dissipação. O extravasor da barragem de New Croton, construída durante o
período de 1892 a 1905, com 90,5 m de altura, declividade aproximada de 53° e degraus com
alturas iguais a 2,13 m, provavelmente, é o primeiro extravasor em degraus concebido com
esse conceito de maximização da dissipação de energia. Entre quatorze e dezesseis de outubro
de 1955, ocorreu uma tempestade que provocou sérios danos à estrutura dessa barragem
(CHANSON, 2002, p.266).
3.1.1 Uso de CCR na Construção de Barragens
O uso do CCR para a construção de barragens ocorreu pela primeira vez em Taiwan,
entre 1960 e 1961, com aplicação no núcleo da estrutura. A partir de 1986, houve um
crescente emprego da referida técnica na construção de barragens. Andriolo (1998, p.12)
destaca que, em 1986, em todo o mundo foram construídas quinze barragens. Este número,
segundo o mesmo autor, cresceu para 45 barragens, em 1990, 96 barragens, em 1993, e 156
barragens, em 1996.
No Brasil, o concreto compactado a rolo tem sido utilizado intensamente na
construção de barragens. A seguir, na Tabela 3, apresenta-se algumas barragens brasileiras
construídas em concreto compactado a rolo.
12
Tabela 3 – Algumas barragens brasileiras construídas com a técnica do concreto compactado a rolo.
PERÍODO DE
CONSTRUÇÃO
NOME ESTADO
INÍCIO FIM
PROPRIETÁRIO
TIPO DE
EXTRAVASOR
Saco de Nova Olinda Paraíba 07/85 06/87
Secretaria de Recursos
Hídricos (SRH)
-
Caraíbas
Minas
Gerais
04/90 02/91
Companhia Energética de
Minas Gerais (CEMIG)
Degraus
Gameleira
Minas
Gerais
06/90 05/91 CODEVASF Degraus
Cova da Mandioca Bahia 01/93 12/94 CODEVASF Degraus
Juba I Mato Grosso - -/95 Itamarati Centrais Elétricas Degraus
Juba II Mato Grosso - -/95 Itamarati Centrais Elétricas Degraus
Jordão Paraná 05/94 09/96
COPEL (Companhia
Paranaense de Energia)
Liso
Salto Caxias Paraná 02/95 12/98
COPEL (Companhia
Paranaense de Energia)
Liso
Val de Serra
Rio Grande
do Sul
07/97 11/98
CORSAN (Companhia
Riograndense de
Saneamento)
Degraus
Bertarello
Rio Grande
do Sul
-/98 -/00
CORSAN (Companhia
Riograndense de
Saneamento)
Degraus
Jucazinho Pernambuco 07/96 -/99
DNOCS (Dep. Nacional de
Obras Contra a Seca)
Degraus
Rio do Peixe São Paulo 02/96 -/98
CPEE (Companhia Paulista
de Energia Elétrica)
Degraus
Guilman-Amorin
Minas
Gerais
-/97 -/00 Belgo Mineira-Samarco -
Canoas Ceará 07/93 -/96
SOHIDRA (Secretaria de
Recursos Hídricos – CE)
Degraus
Várzea Grande Paraíba 10/93 -/95 SUPLAN/PB -
Estreito Piauí -/97 -/02 CONDEPI Degraus
Acauã Paraíba -/93 -/95 DNOCS Degraus
Belo Jardim Pernambuco 05/95 -/98
DNOCS (Dep. Nacional de
Obras Contra a Seca)
Degraus
Ponto Novo Bahia 05/98 02/00
CERB (Companhia de
Engenharia Rural da Bahia)
Liso
Pedras Altas Bahia -/00 -/01 CERB Degraus
Pirapama Pernambuco -/00 /-01 CAGEPE -
Santa Clara
Minas
Gerais
-/01 -/05 CEMIG Liso
Rosal São Paulo 04/98 -/00
Empresas de Eletricidade
Vale Paranapanema
Degraus
Dona Francisca
Rio Grande
do Sul
08/98 12/00
Dona Francisca Energética
SA
Degraus
Lajeado Goiás 07/98 12/02 Investco (Tractebel) -
Cana Brava Goiás 03/99 10/02
Companhia energética
Mercosul of Tractebel
-
Santa Cruz do Apodi
Rio Grande
do Norte
-/98 -/00 DNOCS -
Umari
Rio Grande
do Norte
-/98 -/01 DNOCS Degraus
Castanhão Ceará 10/99 -/02 DNOCS/Minas Gerais -
Tucuruí 1ª Fase Pará 11/75 - Eletronorte SA Liso
13
Tucuruí- 2º Fase Pará 06/98 10/05 Eletronorte SA Liso
Serra do Facão Goiás -/01 -/05 GEFAC -
João Leite Goiás -/01 -/04 SANEAGO -
Candonga
Minas
Gerais
05/01 05/05
Companhia Vale do Rio
Doce
-
Fundão
Rio Grande
do Sul
-/01 -/05 ENERJOR -
Pindobaçu Bahia -/01 -/05 CERB Liso
Bandeira de Melo Bahia -/01 -/05 CERB Liso
Pelo Sinal
Rio Grande
do Norte
12/91 -/94 SUPLAN/RN -
Traíras 09/94 -/95 DER/RN Degraus
Malhada das Pedras Bahia - - CERB -
Mocotó Bahia - - CERB -
Rio da Dona Bahia - - -
Rio da Prata Pernambuco 09/93 12/94 -
Santa Clara-Jordão
Rio Grande
do Sul
-/01 -/05 Elejor -
Sitio Traíras
Rio Grande
do Norte
- - Emater -
Fonte: SIMÕES (2006, f.23).
3.2 REGIMES DE ESCOAMENTO
3.2.1 Generalidades
O escoamento ao longo de canais em degraus é dividido em dois regimes, a saber:
nappe flow (ou jet flow regime) e skimming flow, de acordo com Horner (1969), Rajaratnam
(1990), Diez-Cascon et al. (1991), entre outros pesquisadores. O presente trabalho priorizará a
tradução indicada por Matos e Quintela (1995a), que denominaram os regimes nappe flow e
skimming flow como “escoamento em quedas sucessivas” e “escoamento deslizante sobre
turbilhões”, respectivamente. Ohtsu e Yasuda (1997) apresentaram uma terceira classificação
para os regimes de escoamento, inserindo o conceito de “regime de transição” (do inglês
transition flow), escoamento que ocorre entre o regime em quedas sucessivas e o regime
deslizante sobre turbilhões.
Muitos esboços e fotografias retratando o perfil da superfície livre de escoamentos ao
longo de calhas em degraus foram publicados no decorrer de aproximadamente quatro
décadas de estudos realizados em diversos países. Atualmente, cada um dos três regimes de
escoamento apresentados anteriormente possui pelo menos dois sub-regimes, cujas
14
particularidades serão apresentadas em seções específicas desta revisão bibliográfica. Os
desenhos encontrados na Figura 3, apresentada a seguir, ilustram resumidamente o
escoamento em quedas sucessivas (a), de transição (b) e deslizante sobre turbilhões (c).
(a)
(b)
(c)
Figura 3 – Desenhos esquemáticos dos três regimes de escoamento. Deslizante sobre turbilhões (a); transição (b)
e quedas sucessivas (c).
Os desenhos apresentados na Figura 3 foram elaborados com base em diversos
esquemas e fotografias apresentados por diferentes autores. A imagem exposta na Figura 4
publicada por Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2001, p.522) exemplifica uma situação real
correspondente ao trecho de escoamento quase-uniforme dos três regimes em questão. No
escoamento em quedas sucessivas é possível notar, em todos os degraus, a existência de uma
15
cavidade de ar, característica fundamental deste regime. O escoamento de transição, por sua
vez, apresenta algumas cavidades preenchidas e outras não, além de oscilações na superfície
livre (observadas principalmente a montante do ponto de início da aeração). Finalmente, o
escoamento deslizante sobre turbilhões distingue-se dos demais por não apresentar cavidades
de ar entre degraus e por apresentar poucas oscilações em relação ao de transição.
Figura 4 – Três regimes de escoamento na região quase-uniforme. De cima para baixo: skimming flow, transition
flow e nappe flow.
Fonte: Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2001, p.522).
3.2.2 Escoamentos em Quedas Sucessivas (Nappe Flow)
Canais em degraus encontrados nos sistemas de drenagem urbana, estações de
tratamento de esgoto, transposição de peixes, estruturas ornamentais e em vertedouros de
barragens com degraus de grandes dimensões
9
são alguns exemplos de estruturas que
normalmente operam submetidos ao regime de escoamento em quedas sucessivas. Estudos
relacionados a esse tipo de escoamento permitem prever a sua ocorrência em função de
variáveis hidráulicas e geométricas, calcular características do escoamento como o perfil da
superfície livre, possíveis oscilações da lâmina vertente e dispositivos destinados a evitar tal
9
Escavados em rocha, em concreto armado ou em gabiões, por exemplo.
16
fenômeno. Também é possível encontrar metodologias para a avaliação de concentrações
médias de ar, eficiência na oxigenação da água, energia dissipada, pressões médias e
flutuações de pressões devidas ao impacto do jato com o piso do degrau.
Com o intuito de ilustrar alguns exemplos de escoamentos em quedas sucessivas, a
Figura 5 contém três fotografias de estruturas reais e um interessante desenho elaborado por
Leonardo da Vinci (1452-1519). A imagem “a” demonstra uma situação na qual,
aparentemente, os degraus foram empregados por razões topográficas, além de atuarem como
dissipadores de energia e na oxigenação da água graças à incorporação de ar gerada em
função da alta turbulência. O canal em degraus para transposição de peixes (c) é uma das
alternativas que permite o deslocamento dos cardumes até às áreas de reprodução (fenômeno
da piracema). Finalmente, a fotografia “d” é um exemplo encontrado na cidade de São Paulo
do uso de canais em degraus pela arquitetura decorativa.
Figura 5 – Exemplos de escoamentos em quedas sucessivas. (a) Rio Tietê em São Paulo; (b) Ilustração de
Leonardo da Vinci (RICHTER, 1883, p.236); (c) Canal de transposição de peixes de Itaipu; (d) Estrutura
ornamental em São Paulo.
17
3.2.2.1 Critérios para a previsão da ocorrência do escoamento em quedas sucessivas
O desenvolvimento de expressões e critérios destinados a prever a ocorrência de um
determinado regime de escoamento em canais em degraus traz a tona alguns dentre os
primeiros trabalhos científicos publicados sobre o tema. Essery e Horner (1978) efetuaram
testes em canais com 0,2 ≤ h/l ≤ 0,842 e, com base nos resultados obtidos propuseram curvas
adimensionais que permitem identificar a ocorrência dos dois principais regimes (nappe e
skimming). Os resultados obtidos pelos referidos autores é aplicável a degraus com os pisos
horizontais ou em aclive, para ângulos (θ em relação a horizontal) iguais a 0
o
, 5º, 10º, 15º e
20º. A Figura 6 a seguir ilustra o critério de Essery e Horner (1978), para os diferentes
ângulos mencionados.
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7
d
c
/l
h/l
Deslizante sobre turbilhões
Quedas sucessivas
0º5º20º15º 10º
Figura 6 – Critério proposto por Essery e Horner (1978). Determinação dos regimes nappe e skimming.
Rajaratnam (1990, p.590), ao reavaliar resultados experimentais de Essery e Horner
(1978), propôs que a ocorrência do escoamento deslizante sobre turbilhões ocorre se d
c
/h ¥
0,8, para 0,4 ≤ h/l ≤ 0,9 (degraus com o piso horizontal). O mesmo autor comenta que
observações de Sorensen (1985) para h/l = 1,28 confirmaram este critério. Prosseguindo com
os comentários de Rajaratnam (1990), para d
c
/h < 0,8 esperava-se observar a ocorrência do
18
escoamento em quedas sucessivas, no entanto, nos experimentos de Sorensen (1985) o
escoamento em quedas sucessivas só ocorreu para d
c
/h = 0,16. Esta breve discussão já
apontava a existência de uma faixa de valores, para os referidos adimensionais, na qual o
escoamento ocorre em regime de transição.
Chanson (1994a, p.73) após analisar dados experimentais de diversos pesquisadores
sugeriu que o limite entre o escoamento em quedas sucessivas e o escoamento deslizante
sobre turbilhões, em degraus com o piso horizontal, pode ser avaliado por meio da seguinte
equação (equação 1):
l
h
0,465.1,057
h
d
c
−= (1)
A equação anterior exprime uma relação linear entre os adimensionais d
c
/h e h/l que
representa o limite entre os dois sub-regimes (nappe e skimming). Em outras palavras, para
uma dada geometria dos degraus (h/l), se d
c
/h for maior do que o valor calculado ocorrerá
escoamento deslizante sobre turbilhões, caso contrário ocorrerá o escoamento em quedas
sucessivas.
Chamani e Rajaratnam (1999b, p.970-971) assumiram que o escoamento deslizante
sobre turbilhões ocorre quando a declividade da superfície livre se torna igual à declividade
do canal em degraus (declividade do pseudo-fundo formado pelo alinhamento das quinas dos
degraus). A partir desta consideração, do teorema de Daniel Bernoulli, do teorema da
quantidade de movimento e de uma equação empírica, os autores mencionados deduziram a
seguinte equação:
1
2
3
h
d
h
d
.89,0
l
h
34,0
c
1
c
−
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
−−
(2)
19
Considerando que a parte inferior da lamina vertente (parte inferior do jato) colide
com a extremidade do degrau, Chamani e Rajaratnam (1999b, p.971) propuseram a equação 3
como critério para avaliar a ocorrência do escoamento em quedas sucessivas.
62,0
c
h
d
.405,0
l
h
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
(3)
Um dos pontos interessantes destacados por Chamani e Rajaratnam (1999b, p.971) ao
comparar as equações 2 e 3, foi a suposição da existência de um escoamento de transição,
situado entre os limites estabelecidos pelas referidas equações.
Mais tarde, Chanson (2001) analisou uma significativa quantidade de dados
experimentais e, considerando a existência do regime de transição, propôs uma nova equação
para delimitar a ocorrência do escoamento em quedas sucessivas. Assim como a equação 1, o
referido autor sugeriu uma relação linear com a seguinte forma:
l
h
0,4.0,89
h
d
c
−= (4)
A equação 4, diferente da equação 1, permite a avaliação da ocorrência do escoamento em
quedas sucessivas e do escoamento de transição. Maiores detalhes sobre a avaliação dos
diferentes regimes de escoamento serão apresentados no decorrer do texto, permitindo assim
calcular o limite entre o escoamento de transição e o escoamento deslizante sobre turbilhões.
Yasuda e Ohtsu (1999) e Ohtsu et al. (2001, p.524), explicam que o adimensional d
c
/h
depende do número de Reynolds, da razão de aspecto B/d
c
e da relação h/l (ou tgα). Os
referidos autores, por meio de estudos experimentais, afirmaram que a razão de aspecto B/d
c
e
o número de Reynolds (Re = q/ν, em que ν é a viscosidade cinemática) são negligenciáveis
para B/d
c
¥ 5 e Re ¥ 2,0.10
4
. Deste modo, considerando o limite entre o escoamento em
quedas sucessivas e o escoamento de transição, os referidos autores desenvolveram a seguinte
equação:
20
3,1.57,0
1
h
d
3
c
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
l
h
(5)
Válida para 0,1 ≤ h/l ≤ 1,43, B/d
c
¥ 5 e Re ¥ 2,0.10
4
.
Chinnarasri e Wongwises (2004) apresentam resultados de estudos experimentais
realizados em canais em degraus com α = 30º, α = 45º e α = 60º. Estes pesquisadores
estudaram calhas em degraus com pisos horizontais e calhas com pisos inclinados (em aclive)
com θ = 10º, θ = 20º e θ = 30º. Com base nos resultados obtidos os referidos autores
desenvolveram a equação 6 para avaliação do limite entre o escoamento em quedas sucessivas
e o escoamento de transição.
l
h
0,388.0,005.0,927
h
d
c
−−=
θ
(6)
Válida para 0,1 ≤ h/l ≤ 1,73.
Arantes (2007, p.107-108) estudou a transição entre os regimes de escoamento por
meio da solução numérica das equações de Navier-Stokes, associadas a modelos de
turbulência, considerando escoamento bidimensional e uma estrutura com três degraus. Para
h/l igual a 0,2 foram simulados d
c
/h = 0,5, d
c
/h = 0,75, d
c
/h = 1,0 e d
c
/h = 2,0. Para h/l igual a
0,5 foram simulados d
c
/h = 0,5, d
c
/h = 0,75 e d
c
/h = 1,0. Como resultados de suas simulações
computacionais, o referido autor apresentou diferentes perfis da superfície livre, sendo estes
coerentes com resultados de estudos experimentais representados pelas diversas equações
mencionadas até então.
A Figura 7a, elaborada com o intuito de comparar os diferentes critérios para previsão
da ocorrência do escoamento em quedas sucessivas, demonstra uma razoável concordância
entre as metodologias apresentadas, exceto pela curva de Essery e Horner (1978) e a equação
de Chamani e Rajaratnam (1999a). Alguns valores dos adimensionais (d
c
/h e h/l) estudados
por Arantes (2007, p.108) foram inseridos na referida figura. Através dos perfis simulados
21
pelo referido autor, pode-se notar resultados consistentes com as metodologias experimentais.
A fim de ilustrar este fato, a Figura 7b e 7c inclui a visualização obtida e apresentada por
Arantes (2007, p.108). Ressalta-se que o gráfico da Figura 7a será ampliado na seção
referente ao início do escoamento deslizante sobre turbilhões, permitindo a determinação do
limite entre os três diferentes regimes, além de sub-regimes a serem apresentados.
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
0,00,20,40,60,81,01,21,41
h/l
d
c
/h
,6
Essery e Horner (1978)
Chanson (1994)
Chamani e Rajaratnam (1999)
Chanson (2001)
Ohtsu e Yasuda (2001)
Chinnarasri e Wongwises (2004)
Arantes (2007) - Nappe flow
Quedas sucessivas
Transição ou deslizante
sobre turbilhões
(a)
(b) (c)
Figura 7 – Comparação entre os diferentes critérios apresentados para previsão da ocorrência do escoamento em
quedas sucessivas (a). Simulação numérica (CFD), Arantes (2007, p.108) com d
c
/h = 0,5 e h/l = 0,2 (b) e d
c
/h =
0, 75 e h/l = 0,5 (c).
22
3.2.2.2 Caracterização do Escoamento em Quedas Sucessivas
O escoamento em questão é caracterizado por sucessivas quedas livres do jato d’água
proveniente de um degrau anterior, que impacta total ou parcialmente sobre o piso do degrau
imediatamente a jusante. A dissipação de energia ocorre graças à dispersão do jato no ar, pelo
impacto do jato com o piso do degrau a jusante e/ou devido a formação de ressaltos
hidráulicos nos degraus (CHANSON, 2002, p.92). De acordo com Chanson (2002, p.90) o
escoamento em quedas sucessivas pode ser subdividido em três tipos: escoamento com
ressalto hidráulico plenamente desenvolvido (NA1); escoamento com ressalto hidráulico
parcialmente desenvolvido (NA2) e escoamento sem ressalto hidráulico (NA3).
O primeiro tipo, no qual o ressalto hidráulico se encontra plenamente desenvolvido,
ocorre em degraus com o piso horizontal ou em aclive. Um esboço deste sub-regime (NA1)
pode ser visto na Figura 8. Se a soma do alcance do jato (L
d
) e do comprimento do ressalto
(L
j
) resulta maior do que a extensão do piso, não é possível observar um ressalto plenamente
desenvolvido. Tem-se, neste caso, um escoamento com ressalto hidráulico parcialmente
desenvolvido, NA2 (Figura 9).
Para vazões maiores, pisos mais curtos ou em declive, pode ser impossível promover a
formação de um ressalto hidráulico (ainda que parcialmente desenvolvido) observando-se,
antes da ocorrência do escoamento de transição, o terceiro sub-regime restante (NA3). No
escoamento sem ressalto hidráulico não há uma seção de controle, sendo o número de Froude
maior que a unidade ao longo de todo o degrau (Figura 10). Cabe destacar ainda que a região
a jusante do impacto do jato com o piso é altamente aerada (spray) e o escoamento apresenta
características tridimensionais, sendo possível notar, por exemplo, ondas de choque
(CHANSON, 2002, p.92-93; TOOMBES, 2002, p.19).
23
db
3 a 4 dc
Ld Lj
θi
d1
d2
dc
dc
db
Ressalto
hidráulico
Escoamento
supercrítico
Fr < 1
dp
h
l
Figura 8 - Escoamento em quedas sucessivas: ressalto hidráulico plenamente desenvolvido (NA1).
Escoamento
supercrítico
Ressalto hidráulico
parcialmente desenvolvido
h
dp
l
Figura 9 - Escoamento em quedas sucessivas: ressalto hidráulico parcialmente desenvolvido (NA2).
acelerado
Piso em declive
desacelerado
θ
Escoamento supercrítico
Figura 10 - Escoamento em quedas sucessivas: sem ressalto hidráulico (NA3).
A classificação apresentada anteriormente é especialmente útil quando se pretende
estudar o escoamento em quedas sucessivas e, a ocorrência do ressalto hidráulico é um
24
aspecto de grande importância na modelação matemática do problema. Para os casos com
formação de ressalto, a profundidade crítica ocorre nas proximidades do final do degrau e a
análise pode ser efetuada considerando uma série de estruturas idênticas. Se o ressalto
hidráulico não é observado (NA3) o tratamento matemático se torna um pouco mais
complicado, como será visto em uma seção ulterior.
3.2.2.3 Transição entre os sub-regimes NA1, NA2 e NA3
A partir do alcance do jato (L
d
) e do comprimento do ressalto (L
j
), Chanson (1994a,
p.72), por meio das equações 15 e 19 (a serem apresentadas), desenvolveu a equação 7 que
permite avaliar a ocorrência do sub-regime NA1 para degraus com pisos horizontais:
276,1
.0916,0
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
<
l
h
h
d
c
(7)
Em que h é a altura do degrau e l o seu comprimento. A equação 7 foi desenvolvida para o
intervalo 0,2 ≤ h/l ≤ 6 e demonstra que para canais relativamente íngremes, i.e. h/l > 0,5, o
sub-regime NA1 só ocorrerá para vazões muito pequenas. Considerando como exemplo h/l =
0,5 e h = 0,30 m, de acordo com a equação 7, o sub-regime NA1 só ocorrerá se a vazão
unitária for menor que 0,0537 m
2
/s.
A fim de comparar a equação anterior com resultados empíricos, dados experimentais
obtidos por Horner (1969) e Pinheiro e Fael (2000), relativos a degraus com o piso horizontal
e em aclive, foram inseridos no gráfico da Figura 11 juntamente com a referida equação.
Nota-se que a equação proposta por Chanson (1994a, p.72) apresenta uma boa concordância
com a tendência revelada pelos dados experimentais.
25
0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1
h/l
d
c
/h
Horner (1969), 5º, 10 degraus
Horner (1969), 5º, 3 degraus
Horner (1969), 10º, 10 degraus
Horner (1969), 10º, 3 degraus
Horner (1969), 15º, 10 degraus
Horner (1969), 15º, 3 degraus
Horner (1969), 20º, 10 degraus
Horner (1969), 20º, 3 degraus
Pinheiro e Fael (2000), 0º, 10 degraus
equação 7 (CHANSON, 1994)
NA2: Quedas
sucessivas com ressalto
hidráulico parcialmente
desenvolvido
NA1: Quedas
sucessivas
com ressalto
hidráulico
θ
= 0º
Figura 11 – Transição entre os sub-regimes NA2 e NA3 (Dados experimentais de Horner (1969) e Fael e
Pinheiro (2000)) e limite para ocorrência do sub-regime NA1 (Equação proposta por Chanson (1994a, p.72)).
Fonte: Adaptado de Chanson (2002, p.94)
3.2.2.4 Oscilações e dispositivos ventiladores
Assim como em vertedores retangulares sem contrações laterais o escoamento em
quedas sucessivas apresenta uma cavidade sob a lamina vertente ocupada com ar, como pode
ser visto na Figura 12. Se esse espaço não for devidamente ventilado, a pressão no seu interior
certamente atingirá valores inferiores à pressão atmosférica provocando oscilações no jato.
Patm - ∆P
cavidade
de ar
oscilações
P
atm
Figura 12 – Esboço das oscilações ocorridas em um escoamento em quedas sucessivas.
Fonte: Adaptado de Chanson (2002)
26
De acordo com Pariset (1955) e Thomas (1976) instabilidades semelhantes a aquelas
ilustradas na Figura 12, também conhecidas como instabilidades de Kelvin - Helmholtz
10
provocam fortes oscilações que podem ser ouvidas a grandes distâncias. Do ponto de vista
estrutural, tais vibrações normalmente não são preocupantes desde que a freqüência das
mesmas não se aproxime da freqüência natural da estrutura.
Chanson (2002, p.98) explica que as oscilações na lâmina vertente são controladas
pelo movimento do ar aprisionado sob o jato e que a freqüência natural do sistema ar-água
depende da massa de água e do volume de ar no interior da cavidade. Considerando degraus
com o piso horizontal, o referido autor sugere que as possíveis freqüências de oscilação (F) da
lâmina vertente podem ser estimadas por meio da seguinte equação:
1.022,11
25,0
.715,0
/
'
−+
+
=
c
c
d
h
I
dg
F
(8)
Em que h é a altura do degrau, F a freqüência de oscilação da lâmina vertente (Hz), g a
aceleração da gravidade, d
c
a profundidade crítica e I’ um inteiro que representa o número de
comprimentos de onda na lâmina vertente. Maiores detalhes sobre a equação anterior
incluindo comparações com dados experimentais podem ser encontrados em Chanson (2002,
p.96-97, 330-331).
Sendo necessária uma ventilação artificial com o objetivo de evitar as oscilações
mencionadas, Levin (1968, p.28-37) sugeriu as seguintes equações para o cálculo da vazão de
ar requerida:
95,0
.19,0
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
=
b
p
ar
d
dh
Q
Q
(9)
03,1
.21,0
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
=
b
p
ar
d
dh
Q
Q
(10)
10
Lord Kelvin, William Thomson (1824-1907), físico britânico; Hermann Ludwig von Helmholtz (1821-1894),
cientista alemão.
27
Nestas equações Q
ar
é a vazão de ar (m
3
/s) e Q a vazão de água (m
3
/s). A equação 9 restringe-
se ao intervalo 3 < Fr < 10 e a equação 10 ao intervalo 13 < Fr < 15, sendo Fr o número de
Froude definido em termos da espessura da lamina vertente (d
i
, ver Figura 13, página
seguinte). As demais variáveis foram definidas anteriormente.
3.2.2.5 Características do escoamento com ressalto hidráulico (NA1)
O escoamento em quedas sucessivas com ressalto hidráulico plenamente desenvolvido
é caracterizado pela ocorrência da profundidade crítica (d
c
) a montante da quina do degrau e
de uma profundidade (d
b
) inferior a crítica exatamente nesta posição graças às componentes
verticais da aceleração do fluido. De acordo com Henderson (1966, p.192) a distância desde a
beirada do degrau até a posição onde ocorre a profundidade crítica é cerca de 3 a 4 vezes d
c
,
sendo que em tal seção a distribuição de pressões é aproximadamente hidrostática, em
contraste com a distribuição de pressões na aresta. A relação entre d
b
e d
c
foi investigada por
diversos pesquisadores que obtiveram valores relativamente próximos. Para propósitos
práticos, seguindo as recomendações de Henderson (1966, p.195) e Chanson (2002, p.326),
pode-se utilizar a relação sugerida por Rouse (1936):
715,0=
c
b
d
d
(11)
Considerando uma lamina vertente arejada e degraus com pisos horizontais, Rand
(1955), após analisar uma série de dados experimentais, sugeriu as seguintes equações:
275,1
1
.54,0
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
h
d
h
d
c
(12)
81,0
2
.66,1
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
h
d
h
d
c
(13)
66,0
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
h
d
h
d
c
p
(14)
81,0
.30,4
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
h
d
h
L
cd
(15)
28
Sujeito a: 0,045 < d
c
/h < 1. Maiores detalhes sobre a configuração do escoamento podem ser
obtidos por meio das equações 16 e 17, apresentadas por Chanson (1995), que fornecem a
espessura da lâmina vertente na interseção entre a zona de recirculação e o jato (d
i
), assim
como a sua inclinação, como indicado na Figura 13 a seguir:
Lr
θi
3 a 4 dc
dc
db
di
zona de
recirculação
distribuição real
de pressões
Vi
distribuição de pressões
hidrostática
ventilação
d2
l
h
dp
dc
db
d1
Ld
Figura 13– Desenho esquemático (NA1) com indicação das variáveis relevantes.
483,1
.688,0
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
h
d
h
d
ci
(16)
582,0
.855,0
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
h
d
itg
c
θ
(17)
Considera-se válido mencionar que as equações 16 e 17 foram desenvolvidas a partir
das equações da cinemática e do teorema da quantidade de movimento (2ª Lei de Newton).
Tal desenvolvimento resultou num sistema de equações adimensionais não lineares que, ao
ser resolvido numericamente, forneceu resultados que permitiram o ajuste das referidas
equações (CHANSON, 2002, p.325).
Entre as grandezas hidráulicas apresentadas na Figura 13 encontra-se o comprimento
do rolo do ressalto hidráulico (L
r
), variável inferior ao comprimento do ressalto (L
j
).
Numerosos estudos destinados ao conhecimento destas grandezas (em canais com seção
29
transversal retangular) foram conduzidos ao longo dos anos desde o início do século XX.
Todavia, graças às dificuldades encontradas nos trabalhos experimentais, ainda hoje não
existe um consenso sobre a definição de L
r
e L
j
. Com o intuito de ilustrar este fato, considera-
se válido mencionar algumas definições.
Elevatorski (1959) definiu L
j
como a distância entre as seções do ressalto onde não são
observadas grandes flutuações de níveis. Rajaratnam (1967), por sua vez, afirmou que o
comprimento do ressalto, com início na seção do conjugado supercrítico, termina na posição
onde a profundidade do escoamento é igual ao conjugado subcrítico. Marques (2004, p.24-25)
analisou a influência do ressalto na flutuação de pressões ao longo de sua extensão e definiu o
L
j
fundamentado em tais estudos. Finalmente, cabe destacar que uma breve avaliação do
estado da arte sobre o tema revelou que existem mais de uma dezena de estudos que
propuseram diferentes equações empíricas para o cálculo de L
j
.
Assim como o comprimento do ressalto, o comprimento do rolo é definido de
diferentes maneiras na literatura. Para propósitos práticos, recomenda-se que a estimativa
destas grandezas hidráulicas seja efetuada com base nos trabalhos de Bradley e Peterka
(1957), relativos ao comprimento do ressalto
11
, e de Hager et al. (1991, p.602), que fornece as
equações 18 e 19, apresentadas a seguir:
12.
1
1
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
r
r
r
Fr
tgh
d
L
α
α
(18)
Na qual
α
r
é um coeficiente que depende da relação entre o conjugado supercrítico (d
1
) e a
largura do canal (B), i.e., da razão de aspecto d
1
/B, com
α
r
= 20 se d
1
/B < 0,1 e
α
r
= 12,5 se
0,1
≤
d
1
/B
≤
0,7. Na equação anterior tgh significa tangente hiperbólica e Fr
1
é o número de
Froude na seção de escoamento supercrítico. Se Fr
1
< 6, a equação 18 pode ser aproximada
por meio da seguinte relação linear:
11
O cálculo do comprimento do ressalto pode ser efetuado com a equação 226 apresentada no item 4.1.5.3 do
presente trabalho.
30
12.8
1
1
−= Fr
d
L
r
(19)
As equações 18 e 19 foram desenvolvidas a partir do ajuste de dados obtidos em
estudos experimentais e apresentam uma razoável concordância com os mesmos. Todavia,
cabe destacar que em tais experimentos o ressalto foi estabelecido a jusante de uma comporta,
condição que propicia certo paralelismo entre as linhas de corrente na seção contraída o que
implica em uma distribuição de pressões aproximadamente hidrostática. No escoamento NA1,
se o ressalto estiver localizado próximo do local de impacto do jato com o piso (onde a
distribuição de pressões não é hidrostática) é de se esperar que o comprimento do rolo seja
diferente daquele calculado com as equações anteriores.
3.2.2.6 Dissipação de energia (NA1)
Conforme foi descrito anteriormente, o escoamento em quedas sucessivas com ressalto
hidráulico é caracterizado pela repetição do padrão observado em um degrau. De forma
resumida, pode-se dizer que o escoamento, acelerado durante a queda, perde energia devido
aos seguintes fenômenos: transição para o escoamento subcrítico (ressalto hidráulico),
dispersão do jato no ar, escoamento rotacional na zona de recirculação e impacto do jato com
o piso do degrau. A jusante do ressalto hidráulico o escoamento cruza novamente o nível
crítico, atingindo, na beirada do degrau, o mesmo nível de energia observado no degrau
anterior. Graças a esta repetição, a dissipação de energia entre dois degraus corresponde à
perda de energia potencial gravitacional, equivalente à altura do degrau.
Com menção ao desenho da Figura 14, adotando como plano horizontal de referência
a bacia de dissipação (z = 0), a energia residual (H
res
) corresponde ao conjugado supercrítico
do ressalto d
1
(assumindo que a distribuição de pressões é hidrostática) mais a energia cinética
nesta mesma seção, podendo-se escrever a seguinte equação adimensional:
31
g
V
dd
d
d
H
ccc
res
.2
.
1
2
11
+=
, sendo a seção transversal retangular, por meio da equação da
continuidade e da definição de profundidade crítica (canal retangular), a equação anterior
assume a seguinte forma:
2
1
2
1
.
2
1
d
d
d
d
d
H
c
cc
res
+= (20)
Hdam
Hmáx
z = 0
ressalto
d1
Figura 14 – Desenho esquemático utilizado na dedução da equação 21.
Desprezando o efeito da não uniformidade do escoamento de aproximação, assim
como a resistência oferecida pela crista do vertedor, pode-se assumir que H
máx
= H
dam
+
1,5.d
c
. Sendo a energia dissipada (∆H) igual a diferença entre H
máx
e H
res
, segue-se com a
seguinte dedução:
⎟
⎟
⎟
⎟
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎜
⎜
⎜
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+
−=−=
−
=
∆
−
5,1
.
2
1
11
2
11
c
dam
cc
máx
res
máx
resmáx
máx
d
H
d
d
d
d
H
H
H
HH
H
H
, combinando este resultado com a
equação empírica 12 (página 27), chega-se à seguinte equação adimensional:
⎥
⎥
⎥
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎢
⎢
⎢
⎣
⎡
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−=
∆
−
5,1
.714,1.54,0
1
55,0275,0
c
dam
cc
máx
d
H
h
d
h
d
H
H
(21)
32
A equação anterior, semelhante a aquela apresentada por Chanson (2002, p.102-103),
representa um modelo semi-empírico que permite avaliar a energia dissipada adimensional
(∆H/H
máx
) ou a energia residual adimensional (H
res
/H
máx
) em função dos adimensionais d
c
/h e
H
dam
/d
c
. Cabe comentar que se o coeficiente de descarga do vertedor for conhecido, a
simplificação H
máx
= H
dam
+ 1,5.d
c
pode ser modificada a fim de representar melhor as
condições de escoamento.
A dedução anterior limita-se ao caso esquematizado na Figura 14, relativo a uma
estrutura sem comporta. Um desenvolvimento semelhante, considerando o uso de comportas,
conduz ao seguinte resultado:
⎥
⎥
⎥
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎢
⎢
⎢
⎣
⎡
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−=
∆
−
c
o
c
dam
cc
máx
d
H
d
H
h
d
h
d
H
H
55,0275,0
.714,1.54,0
1
(22)
Na qual H
máx
= H
dam
+ H
o
e H
o
é a carga sobre a soleira, a montante da comporta.
Com o intuito de interpretar graficamente a equação 21, permitindo inclusive a sua
comparação com dados experimentais, a altura da barragem (H
dam
) pode ser considerada
aproximadamente igual ao produto entre a altura do degrau e o número (N) de degraus (H
dam
= N.h). Com a modificação sugerida, a equação 21 assume a seguinte forma:
⎥
⎥
⎥
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎢
⎢
⎢
⎣
⎡
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−=
∆
−
−
5,1.
.714,1.54,0
1
1
55,0275,0
h
d
N
h
d
h
d
H
H
c
cc
máx
(23)
O gráfico da Figura 15, adaptado de Chanson (2002, p.104), inclui, além das curvas
geradas com a equação anterior, dados experimentais de Moore (1943), Rand (1955),
Stephenson (1979) e Rajaratnam e Chamani (1995), todos correspondentes ao escoamento
sobre um degrau. O referido gráfico inclui também dados relativos a experimentos em canais
em degraus obtidos por Horner (1969) e Pinheiro e Fael (2000). Quanto aos dados de Horner
(1969), cabe destacar que parte deles corresponde a um canal com α = 22,8
o
, condição que
33
implica na ocorrência do sub-regime NA3 (sem ressalto hidráulico). Nota-se uma
concordância razoável entre a equação 23 e os dados experimentais, sobretudo aqueles de
Rajaratnam e Chamani (1995), concernentes ao escoamento sobre um degrau.
Quanto à relação entre os adimensionais encontrados na equação 23, com o auxílio da
Figura 15, pode-se concluir que a energia dissipada relativa (∆H/H
máx
) diminui à medida que
o adimensional d
c
/h aumenta. Tal comportamento, verdadeiro para os diferentes valores de N,
é mais acentuado para o caso de N igual a um, diminuindo à medida que o número de degraus
aumenta. É possível afirmar também que a dissipação de energia é maior em vertedouros com
um maior número de degraus e, que quanto maior for a vazão unitária (ou a profundidade
crítica, d
c
) menor será a energia dissipada.
0,0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
0,0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9
d
c
/h
∆
H/H
máx
Equação 23 (1 degrau)
Equação 23 (8 degraus)
Equação 23 (10 degraus)
Equação 23 (20 degraus)
Equação 23 (30 degraus)
Moore (1 degrau)
Rand (1 degrau)
Stephenson (1 degrau)
Rajaratnam e Chamani
Horner (8 degraus)
Horner (10 degraus)
Horner (20 degraus)
Horner (30 degraus)
Pinheiro (10 degraus; 18,3 graus)
Pinheiro (10 degraus; 18,3 graus)
Figura 15 – Comparação entre dados experimentais e a equação 23
Fonte: Adaptado de Chanson (2002)
A energia dissipada relativa (∆H/H
máx
) inclui o termo H
máx
que por sua vez depende da
altura do vertedor e da profundidade crítica. Por esta razão, considera-se válido um segundo
equacionamento para que as últimas conclusões, apresentadas no parágrafo anterior, sejam
compreendidas com maior clareza. Partindo das definições já destacadas e da equação 12
34
proposta por Rand (1955), foi desenvolvida uma nova formulação adimensional que relaciona
∆H/h com N e d
c
/h. A referida formulação surge após as seguintes manipulações algébricas:
⇒
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−−+=
−
=
∆
2
1
1
..
2
1
.
2
3
d
d
h
d
h
d
h
d
h
H
h
HH
h
H
cccdamresmáx
Substituindo a equação 12:
2
275,0275,1
.54.0..
2
1
.54.0.
2
3
.
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−+=
∆
h
d
h
d
h
d
h
d
h
h
N
h
H
cccc
, simplificando, chega-se a:
45,0275,1
.714,1.54.0.
2
3
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−+=
∆
h
d
h
d
h
d
N
h
H
ccc
(24)
O gráfico da equação 24, apresentado a seguir, demonstra que a energia dissipada
decresce com o aumento da vazão. Pode-se notar também que para vertedouros mais altos, o
que corresponde a valores de N maiores, a dissipação de energia é maior, como esperado.
Nesta figura também foram incluídos alguns dados experimentais, convenientemente
adimensionalizados para a abordagem aqui apresentada.
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8
2,0
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8
d
c
/h
∆
H/h
Equação 24, N = 1 Equação 24, N = 2
More (1 degrau) Rand (1 degrau)
Stephenson (1 degrau) Rajaratnam e Chamani (1 degrau)
Figura 16 – Gráfico correspondente à equação 24. Escoamento em quedas sucessivas.
35
3.2.2.7 Escoamento com ressalto hidráulico parcialmente desenvolvido (NA2)
Com base em estudos realizados em vertedores formados por gabiões, Peyras et al.
(1992, p.711) sugeriram que as equações destinadas ao sub-regime NA1 (equações de Rand
(1955)) podem ser aplicadas ao sub-regime (NA2) em avaliações preliminares.
3.2.2.8 Generalidades sobre o escoamento sem ressalto hidráulico (NA3)
Estudos voltados à compreensão do escoamento em quedas sucessivas sem a formação
de ressalto hidráulico são mais escassos do que aqueles referentes ao sub-regime NA1. O
trabalho clássico sobre o tema, desenvolvido por Horner (1969) é um dos poucos que
abordam o assunto. Todavia, pesquisas realizadas na Universidade de Queensland, Austrália,
promoveram uma significativa contribuição ao tema por meio de estudos experimentais em
um canal com 24 m de extensão, 0,5 m de largura, declividade de 3,4º, 10 degraus com pisos
horizontais e com h = 0,143 m e l = 2,4 m, além do estudo detalhado em um único degrau
construído especificamente para esse propósito (CHANSON e TOOMBES, 1997; TOOMBES
e CHANSON, 2000). Sendo assim, as descrições apresentadas nos parágrafos seguintes,
relativas ao sub-regime em questão, seguem os textos dos referidos autores.
De acordo com Chanson (2002, p.105), em todos os experimentos correspondentes ao
sub-regime NA3, o escoamento afluente ao modelo apresentava características bidimensionais
até o primeiro degrau, observando-se uma pequena incorporação de ar nesta posição. Na
primeira queda livre, a jusante da posição de impacto, constatou-se uma intensa turbulência.
O escoamento nos primeiro degraus foi classificado como rapidamente variado e a esta região
ao longo da calha o referido autor deu o nome de região de estabelecimento do escoamento,
onde se observou um padrão tridimensional com ondas de choque e ondas posicionadas nos
muros laterais. Significativas alterações puderam ser verificadas de degrau para degrau. Com
referencia à Figura 17, o autor menciona a ocorrência de ondas de choque no degrau 2 e
algumas vezes no degrau 4, além de ondas transversais apenas no degrau 3. Ainda de acordo
36
com Chanson (2002, p.105), a avaliação da energia dissipada relativa (∆H/H
máx
) revelou
valores significativos nos primeiros três degraus, em torno de 60 a 65%. Estendendo-se até o
terceiro ou quarto degrau, aproximadamente, a zona de estabelecimento do escoamento
observada na Universidade de Queensland (CHANSON e TOOMBES, 1997; TOOMBES e
CHANSON, 2000) resultou menos extensa do que aquela relatada por Horner (1969), que
terminou no quarto ou quinto degrau.
queda 1
degrau 1
degrau 2
degrau 3
queda 2
degrau 5
queda 3
queda 4
degrau 4
queda 5
degrau 6
degrau 7
queda 6
degrau 8
queda 7
região de desenvolvimento
do escoamento
região de estabelecimento
do escoamento (fluxo rapidamente variado)
região de escoamento gradualmente
variado
X
Hdam
x
y
Figura 17 – Esquema longitudinal da superfície livre para escoamento sem ressalto hidráulico (NA3)
Fonte: Adaptado de Chanson (2002, p.105)
A jusante da zona de estabelecimento do escoamento, o mesmo se torna gradualmente
variado com uma contínua disparidade de características de degrau para degrau. Horner
(1969) chamou esta região de zona de escoamento uniforme ou zona uniforme simplesmente.
O escoamento em um canal com degraus em aclive, estudado pelo mesmo autor, apresentou
uma região com escoamento em quedas sucessivas sem ressalto hidráulico seguido por uma
região com escoamento do tipo NA1 ou NA2. O referido autor chamou este padrão de
categoria de transição.
37
3.2.2.9 Dissipação de energia (Sub-regime NA3)
A energia residual a jusante de vertedouros em degraus é uma informação de grande
utilidade no projeto de tais estruturas uma vez que a mesma é utilizada no dimensionamento
de dissipadores de energia. A partir da análise de dados experimentais correspondentes a
canais em degraus com diferentes configurações, Chanson (2002, p.111) propõe as equações
25 e 26 para o cálculo da energia residual a jusante de estruturas submetidas ao sub-regime
NA3:
30,0
.0,6
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
c
dam
c
res
d
H
d
H
para 2 < H
dam
/d
c
< 20 (25)
027,0
.34,3
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
c
dam
c
res
d
H
d
H
para 30 < H
dam
/d
c
< 75 (26)
Estas equações foram desenvolvidas por meio do ajuste de dados experimentais de Horner
(1969), correspondentes a um canal com α = 22,8
o
e h = 0,45 m (não houve distinção entre os
três sub-regimes), Chanson (2002, p.112), correspondentes ao sub-regime NA3, α = 3,4º e h =
0,143 m e Pinheiro e Fael (2000), correspondentes ao sub-regime NA3, α = 18º e α = 14º e h
= 0,05 m. Ressalta-se que a energia residual calculada com as equações anteriores fornece a
profundidade do escoamento equivalente (d), ou seja, apenas de água. A Figura 18, a seguir,
inclui os referidos resultados experimentais assim como as curvas correspondentes às
equações 25 e 26.
38
0
1
2
3
4
5
6
0 10203040
H
dam
/d
c
H
res
/d
c
50
Chanson (2002, p.112)
Horner (1969)
Pinheiro e Fael (2000); 18º
Pinheiro e Fael (2000); 14º
Equação 25
Equação 26
Figura 18 – Comparação entre dados experimentais e as equações 25 e 26.
Fonte: Adaptado de Chanson (2002)
De acordo com Chanson (2002, p.112) a taxa de dissipação de energia também pode
ser expressa em termos da declividade da linha de energia (I
f
= - dH/dx), em que x é um eixo
coordenado orientado no sentido do escoamento e medido ao longo do pseudo-fundo. Após
uma breve discussão, o referido autor sugere com base em dados experimentais a seguinte
equação (denominada pelo autor como declividade da linha de energia modificada):
079,0
.
8
1
2
=
Fr
I
f
(27)
Desenvolvida para 2,5 < H
dam
/d
c
< 14,5, α = 3,4º e h = 0,143 m.
Com o intuito de interpretar o significado da equação 27, a equação de Darcy-
Weisbach pode ser escrita da seguinte forma (para um canal retangular largo):
3
.
8
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
d
d
f
I
c
f
(28)
Com algumas manipulações algébricas simples e a equação da continuidade,
demonstra-se facilmente que, para uma seção retangular, o quadrado do número de Froude é:
39
3
2
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
d
d
Fr
c
(29)
Portanto, conclui-se que o valor constante e igual a 0,079 proposto por Chanson
(2002) na equação 27 corresponde ao fator de resistência de Darcy-Weisbach, como pode ser
visto por meio da combinação das equações 28 e 29:
079,0
.
8
1
2
==
Fr
I
f
f
(30)
Chanson (2002, p.113) comparou a declividade da linha de energia modificada (fator
de resistência de Darcy-Weisbach) da estrutura em degraus mencionada anteriormente com
dados correspondentes a uma estrutura em concreto liso. O referido autor comenta que a taxa
de dissipação de energia promovida pelos degraus foi maior do que aquela observada em uma
calha lisa.
Sem considerar os sub-regimes mencionados anteriormente, Chamani e Rajaratnam
(1994) sugeriram uma formulação para a avaliação da energia dissipada pelos degraus em
escoamento em quedas sucessivas. Para tanto, os referidos autores assumiram que existe um
parâmetro adimensional que representa a proporção de energia dissipada por degrau (φ'). Com
o auxílio da Figura 17 e assumindo que na crista do vertedor ocorre a profundidade crítica, a
energia dissipada no primeiro degrau é igual a (φ').(h + 1,5.d
c
) de modo que a energia residual
vale (1 - φ').(h + 1,5.d
c
). Na base do segundo degrau, seguindo a mesma lógica, os autores
explicam que a energia residual é (1 - φ').[(1 - φ').(h + 1,5.d
c
) + h]. Com este argumento, na
base do vertedor com N degraus de alturas iguais, a energia residual é representada por:
()
()
(
i
N
i
c
N
res
hdhH
∑
−
=
−++−=
1
1
''
1..5,1.1
φφ
)
(31)
Finalmente, com “h” em evidência e considerando a energia dissipada relativa
∆H/H
máx
(com H
máx
= 1,5.d
c
+ H
dam
, em que H
dam
=N.h), os referidos autores propuseram a
seguinte equação:
40
() ()
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
⎪
⎭
⎪
⎬
⎫
⎪
⎩
⎪
⎨
⎧
−+
⎥
⎦
⎤
⎢
⎣
⎡
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+−
−≈
∆
∑
−
=
h
d
N
h
d
H
H
c
i
N
i
c
N
máx
.5,1
1.5,11.1
1
1
1
''
φφ
(32)
Para o cálculo de (φ'), com base em estudos experimentais de Horner (1969), Chamani e
Rajaratnam (1994) desenvolveram as seguintes equações:
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−=
h
d
ba
c
log.
'
φ
(33)
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−=
l
h
a .35,030,0
(34)
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+=
l
h
b .27,054,0
(35)
Em relação à equação 21, a formulação anterior, proposta por Chamani e Rajaratnam
(1994), apresenta a vantagem de considerar a declividade do canal (h/l).
3.2.2.10 Esforços hidrodinâmicos sobre os degraus
Os esforços hidrodinâmicos, aos quais os degraus estão submetidos, são de grande
relevância para a elaboração de projetos seguros de canais em degraus. Tratando-se de
escoamentos em quedas sucessivas, sabe-se que os maiores esforços ocorrem na posição de
impacto do jato com o piso, sob o ressalto hidráulico e no espelho do degrau (face vertical) se
a cavidade de ar não for devidamente ventilada (CHANSON, 2002, p.279).
No impacto do jato com o piso, pressões muito maiores do que aquelas resultantes de
uma distribuição hidrostática são observadas nas proximidades da colisão. De acordo com
Chanson (2002, p.279), uma avaliação de dados experimentais relativos ao escoamento sobre
um degrau sugere que a pressão média de estagnação P
s
, na posição correspondente a d
1
,
(referencial absoluto) pode ser avaliada através da seguinte equação (Unidades – SI):
349,0
.253,1
..
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
−
h
d
hg
PP
catms
ρ
(36)
41
Em que P
atm
é a pressão atmosférica e ρ a massa específica da água. O referido autor
apresenta uma breve comparação entre a equação anterior e os dados experimentais que lhe
originaram, ilustrando uma concordância razoável entre os mesmos. Valores instantâneos,
máximos e mínimos, em torno da pressão média de estagnação P
s
podem ser estimados de
acordo com as seguintes equações (CHANSON, 2002, p.280):
2
..9,0
2
i
smáx
V
PP
ρ
+= (37)
2
..6,0
2
min
i
s
V
PP
ρ
−= (38)
Na qual V
i
é a velocidade do jato na posição de impacto com o piso (calculada com a equação
16 e a equação da continuidade).
Considerando a ocorrência do sub-regime NA1, no qual há formação de ressalto
hidráulico, é necessário considerar flutuações de pressão em torno de uma possível
distribuição quase-hidrostática (que ocorre em média, hipoteticamente, ao longo do ressalto).
Estudos experimentais e numéricos desenvolvidos até então sugerem um considerável número
de expressões destinadas a tal avaliação. Chanson (2002, p.280) indica as seguintes equações
(Unidades – SI):
2
..6,0
2
1
V
PP
hid
ressalto
máx
ρ
+= (39)
2
..4,0
2
1
min
V
PP
hid
ressalto
ρ
−= (40)
Em que P é pressão [N/m
2
] (o índice sobrescrito indica apenas que a pressão ocorre sob o
ressalto), P
hid
é a pressão hidrostática na seção considerada e V
1
a velocidade na seção de
escoamento torrencial.
Marques (2004, p.16) estudou as características de ressaltos estabelecidos em canais
retangulares a jusante de vertedouros e comportas e, entre os resultados obtidos, propôs uma
42
equação adimensional que permite calcular a pressão média (P
x
) em função das profundidades
conjugadas e da posição ao longo do ressalto (x), desde o seu início:
07,0.237,0.015,0
2
1
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
−
jjj
x
h
x
h
x
h
dP
(41)
Válida para o intervalo 0 ≤ x/h
j
≤ 8 e Tw/d
2
= 1, sendo h
j
= d
2
– d
1
, Tw a altura de água sobre
o fundo do degrau a jusante do ressalto e P
x
a pressão (unidade de comprimento) na posição x
considerada. Ressalta-se que a equação anterior não foi desenvolvida para ressaltos
estabelecidos em degraus, de modo que a aplicação da mesma aos casos aqui abordados pode
não conduzir a resultados precisos.
Ainda sobre os estudos de Marques (2004), considera-se válido apresentar a equação
sugerida pelo referido autor (MARQUES, 2004, p.24) para a avaliação da flutuação de
pressões ao longo do ressalto hidráulico. A referida equação envolve, além das variáveis já
mencionadas, a perda de carga no ressalto (∆E) e o valor médio da flutuação de pressão (σ,
desvio padrão da amostra), ambas em unidade de comprimento:
32
2
1
1
2
... C
h
x
C
h
x
C
d
d
E
jj
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
∆
σ
(42)
Em que C
1
, C
2
e C
3
são números adimensionais. Para o intervalo 0 ≤ x/h
j
< 2,4, tem-se: C
1
= -
0,159, C
2
= -0,537 e C
3
= 0,19. Para o intervalo 2,4 ≤ x/h
j
≤ 8,25, tem-se: C
1
= 0,017, C
2
= -
0,281 e C
3
= 1,229. Sendo n’ o tamanho da amostra, o desvio padrão é definido como:
()
'
1
2
n
PP
ni
i
xi
∑
=
=
−
=
σ
(43)
A partir da diferença entre as energias específicas antes e depois do ressalto, pode-se
demonstrar (para um canal com seção transversal retangular) que a perda de carga no ressalto
pode ser calculada por meio da seguinte equação (PORTO, 2006, p.344):
43
()
12
3
12
..4 dd
dd
E
−
=∆
(44)
Toombes (2002, p.89) estudou experimentalmente as características do escoamento ao
longo do canal em degraus esquematizado na Figura 17 (página 36) e, entre os seus
resultados, encontram-se dados relativos a medições de pressões na cavidade de ar formada na
“queda 1”. O referido autor constatou em todas as medições que a pressão na cavidade de ar
era inferior à pressão atmosférica. Para vazões unitárias menores que 0,08 m
2
/s, o autor
comenta que a diferença entre a pressão atmosférica e a pressão no interior da cavidade (∆P)
foi da ordem de 140 Pa (valor mínimo) a 150 Pa (valor máximo), sendo aproximadamente
independente da vazão unitária. Com o aumento da vazão de 0,08 m
2
/s para 0,13 m
2
/s, ∆P
decresce de 140 Pa para valores em torno de 30 Pa.
Ao observar os dados experimentais de Toombes (2002, p.89), reproduzidos na Figura
19, foi possível estabelecer a equação 45 através do método dos mínimos quadrados (com
coeficiente de determinação igual à unidade). Os dados do referido autor revelam que os
valores máximos são em média 6% maiores do que os mínimos. Deste modo, a equação
apresentada a seguir, válida para os valores mínimos, pode ser usada para o cálculo de valores
máximos pela multiplicação do resultado por 1,06.
()
32
2
1
..
..
cFrcFrc
dg
P
P
bb
b
mínimoN
++=
∆
=
ρ
(45)
Para 2,22 ≤ Fr
b
≤ 4,91, c
1
= 0,009 , c
2
= -0,0734 e c
3
= 0,5994. Para 4,91 ≤ Fr
b
≤ 6,47, c
1
=
0,1183 , c
2
= -1,5927 e c
3
= 5,4317. Em que Fr
b
é o número de Froude na quina do degrau,
posição na qual ocorre a profundidade d
b
.
44
0,0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0123456
Fr
b
P
N
7
mínimo
máximo
Equação 45
Figura 19 – Sub-pressões adimensionais na cavidade de ar abaixo da lâmina vertente.
Fonte: Adaptado de Toombes (2002, p.89).
3.2.2.11 Altura dos muros laterais
A elaboração do projeto de um canal ou vertedouro em degraus envolve a
determinação da altura dos muros laterais, que deve ser suficientemente alta para que não
ocorra extravasamento lateral. Para tanto, é usual utilizar a profundidade do escoamento
bifásico (ar-água) d
90
, correspondente à posição vertical na qual a concentração de ar é igual a
90%. Para escoamentos deslizantes sobre turbilhões, Boes e Hager (2003a, p.677)
recomendam que seja empregado um coeficiente de segurança igual a 1,2 para barragens de
concreto e 1,4 para vertedouros de emergência e aqueles situados em barragens de terra
propensas a erosão. Para o caso de estruturas submetidas ao escoamento em quedas
sucessivas, sugere-se que o uso dos valores mencionados seja levado em consideração.
Considerando a ocorrência dos sub-regimes NA1 e NA2, as equações apresentadas
anteriormente podem ser utilizadas para a determinação das diferentes profundidades do
escoamento. Com os resultados obtidos e os coeficientes de segurança apresentados no
parágrafo anterior é possível determinar a altura mínima dos muros laterais para que não
ocorra extravasamento lateral.
45
Para casos nos quais ocorre escoamento sem ressalto hidráulico (NA3), resultados
experimentais obtidos por Chanson e Toombes (1997), reproduzidos na Figura 20,
apresentada a seguir, podem ser empregados seguindo a recomendação de Chanson (2002,
p.117). O mesmo autor destaca que em projetos de vertedouros implantados sobre barragens
de terra, um segundo critério pode ser empregado, no qual a profundidade do escoamento
bifásico passa a ser d
98
, ao invés de d
90
. Quanto aos degraus mais a montante, Chanson e
Toombes (1997) observaram que o adimensional d
90
/d
c
variou de 1,1 a 1,2.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1
x/l
d
90
/d
c
dc/h = 0,61
dc/h = 0,75
dc/h = 0,92
Equação 46
Figura 20 – Variação longitudinal do adimensional d
90
/d
c
em um dos degraus situados na região de escoamento
gradualmente variado (Sub-regime NA3, h = 0,143 m, l = 2,4 m).
Fonte: Adaptado de Chanson (2002, p.117).
A tendência observada na Figura 20 permitiu o estabelecimento da equação 46, que
representa a envoltória superior dos dados ali encontrados:
65,002,0.2
d
d
l
x
.5,2
c
90
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
= tgh
(46)
Finalmente, cabe destacar que o uso de coeficientes de segurança no dimensionamento
da altura dos muros laterais é altamente recomendado. Este fato decorre da dificuldade
encontrada na determinação precisa do perfil longitudinal do escoamento, no qual são
46
observadas ondas de choque, ondas posicionadas nos muros laterais e intensos respingos de
água (spray). Um segundo fator que motiva o uso dos referidos coeficientes quando se
pretende projetar estruturas com grandes dimensões através das equações apresentadas são
possíveis efeitos de escala.
3.2.3 Escoamento de Transição (Transition Flow)
Para uma dada geometria da calha em degraus, certo nível de vazão leva a ocorrência
de um regime de escoamento compreendido entre o regime em quedas sucessivas e o regime
deslizante sobre turbilhões. Os primeiros pesquisadores a introduzir o conceito de regime de
transição foram Ohtsu e Yasuda (1997), embora os mesmos não tenham estudado com
detalhes as propriedades deste tipo de regime (Chanson, 2002, p.119).
Dois casos de falhas nas barragens do Arizona Canal, em 1905, e New Croton, em
1955, descritos por Chanson (2002), chamam a atenção, pois, de acordo com o referido autor
os extravasores operaram submetidos ao regime de transição. A barragem do Arizona Canal,
construída em madeira, rompeu com uma fenda de aproximadamente 91 m de largura devido
a instabilidades na fundação e, possivelmente por deteriorações na estrutura de madeira
(CHANSON, 2002, p.255). Após uma tormenta entre 14 e 16 de outubro de 1955, o vertedor
da barragem New Croton foi seriamente danificado, apresentando múltiplas fissuras
longitudinais em sua alvenaria (CHANSON, 2002, p.266). É provável que os problemas
ocorridos nessas estruturas tenham sido amplificados pelas características instáveis do
escoamento de transição, que implica na ocorrência de flutuações de pressão, esforços
adicionais e fadiga imposta à estrutura, como explica Chanson (2002).
3.2.3.1 Características do escoamento de transição
Visualmente, o escoamento de transição não exibe uma superfície livre praticamente
sem ondulações como aquela observada em um escoamento deslizante sobre turbilhões.
Também não apresenta uma sucessão de jatos, característica do escoamento em quedas
47
sucessivas. O escoamento de transição é caracterizado pela recirculação de água entre degraus
e normalmente por uma pequena cavidade de ar próxima à face superior do espelho do
degrau. Além dessas características, pode-se notar um ponto de estagnação que divide o
escoamento em duas regiões ao longo do piso do degrau: região com o escoamento rotacional
e região com intensos respingos de água. Nota-se, também, que ao longo do piso de um
degrau ocorre a desaceleração do escoamento supercrítico, como ilustrado na Figura 21
(Chanson, 2002, p.120).
h
ponto de estagnação
cavidade
de ar
zona de recirculação
intensos respingos de água (spray)
escoamento supercrítico
V
Figura 21 – Padrão observado em um escoamento de transição
Fonte: Adaptado de Chanson (2002, p.120).
O escoamento de transição tem sido menos explorado pelos estudiosos, quando
comparado aos dois regimes mais comuns (nappe flow e skimming flow). No entanto,
trabalhos como os de Chanson (2002), Chanson e Toombes (2004), Sánchez-Juny e Dolz
(2005) e Carosi e Chanson (2006) fornecem informações interessantes sobre algumas
características do escoamento.
Chanson (2002, p.119-120) menciona que o canal em degraus estudado na
Universidade de Queensland, com inclinação de 3,4º, permitiu a visualização da propagação
de ondas de choque e do padrão esquematizado na Figura 21. O referido autor destaca que nos
primeiros degraus a energia dissipada adimensional (∆H/H
máx
) atingiu valores significativos,
entre 30% e 40% aproximadamente. Na mesma pesquisa também foram efetuados
48
levantamentos de perfis de concentrações de ar e medições de profundidades aeradas.
Segundo Chanson (2002, p.122), medições de concentrações de ar sugeriram que a zona de
recirculação é praticamente monofásica e que na região de intensos respingos de água a
concentração média de ar (fração de vazios) pode atingir valores de até 40%. Observações
efetuadas pelo mesmo autor em um canal com 22º mostraram que não é estabelecida a região
de escoamento supercrítico desacelerado em função do pequeno comprimento dos pisos dos
degraus.
Uma abrangente pesquisa sobre escoamento de transição foi conduzida na
Universidade de Queensland por Chanson e Toombes (2004). A configuração experimental
empregada pelos referidos autores incluiu canais com α = 3,4º (com h = 0,143 m e h = 0,071
m), α = 21,8º (com h = 0,10 m) e α = 15,9º (com h = 0,10 m)
12
. Entre os resultados
apresentados no referido trabalho encontram-se critérios para identificar a ocorrência do
regime de transição, descrição física do escoamento, propriedades do escoamento bifásico
(concentrações médias e perfis de concentrações de ar) e distribuições de velocidades.
De acordo com Chanson e Toombes (2004, p.45,47), para uma determinada geometria
da calha em degraus, medições e observações do escoamento bifásico ar-água sugeriram a
existência de dois sub-regimes para o escoamento de transição. No primeiro sub-regime
(TRA1) os autores observaram que, a jusante do ponto de incipiência da aeração, ocorreu uma
alternância irregular entre cavidades de ar grandes e pequenas. Uma segunda constatação
mencionada pelos autores se refere aos perfis de concentração de ar que diferiram
significativamente daqueles medidos em escoamentos deslizantes sobre turbilhões. O desvio
da lâmina vertente também foi observado em alguns degraus a jusante do ponto de inicio da
aeração. Prosseguindo com a descrição do sub-regime TRA1, os referidos autores destacam
que frações líquidas (1–C) maiores que 10% foram medidas a distâncias de até 1,5.d
c
,
12
A descrição das técnicas de medição empregadas pelos autores pode ser encontrada em Chanson e Toombes
(2004, p.44).
49
enquanto que um pouco de spray atingia 1,25 m além da altura dos muros laterais. A lâmina
vertente era re-incorporada ao escoamento na extremidade do degrau a jusante e uma
significativa quantidade de ar foi observada, com concentrações médias de ar (C
mean
) entre
0,63 e 0,78. A Figura 22 a seguir, adaptada de Chanson e Toombes (2004, p.45) ilustra a
descrição apresentada sobre o sub-regime TRA1.
ponto de
incipiência da
aeração
cavidade
preenchida
cavidade
de ar muito
pequena
cavidade de ar
com grandes
dimensões
cavidade de ar
com pequenas
dimensões
cavidade de ar
com grandes
dimensões
cavidade de ar
pequena/média
cavidade de ar
média
α
desvio da lâmina
vertente
C
Y
90
y
0,9
típico perfil de
concentração de ar
Escoamento de
transição:
sub-regime TRA1
Figura 22 – Escoamento de transição. Esboço do sub-regime TRA1.
Fonte: Chanson e Toombes (2004, p.45).
Com respeito ao sub-regime TRA2 (segundo sub-regime definido por Chanson e
Toombes (2004, p.47)) também foram notadas alternâncias irregulares de cavidades além de
degraus nos quais as cavidades encontravam-se preenchidas por água. Segundo os mesmos
autores, o perfil de concentração de ar apresentou um aspecto semelhante ao perfil observado
em escoamentos deslizantes sobre turbilhões. A Figura 23 ilustra o sub-regime TRA2.
50
ponto de
incipiência da
aeração
típico perfil de
concentração de ar
Y90
y
0,9
C
cavidade
aerada
cavidade de ar
média
cavidade
preenchida
cavidade de ar
com grandes
dimensões
cavidade
preenchida
cavidade de
ar média
cavidade
preenchida
Escoamento de
transição:
sub-regime TRA2
Figura 23 – Escoamento de transição. Esboço do sub-regime TRA2.
Fonte: Chanson e Toombes (2004, p.45).
Quanto aos perfis de velocidades levantados no estudo de Chanson e Toombes (2004),
cabe mencionar que os mesmos diferiram significativamente dos perfis observados em
escoamentos do tipo deslizante sobre turbilhões que seguem aproximadamente leis de
potencia, como apresentado na seção 3.4. Os referidos perfis revelaram características de um
escoamento quase-uniforme, justificadas pelos autores com argumentos concernentes a
grande turbulência constatada na mistura entre água e ar.
Adicionalmente, Chanson e Toombes (2004, p.51-52) avaliaram o fator de resistência
de Darcy-Weisbach na região de escoamento aerado e teceram comentários sobre a
transferência de massa em função da incorporação de ar. Os autores concluíram que a
resistência oferecida ao escoamento em regime de transição é comparável a aquela em
escoamentos deslizantes sobre turbilhões, tendendo a crescer com a declividade do canal (para
3,4º ≤ α ≤ 22º). A combinação entre uma intensa aeração do escoamento e baixas velocidades
(comparadas a uma estrutura em concreto liso) resultou numa grande área interfacial e em
elevados tempos de residência, sugerindo que o regime de transição é apropriado para
maximizar a transferência de gases.
51
Sánchez-Juny e Dolz (2005, p.542) estudaram o campo de pressões no patamar dos
degraus em um vertedouro com o paramento de jusante com 1V:0,8H (α = 51,34º). Entre os
resultados apresentados por estes pesquisadores, que estudaram os três regimes de
escoamento, destaca-se o fato das pressões terem sido superiores no escoamento deslizante
sobre turbilhões. Todavia, cabe ressaltar que tal conclusão não invalida as advertências
apresentadas por Chanson (2002) graças às restrições inerentes a cada estudo.
3.2.3.2 Cálculo da Posição de Início da Aeração
Carosi e Chanson (2006, p.27-28) estudaram experimentalmente o escoamento ao
longo de um canal em degraus com α = 22º, h = 0,1 m, l = 0,25 m, b = 1,0 m e ε = 0,5 mm
(rugosidade absoluta equivalente da superfície dos degraus). O foco do trabalho desenvolvido
por estes pesquisadores estava voltado ao escoamento deslizante sobre turbilhões. Todavia,
entre os seus resultados, os mesmos sugeriram uma equação que permite calcular a posição na
qual a camada limite turbulenta atinge a superfície livre em escoamentos de transição. A
referida equação, válida para 0,45<d
c
/h<1,6 e as demais restrições apresentadas
anteriormente, é:
*
A
.11,505,1
h.cos
L
Fr+=
α
(47)
Em que L
A
é a distancia longitudinal medida desde a crista até o ponto de incipiência da
aeração. Fr
*
é o número de Froude definido em termos da altura do degrau (ou da altura de
rugosidade k = h.cosα)
()
3
*
h.cosαg.senα.q/Fr = .
3.2.3.3 Discussão sobre instabilidades e critérios de projeto
Entre os resultados provenientes das pesquisas realizadas na Universidade de
Queensland, Chanson (2002, p.130) destaca que o escoamento de transição é caracterizado
por um comportamento caótico associado com rápidas variações de suas propriedades em
52
cada degrau. O referido autor acredita que tais instabilidades estão vinculadas com flutuações
de pressão nos espelhos dos degraus.
Em canais com declividade severa (α = 22º) submetidos ao escoamento de transição,
Chanson (2002, p.131) recomenda que a altura dos muros laterais seja h
muros
= 1,6.d
c
. O
mesmo autor sugere que a altura dos muros laterais seja muito maior do que h
muros
= 1,6.d
c
quando a calha do vertedor estiver próxima de estradas e em regiões com possibilidade de
congelamento da água, além de outras situações nas quais os respingos não são aceitáveis. Os
mesmos coeficientes de segurança (1,2 a 1,5) também devem ser empregados.
Nota-se que o projeto de vertedouros ou canais em degraus deve ser elaborado de
modo que o mesmo não opere submetido ao regime de transição, a menos que sejam
conhecidos os esforços atuantes na estrutura por meio de um rigoroso estudo experimental
e/ou numérico. Se o vertedor é projetado para funcionar em escoamento deslizante sobre
turbilhões sem o uso de comportas, será inevitável a ocorrência do regime de transição para
vazões inferiores à de projeto. Em casos como este Chanson (2002, p.135) recomenda que a
estrutura opere em regime de transição apenas para vazões pequenas e que estudos em
modelos físicos sejam conduzidos para avaliação dos esforços considerando toda a faixa de
vazões que implicam neste regime.
3.2.4 Escoamento Deslizante sobre Turbilhões (Skimming Flow)
Para vazões específicas e inclinações do paramento de jusante maiores, o escoamento
ao longo da calha em degraus ocorre em regime deslizante sobre turbilhões. Para a maioria
das barragens, este é o regime de escoamento preponderante, motivo pelo qual existem
importantes estudos relacionados a diferentes aspectos do escoamento, como será visto ao
longo do texto.
53
3.2.4.1 Caracterização do Escoamento Deslizante sobre Turbilhões
O regime deslizante sobre turbilhões é caracterizado por um escoamento principal que
desliza sobre os degraus e por um escoamento vorticoso encontrado na cavidade formada
pelos degraus. No escoamento principal ocorrem regiões distintas ao longo da calha, sendo
que próximo à crista do vertedouro o escoamento é não aerado e, a jusante do ponto onde a
camada limite aflora, nota-se uma importante incorporação de ar.
Neste regime, segundo Chanson (2002, p.137), o alinhamento das esquinas formadas
pelo encontro do piso de um degrau com o espelho do degrau ulterior forma um pseudo fundo
sobre o qual desliza o escoamento principal. Abaixo do pseudo fundo, na cavidade formada
entre os degraus, desenvolvem-se vórtices preenchendo a região entre o escoamento principal
e os degraus. O escoamento rotacional que ocorre na cavidade formada entre o espelho e o
piso dos degraus é mantido pela transmissão da tensão cisalhante do escoamento principal,
processo pelo qual é dissipada maior parte da energia cinética do escoamento.
Pegram et al. (1999, p.500) estudaram o escoamento ao longo de um vertedor em
degraus com 1V:0,6H. Estes autores afirmam que o escoamento deslizante sobre turbilhões
ocorre quando a profundidade do escoamento é suficientemente grande quando comparada
com a altura dos degraus em um vertedor relativamente íngreme. Como característica
principal do escoamento, eles destacam a incorporação de ar e também mencionam a
existência de vórtices na região triangular formada entre dois degraus e o pseudo-fundo.
Diferente de algumas descrições encontradas na literatura, Pegram et al. (1999, p.500),
observaram a existência de pequenas cavidades de ar no topo do triângulo. Os autores
explicam que a manutenção do escoamento rotacional que ocorre entre degraus não acontece
em regime permanente e uniforme, havendo ejeções da água contida nas cavidades para o
escoamento principal.
54
Uma característica notória da ocorrência do escoamento deslizante sobre turbilhões é a
aparência da superfície livre. Nas proximidades da crista padrão (WES), a lâmina da água é
lisa e bem definida (exceto por perturbações originadas no reservatório) até que a espessura
da camada limite alcance a superfície livre. A partir do ponto onde a espessura da camada
limite é igual a espessura do escoamento o processo de aeração se inicia e grandes
perturbações são verificadas na superfície livre, como pode ser visto na Figura 24. Tal
descrição é comum à maior parte dos pesquisadores que desenvolveram estudos em modelos
reduzidos de vertedouros em degraus.
Figura 24 – Escoamento deslizante sobre turbilhões.
Chanson (2002), de acordo com a modificação do padrão de escoamento observado
em diferentes declividades de calhas em degraus, propõe uma subdivisão para o regime
deslizante sobre turbilhões por meio da análise da estabilidade dos vórtices abaixo do pseudo-
fundo. A zona que divide o escoamento rotacional (entre os degraus) e o escoamento acima
deste é denominada pelo autor como sendo uma esteira.
55
a. Escoamento com recirculação instável com interferência esteira-degrau (SK1)
Neste caso, a superfície livre apresenta ondulações. A sua ocorrência se dá em
paramentos com menores declividades, onde a cavidade abaixo do pseudo fundo é alongada,
impossibilitando a formação de um vórtice estável. São formadas esteiras tridimensionais
instáveis que atuam isoladamente em cada degrau gerando uma força de arrasto/cisalhante
causada por uma interferência esteira-degrau;
d
V
Impacto da esteira
com o próximo degrau
Superfície livre
ondulada
Vórtices 3-D
na esteira
Resistência a jusante
da esteira
Esteira
Pseudo-fundo
Figura 25 – Recirculação instável com interferência esteira-degrau (SK1)
Fonte: Chanson (2002, p.142).
b. Escoamento com recirculação instável com interferência esteira-esteira (SK2)
Para declividades maiores (12° a 15° < α < 15° a 25°), a extremidade de jusante da
esteira formada em um degrau começa a interferir na próxima esteira e as forças de arrasto
atuantes são muito pequenas. Nesta condição a superfície livre é menos ondulada do que no
caso anterior;
V
Interferência
entre esteiras
Figura 26 – Recirculação instável com interferência esteira- esteira (SK1)
Fonte: Chanson (2002, p.142).
56
c. Escoamento com recirculação estável (SK3)
Declividades maiores ocasionam uma recirculação estável e uma superfície livre quase
sem ondulações. Tal recirculação entre os degraus adjacentes formam grandes vórtices
bidimensionais que ocupam a região abaixo do pseudo-fundo. A resistência oferecida ao
escoamento principal é função da energia utilizada para manter o escoamento rotacional. A
manutenção desses vórtices é o principal fenômeno responsável pela dissipação de energia.
d
Pseudo
fundo
Recirculação
vorticosa
estável
V
h
l
Figura 27 – Escoamento com recirculação estável
Fonte: Chanson (2002, p.142).
Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004) estudaram experimentalmente o escoamento
deslizante sobre turbilhões em calhas com diferentes declividades (5,7º ≤ α ≤ 55º). Entre as
conclusões apresentadas, os referidos autores mencionam que em função da relação h/d
c
o
escoamento para calhas com 5,7º≤ α ≤19º pode apresentar características diferentes daquele
observado em vertedouros com 19º < α ≤ 55º.
Para 19º < α ≤ 55º o perfil da superfície livre na região de escoamento quase-uniforme
é independente da relação entre a altura do degrau e a profundidade crítica (h/d
c
), sendo a
declividade da superfície livre aproximadamente igual à declividade do pseudo-fundo. A este
sub-regime Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004) deram o nome de Perfil Tipo A (type A
profile). Para 5,7º ≤ α ≤ 19º, a superfície livre do escoamento deslizante não é sempre paralela
57
ao pseudo-fundo e o Perfil Tipo A só é formado para pequenos valores de h/d
c
, como pode ser
visto mais adiante, na Figura 28.
Conforme os valores do adimensional h/d
c
se tornam grandes, segundo os mesmos
autores, o perfil passa a apresentar profundidades varáveis e dependentes da posição onde a
medição é efetuada ao longo de um degrau. O escoamento deslizante se torna, em parte,
paralelo ao plano horizontal dos degraus. Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004) chamaram este
sub-regime de Perfil Tipo B (type B profile), sendo sua ocorrência limitada a 5,7º ≤ α ≤ 19º.
Comparando com a classificação proposta por Chanson (2002), o sub-regime SK1 equivale ao
Perfil Tipo A, enquanto que o sub-regime SK2 equivale ao Perfil Tipo B (GONZALEZ E
CHANSON, 2007, p.230).
3.2.4.2 Início do Escoamento Deslizante sobre Turbilhões (Critérios para identificação dos
diferentes regimes de escoamento)
A passagem de um escoamento em quedas sucessivas para um escoamento de
transição e em seguida para um escoamento deslizante sobre turbilhões pode ser obtida por
meio do aumento da vazão específica ou da declividade do paramento de jusante do
extravasor, como foi discutido anteriormente. Através de experimentos, é possível observar a
mudança entre os diferentes escoamentos e estabelecer relações que permitam predizer a
ocorrência de um ou outro regime. Algumas equações foram apresentadas na seção relativa ao
escoamento em quedas sucessivas, permitindo a identificação do limite entre este escoamento
e o escoamento de transição (ou deslizante no caso das equações mais antigas). A seguir serão
apresentadas diferentes metodologias para a subdivisão entre o escoamento de transição e o
escoamento deslizante sobre turbilhões.
Ohtsu et al. (2001, p.524) comentam que o adimensional d
c
/h depende do número de
Reynolds, da razão de aspecto B/d
c
e da relação h/l (ou tgα). Os referidos autores, por meio
de estudos experimentais, afirmaram que a razão de aspecto B/d
c
e o número de Reynolds (Re
58
= q/ν, em que ν é a viscosidade cinemática) são negligenciáveis para B/d
c
¥ 5 e Re ¥ 2,0.10
4
.
Deste modo, considerando o limite entre o escoamento de transição e o escoamento
deslizante, os referidos autores propuseram a seguinte equação:
()
0,165
c
tgα1,16.
1
h
d
=
(48)
Em que α é o ângulo de inclinação do paramento do extravasor.
Chanson (2001) analisou uma significativa quantidade de dados experimentais e,
considerando a existência do regime de transição, propôs a equação 49 como limite entre este
escoamento e o escoamento deslizante sobre turbilhões.
l
h
0,325.2,1
h
d
c
−= (49)
A equação 49 foi estabelecida para inclinações (h/l) entre 0,05 e 1,7 e para degraus com o piso
horizontal.
Boes e Hager (2003a) estudaram experimentalmente o escoamento ao longo de
vertedouros em degraus com o uso de instrumentação de fibra-óptica e concluíram que o
início do escoamento deslizante sobre turbilhões depende da profundidade crítica, declividade
da calha e da altura dos degraus. Todos os experimentos destes pesquisadores foram
conduzidos em uma calha com B = 0,5 m, comprimento igual a 5,7 m, α = 30º, α = 40º e α =
50º. Três alturas (h) de degraus foram investigadas para α = 30º, a saber: h = 23,1 mm; h =
46,2 mm; h = 92,4 mm. Para α = 40º, foi utilizado h = 26,1 mm e para α = 50º, h = 31,1 mm e
h = 93,3 mm. Entre os seus resultados, Boes e Hager (2003a, p.672) propuseram que o início
do escoamento deslizante pode ser avaliado com a seguinte equação:
l
h
0,14.91,0
h
d
c
−=
(50)
59
Válida para 25º < α < 55º.
Chinnarasri e Wongwises (2004, p.875) apresentam resultados de estudos
experimentais realizados em canais em degraus com α = 30º, α = 45º e α = 60º. Estes
pesquisadores estudaram calhas em degraus com pisos horizontais e calhas com pisos
inclinados (em aclive) com 10º, 20º e 30º. Com base nos resultados obtidos os referidos
autores desenvolveram a equação 51 para avaliação do limite entre o escoamento de transição
e o escoamento deslizante sobre turbilhões.
()
θ
θ
.004,0153,0
c
..003,0844,0
h
d
+−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+=
l
h
(51)
Válida para 0,1 ≤ h/l ≤ 1,73.
Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004) estudaram experimentalmente o escoamento
deslizante sobre turbilhões em calhas com diferentes declividades (5,7º ≤ α ≤ 55º). Como
discutido anteriormente, estes autores classificaram o escoamento deslizante sobre turbilhões
em Tipo A e Tipo B. O limite entre estes dois sub-regimes pode ser avaliado por meio da
seguinte equação:
373,0.73,2.13
d
h
2
c
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
l
h
l
h
(52)
Válida para 5,7º ≤ α ≤ 19º.
A Figura 28, apresentada a seguir, compara parte das equações destinadas a delimitar a
ocorrência dos diferentes regimes e sub-regimes de escoamento (exceto pelo sub-regime
NA1). Ao observar o referido gráfico, verifica-se coerência entre as metodologias propostas e
ficam evidentes as regiões do plano h/l e h/d
c
que abrangem os regimes já caracterizados.
60
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8
2,0
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1 1,1 1,2 1,3 1,4 1,5
h/l
h/d
c
Chanson (2001)
Chanson (2001)
Yasuda e Ohtsu (1999)
Yasuda e Ohtsu (1999)
Ohtsu et al. (2004)
Chinnarasri e Wongwises (2004)
Chinnarasri e Wongwises (2004)
Boes e Hager (2003)
Escoamento deslizante sobre turbilhões
Perfil Tipo B
Perfil Tipo A
Escoamento em quedas sucessivas
Escoamento de Transição
Figura 28 – Classificação dos regimes e sub-regimes de escoamento ao longo de extravasores em degraus.
Fonte: Elaborado pelo autor com as equações propostas pelos autores citados na legenda.
3.3 AERAÇÃO DO ESCOAMENTO DESLIZANTE SOBRE TURBILHÕES
3.3.1 Considerações Gerais
Um dos aspectos de grande relevância quando se estuda o escoamento ao longo de
vertedouros ou canais em degraus é a aeração do escoamento. A incorporação de ar suscita
uma série de fenômenos como o aumento da profundidade do escoamento, dissolução e
liberação de gases, um aumento considerável da compressibilidade, redução da resistência
oferecida ao escoamento etc.
O aumento da profundidade, acompanhada por intensos respingos de água, tem
conseqüência direta no dimensionamento da altura dos muros laterais. A dissolução de gases,
sobretudo de oxigênio, faz dos vertedouros e canais em degraus estruturas hidráulicas de
considerável interesse ambiental e sanitário (em estações de tratamento). A água, fluido
praticamente incompressível em grande parte das aplicações da engenharia hidráulica, a partir
61
do ponto de início da aeração passa a ser uma mistura bifásica do tipo ar-água, cuja
compressibilidade pode evitar os danos decorrentes da cavitação. Finalmente, o último
fenômeno mencionado (redução na resistência oferecida ao escoamento) tem sido estudado
por diversos pesquisadores e implica diretamente no dimensionamento de dissipadores de
energia (bacias de dissipação) situados no pé dos vertedores.
Experiências conduzidas em diferentes laboratórios permitiram o estabelecimento de
equações para o cálculo da espessura da camada limite, posição de início da aeração,
concentração média de ar no escoamento aerado e perfis de concentração. Alguns trabalhos
específicos, como Chanson (2002) e Toombes (2002), apresentam resultados referentes à
oxigenação da água abrangendo os diferentes regimes de escoamento. Quanto à influência da
aeração no cálculo da energia residual no pé do vertedouro, tendo em conta a ampla aplicação
da equação de Darcy-Weisbach a tais escoamentos, existem metodologias que permitem
avaliar a redução no valor do fator de resistência.
3.3.2 Uma Breve Descrição do Fenômeno
O escoamento ao longo de canais em degraus é caracterizado por um elevado nível de
turbulência e, a partir da posição na qual a camada limite turbulenta coincide com a superfície
livre ocorre uma grande incorporação e transporte de ar no escoamento. Segundo Kobus
(1991, p.3-4), em escoamentos com altas velocidades, como aqueles observados em
vertedouros e canais, o escoamento turbulento ocasiona perturbações na superfície que
implicam arraste de ar. Entre os efeitos de uma multidão de vórtices irregulares de alta
energia, nota-se uma contorcida superfície tridimensional, através da qual o ar é
continuamente expulso e capturado.
Os principais mecanismos responsáveis pela entrada de ar são os tombamentos das
ondas formadas na superfície e a projeção de gotas de água para cima da superfície livre, que
posteriormente retornam ao escoamento (Figura 29(1) e 29(2)). Ao penetrar na superfície, as
62
gotas arrastam ar para dentro da água, como ilustrado na Figura 29(1), apresentada por
Volkart (1980, p.416). De acordo com este pesquisador, ocorre a seguinte seqüência de
eventos;
(a)
A gota d’água colide quase que perpendicularmente com superfície livre;
(b)
Após a colisão, a gota assume uma forma parcialmente achatada e simultaneamente
uma cratera é formada na superfície;
(c)
A gota é incorporada à massa líquida e, inicia-se a formação de uma espécie de anel;
(d)
Sob a influencia da tensão superficial, o referido anel começa a se fechar;
(e)
Finalmente, a bolha é produzida quando o anel está completamente formado. A partir
deste instante, a cavidade de ar fica sujeita ao impulso remanescente da queda, tensões
superficiais, forças ascensionais, impulsos decorrentes de flutuações turbulentas e
diferenças de concentrações térmicas e químicas (transporte de massa pela interface
ar-água da bolha). Este último aspecto é de grande importância na re-oxigenação da
água.
(1)
63
(2)
Figura 29 – Formação de uma bolha de ar devido à queda livre de uma gota d’água (1); Tombamento de ondas e
projeção de partículas de água para cima da superfície livre (2).
Fonte: Volkart (1980, p.415-416).
Considerando o escoamento em um vertedor com a calha lisa, estudos experimentais
revelaram que a montante do ponto de início da aeração o escoamento é monofásico e a
superfície livre é lisa e bem definida. A jusante da posição na qual a camada limite atinge a
superfície livre ocorre uma aeração parcial ao longo da profundidade do escoamento, sendo a
mesma crescente ao longo do canal. Em uma determinada posição, a aeração deixa de ser
parcial de modo que o ar incorporado pode ser detectado ao longo de toda a profundidade. Se
o canal for suficientemente longo, nota-se uma concentração de ar crescente no sentido do
escoamento até que o equilíbrio seja alcançado (região de escoamento uniforme).
A descrição apresentada no parágrafo anterior tem como fundamento o trabalho de
Chanson (1993) e pode ser aplicada a vertedores em degraus em concordância com
observações de campo e estudos experimentais (CHANSON, 2002, p.138). Cabe
complementar, no entanto, que entre os degraus abaixo do pseudo-fundo ocorre a formação de
um escoamento vorticoso, tridimensional e bifásico. Chamani e Rajaratnam (1999, p.363), por
meio de técnicas fotográficas, demonstraram a existência de uma significativa quantidade de
ar na região dos vórtices, como pode ser visto na Figura 30 (30a), na qual também foi inserida
uma imagem (30b) de Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2001, p.522).
64
(a) (b)
Figura 30 – Ar incorporado na região dos vórtices (escoamento deslizante sobre turbilhões)
Fonte: (a) Chamani e Rajaratnam (1999a, p.363); (b) Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2001, p.522).
A existência dos degraus ao longo do paramento de jusante eleva significativamente o
nível de turbulência do escoamento em relação a uma calha lisa. Este fato favorece o
desenvolvimento da camada limite, de modo que a mesma alcança a superfície livre mais a
montante do que em uma estrutura em concreto liso. A Figura 31, apresentada a seguir, ilustra
as diferentes regiões do escoamento deslizante sobre turbilhões ao longo de um vertedor em
degraus. Ressalta-se que o seu desenvolvimento está alicerçado nos trabalhos de diferentes
autores, como Sorensen (1985), Tozzi (1992), Matos e Quintela (1995a,b), Chanson (2002) e
Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2001).
Figura 31 – Regiões do escoamento em regime deslizante sobre turbilhões.
65
1. Região de escoamento permanente gradualmente variado (EPGV)
1.1 Trecho com escoamento monofásico (sem aeração):
Situado a montante do ponto de incipiência da aeração, este trecho tem início nas
proximidades da crista do vertedor, onde possivelmente ocorre a profundidade crítica. O perfil
da superfície livre é liso e bem definido, com profundidades decrescentes no sentido do
escoamento. Em vertedouros de barragens, assim como em canais de forte declividade, o
escoamento neste trecho é supercrítico e as profundidades situam-se entre o nível crítico e o
nível normal (com I
f
< I
o
), sendo caracterizada uma curva de remanso tipo S
2
. No interior
desta região a camada limite se desenvolve até alcançar a superfície livre, ponto a partir do
qual é iniciado o processo de aeração do escoamento. Este é um trecho crítico em relação à
ocorrência da cavitação uma vez que são observadas somente pequenas quantidades
esporádicas de ar provenientes do lago.
1.2 Trecho com aeração parcial:
Este trecho tem início na posição onde a espessura da camada limite coincide com a
profundidade do escoamento (perpendicular ao pseudo-fundo). É caracterizado por
concentrações de ar crescentes ao longo das seções do escoamento, em direção ao pé do
vertedor. O ar incorporado só atinge o pseudo-fundo no final do trecho (ver limite de
penetração de ar na água). Em função da incorporação de bolhas de ar, a profundidade do
escoamento é crescente. O aumento da profundidade do escoamento ao longo do trecho pode
ser entendido como resultado da ação combinada do empuxo hidrodinâmico com o empuxo
ascensional, que (em média) arrasta as bolhas para jusante e para cima. O comportamento
estocástico da turbulência pode revelar padrões instantâneos diferentes.
66
1.3 Trecho com aeração total:
Neste trecho a aeração é crescente no sentido do escoamento e ocupa toda a seção
transversal, superando o limite de penetração de ar na água. O termo gradualmente variado é
usado, neste caso, devido ao aumento da concentração no sentido do escoamento.
2. Região de escoamento quase-uniforme
Esta região é caracterizada por padrões uniformes, portanto, para uma mesma vazão, o
escoamento apresenta profundidades, distribuições de velocidade e concentrações de ar
aproximadamente constantes (em média). Para que esta região se estabeleça é necessário que
a calha tenha um comprimento suficientemente longo, para uma dada vazão, inclinação e
geometria dos degraus. Em um item específico deste trabalho são apresentadas metodologias
destinadas a calcular o comprimento da calha necessário para que o ocorra o escoamento
uniforme (item 3.7, p.116).
3.3.3 Cálculo da Posição de Início da Aeração
U. S. Army Corps of Engineers (1977), a partir de dados experimentais de modelos e
protótipos de extravasores com o paramento em concreto liso, desenvolveram uma equação
que permite a avaliação do desenvolvimento da camada limite. Tal equação relaciona a
espessura da camada limite (δ) com a rugosidade absoluta equivalente do concreto (ε
c
) e a
distância (L
A
), como indicado na Figura 32. A referida equação é:
0,233
c
A
A
A
ε
L
0,080.
L
y
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
(53)
67
L
A
zi
yA
Camada Limite
δ
Figura 32 – Posição de início da aeração. Definição das variáveis.
Tozzi (1992, f.206), a partir dos seus resultados experimentais, propôs em sua tese o
uso da equação 53 para a determinação da espessura da camada limite ao longo de calhas em
degraus com 1V:0,75H (α = 53,13°). Para tanto, o referido autor afirma que é necessário
substituir a rugosidade absoluta equivalente do concreto pela altura de rugosidade dos degraus
(ver Figura 33; k = h.cosα), de modo que a equação 53 assume a seguinte forma (eq. 54):
0,233
A
A
A
k
L
0,080.
L
y
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
(54)
Desenvolvida para α = 53,13°, 0,50 cm ≤ k ≤ 6,0 cm, 86,1 L/(s.m) ≤ q ≤ 201,4 L/(s.m).
Pseudo fundo
α
k
h
l
Figura 33 – Definição da altura de rugosidade dos degraus (k).
Tozzi (1992, f.55) explica que em suas observações experimentais foi constatado que a
posição de início da aeração se desloca para jusante com o aumento da vazão específica, para
68
uma mesma altura do degrau. O referido autor também observa que para uma vazão
constante, o início da aeração se desloca para jusante à medida que a altura do degrau
decresce.
Matos (1999), para calhas com α ≅ 53º, propôs que a posição de início da aeração e a
profundidade nesta posição, podem ser calculadas por meio das equações 55 e 56:
0,734
*
r
A
F.289,6
k
L
=
(55)
0,606
*
r
A
F.613,0
k
=
y
(56)
Em que y
A
é a profundidade do escoamento na posição de início da aeração L
A
. O número de
Froude que aparece nestas equações inclui a altura de rugosidade (k) dos degraus e é definido
como:
α
senkg
q
F
r
..
3
*
= (57)
Chamani (2000, p.61-67) apresentou resultados de estudos experimentais em modelo
reduzido de um vertedor em degraus. Para aquisição de dados (imagens), o referido autor
empregou uma câmera de vídeo de alta velocidade (2000
frames por segundo), além de outros
equipamentos menos sofisticados. As configurações ensaiadas incluíram l/h = 0,6 (com h =
31,25 mm; h = 62,5 mm; h = 125 mm) e l/h = 0,8 (com h = 31,25 mm; h = 125 mm). As
vazões testadas variaram entre Q = 21 L/s e Q = 62 L/s e o canal possuía largura de 30 cm.
Após analisar os seus dados, Chamani (2000, p.66) propôs a seguinte equação (58):
()
85,0
3
/..
.29,8
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
lhkg
q
k
L
A
(58)
69
Povh (2000, f.81-87, 97-99) estudou o escoamento deslizante sobre turbilhões em um
modelo reduzido com 1V:0,75H e degraus com 2,4 cm. O referido autor comenta que as
experiências revelaram uma necessidade de definição do tipo de aeração que se considera.
Foram percebidas quatro posições ao longo da calha com características diferentes, a saber:
aeração da superfície livre da água, aeração intermitente dos degraus, aeração contínua dos
degraus e escoamento totalmente aerado ao longo da profundidade. Para diferentes números
de Froude do tipo F
r
*
(eq. 57), o referido autor mediu a distância correspondente a cada um
dos quatro tipos de aeração. As medições foram efetuadas com início na interseção entre o
paramento de montante e o primeiro arco de círculo da soleira padrão do vertedor. A seguir é
apresentada uma breve descrição de cada tipo de aeração observada, assim como os seus
dados experimentais sob a forma de gráfico (Figura 34).
1) Aeração da superfície livre da água: identificada na posição onde o perfil da
superfície livre começou a apresentar oscilações causadas pela incorporação de ar no
escoamento. Esta posição, que segundo Povh (2000, f. 82) corresponde ao afloramento
da camada limite, é identificada pelo adimensional L
1
/k;
2) Aeração intermitente dos degraus: o autor menciona uma zona de separação a
jusante do espelho de cada degrau, tendo o mesmo observado a ocorrência de vórtices
nesta zona por meio da presença intermitente de ar. A posição adimensional é
denominada L
2
/k;
3) Aeração contínua dos degraus: a aeração contínua foi identificada na posição em
que ocorreu a formação de vórtices abaixo do pseudo-fundo, entre degraus,
visualizados através da circulação contínua de ar. L
3
/k;
4) Escoamento totalmente aerado ao longo da profundidade
: a jusante da posição na
qual foi identificado o início da aeração da superfície livre, Povh (2000, f.83) comenta
que ocorreu o desenvolvimento da aeração em direção aos degraus da calha. O autor
70
explica também que, principalmente a jusante da posição definida por L
3
/k, houve um
aumento da aeração do escoamento a partir dos degraus em direção à superfície livre.
O escoamento totalmente aerado ao longo da profundidade foi identificado na posição
onde a aeração proveniente dos degraus e da superfície livre ocorre praticamente de
forma permanente. Esta posição foi identificada por L
4
/k.
0
20
40
60
80
100
120
140
160
0 10203040
F
r
*
L
A
/k
50
Povh (2000, f.97) L1/k
Povh (2000, f.97) L2/k
Povh (2000, f.97) L3/k
Povh (2000, f.97) L4/k
Figura 34 – Posições de início da aeração do escoamento definidas por Povh (2000).
Chanson (2002, p.147-148) explica que o ponto de incipiência da aeração é função da
vazão e da altura de rugosidade, tendo o mesmo efetuado uma análise estatística de dados
experimentais relativos a este assunto. Ao analisar a equação 59, proposta por Chanson
(2002), verifica-se sua coerência com as afirmações de Tozzi (1992, f.55), visto que a mesma
indica que L
A
é diretamente proporcional à vazão específica e inversamente proporcional à
altura do degrau. As conclusões de Chanson (2002) o levaram a propor as seguintes equações:
()
0,713
*
r
0,0796
A
.Fsenα9,719.
k
L
=
(59)
()
0,592
*
r
0,04
A
.F
senα
k
=
0,4034
y
(60)
71
Ressalta-se que as equações 59 e 60 foram obtidas para modelos com a declividade da calha
entre 20° e 55°. Wood
et al. (1983) sugeriram uma equação semelhante a equação 59 exceto
pelo coeficiente
“9,719”, que na equação de Wood et al. (1983) é igual a “13,6” e pela altura
de rugosidade “k”, que deve ser substituída por “
ε
c
”, já que a equação foi desenvolvida para
calhas lisas.
Boes e Hager (2003b, p.665), definiram o ponto de incipiência da aeração como a
posição na qual a concentração média de ar no pseudo-fundo é igual a 1%. Após avaliar dados
experimentais encontrados na literatura e resultados de experimentos realizados por Boes
(2000), os referidos autores apresentaram as seguintes equações:
8,0
*
i
.9,5
h
z
F=
(61)
Válida para 26º < α < 75º. Ressalta-se que o número de Froude utilizado por estes autores é
diferente do apresentado anteriormente, sendo definido como:
senαg.hq/F
*
3
= . A
profundidade na posição de início da aeração, de acordo com Boes e Hager (2003b), pode ser
calculada por meio da seguinte equação:
6,0
*
A
.4,0
h
y
F=
(62)
Válida para 26º < α < 55º. Nota-se com o gráfico apresentado no trabalho dos referidos
autores que as equações 61 e 62 foram desenvolvidas para F
*
máximo igual a
aproximadamente 45. Boes e Hager (2003b) indicam que z
i
≅ L
A
.senα, de modo que a
equação 61 pode ser escrita da seguinte forma:
()
5/7
5/1
5/6
.
.9,5
α
senh
d
L
c
A
= (63)
72
Sanagiotto (2003) estudou experimentalmente o escoamento deslizante sobre
turbilhões em um modelo reduzido com 1V:0,75H. Após avaliar os seus resultados em
conjunto com os dados de outros pesquisadores, a referida autora propôs as equações 64 e 65,
válidas para 50º ≤ α ≤ 53,13º.
7014,0
*
.7721,9
r
A
F
k
L
=
(64)
5975,0
*
.3965,0
r
A
F
k
=
y
(65)
Dai Prá (2004) estudou o escoamento deslizante sobre turbilhões em um modelo físico
com 45º (1V:1H). Entre as suas conclusões, o referido autor menciona que a equação 65,
proposta por Sanagiotto (2003), pode ter a sua faixa de aplicação ampliada para 45º ≤ α ≤
53,13º. Quanto a posição de início da aeração, o autor propôs a seguinte equação:
755,0
*
.0,7
r
ci
F
k
=
.5,1
dz
+
(66)
Arantes (2007) simulou numericamente o escoamento ao longo de um vertedor em
degraus com 1V:0,75H e, entre os seus estudos, o referido autor identificou o
desenvolvimento da camada limite e a sua interseção com a superfície livre. Em seguida, o
mesmo comparou seus resultados com dados experimentais obtidos por Tozzi (1992) e
concluiu que houve uma excelente concordância.
As diversas equações apresentadas anteriormente representam bons modelos para
estimativa da posição de início da aeração e da profundidade correspondente, como pode ser
visto em Matos
et al. (2000, p.69) e em Povh (2000, p.95-99).
Uma breve comparação, efetuada no presente trabalho para 1V:0,75H, revelou que as
equações propostas por Chanson (2002) e Sanagiotto (2003) para o cálculo de L
A
/k
praticamente não apresentam diferenças entre si. A equação proposta por Matos (1999), por
73
sua vez, resulta em valores de L
A
/k que correspondem, em média, a 70,11% dos valores
calculados através das equações de Chanson (2002) e Sanagiotto (2003). Por outro lado, as
equações destes três autores para o cálculo de y
A
/k apresentaram excelente concordância,
como pode ser visto na Figura 35b.
Os dados obtidos por Arantes (2007), através de dinâmica dos fluidos computacional
(CFD), foram inseridos nos gráficos da Figura 35 com o intuito de compará-los com as
diferentes metodologias experimentais. Como pode ser visto, os mesmos revelaram que a
ferramenta empregada pelo autor conduz a resultados coerentes com as equações empíricas.
Dados obtidos por Povh (2000), apresentados anteriormente (Figura 34), também foram
inseridos na Figura 35a. Com exceção de alguns pontos correspondentes a L
3
/k e L
4
/k, pode-
se notar os dados de Povh (2000) situaram-se entre as curvas ali encontradas.
1
10
100
1000
110
F
r
*
L
A
/k
100
Matos (1999)
Chanson (2002)
Sanagiotto (2003)
Arantes (2007); k = 2 cm
Arantes (2007); k = 3 cm
Arantes (2007); k = 6 cm
Povh (2000, f.97) L1/k
Povh (2000, f.97) L2/k
Povh (2000, f.97) L3/k
Povh (2000, f.97) L4/k
(a)
74
0,1
1
10
110
F
r
*
y
A
/k
100
Matos (1999)
Chanson (2002)
Sanagiotto (2003)
Arantes (2007); k = 2 cm
Arantes (2007); k = 3 cm
Arantes (2007); k = 6 cm
(b)
Figura 35 – Comparação entre as diferentes metodologias para o cálculo de L
A
/k (a) e y
A
/k (b), dados obtidos por
meio de simulações numéricas efetuadas por Arantes (2007) e dados experimentais obtidos por Povh (2000).
3.3.4 Concentração média de ar no escoamento
A concentração média de ar do escoamento ao longo de vertedouros lisos e em
degraus é uma característica de relevante importância para o projeto. Como exemplo, pode-se
mencionar a sua aplicação na estimativa da altura dos muros laterais, na avaliação do efeito da
aeração na redução da resistência oferecida ao escoamento, entre outros aspectos a serem
abordados. A concentração de ar nos estudos dos vertedores (lisos e em degraus) é definida
como a razão entre o volume de ar e o volume total da mistura, de acordo com a equação 67.
arágua
ar
VolVol
Vol
C
+
=
(67)
Em que
Vol = volume. Na literatura internacional, pode-se encontrar C denominado como
fração de vazios (
void fraction), além de concentração de ar.
Uma segunda definição importante para os estudos de escoamentos bifásicos em
vertedores e estruturas hidráulicas é a de profundidade equivalente. Matematicamente, a
profundidade equivalente “d” é definida da seguinte forma:
75
()
∫
−=
90
0
.1
d
dyCd (68)
Em que y um eixo orientado para cima e perpendicular ao pseudo-fundo e d
90
é a
profundidade do escoamento aerado correspondente a uma concentração de ar igual a 90%.
No meio técnico é usual representar a superfície livre do escoamento por meio da
profundidade d
90
, apesar de existirem outras propostas
13
.
Considerando uma seção transversal retangular, pode-se demonstrar a equação 69 a
partir da equação 67. Esta dedução revela o significado físico da profundidade equivalente
“d”, que corresponde a uma profundidade equivalente (ou fictícia) apenas de água.
()
90
.1 dCd
mean
−= (69)
Em que C
mean
é a concentração média de ar ao longo da profundidade, independente da
profundidade “y” e variável ao longo do canal até a região de escoamento uniforme.
Diez-Cascon
et al. (1991) consideraram que o mecanismo de entrada de ar no
escoamento de uma calha em degraus é semelhante ao que ocorre em um extravasor com a
calha lisa. Dessa forma, para estimar a concentração média de ar do escoamento, os referidos
autores lançaram mão da equação proposta pelo Comitê Científico da
American Society of
Civil Engineers
– ASCE (1961):
0,723
q
senα
0,743.logC
1/5
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
mean
(70)
em que C
mean
é a concentração média de ar, i.e., a razão entre o volume de ar e a soma do
volume de ar com o volume de água. A vazão específica deve estar de acordo com o SI.
Chamani e Rajaratnam (1999a, p.367) estudaram o escoamento deslizante sobre
turbilhões em um modelo físico e efetuaram medições de concentrações médias de ar para
diferentes vazões e duas inclinações do paramento de jusante (59º e 31,34º). Estes autores
compararam os seus resultados experimentais com a equação 70 e não constataram uma
13
Devido à dificuldade em definir a superfície livre de escoamentos aerados não há um consenso sobre o uso de
d
90
, de modo que existem trabalhos que consideraram d
95
, d
99
e d
98
(ver Wilhelms e Gulliver, 2005, p.525-526).
76
concordância satisfatória. Deste modo, propuseram a equação 71, com forma semelhante à
equação 70.
()
05,1
q
senα
0,93.logC
0,3
1,0
+
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
=
mean
(71)
Cabe comentar que ao analisar o trabalho de Chamani e Rajaratnam (1999a), notou-se que
não é possível relacionar a concentração média de ar com a altura do vertedor, uma vez que
tal informação não foi apresentada pelos autores. A equação 71 é válida para as mesmas
condições da equação 58, com “q” em L/(s.m) e o termo entre colchetes, aproximadamente,
dentro do intervalo 0,2 e 0,27.
Matos e Quintela (1995a), a partir de resultados experimentais obtidos por diferentes
pesquisadores, confirmaram que a concentração média de ar é diretamente proporcional ao
adimensional H
dam
/d
c
. Matos (2000a) comenta que para elevados valores do termo H
dam
/d
c
a
concentração média de ar tende para um valor constante, que de acordo com os dados
apresentados pelo autor se aproxima de 0,63. O autor citado ressalta que para valores
pequenos de H
dam
/d
c
, a rugosidade relativa (k/D
h
, em que D
h
= 4.R
h
) assume um papel
importante. No mesmo estudo, Matos (2000a) sugere a equação 72 como uma expressão
simplificada para avaliação qualitativa da concentração média de ar em função de H
dam
/d
c
.
2
c
dam
d
H
55,9
0,62C
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
mean
(72)
Válida para 10 < H
dam
/d
c
< 100 e 1V:0,75H.
Ohtsu
et al. (2000a, p.870-871) apresentaram dados correspondentes a concentrações
médias de ar obtidas em uma calha com α = 55º e 0,60 ≤ h/d
c
≤ 1,25. Sob a forma de gráfico
os referidos dados revelaram que C
mean
é diretamente proporcional a H
dam
/d
c
se H
dam
/d
c
< 15 e
apresenta variações muito pequenas se H
dam
/d
c
¥ 15.
77
Povh (2000, p.127) estudou o escoamento em um modelo reduzido com H
dam
= 1,66 m
(41,5 m no protótipo), 1V:0,75H, h = 2,4 cm (60 cm no protótipo) e 4,21 m
2
/s ≤ q ≤ 23,82
m
2
/s (“q” corresponde ao protótipo; escala geométrica 1:25). Entre as suas investigações
experimentais, o referido autor avaliou concentrações médias de ar. Para tanto, o autor mediu
as alturas conjugadas de ressaltos estabelecidos na bacia de dissipação para diferentes vazões.
Com o conjugado subcrítico e o teorema da quantidade de movimento, foram calculadas as
alturas supercríticas não aeradas. Com as alturas supercríticas mensuradas (na posição mais
elevada do escoamento aerado) e os valores teóricos (não aerados), foi possível estimar as
concentrações médias de ar. Segundo referido autor, a concentração média de equilíbrio ficou
em torno de 61%. Com base nos seus resultados, Povh (2000) propôs a seguinte equação:
665,0
q
senα
0,368.logC
0,2
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
mean
(73)
Com q em m
2
/s (valores de protótipo). Povh (2000, f.127) comenta que possíveis efeitos de
escala não foram considerados.
Povh e Tozzi (2001) ao analisar dados de Povh (2000), Matos (2000a), Diez-Cascon
et
al.
(1991) e Tozzi et al. (1996), notaram uma incerteza na estimativa teórica da concentração
média de ar devido à dispersão dos valores. A partir de tal observação, Povh e Tozzi (2001)
propuseram o uso de uma formulação definida por uma envoltória dos dados dos
pesquisadores mencionados neste parágrafo. A representação de tal formulação é feita através
da equação a seguir, que é função do adimensional H
dam
/d
c
.
2
c
dam
d
H
11
0,62C
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
mean
(74)
Para o pré-dimensionamento dos muros laterais de calhas em degraus, Povh e Tozzi
(2001), entre as suas conclusões, indicam o uso da equação 74.
78
Boes e Hager (2003b) apresentaram resultados de experimentos realizados em um
modelo físico com 0,50 m de largura (B), 5,7 m de extensão longitudinal (L), α = 30º, 40º e
50º e degraus com alturas entre 23,1 mm e 93,3 mm. Entre tais resultados, encontram-se
metodologias para estimar a concentração média de ar na posição de início da aeração, no
pseudo-fundo e ao longo da calha. Estes pesquisadores empregaram sondas de fibra óptica
para medir as diferentes concentrações de ar. Segundo os mesmos autores, tal instrumentação
utiliza os índices de refração do ar e da água, conduzindo a resultados com erros menores que
5%. A concentração média de ar ao longo da profundidade do escoamento foi analisada como
função da distância vertical relativa ao ponto de início da aeração Z
i
= (z – z
i
)/d
c
. A equação
proposta inclui concentrações médias de ar em diferentes posições da calha, como
apresentado a seguir:
()
()
[
{
3/1
4
.100.10.5c
i
o
iu
i
i
i
Ztgh
CC
CZC
α
−=
−
−
=
−
]
}
(75)
Válida para 26º ≤ α ≤ 55º (α em graus) e Z
i
com origem no ponto de incipiência da aeração
(Figura 36). Em que
()
i
ZC é a concentração média de ar ao longo da seção transversal em
uma determinada posição Z
i
da calha.
i
C é a concentração média de ar na posição de início
da aeração ou, em outros termos, é a concentração para Z
i
= 0.
u
C é a concentração média de
ar do escoamento uniforme (subscrito u = uniforme) que de acordo com os autores pode ser
estimada por meio da equação 76 proposta por Hager (1991, p.531) para calhas lisas, como
função da inclinação do paramento de jusante.
()
75,0
.75,0
α
senC
u
= (76)
A Figura 36, apresentada a seguir, ilustra algumas variáveis mencionadas (36a), assim
como o gráfico de c
i
em função de Z
i
para α = 50º (36b). Como esperado, percebe-se que c
i
tende a unidade à medida que aumenta a distância ao ponto de início da aeração.
79
(a)
-0,2
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
0 1020304050607080
Z
i
c
i
Equação 66
Boes (2000), k = 20 mm, 50º
Boes (2000), k = 60 mm, 50º
(b)
Figura 36 – Definição das variáveis-(a) e gráfico de c
i
(Z
i
)-(b) (Equação 76).
Fonte: adaptado de Boes e Hager (2003b).
Segundo Boes e Hager (2003b), a concentração média de ar do escoamento uniforme
em calhas lisas
u
C
foi empregada na equação 76 porque a rugosidade da superfície da
estrutura lisa não é relevante para
u
C , em acordo com estudos experimentais. Deste modo, os
autores explicam que há uma boa concordância entre
u
C de uma calha lisa e de uma calha em
degraus, para uma mesma declividade do paramento de jusante. Fundamentados em seus
resultados experimentais, Boes e Hager (2003b) desenvolveram a equação 77 para o cálculo
da concentração média de ar na posição de início da aeração.
(
)
α
−=
− o
i
C 240.10.2,1
3
(77)
Válida para 26º ≤ α ≤ 55º (α em graus). Nota-se que para α ≅ 53º (valor típico de vertedores
em degraus)
22,0≅
i
C , valor próximo daquele sugerido por Matos et al. (2000a), igual a
20,0≅
i
C .
Boes e Hager (2003b, p.667) também apresentaram uma metodologia destinada ao
cálculo da concentração de ar no pseudo-fundo, desenvolvida por meio de dados
experimentais. Com o auxílio das equações 62 e 63, a equação 78, proposta pelos referidos
80
pesquisadores, pode ser empregada para o cálculo da concentração no pseudo-fundo (C
b
) em
uma determinada posição da calha a jusante do ponto de incipiência da aeração.
()
2
.015,0
α
tg
iib
XXC = (78)
Na qual X
i
= (x – L
A
)/y
A
, x é um eixo orientado no sentido do escoamento, com origem na
soleira do vertedor (Figura 36). A equação 78 é válida para 26º < α < 55º (α em graus) e é
especialmente útil para avaliação da possibilidade de ocorrência da cavitação, fenômeno
abordado no item 3.5 deste trabalho.
Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004, p.867) desenvolveram uma metodologia para a
determinação da concentração média de ar na região de escoamento quase-uniforme. Estes
pesquisadores estudaram canais e vertedores em degraus com diferentes configurações e
concluíram que a variável aqui abordada (C
mean
) é função do adimensional h/d
c
e da
inclinação da calha. Deste modo, os referidos autores sugerem as equações 79 e 80,
apresentadas a seguir.
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−−=
cc
mean
d
h
d
h
DC .4.5exp.30,0
2
(79)
Em que D é um parâmetro adimensional originado dos ajustes obtidos. D = 0,30 para 5,7º ≤ α
≤ 19º e 0,1 ≤ h/d
c
≤ (h/d
c
)
onset
. Em que (h/d
c
)
onset
é o limite para que ocorra o escoamento
deslizante sobre turbilhões, definido por meio da equação 48. Se 19º ≤ α ≤ 55º e 0,1 ≤ h/d
c
≤
(h/d
c
)
onset
, “D” passa a depender de α [graus], sendo calculado com a equação 80.
2224
1057,3.1014,2.102
−−−
×−×+×−=
αα
D (80)
3.3.5 Perfis de concentração de ar
Na seção anterior foram apresentadas algumas metodologias que possibilitam a
estimativa de concentrações médias de ar ao longo da profundidade do escoamento em uma
81
determinada posição ao longo da calha em degraus. Também foi apresentada uma
metodologia destinada a calcular a concentração de ar no pseudo-fundo. Alguns dentre os
pesquisadores que desenvolveram as equações apresentadas anteriormente também estudaram
os perfis de concentração de ar. A seguir serão apresentados alguns tópicos relacionados ao
tema em questão.
Chanson (1996, p.118) explica que em um escoamento uniforme a distribuição de
concentração de ar é independente da posição ao longo do canal. Para um pequeno volume de
controle no escoamento aerado, considerando escoamento permanente e uniforme, equação da
continuidade para o ar é (CHANSON, 1996, p.297):
()
(
CC
dy
d
u
dy
dC
D
dy
d
hid
rt
−=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
1..cos...
.
α
)
(81)
Em que D
t
[m
2
/s] é a difusividade turbulenta na direção “y” (D
t
= D
y
) e (u
r
)
hid
é a velocidade
de ascensão das bolhas de ar submetidas a um gradiente de pressões hidrostático, considerada
constante. Assumindo turbulência homogênea,
i.e., D
t
constante, a solução da equação 81,
segundo Chanson (1996, p.297) é:
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−−=
'
90
'2
.2
/
.1
D
dy
KtghC
(82)
Em que
tgh é a tangente hiperbólica, K’ é uma constante de integração e D’ é dado pela
seguinte equação:
()
α
cos..
90
'
du
D
D
hid
r
t
= (83)
A constante de integração K’ pode ser deduzida a partir da seguinte condição de contorno: C
= 0,9 implica em y = d
90
. Deste modo, tem-se:
()
'
1'
.2
1
1,0
D
tghK +=
−
(84)
82
Chanson (1996, p.298) explica que se a difusividade é desconhecida, pode-se
empregar a concentração média de ar definida da seguinte forma:
∫
=
1
0
'
.dyCC
mean
(85)
Em que y’ = y/d
90
. Combinando as equações, o referido autor chegou a seguinte solução:
(
)
(
)
(
)
[
]
1,0..2
1'' −
−= tghtghKtghDC
mean
(86)
Neste ponto da apresentação da metodologia sugerida por Chanson (1996), cabe
ressaltar que o objetivo das equações 85 e 86 é substituir o uso da equação 83, uma vez que a
difusividade D
t
não é conhecida. Nota-se que para um dado valor de C
mean
, por meio das
equações 84 e 86, haverá um determinado valor de D’. Com este valor de D’, calcula-se K’ e
em seguida a equação 82 pode ser utilizada para gerar um perfil de concentração de ar que
relaciona y’ = y/d
90
com C (para um determinado valor de C
mean
). Maiores detalhes sobre a
dedução das equações anteriores podem ser encontrados em Chanson (1996, p.115-122, 293-
303) e em Chanson (2002, p.337-339), incluindo as hipóteses simplificadores assumidas no
desenvolvimento da equação 81.
Boes e Hager (2003b, p.667) comentam que a solução analítica proposta por Chanson
(1996), apresentada anteriormente, apresenta boa concordância com resultados experimentais,
exceto para pequenos valores do adimensional y’= y/d
90
. A Figura 37, apresentada a seguir,
ilustra uma breve comparação entre as equações 82, 84 e 86 e alguns dados experimentais
apresentados por Boes e Hager (2003b).
83
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
1,6
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1
C
y'
Eq. 76, 78 e 80;Cmean = 0,30
Eq. 76, 78 e 80;Cmean = 0,385
Eq. 76, 78 e 80;Cmean = 0,467
Eq. 76, 78 e 80;Cmean = 0,574
Boes e Hager (2003); Cmean = 0,30;Zi=1,6
Boes e Hager (2003); Cmean = 0,385;Zi=6,5
Boes e Hager (2003); Cmean = 0,467;Zi=13,4
Boes e Hager (2003); Cmean = 0,574;Zi=51,7
Figura 37 – Comparação entre dados experimentais de Boes e Hager (2003b) e equações 82, 84 e 86. Dados
experimentais obtidos em um vertedor com α = 50º e k = 20 mm.
Cabe destacar que um modelo anterior ao apresentado por Chanson (1996) foi
desenvolvido por Wood (1984). De acordo com Matos (1999), comparações entre os perfis de
concentração de ar (obtidos em seus experimentos) com o modelo de Wood (1984) revelaram
uma boa concordância. Arantes (2007) obteve perfis de concentração de ar por meio de CFD
e comparou os seus resultados com os modelos de Wood (1984) e Chanson (1996). O referido
autor concluiu que houve uma boa aproximação entre os resultados, sobretudo quando
comparados com o modelo de Wood (1984). Maiores informações sobre o modelo de Wood
(1984) podem ser obtidas em Chanson (1996, p.294-295). Outras comparações, semelhantes a
aquelas apresentadas na Figura 37 podem ser encontradas em Chanson (2000, p.862-865),
Matos (2000a, p.866), Chanson (2002, p. 156) e Boes e Hager (2003b, p.667).
3.4 DISTRIBUIÇÃO DE VELOCIDADES EM ESCOAMENTO DESLIZANTE SOBRE
TURBILHÕES
A distribuição de velocidades ao longo de uma seção transversal do escoamento é uma
informação de relevante interesse prático e científico. Uma das aplicações práticas do perfil
de velocidades é o cálculo dos coeficientes de Coriolis e Boussinesq, dados que permitem
84
melhorar a aproximação de modelos matemáticos simplificados. Uma segunda aplicação é a
avaliação do desenvolvimento da camada limite quando os perfis são obtidos em diferentes
posições do canal. Outras aplicações menos evidentes também podem ser realizadas, como,
por exemplo, o cálculo do fator de resistência de Darcy-Weisbach, apresentado no final desta
seção. Os resultados dos trabalhos aqui expostos foram adimensionalizados pelos seus autores
e seguem a notação da Figura 38.
Figura 38 – Perfil de velocidades: simbologia empregada.
Tozzi (1992) utilizou diferentes métodos para a obtenção de perfis de velocidade,
como o uso de tubos de estagnação, eletrodos (por meio da injeção de solução sal no
escoamento) e filmagem de flutuantes (para obtenção de valores na superfície livre). O
referido autor obteve distribuições de velocidades em diferentes posições da calha, incluindo a
região aerada. Tozzi (1992) estudou experimentalmente modelos com diferentes declividades
do paramento de jusante e, para cada um deles propôs um perfil de velocidades adimensional
que relaciona V/V
máx
com y/y
máx
. V
máx
é a velocidade máxima do perfil, corresponde a uma
profundidade y
máx
, nas proximidades da superfície livre. A seguir serão apresentados os
resultados para duas das três inclinações estudadas por Tozzi (1992).
Paramento de jusante com 1V:0,75H
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+=
máxmáx
y
y
V
V
log.47,01
(87)
85
0,0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1
V/V
máx
y/y
máx
k = 6,0 cm
k = 3,0 cm
k = 2,0 cm
k = 1,0 cm
k = 0,5 cm
Eq. 87
Figura 39 – Perfil de velocidade; declividade da calha de 1V:0,75H; eixo “y” com origem no pseudo-fundo.
Fonte: Adaptado de Tozzi (1992, p.171).
Paramento de jusante com 1V:2,00H
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+=
máxmáx
y
y
V
V
log.43,01 (88)
Percebe-se, por meio da Figura 39, que a equação 87, proposta por Tozzi (1992)
apresenta excelente concordância com os dados experimentais. Uma das conclusões obtidas
pelo referido autor, com base nos perfis de velocidades, é que o coeficiente de Coriolis (α
1
)
vale, em média, 1,10 para 1V:0,75H (TOZZI, 1992, p.192).
Chanson (2002, p.156) explica que para a região de escoamento aerado
completamente desenvolvido, a distribuição de velocidades pode ser aproximada por uma lei
de potência do tipo:
'/1
9090
N
d
y
V
V
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
(89)
Em que V
90
é a velocidade na posição y = d
90
, correspondente a C = 0,90. Após analisar dados
de alguns pesquisadores, Chanson (2002) indica que N’ = 3,7.
86
Boes e Hager (2003b, p.668) apresentaram uma expressiva quantidade de pares de
valores dos adimensionais encontrados na equação 89, para calhas com inclinações de 30º,
40º e 50º, resultantes de estudos experimentais. Estes autores concluíram em seus estudos que,
para 0,04 ≤ y/d
90
≤ 0,80, a distribuição de velocidades pode ser aproximada por meio da
equação 90. Se y/d
90
> 0,80, V/V
90
= 1.
3,4/1
9090
05,1
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
d
y
V
V
(90)
Arantes (2007) simulou o escoamento por meio da dinâmica dos fluidos
computacional e obteve perfis de velocidades em diferentes posições da calha e para
diferentes alturas de rugosidade. Segundo Arantes (2007, p.90), foi constatada uma boa
aproximação entre os resultados numéricos e os resultados experimentais apresentados por
Tozzi (1992).
Uma breve avaliação dos dados encontrados na Figura 39 mostrou que a equação 89
pode ser ajustada aos mesmos, com um coeficiente de determinação igual a 0,983. O resultado
obtido de tal ajuste revelou um valor de N’ ≅ 3,75. Considerando a definição dos coeficientes
de Coriolis e Boussinesq, a partir da equação 89, pode-se demonstrar as equações 91 e 92. Por
meio destas equações, conclui-se que α
1
≅ 1,12 e β ≅ 1,04, valores próximos daqueles obtidos
por Tozzi (1992). Quanto ao paramento de jusante com 1V:2,0H (α ≅ 26,57º), a substituição
do perfil logarítmico por uma lei de potência revelou N’ ≅ 4,22, o que implica em α
1
≅ 1,10 e
β ≅ 1,03.
()
()
3''
1'
2
3
1
+
+
=
NN
N
α
(91)
()
()
2''
1'
2
+
+
=
NN
N
β
(92)
87
Uma segunda aplicação do perfil de velocidades representado pela equação 89 é o uso
do N’ para calcular o fator de resistência de Darcy-Weisbach, variável amplamente
investigada nos estudos sobre vertedouros em degraus. Chen (1991, p.385) deduziu
analiticamente uma relação entre o fator de resistência de Darcy-Weisbach e o expoente N’,
tendo o mesmo apresentado a seguinte equação:
f
N
8
.'
κ
= (93)
Em que κ é a constante de von Kármán, igual a 0,40 para água límpida e
f o fator de
resistência de Darcy-Weisbach.
Considerando os valores de N’ mencionados anteriormente, a equação 93 fornece os
seguintes valores para o fator de resistência: (N’ = 3,7; f = 0,094), (N’ = 4,22; f = 0,072), (N’
= 4,3; f = 0,07) e (N’ = 3,75; f = 0,09). Será visto mais adiante (item 3.6.2) que estes valores
são relativamente próximos daqueles calculados por outros métodos.
3.5 CAVITAÇÃO
3.5.1 Uma breve descrição do fenômeno e generalidades
Quando a água em escoamento, em uma determinada temperatura, passa por uma
região de baixa pressão, chegando a atingir o nível correspondente à sua pressão de vapor,
naquela temperatura, formam-se bolhas ou cavidades de água vaporizada. Estas bolhas,
originadas na mudança de fase da água, sendo arrastadas pelo escoamento para jusante,
podem atingir regiões onde a pressão reinante é maior que a pressão existente no seu local de
origem. Esta brusca variação de pressão provoca o colapso das bolhas por um processo de
implosão. Este processo de criação e colapso das bolhas, chamado cavitação, é extremamente
rápido, chegando à ordem de centésimos de segundos, conforme constatações efetuadas com
auxílio de fotografia estroboscópica (PORTO, 2006, p.153-154).
88
De acordo com Porto (2006, p.154), o colapso destas bolhas ocorrendo junto a uma
fronteira sólida, como paredes das tubulações ou partes girantes de máquinas hidráulicas,
provoca um processo destrutivo de erosão do material, como pode ser visto na Figura 40.
Figura 40 - Efeito da cavitação sobre o rotor de uma bomba (Laboratório de Hidráulica - EESC/USP)
Quando o colapso de uma bolha ocorre em contato com a superfície sólida, uma
diminuta área desta superfície é momentaneamente exposta a uma tensão de tração
extremamente elevada. A repetição contínua deste efeito por inúmeras bolhas, é como se a
superfície sólida fosse bombardeada por pequeníssimas bolas, provocando um processo
erosivo de martelagem (PORTO, 2006, p.154).
Apesar das explanações apresentadas por Porto (2006) estarem voltadas às instalações
de recalque, considera-se válido destacar alguns pontos gerais levantados pelo referido autor.
Atualmente, ainda não há um consenso sobre a explicação do fenômeno. Uma primeira
explicação diz que a cavitação induz vibração às zonas mais extensas do metal, sendo então
os esforços destrutivos oriundos de um fenômeno oscilatório, durante o qual o líquido é
introduzido e expulso dos poros do material, dando origem às elevadas pressões internas.
Outros pesquisadores defendem a possibilidade do aparecimento de uma corrosão química
devida à liberação de oxigênio do líquido. A terceira suposição diz que as bolhas de vapor e a
limalha erodida da superfície do material penetram nos poros do metal, afetando-o por
vibrações e pressões oriundas do colapso (PORTO, 2006, p.154).
89
Os prejuízos decorrentes da cavitação não ocorrem apenas em instalações hidráulicas
projetadas inadequadamente. Em estruturas hidráulicas, sujeitas a escoamentos de alta
velocidade, a existência de irregularidades nos contornos sólidos pode gerar altas velocidades
locais, fato que implica em baixas pressões cujos níveis podem levar à cavitação. Em
estruturas construídas em concreto, a ação destrutiva ocorre principalmente no material
constituinte menos resistente,
i.e., o ligante. Deste modo, a erosão ao redor das partículas de
agregado aumenta a rugosidade da superfície e as condições para ocorrência da cavitação
podem ser intensificadas (PINTO, 1988, p.81). A Figura 41 apresentada a seguir ilustra dois
casos marcantes de danos causados pela cavitação.
(a) (b)
Figura 41 – Prejuízos ocasionados pela cavitação. (a) Bacia de dissipação (ŞENTÜRK, 1994, p.172); (b)
Paramento de jusante do vertedor Shahid Abbaspour, Março de 1978 (MINOR, 2000, p.4).
Gal’perin
et al. (1971) e Houghton et al. (1978)
14
, citados por Chanson (1988, p.8),
estudaram a ocorrência da cavitação em concretos com diferentes características. O primeiro
autor citado apresentou resultados que relacionam a velocidade do escoamento com a
resistência mínima do concreto para que não ocorra cavitação (Figura 42a). O segundo autor
14
GAL’PERIN, R.S. et al. (1971). Cavitation in elements of hydraulic structures. Hydrotechnical
Construction, n.8, Aug. 1971, p.726-732.; HOUGHTON, D.L. et al. (1978) Cavitation resistance of some
specials concretes. ACI Journal, Dec.,1978, p.664-667.
90
relacionou o tempo de exposição de diferentes concretos com a profundidade da erosão em
milímetros, como indicado na Figura 42b.
25
30
35
40
45
50
10 15 20 25
V [m/s]
Resistencia [MPa
]
(a)
0
20
40
60
80
100
120
140
0 50 100 150 200
t [h]
profundidade da erosão [mm]
Concreto convencional
concreto reforçado com fibra
concreto reforçado com polímero
concreto reforçado com polímero e fibras de aço
(b)
Figura 42 – Relação entre a resistência do concreto e os danos decorrentes da cavitação. (a) – Relação entre
velocidade máxima e resistência mínima (GAL’PERIN et al., 1971); (b) – Relação entre o tempo de exposição à
cavitação e a profundidade erodida pela cavitação para diferentes tipos de concreto (HOUGHTON et al., 1978).
Fonte: Adaptado de Chanson (1988, p.8).
Em vertedores lisos e em degraus, a aeração do escoamento é um fenômeno de grande
relevância quando se estuda a cavitação. Peterka (1953) e Russell e Sheehan (1974)
15
, citados
por Chanson (1988, p.9), realizaram experimentos em superfícies de concreto e mostraram
que concentrações de ar entre 1% e 2% reduzem consideravelmente os danos provocados pela
cavitação. Isto se deve ao fato da mistura ar-água possuir certa compressibilidade, de modo
15
RUSSELL, S.O.; SHEEHAN, G.J. (1974). Effect of Entrained Air on Cavitation Damaged. Canadian
Journal of Civil Engineering, v.1, 1974.
91
que o efeito amortecedor do gás não dissolvido é capaz de absorver a energia liberada no
colapso das bolhas. Ainda, na mistura ar-água a celeridade das ondas de choque é reduzida, e,
conseqüentemente, é menor o impacto sobre o contorno sólido (PINTO, 1988, p.93). Os
resultados obtidos por Peterka (1953) e Russell e Sheehan (1974) (Figura 43) revelaram que
concentrações de ar maiores que 5% (Figura 43b) e 7% (Figura 43b) evitam a erosão por
cavitação.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0 100 200 300
Perda de peso [g]
C
mean
[%]
Peterka (1953)
(a)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0102030
Perda de volume [cm
3
]
C
mean
[%]
40
18,8 MPa
13,0 MPa
(b)
Figura 43 – Relação entre a perda de peso e a concentração média de ar, com V = 30,5 m/s - Peterka
(1953) - (a); Relação entre a perda de volume e a concentração média de ar,
com V = 46 m/s - Russell e Sheehan (1974) – (b);
Fonte: Adaptado de Chanson (1988, p.9).
De acordo com Pinto (1988, p.84), observação experimental e considerações teóricas
revelaram que no colapso podem se desenvolver pressões da ordem de 7.000 a 70.000 kg/cm
2
(686,42 MPa a 6,86 GPa). Todavia, se o colapso se verifica a cerca de 1,0 mm da superfície
sólida as tensões sobre o contorno são muito baixas e não tendem a produzir danos (PINTO,
1988). As breves considerações expostas neste item revelam a importância do fenômeno em
questão, todavia deixam alguns tópicos de lado, tendo em vista a extensão do assunto. Para
maiores detalhes, recomenda-se a leitura das referências mencionadas, além de Gikas (1986) e
Moraes (2007).
92
3.5.2 Distribuição de pressões e cavitação incipiente em vertedouros em degraus
Tate (1987, p.1096-1097) comentou que para as maiores vazões testadas nos
experimentos de Sorensen (1985) uma região ao longo da calha apresentava escoamento não
aerado e a ocorrência de baixas pressões poderiam causar danos. Em seguida, o autor chama a
atenção para a possibilidade de ocorrência de cavitação associada ao efeito abrasivo
provocado pelo escoamento. Segundo Tate (1987), a ocorrência de tais fenômenos
deterioraria os degraus, comprometendo a dissipação de energia promovida pelos mesmos,
fato que implicaria uma bacia de dissipação inadequada a jusante da estrutura. Esta é,
provavelmente, uma das primeiras exortações sobre os possíveis efeitos destrutivos
decorrentes da cavitação em vertedouros em degraus.
Tozzi (1992) realizou medições de pressões médias através de piezômetros
convencionais em um vertedor com 1V:0,75H, alturas de rugosidade (k) de 1,0; 2,0; 3,0; e 6,0
cm e vazões de 120,5 L/(s.m) e 201,4 L/(s.m). Entre os resultados, o autor constatou a
existência de pressões negativas na região correspondente ao espelho do degrau e pressões
positivas no trecho final dos pisos. Graças a este fato, o mesmo conduziu uma verificação
detalhada da variação de pressões instantâneas no espelho de dois degraus da calha. Para tanto
Tozzi (1992) empregou transdutores de pressão e, a análise dos registros foi condensada em
histogramas de pressões instantâneas, identificando a distribuição percentual de ocorrência de
pressões em intervalos discretos de variação de 0,10 mH
2
O. Tozzi (1992, f. 234) comenta que
as pressões instantâneas variaram consideravelmente, situando-se entre -0,50 mH
2
O a +0,40
mH
2
O. Adicionalmente, o autor relata que houve excelente concordância entre os valores
levantados com piezômetros convencionais e os valores médios obtidos dos registros de
pressões instantâneas.
As posições ao longo da calha em degraus estudada por Tozzi (1992) foram duas. Na
primeira (Posição A) o escoamento não se encontrava aerado e na segunda (Posição B) havia
93
ar incorporado. Como resultado dos seus experimentos, o referido autor propôs, para cada
posição, duas curvas de probabilidade de ocorrência de pressões negativas de 1% e 10 %. Tais
curvas (apresentadas na Figura 44) definem, segundo o autor, o grau de risco de ocorrência de
pressões negativas e podem auxiliar as decisões de projeto (TOZZI, 1992, f.235).
-1,0
-0,9
-0,8
-0,7
-0,6
-0,5
-0,4
-0,3
-0,2
-0,1
0,0
012345
d/k
(p/
γ
)/[V
2
/(2g)]
6
1% - Posição A
10% - Posição A
1% - Posição B
10% - Posição B
Figura 44 – Probabilidade de ocorrência de pressões na Posição A (não aerada) e Posição B (aerada)
Fonte: Tozzi (1992, p.240)
Olinger (2001) apresenta uma importante contribuição ao estudo da distribuição de
pressões ao longo de extravasores em degraus. Em sua tese, o referido autor destaca que o
risco de cavitação incipiente em extravasores tende a aumentar com o avanço tecnológico do
CCR, que implica na construção de barragens mais altas e na adoção de vazões específicas
mais elevadas.
A maior parte dos estudos voltados à compreensão do escoamento em vertedouros em
degraus é realizada através de modelos físicos. Entretanto, Chen
et al. (2002), apresentaram
resultados de simulações numéricas efetuadas por meio do método de volume de fluido
associado ao modelo de turbulência κ-ε, com malha não estruturada. A simulação foi efetuada
para um vertedor de 76 cm de altura, com 1V:0,75H e h = 0,06 m. Em seguida, os autores
94
validaram os seus resultados por meio de experimentos em um modelo físico de mesmas
dimensões e concluíram haver uma boa concordância entre o comportamento médio das
pressões nos degraus.
Olinger e Brighetti (2004) apresentaram resultados de estudos experimentais
realizados em uma calha com 1V:0,75H. Estes pesquisadores efetuaram medições de pressões
médias e instantâneas e, assim como Tozzi (1992) constataram a ocorrência de pressões
negativas nos espelhos dos degraus ensaiados. Entre as suas conclusões, os autores
comentaram que as pressões médias negativas nos espelhos dos degraus são praticamente
independentes do número de Froude. Por outro lado, as pressões médias positivas, que
ocorrem nos pisos dos degraus, variaram com o número de Froude.
Ainda sobre os estudos apresentados por Olinger e Brighetti (2004), cabe comentar
que as aquisições de flutuações de pressões instantâneas permitiram estabelecer as
probabilidades de concorrência das sub-pressões que atingiram a pressão de vapor (da ordem
de -9,5 mH
2
O a -10 mH
2
O). Os autores relatam que para cada freqüência considerada quanto
maior é a velocidade média do escoamento, mais negativas são as pressões.
Segundo Lopardo
et al. (1982), a cavitação na bacia de dissipação pode ocorrer se a
probabilidade de ocorrência das pressões de vapor atingir 1%, em termos de freqüência.
Seguindo tal conclusão, Olinger e Brighetti (2004) estabeleceram um critério de projeto que
permite a definição do risco de incipiência de cavitação nos degraus localizados na região não
aerada do escoamento. Para tanto os mesmos apresentaram pressões instantâneas com
probabilidade de ocorrência de 1% e 2% e comentaram que a diferença entre 1% e 2% pouco
alterou o critério, devido à precisão dos resultados (OLINGER e BRIGHETTI, 2004, p.77).
O gráfico da Figura 45 ilustra o critério desenvolvido por estes autores, sendo válido
para a região não aerada. A região acima da linha cheia corresponde à zona de risco de
incipiência da cavitação. Levando em conta o fato do perfil da superfície livre decrescer no
95
sentido do escoamento (a montante da posição de início da aeração) conclui-se que a relação
mais desfavorável é dada por d/k = y
A
/k, sendo a velocidade nesta seção calculada por V
A
=
q/y
A
. A linha pontilhada foi desenvolvida por meio dos dados que originaram a curva
proposta por Tozzi (1992), Figura 44, Posição A e probabilidade de 1%. Para tanto, Olinger e
Brighetti (2004) admitiram uma pressão negativa igual às condições de cavitação (p/γ = -9,5
mH
2
O; referencial efetivo) e calcularam os pares de valores (d/k, V).
10
20
30
40
50
1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0
d/k
V [m/s]
Pressões > -9
Pressões < -9
Sé i 3
PV
PV = Pressao de vaporPV
PV
PV
PV
PV
-9,2 mH
2
O
PV
PV
PV
-9,1 mH
2
O
PV
mH
2
O
mH
2
O
Figura 45 – Risco de cavitação incipiente nos degraus; 1V:0,75H, h = 0,60 m (protótipo); (Freqüência de 1%)
Fonte: Olinger e Brighetti (2004).
Boes e Hager (2003b) sugeriram o uso da equação 78 considerando uma concentração
mínima no pseudo-fundo igual a 0,05 (menor valor sugerido por Peterka (1953) a fim de
evitar o desenvolvimento da cavitação). Segundo estes pesquisadores, a velocidade a
montante da posição onde a concentração de ar no pseudo-fundo (C
b
) é igual a 0,05 não deve
exceder 20 m/s.
Arantes e Porto (2005) apresentaram resultados de simulações numéricas do
escoamento ao longo de um vertedor em degraus com 1V:0,75H, obtidos com um software de
96
fluidodinâmica computacional. Foram simuladas quatro configurações diferentes, iguais a
aquelas estudadas experimentalmente por Olinger (2001). Entre os resultados, encontram-se,
por exemplo, campos de velocidades entre degraus, ilustrando o escoamento vorticoso ali
existente. Os autores também compararam as pressões médias no piso e no espelho dos
degraus e comentaram que houve um comportamento similar entre os valores numéricos e
experimentais.
Gomes (2006) estudou as pressões hidrodinâmicas atuantes nos degraus do trecho não
aerado em um modelo com 1V:0,75H e três configurações diferentes, a saber: com h = 0,03
m, h = 0,06 m e h = 0,09 m. Após uma considerável análise estatística dos dados obtidos
experimentalmente, o referido autor sugere que vazões específicas entre 11,3 m
2
/s e 15,6 m
2
/s
correspondem a valores máximos permitidos para que não ocorra cavitação. O autor também
se refere a uma velocidade média máxima da ordem de 17 m/s na seção de início da aeração.
Gomes (2006, p.138-140) propôs critérios destinados a prever se haverá risco de
cavitação em um determinado vertedor em degraus. Um deles estabelece uma relação entre a
velocidade média crítica (V
cr
) e a posição adimensional ao longo da calha x/L
A
. Para o
intervalo 0,35 ≤ x/L
A
≤ 1,20, se as velocidades médias do escoamento (V) forem maiores do
que as correspondentes velocidades críticas (V
cr
), a cavitação poderá se estabelecer. O critério
desenvolvido por Gomes (2006) é traduzido pela equação 94, apresentada a seguir.
⎪
⎭
⎪
⎬
⎫
⎪
⎩
⎪
⎨
⎧
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−+
+=
23,0
1
.60,0exp1
91,9
29,16
A
cr
L
x
V
(94)
Com V
cr
em [m/s], válida para d
c
/h ≤ 4,09, 48º ≤ α ≤ 58º, vertedouros com muros verticais e
orientados no sentido do escoamento (não divergentes e não convergentes), vertedouros sem
qualquer elemento sobre a calha (por exemplo, pilares, manipuladores de turbulência), tensão
relativa de vapor da água a 20ºC, ao nível do mar igual a -10,09 mH
2
O e degraus com h =
0,30 m, h = 0,60 m, h = 0,90 m e h = 1,20 m.
97
Arantes (2007) apresentou resultados de simulações numéricas obtidas via dinâmica
dos fluidos computacional, incluindo comparações com resultados experimentais obtidos por
diferentes pesquisadores. Entre tais resultados, encontram-se dados relativos a pressões em
posições dos degraus de difícil acesso para a realização de experimentos, ressaltando assim
uma das vantagens das simulações numéricas. O referido autor constatou que as menores
pressões ocorrem no espelho dos degraus, reafirmando resultados empíricos.
3.6 DISSIPAÇÃO DE ENERGIA
3.6.1 Generalidades
A dissipação de energia ao longo do canal de queda, proporcionada pelos degraus, é a
principal função desses extravasores. A avaliação da dissipação de energia foi investigada em
diferentes partes do mundo por diversos pesquisadores que, por meio de modelos reduzidos,
procuraram estabelecer parâmetros e metodologias para estimar a energia residual no pé do
extravasor. Entre as metodologias desenvolvidas, pode-se citar como exemplos os trabalhos
de Sorensen (1985), Rajaratnam (1990), Diez-Cascon
et al. (1991), Stephenson (1991), Tozzi
(1992), Christodoulou (1993), Chanson (1994), Boes e Hager (2003a) e Ohtsu, Yasuda e
Takahashi (2004).
Graças à dissipação de energia proporcionada pelos degraus, o escoamento chega ao
pé da barragem com uma energia bastante reduzida em relação aos vertedores com o
paramento liso. Este fato permite a adoção de bacias de dissipação mais econômicas do que as
estruturas de dissipação normalmente empregadas a jusante de canais de queda em concreto
alisado.
Por se tratar de um aspecto de grande importância prática, a dissipação de energia tem
sido estudada em diversos centros de pesquisa. Como resultado de tais estudos, há um grande
número de informações coletadas experimentalmente e o desenvolvimento de metodologias
para a avaliação da energia dissipada ao longo da calha em degraus. Tozzi (1992), por
98
exemplo, visando à determinação da energia residual nos extravasores em degraus, utilizou
diferentes métodos. O primeiro deles consistiu na medição do conjugado subcrítico de um
ressalto hidráulico formado a jusante do modelo reduzido do vertedor em degraus, para
posteriormente calcular o conjugado supercrítico e assim estimar a energia residual. Uma
segunda metodologia apresentada por Tozzi (1992) consistiu na determinação do perfil da
lâmina d’água ao longo do canal em degraus, para posteriormente calcular a energia residual
no pé do extravasor.
É válido ressaltar que o uso das metodologias para a avaliação da dissipação de
energia proporcionada pelos degraus envolve a determinação da perda de carga ao longo do
escoamento. Algumas iniciativas foram tomadas no sentido de se ajustar as equações de
resistência (equação de Darcy-Weisbach e equação de Manning-Strickler) a utilização nos
escoamentos em degraus. Para tanto, buscou-se determinar o valor do fator de resistência da
equação de Darcy-Weisbach e o valor do coeficiente de rugosidade de Manning-Strickler,
adequados para o caso dos vertedores em degraus.
No item seguinte, é apresentado um resumo dos estudos realizados até o momento
voltados à determinação do fator de resistência da equação de Darcy-Weisbach para o
escoamento em foco.
3.6.2 Fator de Resistência de Darcy-Weisbach
Estudos relacionados à dissipação de energia nos extravasores em degraus envolvendo
o uso do fator de resistência (f) da equação de Darcy-Weisbach têm sido propostos por alguns
pesquisadores desde 1990, aproximadamente. Os diferentes estudos realizados empregaram a
referida equação em sua forma geral ou considerando o canal (de seção retangular) largo,
hipótese que implica em R
h
≅ d (R
h
= raio hidráulico). A fim de simplificar a apresentação dos
diferentes estudos, considera-se válido apresentar inicialmente a equação universal em sua
forma generalizada (PORTO, 2006, p.59):
99
g
V
R
f
I
h
f
.2
.
.4
2
=
(95)
Em que I
f
é a declividade da linha de energia (em regime uniforme I
f
= I
o
= senα).
Rajaratnam (1990), ao analisar dados de Sorensen (1985) provenientes de um modelo
reduzido de um extravasor com declividade de 1V:0,78H, com degraus de 0,61 m de altura
(protótipo), concluiu que o fator de resistência de Darcy-Weysbach estava em torno de 0,72.
Para tal avaliação o pesquisador lançou mão de uma análise teórica fundamentada na
aplicação da 2ª lei de Newton a um volume de controle correspondente ao caso em estudo. A
dedução resultou na equação de Darcy-Weisbach, escrita com a seguinte forma:
2
3
o
f
q
.g.senα2.d
4
f
c == (96)
Em que d
o
é a profundidade do escoamento uniforme e c
f
é o coeficiente de resistência,
correspondente a ¼ do fator de resistência de Darcy-Weisbach. Ressalta-se que a equação 96
assume como hipótese que o canal é largo,
i.e., R
h
≅ d (R
h
= raio hidráulico).
Stephenson (1991, p.29), assumindo que o escoamento ao longo da calha em degraus
atinge uma profundidade uniforme, sugeriu o uso do fator de resistência de Darcy-Weisbach,
devendo o mesmo ser calculado a partir da equação geral para escoamentos turbulentos
rugosos (equação 97).
2
o
k
4d
2.log1,14f
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+= (97)
Tozzi (1992, f.147) explica que os estudos realizados para a determinação de leis de
resistência associados ao uso de rugosidades artificiais mostraram que tais leis são da forma:
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
o
I,
k
d
φ
f
1
(98)
100
Em seus estudos, Tozzi (1992) realizou experimentos em modelos físicos de
vertedores com a calha em degraus com declividades iguais a 1V:0,75H, 1V:2,0H e
1V:6,69H. Nesses testes o referido autor usou alturas de rugosidade entre 5 e 60 mm e quatro
vazões específicas, entre 86,1 e 201,4 L/(s.m). Após análise dos resultados experimentais o
referido autor propôs as seguintes equações:
a) Declividade 1V:0,75H (α ≅ 53,13º):
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+=
k
d
1,24.log2,16
f
1
(99) 1,80 d/k >
0,163f =
1,80 d/k
≤
(100)
b) Declividade 1V:2,0H (α ≅ 26,56º):
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+=
k
d
.log39,025,3
f
1
14 d/k 1
≤
≤
(101)
c) Declividade 1V:6,69H (α ≅ 8,50º):
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+=
k
d
.log28,068,3
f
1
10 d/k 1
≤
≤
(102)
Christodoulou (1993) realizou experimentos em um modelos físico com 1V:0,70H e
H
dam
= 35,93 cm. Empregando a equação de Darcy-Weisbach e considerando o canal largo, o
autor calculou o coeficiente de resistência (c
f
= f/4) para as diferentes vazões testadas e em
duas posições do vertedor. Ao observar os seus resultados, nota-se que o fator de resistência
variou entre 0,192 e 0,684.
Chanson (1993, p.422-435), assim como Rajaratnam (1990), propôs o uso da equação
de Darcy-Weisbach para o cálculo do fator de resistência em escoamentos uniformes, sendo
que em sua apresentação o autor não considerou o canal largo. Em tal proposição, o referido
autor explica que o cálculo deve ser efetuado com profundidades não aeradas. Para o caso de
escoamentos aerados, deve-se empregar a profundidade equivalente (equação 68 ou 69):
101
4
D
.
q
.senα8.g.d
f
H
2
2
o
= (103)
Povh (2000) estudou o escoamento em um modelo físico com 1V:0,75H, degraus com
h = 2,4 cm, B = 0,80 m com 3,38 ≤ d
c
/k ≤ 11,71. Em seu estudo, o referido autor mediu o
conjugado subcrítico de diferentes ressaltos estabelecidos na bacia de dissipação e em
seguida, por meio do teorema da quantidade de movimento, calculou os conjugados
supercríticos. Com tais informações, Povh (2000, f.122) afirma ter estimado um valor médio
para o fator de resistência de Darcy-Weisbach igual a 0,11, valor próximo daquele sugerido
por Matos e Quintela (1995b) para o pré-dimensionamento de vertedores em degraus.
Chanson (1988), referindo-se ao escoamento em calhas lisas, explica que a presença
de ar no interior da camada limite turbulenta reduz a tensão de cisalhamento entre camadas de
fluido e, consequentemente, o fator de resistência de Darcy-Weisbach. Chanson (2002, p.167-
168) reafirmou tal conclusão, estendendo-a para escoamentos em vertedores em degraus.
Deste modo, o referido autor propôs a equação 104, que relaciona a razão entre o fator de
resistência do escoamento aerado (f
e
, calculado com a profundidade equivalente “d”) e do
escoamento não aerado (f
d
) com a concentração média de ar
16
.
()
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
−
+=
meanmean
mean
C1.C
C0,5
2,5.tgh10,5.
f
f
d
e
(104)
K
.
π
f
d
=
1
2
(105)
16
Segundo Chanson (2002, p.171), o uso da equação 104 para o projeto de extravasores em degraus é
conservador e aumenta a segurança da estrutura. Nesta equação, o termo “tgh” significa tangente hiperbólica. A
equação 104 foi obtida para concentrações médias de ar entre 0,38 e 0,57 a partir de dados experimentais de
diferentes pesquisadores, como explica o autor mencionado.
102
Válida para α > 20º, com K = 4,5. A equação 105 é fruto de uma estimativa analítica
desenvolvida por Chanson (2002) para a máxima tensão cisalhante na camada de mistura
17
,
sendo 1/K um parâmetro que indica a taxa de expansão da referida camada.
Boes e Hager (2003a) explicam que o cálculo do fator de resistência de Darcy-
Weisbach sem considerar o canal como largo engloba a resistência oferecida ao escoamento
pelos degraus e pelos muros laterais. Considerando a resistência oferecida pelos muros muito
menor do que a resistência oferecida pelo fundo (degraus), os referidos autores propuseram a
seguinte equação:
()
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
−
=
h
b
D
k
senf
log.25,00,1.
.2.42,05,0
11
α
(106)
Válida para 19º ≤ α ≤ 55º, 0,1 ≤ k/D
h
≤ 1,0 em que f
b
é o fator de resistência de Darcy-
Weisbach considerando apenas a rugosidade formada pelos degraus, D
h
é o diâmetro
hidráulico (calculado por meio da profundidade equivalente “d”).
Boes e Hager (2003a, p.676) avaliaram a redução da resistência oferecida ao
escoamento em função da incorporação de ar. Estes autores propuseram que tal efeito pode
ser modelado por meio da equação 107 proposta por Boes (2000, p.183), um dos primeiros
trabalhos que utilizaram esta abordagem aplicada aos vertedores em degraus.
()
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
−
+=
meanmean
mean
C1.C
C0,25
tgh10,5.
f
f
m
e
(107)
Em que f
e
é o fator de resistência calculado com a profundidade equivalente e f
m
é o fator de
resistência calculado com profundidades aeradas.
Sanagiotto (2003) estudou o escoamento ao longo de vertedouros lisos e em degraus
com 1V:0,75H. Como resultado do seu trabalho, a referida pesquisadora desenvolveu uma
metodologia para a determinação do fator de resistência em vertedouros em degraus a partir
17
Ao detalhar as regiões no interior do escoamento ao longo da calha em degraus, percebe-se que o escoamento,
ao passar pela extremidade de um degrau, sofre uma perturbação em sua velocidade. Chanson (2002) denomina
a região por onde se propaga tal perturbação como camada de mistura.
103
do fator de resistência em uma calha lisa. As equações 108 a 110 compõem o método
proposto por Sanagiotto (2003, p.71, 73), devendo-se observar cuidadosamente as restrições
destacadas, como explica a autora.
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
A
L
L
x
f
f
.7692,1exp.8162,1 (108)
7068,1
.6976,2
−
= Frf
L
(109)
7055,0
.53,0647,1
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+=
cc
L
d
x
d
d
(110)
Em que
f
L
é o fator de resistência correspondente a uma calha lisa, válido para 2,5 ≤ Fr ≤ 12
(Fr = número de Froude, calculado com a profundidade d
L
, correspondente a uma posição x
na calha lisa). As limitações da equação 108 são as seguintes: para x/L
A
< 1, válida para
região não aerada e d/k ≤ 9; para 1,0 ≤ x/L
A
≤ 2,0, válida para região aerada e d/k ≤ 3,0; para
x/L
A
entre 2 e 2,5 usar com restrições e para x/L
A
> 2,5 não utilizar a equação 108. A equação
110, por sua vez, é válida para 1,0 ≤ x/d
c
≤ 17,0.
Dai Pra (2004, p.91-92) propôs uma metodologia semelhante a aquela apresentada por
Sanagiotto (2003), porém, para vertedouros com α = 45º. As equações 111, 112 e 113
resumem o método desenvolvido pelo referido autor.
344,0
.
3
2
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
cc
L
d
x
d
d
(111)
4
D
.
q
.senα8.g.d
H
2
2
L
=
L
f (112)
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
A
L
L
x
f
f
.834,0exp.09,1
(113)
A equação 111 é válida para o intervalo 0 < x/d
c
≤ 45, sendo válida com restrições para x/d
c
entre 30 e 45. Para x/L
A
< 0,80 (escoamento não aerado), a equação 113 é válida; para 0,80 <
104
x/L
A
≤ 1,20 a equação 113 é válida com restrições; para 1,20 < x/L
A
< 2,5 a equação 113 é
válida (região aerada); para x/L
A
> 2,5 recomenda-se não utilizar a equação 113.
Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004, p.863) explicam que em vertedouros em degraus, o
fator de resistência de Darcy-Weisbach depende da rugosidade relativa (d/k), da inclinação do
canal e do número de Froude. Considerando a influencia do número Froude pequena, os
referidos autores desenvolveram, com base em estudos experimentais, equações que permitem
calcular o fator de resistência do escoamento uniforme para 5,7º ≤ α ≤ 55º. Para um dado
valor de h/d
c
, os autores explicam que o fator de resistência atinge um valor máximo (f
máx
),
termo que aparece nas equações apresentadas a seguir.
2
1
5,0.
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−−=
c
máx
d
h
Aff
(114)
2224
10.2,3.10.6,1.10.2,4
−−−
++−=
αα
máx
f (115)
1223
1
10.5,1.10.4,6.10.7,1
−−−
−+−=
αα
A (116)
Condições para o uso das equações 114, 115 e 116: válidas para 5,7º ≤ α ≤ 19º e 0,1 ≤ h/d
c
≤ 0,5. Se 0,5 ≤ h/d
c
, desde que ocorra escoamento deslizante sobre turbilhões, f = f
máx
. O
ângulo α deve ser utilizado em graus.
1325
10.31,2.10.75,2.10.32,2
−−−
+−=
αα
máx
f (117)
452,0
1
=A (118)
Condições para o uso das equações 114, 117 e 118: válidas para 19º ≤ α ≤ 55º e 0,1 ≤ h/d
c
≤
0,5. Se 0,5 ≤ h/d
c
, desde que ocorra escoamento deslizante sobre turbilhões, f = f
máx
. O ângulo
α deve ser utilizado em graus.
Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004, p.863) comentaram que o fator de resistência de
uma calha lisa varia entre 0,014 e 0,020, enquanto que para uma calha em degraus esta
grandeza hidráulica é cerca de 5,5 a 13 vezes maior se 0,5 ≤ h/d
c
. A Figura 46, apresentada a
105
seguir, ilustra as curvas das equações 114, 117 e 118, para diferentes declividades da calha
entre 19º ≤ α ≤ 55º.
0,07
0,08
0,09
0,10
0,11
0,12
0,13
0,14
0,15
0,16
0,17
0,18
0,19
0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 1,1 1,2
h/d
c
f
55º
45º
36º
30º
25º
19º
Figura 46 – Fator de resistência em função de h/d
c
para escoamento uniforme (equações 114, 117 e 118).
Chanson (2005, p.522) apresenta uma distribuição de probabilidades para o fator de
resistência de Darcy-Weisbach, desenvolvida com dados experimentas de diferentes
pesquisadores. Para tanto, o referido autor considerou 179 dados correspondentes a estruturas
com diferentes configurações na seção de controle
18
(nas proximidades da crista do vertedor)
e 3,4º ≤ α ≤ 63,4º. Ao observar os resultados apresentados pelo autor, nota-se que o valor
dominante foi f = 0,16, seguido por f = 0,28 e f = 0,10.
Como foi dito anteriormente, a relação entre a dissipação de energia nos extravasores
em degraus e o fator de resistência de Darcy-Weisbach tem sido objeto de estudo de
pesquisadores desde 1990, aproximadamente. Ao observar ao longo do tempo alguns
trabalhos sobre o tema, percebe-se que foram propostos diferentes valores para o fator de
resistência, encontrando-se variações importantes, como pode ser visto na Figura 47,
apresentada por Chanson (2002, p.165).
18
Crista padrão (WES) com degraus de alturas variáveis (degraus de transição), crista padrão sem degraus de
transição, vertedor com seleira espessa e canal em degraus alimentado por um sistema pressurizado.
106
f
Figura 47 - Fator de resistência de Darcy-Weisbach em regime deslizante (429 dados e α > 20°).
k/D
H
Fonte: Chanson (2002, p.165).
A fim de ilustrar as referidas variações para o fator de resistência, encontradas na
literatura, pode-se citar as conclusões de alguns pesquisadores. Rajaratnam (1990), com os
dados de Sorensen (1985), encontrou valores de “f” entre 0,44 e 0,80, indicando um valor
médio igual a 0,72. Chanson (1993, p. 428), ao avaliar os dados de Sorensen (1985) e Diez-
Cascon
et al. (1991), notou uma variação de 0,6 a 3,5, com valor médio de 1,30. Em uma
análise posterior, para estruturas com declividades entre 50° e 55°, Chanson (1994d, p.87)
encontrou valores de “f” entre 0,17 e 5,00, com média de 1,00. Matos e Quintela (1995b)
sugeriram para o pré-dimensionamento hidráulico de extravasores em degraus um fator de
resistência igual a 0,10. O número sugerido por estes autores vai ao encontro do valor médio
calculado por Povh (2000) e Povh e Tozzi (2001), que é igual a 0,11. Chanson (2002), com
base em resultados experimentais que consideraram a concentração média de ar do
escoamento, além de análises teóricas e estatísticas, sugere um fator de resistência igual a 0,20
(SIMÕES, 2006, f.41).
107
3.6.3 Coeficiente de Manning-Strickler
Uma alternativa para o cálculo da dissipação de energia ao longo dos degraus é a
utilização da equação de resistência de Manning-Strickler. Tozzi (1992, f.166-167) apresenta
uma metodologia empregada para a obtenção de uma relação entre o coeficiente de Manning-
Strickler e a altura de rugosidade dos degraus (k), para a declividade da calha de 1V:0,75H.
No seu desenvolvimento, o referido autor utilizou a equação de Darcy-Weisbach e a equação
de Manning-Strickler, associadas à lei de distribuição universal de velocidades para
escoamentos hidraulicamente rugosos. Como resultado de tal dedução, Tozzi (1992) apresenta
uma relação entre o coeficiente de Manning-Strickler e a altura de rugosidade dos degraus,
que pode ser escrita da seguinte forma
19
:
20
k
n
1/6
= (119)
Em que n é o coeficiente de Manning-Strickler. Ressalta-se que, ao deduzir a equação (119),
foram utilizadas as equações 99 e 100, o que restringe o seu emprego a valores de
(TOZZI, 1992, f.242). Considerando h = 0,60 m, valor usual em vertedores em degraus, k =
0,36 m de modo que n = 0,042.
1,80d/k ≥
3.6.4 Avaliação da Dissipação de Energia
Além da iniciativa de avaliação do fator de resistência da equação de Darcy-Weisbach,
alguns pesquisadores propuseram equações e gráficos para avaliação da energia residual no pé
de vertedores em degraus. Algumas dessas equações são deduzidas analiticamente, apoiadas
nas equações fundamentais da hidráulica, e outras, além da formulação analítica, apresentam
ingredientes empíricos.
19
Deve-se utilizar o sistema internacional de unidades (SI) quando a equação 119 for aplicada, uma vez que, o
número 20 encontrado na referida equação não é adimensional e está de acordo com o SI.
108
Sorensen (1985) desenvolveu modelos reduzidos com a finalidade de investigar o
comportamento hidráulico do extravasor da barragem de Monksville. Foram utilizados
modelos nas escalas 1:10 e 1:25, inclusive com a calha lisa, com altura de 1,464 m,
declividade 1V:0,78H, degraus de 2,44 cm e vazões específicas entre 0,006 m³/(s.m) e 0,144
m³/(s.m). O autor avaliou a dissipação de energia no pé do extravasor a partir das velocidades
do escoamento, obtidas indiretamente por meio de medições de níveis e calculadas pela
equação da continuidade. Para as vazões ensaiadas, o referido autor concluiu que a energia
cinética da calha em degraus correspondia a valores entre 6 e 12% daqueles obtidos para a
calha lisa.
Baseado nos dados de Sorensen (1985), Rajaratnam (1990) propôs uma equação
teórica para avaliar a dissipação de energia de um extravasor em degraus em relação a um
extravasor com a calha lisa. A referida equação é:
()
2
Fr'
1
2.A'
1).(A'Fr'
A'1
H'
∆H'
2
2
22
res
+
−
+−
= (120)
Nesta equação, ∆H’ = H
res
’- H
res
, com H
res
’ igual a energia específica no pé do extravasor liso
e H
res
igual a energia específica no pé do extravasor em degraus; Fr’ é o número de Froude na
base do extravasor com a calha lisa; A’ = (c
f
/c’
f
)
1/3
, c’
f
é o coeficiente de resistência para a
calha lisa, adotado pelo autor com valor igual a 0,0065.
Rajaratnam (1990) analisou a equação 120 admitindo que o número de Froude é muito
grande. Tal consideração implica uma simplificação da equação 120, que ao ser utilizada com
c
f
= 0,18 e c’
f
com o valor citado anteriormente, leva a uma dissipação de energia relativa
(∆H’/H
res
’) de 88,89%.
109
Stephenson (1991) afirmou que a dissipação de energia aumenta até o ponto em que a
altura do escoamento sobre a calha é aproximadamente 1/3 da altura crítica do escoamento
20
.
O mesmo autor explica que para o extravasor funcionar satisfatoriamente como dissipador de
energia, deve-se projetar pretendendo que seja estabelecido o escoamento uniforme ao longo
da calha. Deste modo, considerando a ocorrência do escoamento uniforme ao longo da calha,
Stephenson (1991) sugeriu a aplicação da equação universal da perda de carga para a
determinação da dissipação de energia em extravasores com o paramento em degraus. O seu
desenvolvimento levou à seguinte equação:
dam
c
f
f
H
d
I
f
f
I
.
.8
.1
.4
1
H
H
2/1
dam
dam
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+−=
∆
(121)
Em que ∆H
dam
é a diferença entre a altura do extravasor (H
dam
) e a energia específica no pé do
extravasor, I
f
é a declividade da linha de energia definida por I
f
= f.q²/(8.g.d³) e “f” deve ser
calculado com a equação 97.
Tozzi (1992, f.191, 212) apresenta uma metodologia para a determinação do perfil da
superfície livre e a partir dela determinar a energia residual teórica na bacia de dissipação à
jusante do extravasor em degraus. Como em tal proposição o escoamento é considerado
gradualmente variado, é necessário o uso de um método numérico para a solução das
equações envolvidas. Para tanto, o referido autor empregou diferenças finitas, por meio da
aplicação da equação de Bernoulli generalizada, escrita da seguinte forma:
lIHH
f
jm
∆=− .
(122)
Em que H
m
e H
j
são as energias totais do escoamento nas seções de montante e jusante,
respectivamente, e o termo do lado direito da igualdade corresponde à perda de energia,
20
Tozzi (1992, f.214), em análise semelhante à realizada por Stephenson (1991), concluiu que a dissipação de
energia é maximizada quando a relação d/d
c
é igual a 0,294, valor próximo daquele proposto por Stephenson
(1991).
110
expressa pelo produto entre a declividade média da linha de energia e a distância ∆l entre as
seções correspondentes a H
m
e H
j
21
.
Para determinar a declividade da linha de energia em cada seção, Tozzi (1992, f.191-
192) indica o uso da equação de Darcy-Weisbach, sendo o fator de resistência calculado com
as equações 99 e 100. Em função dos resultados experimentais, Tozzi (1992, f.192) propõe a
utilização do coeficiente de Coriolis (α
1
) igual a 1,10, como comentado anteriormente.
Tozzi (1992) obteve a energia residual por outros dois métodos. O primeiro envolveu a
medição da distribuição de velocidades do escoamento no final da calha (E
V
). O segundo
método, considerado indireto, foi realizado através da imposição da formação de um ressalto
hidráulico na bacia de dissipação. Na avaliação da energia residual (H
res
) através da formação
de um ressalto hidráulico, o autor mediu a profundidade de jusante do ressalto (d
2
) e, com a
aplicação do teorema da quantidade de movimento, calculou a profundidade supercrítica (d
1
)
do ressalto.
Ao comparar as energias residuais teóricas e experimentais, Tozzi (1992, f. 212)
observou que os resultados teóricos apresentam diferenças máximas da ordem de 14% e de
15% em relação aos valores de H
res
e de Ev, respectivamente. Em um item seguinte, o referido
autor observou que a dissipação de energia aumenta até certo limite em função das dimensões
dos degraus. Com base nesta conclusão, o referido autor sugeriu a equação 123, que
estabelece uma relação entre a altura de rugosidade [m] e a vazão específica [m
2
/s] que
conduz a uma máxima dissipação de energia (TOZZI, 1992, f.213):
3/2
.0764,0 qk
máx
= (123)
Christodoulou (1993) realizou estudos experimentais sobre extravasores em degraus
no Laboratório de Hidráulica Aplicada da Universidade Nacional Técnica de Atenas. O perfil
utilizado foi do tipo indicado pela WES, com h = 2,5 cm e l = 1,75 cm, α = 55°, H
dam
= 35,93
21
Ressalta-se que o termo “energia” é utilizado no presente trabalho por uma questão de tradição na
terminologia técnica. Contudo, sabe-se que o termo p/γ corresponde ao trabalho executado pela força de pressão.
111
cm, precedido de uma transição composta de degraus de dimensões variáveis entre a crista e o
paramento com degraus de dimensões constantes. Foram efetuadas medições de níveis em
dois degraus da calha, para vazões entre 0,02 e 0,09 m³/(s.m), correspondendo ao regime de
escoamento deslizante sobre turbilhões. Como resultado do seu trabalho, Christodoulou
(1993, p.648) propôs o gráfico apresentado na Figura 48, que relaciona a energia dissipada
relativa com um adimensional que envolve a profundidade crítica (d
c
) com a altura dos
degraus (h) e o número de degraus (N). Ressalta-se que este gráfico deve ser empregado com
cuidado, uma vez que o modelo estudado pelo referido autor possuía pequenas dimensões. Em
relação ao produto N.h, deve-se ter o cuidado de verificar a ocorrência do regime deslizante
sobre turbilhões, além de adotar valores usuais para a altura “h”.
0,0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
0,00 0,05 0,10 0,15 0,20 0,25 0,30 0,35
d
c
/(N.h)
∆
H/H
máx
Curva proposta por Christodoulou (1993)
Sorensen (1985) com N = 88 e 33
Christodoulou (1993) N = 10
Christodoulou (1993) N = 13
Figura 48 – Curva e dados experimentais apresentados por Christodoulou (1993) para avaliação da energia
dissipada. Neste gráfico N é igual ao número de degraus.
Fonte: Adaptado de Christodoulou (1993).
Hager (1995, p.165) propôs a equação 124 (válida para d
c
/(N.h) < 0,25) ajustada aos
dados de Sorensen (1985) e Christodoulou (1993) apresentados na Figura 48.
112
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−=
∆
hN
d
H
H
c
máx
.
.30exp
(124)
Chanson (1993), assumindo que o regime deslizante sobre turbilhões atinge
características uniformes ao longo da calha do extravasor, apresentou as equações 125 e 126.
c
dam
/
e
/
e
d
H
.senα
f
.,α.
.senα
f
H
∆H
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−=
−
2
3
8
50cos
8
1
3231
max
[vertedor sem comportas] (125)
c
odam
/
e
/
e
d
HH
.senα
f
.,α.
.senα
f
H
∆H
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−=
− 3231
max
8
50cos
8
1
[vertedor com comportas] (126)
Sendo f
e
calculado a partir das equações propostas pelo autor, H
dam
igual a altura do
extravasor, H
max
é a soma da altura do vertedor com a carga sobre a soleira e ∆H = H
max
- H
res
,
com H
res
= d.cos(α) + q²/(2.g.d²). A dedução da equação 125 pode ser encontrada em Simões
(2006, f.51-52). H
o
é a carga a montante da comporta.
Chamani e Rajaratnam (1999a, p.367) apresentaram resultados correspondentes a
dissipação de energia proporcionada pelos degraus. Os modelos estudados por estes
pesquisadores possuíam degraus com h = 125 mm, h = 62,5 mm, h = 31,5 mm e declividades
correspondentes a α = 59,03º e α = 51,34º. A Figura 49, apresentada a seguir, ilustra os
resultados destes pesquisadores, relacionando a energia dissipada (∆E = ∆H apenas nesta
Figura) em relação a energia total a montante (E
u
= H
máx
, apenas nesta Figura) com a vazão
específica no modelo físico.
113
Figura 49 – Energia dissipada relativa em regime deslizante no modelo físico.
Fonte: Chamani e Rajaratnam (1999a, p.367).
Povh (2000) avaliou a dissipação de energia em modelo reduzido construído na escala
1:25, correspondente a um extravasor com o paramento em degraus com declividade de
1V:0,75H, altura de 41,5 m, degraus de 0,60 m de altura, com vazões entre 4,21 e 27,11
m³/(s.m). Este autor fez uso do método indireto descrito anteriormente, posicionando o
ressalto hidráulico 15 cm a jusante do pé do extravasor. Nesse estudo o modelo utilizado
possuía uma contracurva em concreto alisado no pé do extravasor, fato que influenciou os
resultados relativos à dissipação da energia. Utilizando os resultados obtidos, os referidos
autores sugeriram o uso das equações 127 e 128 para estimar a energia residual na base do
vertedor em degraus:
13,25
d
H
para válida,
d
H
0,039.1
H
H
c
dam
c
dam
max
res
≤−=
(127)
34,07
d
H
13,25 para válida, 0,719.e
H
H
c
dam
d
H
0,03.-
max
res
c
dam
≤<= (128)
Boes e Hager (2003a), com base em estudos experimentais e considerações teóricas
desenvolveram um modelo destinado a prever a energia residual em função de H
dam
/d
c
, k/D
h
e
114
α. A metodologia proposta por estes autores envolve as equações 129, 123, 124 e 125,
devendo-se observar as condições indicadas para a aplicação de cada uma delas.
()
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
−
c
dam
,
,
h
res
d
H
.senα.
D
k
.,
H
H
80
10
max
0450exp
(129)
Válida para H
dam
/d
c
< 15 a 20. Para calcular o diâmetro hidráulico D
h
, os autores sugerem o
uso da equação 130, que fornece a profundidade equivalente do escoamento uniforme. Se o
escoamento uniforme não é atingido, Boes e Hager (2003a, p.677) sugerem uma interpolação
linear entre a profundidade uniforme (d
o
), calculada com a equação 130, e a profundidade no
ponto de incipiência da aeração (y
A
), calculada com a equação 62. Deve-se, no entanto,
considerar apenas a profundidade de água (profundidade equivalente) no ponto de incipiência.
Deste modo, é necessário calcular a concentração média de ar nesta posição por meio da
equação 77 e em seguida calcular a profundidade equivalente
(
)
i
AA
Cyd −= 1. , com a qual é
efetuada a interpolação linear com a profundidade d
o
.
()
3/1
.215,0
−
=
α
sen
d
d
c
o
(130)
ω
ω
+
=
c
dam
res
d
H
H
H
max
(131)
3/2
1
3/1
.8
.
2
cos.
.8
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
α
α
α
α
ω
sen
f
sen
f
bb
(132)
Válida para H
dam
/d
c
¥ 15 a 20. O uso da equação 132 envolve o cálculo de f
b
, que deve ser
efetuado com a equação 106.
Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004) explicam, com base em estudos experimentais, que
se o adimensional h/d
c
é maior do que 0,25, a energia residual relativa H
res
/d
c
varia muito
pouco com h/d
c
. Para a região de escoamento quase-uniforme, considerando a ocorrência do
escoamento deslizante sobre turbilhões Tipo A (ver Figura 28), os referidos autores
propuseram o uso da seguinte equação:
115
3/23/1
.8
.
2
1
cos.
.8
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
α
α
α
sen
f
sen
f
d
H
uniforme
c
res
(133)
Para o escoamento deslizante sobre turbilhões Tipo B (ver Figura 28):
3/23/1
.8
.
2
1
.8
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
αα
sen
f
sen
f
d
H
uniforme
c
res
(134)
Para o uso das equações 133 e 134, deve-se determinar o fator de resistência com as equações
114 a 118. Os referidos autores comentam que em vertedores em concreto alisado, a equação
133 pode ser empregada com f entre 0,014 e 0,020. As equações 133 e 134 são conceituais.
Para a região de escoamento não uniforme, Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004)
explicam que H
res
/d
c
depende de H
dam
/d
c
, h/d
c
e α. Com o objetivo de calcular a energia
residual em estruturas nas quais o escoamento uniforme não é estabelecido, os referidos
autores desenvolveram uma formulação empírica, apresentada a seguir.
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−−
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
m
udam
dam
uniforme
c
res
uniformenão
c
res
H
H
d
H
d
H
,
11.5,15,1 (135)
4
25
+−=
α
m
(136)
Válida para 5,7º ≤ α ≤ 55º, com α em graus; 0,1 ≤ h/d
c
(desde que ocorra escoamento
deslizante) e 5 ≤ H
dam
/d
c
≤ H
dam,u
/d
c
. Em que H
dam,u
é a altura necessária para que ocorra o
escoamento uniforme. A equação necessária para o cálculo deste valor será apresentada na
seção correspondente a ocorrência do escoamento uniforme (equação 139).
As formulações e resultados apresentados neste item do trabalho estão fundamentados
quase que exclusivamente em estudos experimentais. Arantes (2007), como mencionado em
alguns tópicos anteriores, simulou o escoamento em vertedores em degraus por meio da
dinâmica dos fluidos computacional. Entre os seus resultados numéricos o autor encontrou
uma boa concordância com resultados experimentais de Sorensen (1985) e Christodoulou
(1933). O autor também realizou uma segunda comparação, empregando a equação 125, com
116
f = 0,235, e, exceto para pequenos valores de H
dam
/d
c
, Arantes (2007) comenta que houve uma
aproximação razoável entre os resultados.
3.7 ESCOAMENTO QUASE-UNIFORME EM VERTEDORES EM DEGRAUS
A ocorrência do escoamento quase-uniforme em vertedores em degraus foi investigada
por alguns pesquisadores como Matos e Quintela (1995a), Yildiz e Kas (1998), Christodoulou
(1999), citado por Boes e Minor (2000)
22
, Boes e Minor (2000), Boes e Hager (2003a,b),
Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004) e Simões (2006). Matos e Quintela (1995a) sugeriram que
o escoamento uniforme em calhas com declividade em torno de 1V:0,75H ocorre para H
dam
/d
c
maior que valores entre 25 e 30, aproximadamente. Yildiz e Kas (1998), para declividade
semelhante (1V:0,75H), indicaram que H
dam
/d
c
¥ 20 levam a ocorrência do escoamento
uniforme. Christodoulou (1999), citado por Boes e Minor (2000), desenvolveu a equação 137
para a avaliação da ocorrência do escoamento uniforme.
()()
28,007,0
07,0
71,0
.cos.
.6,8
αα
senh
q
L
u
=
(137)
Em que L
u
é o comprimento longitudinal (paralelo ao pseudo-fundo) medido desde a crista do
vertedor até a posição de início do escoamento uniforme.
Boes e Minor (2000, p.167) sugeriram que o escoamento uniforme ocorrerá se o
comprimento da calha for maior ou igual a L
u
= 30.d
c
(para α = 30º) ou maior ou igual a L
u
=
45,7.d
c
(para α = 50º).
Boes e Hager (2003a, p.674), a partir da equação diferencial do escoamento
permanente gradualmente variado (EPGV) e da equação de Manning, desenvolveram a
equação 138 para o cálculo da altura H
dam,u
, em função da inclinação da calha e da
profundidade crítica. A metodologia empregada por estes pesquisadores (curva de remanso)
fornece, a partir de uma determinada distância, profundidades que se aproximam
22
CHRISTODOULOU, G. (1999). Design of stepped spillways for optimal energy dissipation. Hydropower &
Dams. 6(5): 90-93.
117
assintoticamente da profundidade uniforme. Deste modo, os referidos autores assumiram que
posição de escoamento uniforme é aquela na qual a profundidade do escoamento é 2% maior
do que a profundidade uniforme.
()
3/2
,
.24
α
sen
d
H
c
udam
≅ (138)
Em uma formulação mais abrangente, Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004), para calhas
com α entre 5,7
o
e 55
o
desenvolveram a equação 139 para a determinação da posição de inicio
da zona de escoamento quase-uniforme. Percebe-se que a formulação apresentada por estes
autores indica que o adimensional H
dam,u
/d
c
é função da altura do degrau (h), da profundidade
crítica (d
c
) e do ângulo de inclinação da calha (α), tendo sido obtida a partir do ajuste a dados
experimentais. Em função da dificuldade encontrada nas medições de profundidades aeradas,
Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004) utilizaram uma metodologia indireta para a avaliação da
ocorrência do escoamento quase-uniforme que consistiu medir a profundidade subcrítica de
ressaltos hidráulicos formados a jusante da calha em degraus.
30,1.10.13,7.10.60,1.10.21,1
.5,6exp.7,67,5
d
H
22335
c
udam,
+−+−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−+
=
−−−
ααα
c
d
h
(139)
Segundo Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004), a equação 139 é válida para
e , e o ângulo α deve ser utilizado em graus. A Figura 50 a
seguir ilustra graficamente a equação anterior, destacando uma importante semelhança entre
as equações 138 e 139, ou seja, a partir de determinado valor do adimensional h/d
oo
557,5 ≤≤
α
1/1,0 ≤≤
c
dh
c
, em torno
de 0,4, a ocorrência do escoamento quase-uniforme, indicada pelo adimensional H
dam,u
/d
c
,
depende apenas do ângulo de inclinação da calha em degraus, como indicado pela equação
138.
118
0
5
10
15
20
25
30
35
40
45
0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1
h/d
c
H
dam,u
/d
c
55 graus
53,13 graus
30 graus
19 graus
11,3 graus
Hdam
Lj
k
Escoamento
quase-uniforme
Escoamento
gradualmente variado
Hdam,u
h
α
d2
d1
dc
Figura 50 – Ocorrência do escoamento quase-uniforme - Equação 139 (a); simbologia (b).
Fonte: desenvolvido pelo autor com a equação proposta por (OHTSU, YASUDA e TAKAHASHI, 2004).
Simões (2006, f.84-85), a partir da equação diferencial do escoamento permanente
gradualmente variado e da equação de Darcy-Weisbach obteve, para diferentes valores do
fator de resistência, curvas que relacionam H
res
/H
máx
com H
dam
/d
c
. O referido autor também
empregou a formulação correspondente ao escoamento uniforme para o cálculo da relação
entre H
res
/H
máx
e H
dam
/d
c
(equação 125). A interseção entre os resultados do regime uniforme
e não uniforme indicou uma possível posição para ocorrência do escoamento uniforme. No
trabalho mencionado os resultados variaram com o fator de resistência e, considerando f =
0,20, demonstrou-se que H
dam,u
/d
c
= 16 (resultado conservador em relação aos demais).
3.8 TÓPICOS ESPECÍFICOS RELACIONADOS AO PROJETO DE VERTEDORES EM
DEGRAUS (Skimming Flow)
Neste item serão apresentados alguns resultados e métodos específicos sobre o projeto
de vertedores em degraus. Entre os tópicos a serem abordados, encontram-se, por exemplo,
profundidades subcríticas de ressaltos estabelecidos na bacia de dissipação, critérios para
dimensionamento dos muros laterais, ressaltos submersos e extensão do escoamento
recirculante.
119
3.8.1 Algumas características de ressaltos hidráulicos a jusante de vertedores em degraus
Diez-Cascon et al. (1991) estudaram experimentalmente dois modelos de vertedores
em degraus com 1V:0,75H, H
dam
= 3,8 m ,B = 0,80 m, h = 3,0 cm e h = 6,0 cm, construídos
na escala geométrica 1:10. A concordância entre a calha em degraus e a bacia de dissipação
foi feita através de um arco de circunferência com raio igual a 46 cm. As vazões específicas
empregadas nos experimentos variaram entre 0,68 m
2
/s e 8,85 m
2
/s, sendo que o regime
deslizante sobre turbilhões ocorreu para vazões superiores a 1,25 m
2
/s (valores de protótipo).
Em função da dificuldade de se obter medições precisas de profundidades ao longo da calha
em degraus, os autores mediram conjugados subcríticos de ressaltos estabelecidos na bacia de
dissipação.
Os referidos autores calcularam os quadrados dos números de Froude correspondentes
aos conjugados subcríticos (Fr
2
2
) e notaram que este adimensional permaneceu
aproximadamente constante e igual a 0,041. Com base neste resultado, Diez-Cascon et al.
(1991) obtiveram a equação 140, que relaciona a vazão específica (q) com o conjugado
subcrítico (d
2
), devendo ser utilizada de acordo com o sistema internacional de unidades.
3/2
2
.355,1 qd = (140)
Além das medições de “d
2
”, Diez-Cascon et al. (1991) obtiveram profundidades na
zona em degraus do vertedouro (para h = 0,60) e consideraram tais valores iguais aos
conjugados supercríticos (d
1
). Os autores comentaram que estas profundidades (d
1
) foram
maiores do que os valores teóricos calculados com a equação da quantidade de movimento
aplicada a um ressalto estabelecido em um canal retangular (equação 141), sendo este fato
justificado pelo ar incorporado ao escoamento.
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−+= 1.81.
2
1
2
2
2
1
Fr
d
d
(141)
Finalmente, considerando a equação 140, a equação 70 (para estimar a concentração
média de ar do escoamento) e o teorema da quantidade de movimento, Diez-Cascon et al.
120
(1991, p.26) sugerem o uso da equação 142 para o cálculo da profundidade aerada a montante
do ressalto.
()
0
/ρρ
0,08
/ρρ
08,1
.
d
d
d
d
2
21
212
1a
3
2
1a
=+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
(142)
Em que ρ
1
= massa específica da mistura bifásica ar-água a montante do ressalto e ρ
2
= massa
específica da água a jusante do ressalto. Note que 1 – C
mean
= ρ
1
/ ρ
2
se a massa de ar em ρ
1
for
considerada aproximadamente igual a zero. O uso desta equação consiste nos seguintes
passos: para uma dada vazão específica “q” a equação 140 fornece d
2
. A razão entra as massas
específicas é calculada com a equação 70 e o quadrado de Fr
2
é igual a 0,041. Deste modo,
resta apenas o conjugado supercrítico aerado (d
1a
), calculado com a equação 142.
Estudos experimentais realizados na África do Sul por Pegram et al. (1999) em
modelos físicos com 1V:0,6H (α = 59,04º) permitiram a obtenção de conjugados subcríticos
de ressaltos estabelecidos a jusante do vertedor para diferentes vazões específicas.
Considerando uma escala de transposição de 1:10, os autores obtiveram resultados para H
dam
= 30 m, h = 0,25 m, h = 0,50 m, h = 1,0 m, h = 2,0 m e vazões entre 0,8 m
2
/s e 3,8 m
2
/s. Para
uma escala de 1:20, os resultados corresponderam a H
dam
= 58 m, h = 0,50 m, h = 1,0 m, h =
2,0 m e vazões entre 1,8 m
2
/s e 21,7 m
2
/s (para h = 2,0 m) e q ≤ 9 m
2
/s (para h = 1,0 m). Após
analisar os seus resultados, os referidos autores chegaram à equação 143.
89,0
2
.96,2
c
dd = (143)
Considerando a definição de profundidade crítica para um canal retangular, nota-se
que a equação 143 é semelhante à equação 140, proposta por Diez-Cascon et al. (1991),
válida, porém, para 1V:0.6H, além das restrições impostas pelo modelo físico.
Adicionalmente os autores apresentaram uma relação entre a energia residual e a
profundidade d
2
, representada pela equação 144 e válida para o modelo na escala 1:20.
692,0
2
.35,5 dH
res
= (144)
121
Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2000b, p.950) explicam que, com respeito à profundidade
subcrítica de um ressalto formado imediatamente a jusante de um vertedor em degraus, uma
análise dimensional conduz à seguinte relação funcional (Φ):
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
Φ=
α
tg
d
h
d
H
d
d
cc
dam
c
,,
2
(145)
Com base em dados experimentais e considerações teóricas, Ohtsu, Yasuda e
Takahashi (2000b, p.951) demonstraram que d
2
/d
c
é independente da relação h/d
c
, enquanto
varia com H
dam
/d
c
até um determinado valor. Como exemplo, os autores afirmam que para α
= 55º, se H
dam
/d
c
> 28 o adimensional d
2
/d
c
= 2,55 (0,6 ≤ h/d
c
≤1,25). Prosseguindo com a
discussão, Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2000b, p.951) chamam a atenção para a influência da
localização do ressalto nos resultados experimentais. De acordo com os autores, se o início do
ressalto ocorrer no espelho do degrau (Figura 51a), os valores de d
2
/d
c
serão maiores do que
no caso de um ressalto com início na posição onde a pressão no fundo é máxima em função
da curvatura das linhas de corrente (Figura 51b).
(a) (b)
Figura 51 – Influencia da localização do ressalto na avaliação de d
2
/d
c
.
Fonte: Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2000b, p.950-951).
Os dados obtidos por Pegram et al. (1999), que originaram as equações 143 e 144,
correspondem à Figura 51a. Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2000b, p.951) compararam os seus
dados com aqueles obtidos por Pegram et al. (1999) e concluíram haver uma boa
concordância, considerando a posição do ressalto (Figura 52). Nesta mesma figura, Ohtsu,
122
Yasuda e Takahashi (2000b, p.951) também demonstram as afirmações do parágrafo anterior,
com respeito à influência da posição do ressalto.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
0 20406080
H
dam
/d
c
100
d
2
/d
c
Pegram et al. (1999)
Pegram et al. (1999)
Ohtsu et al. (2000)
Ohtsu et al. (2000)
d2/dc = 2,55
Figura 52 – Influencia da localização do ressalto na avaliação de d
2
/d
c
. Comparação entre dados experimentais
de Pegram et al. (1999) com α = 59,04º e Ohtsu et al. (2000b) com α = 55º (0,6 ≤ h/d
c
≤1,25).
Fonte: Adaptado de Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2000b, p.951).
Para vertedores em degraus com 5,7º ≤ α ≤ 55º, Ohtsu et al. (2004) apresentaram
resultados semelhantes aos apresentados na Figura 52. O gráfico proposto pelos autores,
encontrado na Figura 53, é válido para 0,5 ≤ h/d
c
(desde que ocorra o escoamento deslizante
sobre turbilhões) e possui uma faixa de aplicação considerável graças aos limites estudados.
Além dos trabalhos mencionados anteriormente, pode-se citar estudos realizados por Tozzi
(1992) e Povh (2000), que também obtiveram as profundidades conjugadas do ressalto a
jusante de vertedores em degraus. Os resultados obtidos por estes pesquisadores, assim como
aqueles citados antes deles, serão utilizados posteriormente em comparações com o modelo
desenvolvido no presente trabalho.
123
Figura 53 – Variação de d
2
/d
c
com H
dam
/d
c
para 5,7º≤α≤55º e 0,5 ≤ h/d
c
(escoamento deslizante sobre turbilhões)
Fonte: Adaptado de Ohtsu et al. (2004, p.862).
3.8.2 Escoamento mergulhante (plunging flow) em vertedores em degraus
A transição de um escoamento de supercrítico para subcrítico em um canal íngreme
seguido de um canal horizontal inclui uma considerável recirculação do escoamento. No
interior do fluido os perfis de velocidade revelam um escoamento reverso característico de
ressaltos submersos. Por questões de segurança, a redução do comprimento da região de
recirculação é de grande importância para o projeto de bacias de dissipação a jusante de
vertedores. Este item do trabalho apresentará um método, desenvolvido por Yasuda e Ohtsu
(2000), destinado a reduzir o comprimento do escoamento recirculante por meio do uso de
vertedores em degraus. As variáveis envolvidas na metodologia em questão já foram
apresentadas anteriormente, exceto pelo comprimento do escoamento recirculante (L
c
) e pela
altura de jusante h
d
, como indicado na Figura 54a.
124
Hdam
hd
Lc
α
h
dc
escoamento mergulhante (plunging flow )
recirculação
(a) (b)
Figura 54 – Definição das variáveis envolvidas (a) e exemplo de escoamento mergulhante (b) (modelo didático,
SHS/EESC/USP, 2008).
Com base em estudos experimentais, Yasuda e Ohtsu (2000, p.147) afirmaram que o
uso de canais em degraus reduz a região de recirculação em relação aos canais em concreto
alisado. Estes pesquisadores investigaram o fenômeno considerando uma grande variedade de
condições experimentais, como destacado na Tabela 4, a seguir.
Tabela 4 – Condições experimentais estudadas por Yasuda e Ohtsu (2000, p.147)
α = 5
,
7º
9,5≤H
da
m
/d
c
≤19,1 0,2≤h/
d
c
≤0,8 2,0≤h
d
/d
c
≤11,0
α = 11,3º
6,2≤H
dam
/d
c
≤11,0 0,2≤h/d
c
≤0,9 2,0≤h
d
/d
c
≤5,8
α = 19º
6,2≤H
dam
/d
c
≤19,0 0,3≤h/d
c
≤0,9 2,1≤h
d
/d
c
≤9,0
α = 30º
9,1≤H
dam
/d
c
≤33,3 0,2≤h/d
c
≤1,0 2,3≤h
d
/d
c
≤10,0
α = 55º
6,3≤H
dam
/d
c
≤41,8 0,2≤h/d
c
≤1,2 2,5≤h
d
/d
c
≤9,0
3.8.2.1 Condições de escoamentos mergulhantes
Yasuda e Ohtsu (2000, p.149) explicam que as condições do escoamento mergulhante
em vertedores em degraus dependem da vazão (ou vazão específica), do ângulo de inclinação
do canal (α) e da profundidade de jusante para uma determinada altura do vertedor (H
dam
) e
altura dos degraus (h).
Para 0
o
≤ α ≤ 14º-19º, os referidos autores comentam que nem sempre o escoamento
mergulhante é estabelecido, sendo observáveis diferentes configurações do perfil da superfície
125
livre, como indicado na Figura 55 (a-d). Para 19
o
≤ α ≤ 55º o escoamento mergulhante
sempre ocorre graças a forte declividade do canal Figura 55 (e-g). Nestes casos, os autores
relatam que a comprimento de escoamento circulante é menor do que em estruturas sem
degraus. Particularmente, em relação aos canais com maiores inclinações e submetidos a
grandes profundidades de jusante (h
d
), o escoamento principal ascende desde o fundo do canal
em pequenas distâncias, como na Figura 55g (YASUDA e OHTSU, 2000, p.149).
Figura 55 – Padrões de escoamento em canais em degraus.
Fonte: Yasuda e Ohtsu (2000, p.148).
Considerando uma estrutura sem degraus, Ohtsu e Yasuda (1991) dividiram o
escoamento em duas categorias. A primeira categoria, correspondente a 0º < α ≤ 19º, se
destaca pela formação de um ressalto hidráulico com rolo na superfície. Para pequenas
profundidades de jusante, o ressalto ocorre nas duas partes do canal, i.e., no trecho inclinado e
no trecho horizontal. Para grandes profundidades de jusante o ressalto é estabelecido na parte
inclinada do canal. Se α ≥ 23º, as condições do escoamento dependem da profundidade de
jusante. Para grandes valores de h
d
(profundidade de jusante), ocorre um escoamento de alta
velocidade ao longo do fundo do canal que se estende ao longo de grandes distâncias para
jusante. Neste caso, observa-se uma extensa região de escoamento recirculante, sendo muito
pequeno o efeito do rolo do ressalto na dissipação de energia cinética.
126
3.8.2.2 Comprimento da região de recirculação em escoamentos mergulhantes
O comprimento da região de escoamento recirculante pode ser avaliado a partir de
considerações fundamentadas em análise dimensional. Considerando as informações
anteriores, Yasuda e Ohtsu (2000, p.149) sugerem a seguinte função adimensional:
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
Φ=
c
d
cc
dam
c
c
d
h
d
h
d
H
d
L
,,,
α
(146)
Em que L
c
é o comprimento da região de escoamento recirculante e d
c
é a profundidade crítica
(d
c
= (q
2
/g)
1/3
, para um canal retangular). O final da região de recirculação é definido na
primeira seção onde o escoamento, observado na superfície, não se desloca para montante
(YASUDA e OHTSU, 2000, p.149).
Para degraus altos (0,4-0,6≤h/d
c
≤1,20), o efeito do adimensional h/d
c
no comprimento
da região de circulação (L
c
/d
c
) é muito pequeno, como pode ser visto na Figura 56. Neste
caso, a resistência oferecida pelos degraus ao escoamento é constante para uma determinada
inclinação. As Figuras 57a, 57b e 57c mostram a relação entre L
c
/d
c
e h
d
/d
c
para vertedores
em degraus (0,4-0,6≤h/d
c
≤0,9-1,2) e estruturas lisas (YASUDA e OHTSU, 2000).
Figura 56 – Efeito do canal em degraus no comprimento da região de recirculação.
Fonte: Yasuda e Ohtsu (2000, p.150).
127
Para 0
o
< α ≤ 14º-19º, L
c
/d
c
em um vertedor em degraus é sempre menor do que em
um canal liso (Figura 57a), e a região de circulação forma-se completamente em um dos
degraus, como mostrado nas Figuras 55a e 55d (YASUDA e OHTSU, 2000).
Para 19
o
≤ α ≤ 55º, o comprimento relativo L
c
/d
c
em vertedores em degraus depende
de h
d
/d
c
e H
dam
/d
c
para uma determinada inclinação do canal (Figura 57b). Se a altura da
barragem H
dam
é aumentada (H
dam
/d
c
≥16), o efeito da profundidade de jusante h
d
/d
c
sobre o
comprimento L
c
/d
c
é reduzido. Para maiores valores de h
d
/d
c
o comprimento da região de
circulação do escoamento pode ser reduzido para mais de 50% em relação a calhas íngremes
sem degraus. Em tais casos, o escoamento no canal em degraus fica aerado e o decaimento da
velocidade do escoamento supercrítico é maior do que em estruturas lisas (YASUDA e
OHTSU, 2000).
(a) (b)
128
(c)
Figura 57 – Relações entre L
c
/d
c
e h
d
/d
c
para diferentes canais de forte declividade.
Fonte: Adaptado de Yasuda e Ohtsu (2000, p.150).
3.8.2.3 Decaimento do perfil de velocidades
As Figuras 58a e 58b mostram o decaimento da velocidade e a distribuição de
velocidades do escoamento mergulhante em canais em degraus. A Figura 58c apresenta
algumas definições como a velocidade máxima do perfil (U
m
), a profundidade equivalente (d),
o número de Froude [Fr = V/(g.d.cosα)
1/2
] e a velocidade média (V = q/d). Na Figura 58a, d
2
é o conjugado subcrítico de um ressalto livre (não submerso definido como d
2
/d={(8.Fr
2
.cosα
+ 1)
1/2
– 1}/2 e na Figura 58c, l
o
é o comprimento da região de recirculação ao longo do fundo
do canal.
129
(a) (b)
(c)
Figura 58 – Redução da velocidade (a), perfis de velocidade (b) e esquema com definições (c).
Fonte: Adaptado de Yasuda e Ohtsu (2000, p.150).
A Figura 58a mostra que o decaimento da velocidade máxima em um canal em
degraus (linha pontilhada) e em uma estrutura sem degraus (h/d
c
= 0, linha cheia). Nota-se
que a velocidade máxima (U
m
) decai dentro de uma menor distância, sendo reconhecido o
efeitos dos degraus no decaimento da velocidade, como explicam Yasuda e Ohtsu (2000,
p.152).
3.8.3 Perfil da superfície livre e altura dos muros laterais
O conhecimento do perfil da superfície livre do escoamento é de fundamental
importância para a determinação da altura dos muros laterais. A descrição do escoamento
deslizante sobre turbilhões revela que ao longo do paramento de jusante do vertedor existem
regiões do escoamento com características diferentes. Nas proximidades da crista, o perfil da
superfície livre é liso e bem definido com profundidades decrescentes em direção a base do
vertedor. A jusante do ponto de incipiência da aeração este comportamento é drasticamente
130
alterado em função da incorporação de ar, de modo que as profundidades passam a crescer no
sentido do escoamento, até que seja atingido o escoamento quase-uniforme (se H
dam
≥H
dam,u
).
Boes e Minor (2000, p.169), fundamentados no desenvolvimento apresentado em
Hager e Boes (2000), sugeriram a equação 147. Estes pesquisadores recomendam o seu uso
para o projeto dos muros laterais em conjunto com a equação 148 (α entre 30º e 50º).
() ()
()
18/1
5
310
4/1
2
90
.
.
.42,0.
.3
..
.
.
.
.55,0
⎥
⎦
⎤
⎢
⎣
⎡
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
α
α
α
seng
hq
Lx
q
senhg
tgh
seng
hq
xd
A
(147)
Em que d
90
(x) é a profundidade correspondente a C = 0,9 (variável dependente) e x a posição
longitudinal ao longo da calha.
()
29,0
43,0
43,0
86,0
..
cos.
.72,9
hseng
q
L
A
α
α
= (148)
Boes e Minor (2000, p.169) comentam que a porção volumétrica de água acima da
profundidade d
90
é negligenciável, mas o desenvolvimento de intensos respingos (spray) pode
implicar na formação de nevoeiros ou em estradas cobertas com gelo, além de outros efeitos
indesejados. A profundidade d
95
(correspondente a C = 0,95) é cerca de 12% maior do que
d
90
, ao passo que d
99
/d
90
≅ 1,40 (BOES, 2000). Isto deve ser levado em conta no projeto dos
muros guias, sobretudo quando o corpo da barragem for propenso a erosões. Boes e Minor
(2000, p.169) sugerem o uso da seguinte relação:
90
.dh
muros
η
= (149)
Em que h
muros
é a altura de projeto dos muros e
η
um fator de segurança, igual a 1,20 para
barragens de concreto sem preocupações com erosões na face de jusante e 1,50 em casos de
vertedores de emergência em barragens de terra propensas a erosões. Os fatores de segurança
levam em conta o aumento da altura do spray no protótipo, ocasionado pelo elevado grau de
turbulência, que é mais alto do que nos modelos físicos (BOES, 2000).
131
Frizell, Matos e Pinheiro (2000, p.184) com base em estudos experimentais realizados
em vertedores com 1V:2H, 1V:4H e 0,8V:1H indicam que a altura dos muros pode ser
calculada por meio da profundidade d
90
. Para o cálculo desta variável, os referidos autores
sugerem o uso das equações 150 e 151. A equação 150 (Darcy-Weisbach) fornece a
profundidade equivalente, devendo-se empregar f = 0,08. A equação 151 permite o cálculo da
concentração média de ar para uma determinada posição x, sendo que L
A
e y
A
devem ser
calculados com as equações 59 e 60. Finalmente, a profundidade d
90
é obtida por meio da
equação 69 [d = (1-C
mean
).d
90
].
22
/
....2
dq
senDg
f
h
α
=
(150)
46,0
.017,023,0
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
+=
A
A
mean
y
Lx
C
(151)
Em que D
h
= 4.R
h
= 4.B.d/(B+2.d) e B = largura do vertedor.
Esta metodologia foi recomendada em um artigo específico sobre o projeto de degraus
para a proteção de barragens de terra. De acordo com os autores, muitas barragens deste tipo
têm sido consideradas inseguras em função da capacidade inadequada dos seus vertedores,
sobretudo quando da ocorrência de cheias extremas. Este fato tem motivado o
desenvolvimento de sistemas de proteção de barragens de terra, dentre os quais se encontra o
uso de coberturas com blocos de concreto de tal maneira que a geometria final se assemelhe a
um canal em degraus.
Matos (2000b) apresentou resultados provenientes de estudos realizados no
Laboratório Nacional de Engenharia Civil (LNEC) em um modelo físico com 1V:0,75H, h =
0,08 m, H
dam
= 2,90 m e B = 1,0 m. Vazões de até 200 L/s foram testadas nos experimentos.
Entre as suas recomendações, o referido autor sugere o uso das equações 55, 56, 69, 152 e/ou
153, 154 e 155, com as quais é possível calcular d
90
.
132
⎪
⎭
⎪
⎬
⎫
⎪
⎩
⎪
⎨
⎧
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
−+=
2
972,2ln497,0exp.297,0210,0
A
A
mean
y
Lx
C
(152)
Válida para 0 < (x – L
A
)/y
A
< 30.
2
5,0
.065,1888,0
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
−=
−
A
A
mean
y
Lx
C
(153)
Válida para (x – L
A
)/y
A
≥ 30.
5,0
1
.1
1
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
+
=
A
A
A
y
Lx
J
y
d
(154)
()
1
2
1
/
815,13
338,21
−
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
−=
hd
J
c
(155)
Tatewar e Ingle (2000), para estruturas com declividade em torno de 1V:0,70H
sugerem o uso da equação 76, proposta por Hager (1991), em conjunto com a equação 156,
sugerida por Straub e Anderson (1958). Nota-se que o uso da equação 156 requer o cálculo da
profundidade equivalente (d). Para tanto, os referidos autores indicam o uso da equação de
Manning considerando o canal largo. O coeficiente de Manning, por sua vez, deve ser
calculado com a equação 157, desenvolvida por Knight e MacDonald (1979). As equações 76
e 156 foram desenvolvidas para calhas lisas, mas os referidos autores comentam que
checaram a validade das mesmas por meio de comparações com os dados de Sorensen (1985)
e Diez-Cascon et al. (1991).
(
⎥
⎦
⎤
⎢
⎣
⎡
−+=
2
90
25,0.21
u
C
d
d
)
(156)
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
k
sen
nq
gn
sen
nq
1
.
.
log.75,5
cos
1
log.1925,0
.
1
.
.
6,0
2/1
1,0
α
α
α
(157)
Em que n é o coeficiente de Manning e k a altura de rugosidade dos degraus (k = h.cosα).
133
Povh e Tozzi (2001a) sugerem o uso do Standard Step Method para o cálculo das
profundidades do escoamento ao longo da calha em degraus. Os resultados assim obtidos
correspondem a profundidades equivalentes (não aeradas), devendo-se empregar a equação 74
para estimativa da concentração média de ar e, em seguida, a equação 69, para o cálculo de
d
90
. Os autores destacam que este método deve ser empregado no pré-dimensionamento da
altura dos muros, restringindo-se a declividade de 1V:0,75H e características semelhantes a
aquelas do modelo estudado por Povh (2000), apresentado anteriormente.
3.8.4 Projeto da soleira padrão e degraus com alturas variáveis
Os perfis Creager (1917) e Scimemi (1930) são amplamente utilizados projeto de
vertedores lisos e em degraus com declividades em torno de 1V:0,75H. Entre soleira padrão e
a calha com degraus de alturas constantes, normalmente são construídos degraus com
dimensões variadas, crescentes no sentido da crista para a calha. Em vertedores lisos, o perfil
padrão da soleira é projetado até o ponto de tangência. A partir do ponto de tangência traça-se
um trecho com inclinação constante. De acordo com Khatsuria (2005, p.122-123), o emprego
de um perfil alisado até o ponto de tangência pode não ser a melhor opção em vertedores em
degraus, uma vez que o uso dos degraus a montante deste ponto implica em uma maior
dissipação de energia.
Elviro García e Mateos Iguacel (1995)
23
, citados por Drewes e Gehrke (2000, p.23-
24), desenvolveram um perfil, denominado CEDEX
24
profile, no qual o primeiro degrau
começa a uma distância H
o
/3 do eixo axial da soleira padrão (H
o
= carga de projeto), sendo o
seu comprimento igual a H
o
/8 e a sua altura determinada por meio do perfil padrão. As
dimensões dos pisos dos degraus subseqüentes são H
o
/7, H
o
/6,5, H
o
/6, H
o
/5,5 H
o
/5 etc. até o
ponto de tangência, como indicado na Figura 59.
23
ELVIRO GARCÍA, V.; MATEOS IGUACEL, C. (1995). Aliviaderos escalonados. Diseño de la transición
entre al umbral y la rapida escalonada. Ingeneria Civil, n.99.
24
Centro de Estudios y Experimentación de Obras Públicas (CEDEX), Madrid Espanha.
134
Ho/8
H
o/7
H
o/6,5
H
o/6
H
o/5,5
H
o/3
ponto de tangência
Figura 59 – Projeto dos degraus de transição (CEDEX profile).
Diferentes exemplos de geometrias de transição podem ser encontrados na literatura,
como em Tozzi (1992, p.57-58), referentes a estudos realizados no Centro de Hidráulica e
Hidrologia Professor Parigot Souza (CEHPAR), Povh (2000, p.77) e Sanagiotto (2003).
Quanto ao projeto da soleira padrão, recomenda-se o uso dos trabalhos clássicos, que podem
ser encontrados em Porto (2006, p.397-400).
3.8.5 Aeradores de fundo e redução de spray
3.8.5.1 Estudos experimentais (VAW, ETH Zurich)
Como mencionado em seções anteriores, ao longo do escoamento deslizante sobre
turbilhões ocorrem regiões com características diferentes. A montante do ponto de incipiência
da aeração, devido ao fato do escoamento ser praticamente monofásico, existe a possibilidade
de ocorrência de cavitação, sobretudo para elevadas vazões específicas (ou velocidades). De
acordo com Pfister, Hager e Minor (2006a, p.850), a adoção de vertedores em degraus está
limitada a vazões específicas de até 30 m
2
/s (h = 1,20 m), enquanto que estruturas lisas podem
operar com até 100 m
2
/s. A introdução artificial de ar no escoamento é uma possível solução
quando se pretende construir vertedores submetidos a altas velocidades, levando em conta que
135
concentrações de ar, em volume, da ordem de 7% a 8%, praticamente eliminam qualquer ação
erosiva da cavitação de acordo com estudos de Peterka (1953) e Russell e Sheehan (1974).
Pfister, Hager e Minor (2006a, p.850) estudaram o uso de dois tipos de aeradores de
fundo em um modelo físico com B = 0,50 m, α = 50º, h = 0,093 m e vazão de projeto da crista
padrão igual a 0,863 m
2
/s. A altura dos degraus no protótipo foi de h = 1,20 m e a vazão igual
a 40 m
2
/s, com um fator de escala de 1:12,9. Para vazões que variaram de 0,11 m
2
/s a 0,86
m
2
/s, foram obtidas profundidades do escoamento (com uma ponta medidora), concentrações
de ar locais e velocidades (por meio de uma sonda de fibra óptica).
A diferença entre os dois dispositivos estudados por estes pesquisadores consistiu
basicamente na posição em que foi implantado um defletor. O aerador Tipo I, esquematizado
na Figura 60a, possuía um defletor montado sobre a crista padrão e imediatamente a montante
do primeiro degrau. No Tipo II o defletor foi posicionado no espelho do primeiro degrau,
como pode ser visto na Figura 60b. Em ambos os casos havia um conduto para adução de ar
posicionado nos muros laterais, como indicado nas referidas figuras.
0
,
6
.
h
h
conduto para
adução de ar
pseudo fundo
defletor
1:7
1º degrau
V
α
(a)
1:7
conduto para
adução de ar
0
,
6
.
h
1º degrau
defletor
h
pseudo fundo
V
α
(b)
Figura 60 – Aerador Tipo I (a); Aerador Tipo II (b)
Fonte: Adaptado de Pfister, Hager e Minor (2006a, p.851).
Considerando “z” como um eixo vertical com origem na soleira padrão e orientado
para baixo, os referidos autores identificaram quatro regiões principais do escoamento ao
longo do vertedor, como indicado na Figura 61.
136
Figura 61 – Esboço de um vertedor em degraus com aerador no primeiro degrau (PB = pseudo-fundo).
Fonte: Pfister, Hager e Minor (2006a, p.851).
A Região 1 é caracterizada por um escoamento não aerado ao longo de z
A
(z ≤ z
A
),
sendo que nesta região é identificado o comprimento do salto (escoamento defletido) ao longo
de z
B
. A Região 2, denominada região de transição, estende-se ao longo de z
C
e z
D
[para 0 <
z
2
< (z
C
+ Z
D
)]. A Região 3 é descrita como a região de desenvolvimento do escoamento ao
longo de z
E
(0 < z
3
< z
E
). Finalmente, a Região 4 apresenta escoamento bifásico (mistura ar-
água) uniforme z
3
> z
E
(PFISTER, HAGER e MINOR 2006a, p.851).
Ao longo do comprimento z
c
, a concentração de ar no fundo (C
b
) decresce
significativamente, desde C
b
= 1 (na cavidade sob o escoamento defletido) até valores muito
menores do que este. Ao longo de z
D
tal decrescimento é menos acentuado, ocorrendo até
atingir um mínimo em z
2
= z
C
+ z
D
. Nota-se que entre as regiões 1 e 2 o ar passa a ser
incorporado ao escoamento através da superfície livre (Figura 61), de modo que ao longo de
z
E
a concentração de ar no fundo é crescente. A partir da região 4 (z
F
), Pfister, Hager e Minor
(2006a) explicam que o escoamento alcança características uniformes, ou seja, a concentração
no fundo (C
b
) deixa de variar com “z”, sendo representada por C
bu
(concentração de ar
uniforme no fundo). A Figura 62, apresentada a seguir, ilustra a descrição anterior.
137
Figura 62 – Variação da concentração de ar no fundo (C
b
) ao longo de “z”.
Fonte: Pfister, Hager e Minor (2006a, p.851).
Após analisar os dados experimentais relativos aos dois tipos de aeradores (defletor na
soleira e defletor no espelho), Pfister, Hager e Minor (2006a) concluíram que o alcance do
jato defletido (posição z
B
) é independente do aerador empregado. Com o intuito de prever o
alcance do jato (z
B
), os referidos autores sugeriram a equação 158.
2
.16,0
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
A
c
c
B
z
d
d
z
(158)
Válida para 0,20 < d
c
/z
A
< 1,0. Em que d
c
= profundidade crítica [d
c
= (q
2
/g)
1/3
].
Os autores comentam que o decrescimento da concentração de ar ocorreu até a posição
z
C
/h = 1,5, sendo este valor independente da vazão. Conseqüentemente, a maior parte do ar
incorporado junto ao pseudo-fundo foi expulso em uma distância menor do que 2.h, como
explicam os autores. Baseados em observações de imagens de vídeos obtidas com
equipamentos de alta velocidade, Pfister, Hager e Minor (2006a) explicam que a significativa
quantidade de ar expelida do escoamento pôde ser associada a colisões do jato com o piso do
degrau e a formação de vórtices que arrastam grande quantidade de ar.
A jusante de z
C
, ao longo de z
D
, os autores constataram que a relação entre a
concentração de ar normalizada [C
b
(d
c
/h)] com o número do degrau (z
2
– z
C
)/h apresentou um
comportamento senoidal. Tal anomalia foi atribuída a flutuações de pressões na cavidade de
138
ar (região 1) que implicaram um escoamento pulsante junto ao pseudo-fundo.
Adicionalmente, os autores ressaltam que uma investigação detalhada do escoamento de ar
junto ao pseudo-fundo provou que nenhuma quantidade de ar é perdida (entre degraus), ao
longo de z
D
. Considerando a concentração média de ar no pseudo-fundo ao longo de z
D
, os
referidos autores desenvolveram a equação 159.
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−
−
=
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
h
zz
c
bm
c
h
d
C
2
.035,0
10.1,0. (159)
Válida para (z
2
– z
c
)/h ¥ 0, em que C
bm
é a concentração média de ar junto ao fundo. A
relação entre z
D
/h e d
c
/h, por sua vez, resultou em duas curvas diferentes, dependendo do tipo
de aerador. Dependendo da vazão, a curva C
bm
(q) da equação 159 é independente do tipo de
aerador, de modo que os autores desenvolveram a seguinte equação
25
:
2
.5,1
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
h
d
h
z
c
D
(160)
Válida para 1 < d
c
/h < 3.
A jusante de z
D
Pfister, Hager e Minor (2006a) ajustaram o crescimento da
concentração de ar junto ao fundo por meio da equação 161 (com coeficiente de determinação
R
2
= 0,95). Finalmente, os autores comentam que o uso dos aeradores estudados proporciona
efeitos locais, uma vez que na região de equilíbrio a concentração de ar é semelhante a aquela
encontrada em uma estrutura sem aeradores.
⎥
⎦
⎤
⎢
⎣
⎡
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
h
z
tgh
C
C
bu
b 3
.22,0 (161)
Válida para z
3
¥ 0. Em que tgh = tangente hiperbólica. Para o cálculo da concentração de ar
uniforme, os autores sugerem a equação 162, desenvolvida por Boes (2000, p.155)
26
.
*bu
FC .10.69,5268,0
3−
−= (162)
25
Pfister et al. (2006a) não mencionaram que vazões levaram à equação 160.
26
O artigo que originou esta breve apresentação (PFISTER, HAGER e MINOR, 2006a) cita a equação 162 com
um pequeno equívoco em F
*
.
139
Válida para α = 50º.
Como discutido anteriormente, um dos fenômenos que pode limitar o uso de
vertedores em degraus é a cavitação. Pfister, Hager e Minor (2006b) destacam que além do
risco de cavitação, a ocorrência de intensos respingos de água (spray) é um segundo
fenômeno que pode ocasionar alguns problemas, sobretudo quando o vertedor funciona com
pequenas vazões. A ocorrência de spray é um incômodo para a engenharia hidráulica por
várias razões, podendo-se mencionar, por exemplo, a possibilidade de erosão de maciços de
terra adjacentes, a formação de névoas e estradas cobertas com gelo (em regiões frias), a
perda de grande quantidade de água pela ação do vento e a necessidade de muros laterais
elevados.
Em um modelo físico com características semelhantes ao modelo estudado por Pfister,
Hager e Minor (2006a), Pfister, Hager e Minor (2006b) estudaram um aerador diferente
daquele apresentado anteriormente. Os autores comentam que a idéia de empregar um defletor
é uma abordagem lógica, mas implica em colisões do jato com degraus mais a jusante,
resultando na formação de spray e expulsão de parte do ar incorporado. Estudos relacionados
a distribuições de pressões nos degraus, como aqueles citados em seções anteriores, revelaram
que as características do escoamento ao longo do vertedor ocasionam baixas pressões nos
espelhos. O aerador estudado por Pfister, Hager e Minor (2006b) faz uso deste fenômeno e
consiste basicamente em uma borda bidimensional curvada para baixo, composta por uma
porção horizontal com origem no espelho e uma parte inclinada para baixo, como
esquematizada na Figura 63b.
140
(a)
(b) (c)
Figura 63 – Desenho esquemático com indicação das variáveis envolvidas no estudo de Pfister et al. (2006b)
(nesta Figura h
90
= d
90
; PB = pseudo-fundo; z = eixo perpendicular ao PB no 1º degrau)
Fonte: Pfister, Hager e Minor (2006a, p.851).
De acordo com Pfister, Hager e Minor (2006b), o princípio de funcionamento do
aerador pode ser entendido da seguinte forma: a cavidade formada entre espelho e o piso do
primeiro degrau é dividida uma zona com pressões positivas abaixo do aerador (devido à
colisão do jato) e uma segunda zona com pressões negativas acima do aerador. De acordo
com os autores, sem o uso de tal elemento de separação seriam necessárias pressões muito
pequenas para que o ar fosse arrastado satisfatoriamente, de acordo com testes preliminares.
Entre os resultados publicados por Pfister, Hager e Minor (2006b), encontram-se fotografias
do modelo físico em funcionamento sem o uso do aerador e com o aerador. As Figuras 64(1a,
1b e 1c) e 64(2a, 2b e 2c) apresentam as referidas imagens, sendo que a Figura 64(1a) e a
Figura 64(2a) correspondem às mesmas condições de ensaio, exceto pelo uso do aerador no
141
experimento ilustrado na Figura 64(2a). As demais fotografias apresentam a mesma
correspondência entre si e os dados relativos a cada um dos três ensaios (a, b, c) podem ser
vistos na Tabela 5.
(1) (2)
Figura 64 – Modelo estudado por Pfister et al. (2006b): sem aerador (1a, 1b e 1c) e com aerador (2a, 2b e 2c)
Fonte: Pfister, Hager e Minor (2006b, p.278-279).
A aparência esbranquiçada da água abaixo do pseudo-fundo (Figura 64(2b e 2c)),
sobretudo a montante da posição de início da aeração superficial, permite visualizar
claramente o efeito do aerador em relação ao modelo sem este dispositivo (Figura 64(1b e
1c)). Nota-se também a redução do spray, proporcionada pelo aerador (principalmente para a
142
menor vazão). Quanto aos valores encontrados na Tabela 5, cabe mencionar que aqueles em
itálico foram obtidos por meio de equações propostas por Boes (2000) e Boes e Hager (2003a,
2003b). Após verificar os cálculos dos referidos valores em itálico, foi possível concluir que a
profundidade equivalente uniforme (d
o
) foi obtida com a equação 163. A concentração de ar
média em regime uniforme (C
au
) com a equação 164 e a concentração junto ao fundo (C
bu
)
com a equação 162, equações propostas por Boes (2000, p.135, 155). As profundidades d
90o
foram calculadas partir da definição de profundidade equivalente e de C
au
, equação 165.
65,0
3
..
.23,0
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
α
senhg
q
h
d
o
(163)
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
α
senhg
q
C
au
..
.
10
11,6
6,0
3
3
(164)
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
α
senhg
q
C
bu
..
.69,5268,0
3
(162)
au
o
o
C
d
−
=
1
90
d
(165)
Em relação ao cálculo de x
i
= 2,506 m (posição de início da aeração com origem (x =
0) no primeiro degrau), Pfister explica que foi utilizada a equação 61 e, em seguida, subtraído
o valor correspondente a distância desde a crista (origem de z
i
) até o primeiro degrau (igual a
0,46 m). Entretanto, como z
i
– 0,46 = 2,38 – 0,46 = 1,92 m é uma coordenada vertical e x
i
inclinada, foi efetuada a rotação de z
i
dividindo pelo seno de 50º (informação pessoal)
27
.
27
PFISTER, Michael. Mensagem recebida por sim[email protected] em 6 mar. 2008.
143
Tabela 5 – Dados dos experimentos com aerador (PFISTER, HAGER e MINOR, 2006b)
Teste d
c
[m] h
o
[m] q [m
2
/s] q
ar
[L/(s.m) x
i
[m] d
o
[m] C
au
[-] C
bu
[-] d
90o
[m]
β
[%]
a 0,090 0,028 0,084 1,767 0,243 0,022 0,559 0,262 0,050 2,10
b 0,173 0,071 0,226 0,865 0,877 0,043 0,582 0,251 0,102 0,38
c 0,289 0,132 0,487 0,520 2,506 0,070 0,562 0,232 0,161 0,11
Simbologia: d
c
= profundidade crítica; h
o
= profundidade do escoamento perpendicular a interseção entre a
soleira padrão e o espelho do primeiro degrau (ver Figura 61a); q = vazão específica de água; q
ar
= vazão de ar
por unidade de largura; x
i
= posição de aeração incipiente no fundo; d
o
= profundidade equivalente do
escoamento uniforme; d
90o
= profundidade aerada do escoamento uniforme correspondente a C = 0,9; C
au
=
concentração média de ar do escoamento uniforme; C
bu
= concentração de ar no fundo em escoamento uniforme;
β = q
ar
/q
água
.
Como resultados dos seus estudos, os referidos pesquisadores desenvolveram as
equações 166, 167, 168, 169, 170 e 171. A equação 166 relaciona a razão entre a
concentração máxima de ar na seção transversal (C
máx
) e o parâmetro β = q
ar
/q
água
, com a
distância x/d
c
.
1
.5,7
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
c
máx
d
x
C
β
(166)
Válida para 0,5 < x/d
c
< 5,0. para o cálculo
Para um determinado valor de β, a concentração de ar máxima (C
máx
) reduz
linearmente desde a origem. Com o intuito de calcular a posição z
máx
, correspondente a C
máx
,
os autores desenvolveram a equação 167, a partir do ajuste de dados experimentais.
009,0.035,0 −=
cc
máx
d
x
d
z
(167)
Válida para 0,3 < x/d
c
< 3,0.
A espessura da camada da mistura ar-água acima do pseudo-fundo (z
A
), indicada nas
Figuras 63a e 63c, pode ser avaliada por meio da seguinte equação:
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
cc
A
d
x
tgh
d
z
.3
..3,0
(168)
Válida para 0 < x/d
c
< 5,0.
144
Em relação à influência do aerador na dissipação de energia, os autores comentam que
este dispositivo não prejudica o funcionamento do vertedor em degraus. Quanto à ocorrência
do escoamento uniforme, Pfister, Hager e Minor (2006b) relatam que o mesmo não foi
verificado em função do comprimento insuficiente da calha. Para a determinação do perfil da
superfície livre de profundidades equivalentes, os autores sugeriram a equação 169.
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
−= 10.log.7,02
c
i
o
d
xx
d
d
(169)
Válida para -10 < (x – x
i
)/d
c
< +10. Em que d = [1 – C
mean
].d
90
.
Para a avaliação do parâmetro β, os autores apresentaram a equação 170. Nesta
equação, F
o
é o número de Froude definido em termos de v
o
e h
o
(velocidade e profundidade
do escoamento em x = 0 de acordo com a Figura 63a).
(
2,3.0077,0 −=
o
F
)
β
(170)
Válida para 3,2 < F
o
< 6,0.
Redução dos respingos de água (spray)
Pfister, Hager e Minor (2006b, p.277-278) comentam que a adoção de um perfil com
degraus de transição, como aquele apresentado na seção 3.8.4, reduz a formação de intensos
respingos de água (spray), de modo que o vertedor funciona adequadamente para pequenas
vazões
28
. No entanto, os autores destacam que em função do elevado grau de dificuldade
encontrado na execução da geometria de transição, a mesma apresenta um custo considerável.
Se um jato de água colide perpendicularmente com uma placa plana, observa-se a
formação de uma grande quantidade de spray. De outro modo, para pequenos ângulos de
incidência do jato, a formação de spray é bastante reduzida. Fundamentados neste princípio,
Pfister, Hager e Minor (2006b) estudaram experimentalmente a redução da formação de spray
por meio da alteração geométrica da extremidade do degrau, como esquematizado na Figura
28
Tozzi (1992, p.247) explica que a geometria de transição evita que o escoamento salte entre degraus para
pequenas vazões.
145
65. Os autores relataram que, para uma vazão q = 0,040 m
2
/s, a alteração da geometria dos
dois primeiros degraus implicou na colisão do jato com o piso do terceiro degrau, de modo
que o spray foi consideravelmente reduzido. O uso de tal dispositivo nos cinco primeiros
degraus, segundo os referidos autores, promoveu a aderência do escoamento ao fundo de
modo que o mesmo ocorreu em regime deslizante sobre turbilhões. A Figura 66 ilustra os dois
casos mencionados, além da situação sem o dispositivo.
h
V
pseudo fundo
45º
20 mm
Figura 65 – Desenho esquemático do dispositivo utilizado para redução do ângulo de incidência do jato.
Fonte: Adaptado de Pfister, Hager e Minor (2006b, p.281).
Figura 66 – Redução do spray. (a) Geometria original; (b) Alteração nos dois primeiros degraus;
(c) Alteração nos cinco primeiros degraus.
Fonte: Pfister, Hager e Minor (2006b, p.281).
Com o uso de fotografias e o tratamento das mesmas, Pfister, Hager e Minor (2006b)
definiram o limite entre a mistura ar-água e o spray. A altura máxima do spray foi definida
como a profundidade d
98
, correspondente a C = 0,98, sendo medida a jusante do último
degrau modificado. Para apresentação de alguns resultados, os autores criaram uma origem
146
virtual para o escoamento do spray, definida como x
o
= (n
m
+ 1).h/senα, em que n
m
é o
número de degraus modificados. Para vazões entre 0,020 m
2
/s e 0,160 m
2
/s, os referidos
pesquisadores obtiveram dados experimentais que permitiram o ajuste da seguinte equação:
(
[
2/1
.3,11exp..3,1
sss
XXY −=
)
]
(171)
Válida para 0 < X
s
< 1,5. Em que Y
s
= (h
s
- h
o
)/(h
s,máx
- h
o
), X
s
= (x - x
o
)/(h.F
o
), h
s
= altura do
spray em função de “x”, h
o
= profundidade no primeiro de grau (Figura 63a), h
s,máx
= valor
máximo de h
s
, x
o
= definido no parágrafo anterior, h = altura do degrau e F
o
= número de
Froude em x = 0.
Quanto à máxima altura do spray, h
s,máx
, o referidos autores propuseram, a partir do
ajuste de dados experimentais, a seguinte equação adimensional:
Ω−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
.2
,
.6,6
h
d
h
h
c
o
máxs
(172)
Válida para 0,35 < (d
c
/h)
Ω
< 1,5. Em que Ω = (1+n
m
)
-1/3
.
Recentemente, Zamora et al. (2008) apresentaram resultados de um terceiro estudo
experimental sobre aeradores em vertedores em degraus. As características do modelo físico
estudado são as mesmas daquele apresentado neste item do trabalho. O aerador estudado por
estes pesquisadores (implantado no primeiro degrau) consistiu em um conduto com altura
igual a 0,1.h, instalado no espelho e conectado com a atmosfera. Adicionalmente, foi
implantado um elemento horizontal acima do piso e abaixo do conduto. Tal elemento,
segundo os autores, teve como objetivo melhorar o fornecimento de ar. Os autores
constataram que acima de uma vazão máxima (q
máx
) nenhum ar era transportado pelo duto,
sendo este valor dependente da relação c/c
d
e do ângulo φ (ver Figura 67). Após uma série de
testes, concluiu-se que os valores empregados deveriam ser c/c
d
= 0,93 e φ = 50º.
147
Figura 67 – Detalhe do aerador (PB = pseudo-fundo; air supply = adução de ar).
Fonte: Zamora et al. (2008, p.128).
Assim como nas investigações conduzidas por Pfister, Hager e Minor (2006b),
Zamora et al. (2008) desenvolveram equações a partir do ajuste de dados experimentais com o
intuito de descrever os fenômenos observados. Tais equações encontram-se apresentadas a
seguir com os seus respectivos limites de aplicação. A simbologia é semelhante a aquela
utilizada em equações anteriores.
1) Vazão de ar transportada (Q
ar
/Q):
()
001,07,2.0016,0
3
+−=
o
F
β
(173)
Sujeito a: 2,7 < F
o
< 5,5.
2) Posição vertical correspondente à máxima concentração de ar (z
máx
):
2/1
3
..025,0
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
c
c
máx
d
h
x
d
z
(174)
Sujeito a: 0,1 < x.(h/d
c
3
)
1/2
< 2,3.
3) Espessura da camada limite de ar (z
A
):
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
cc
A
d
x
tgh
d
z
.3
..3,0
(175)
148
Sujeito a: 0 < x/d
c
< 4. Nota-se que esta equação é semelhante à equação 168, mas com
intervalo o de validade diferente.
4) Máxima concentração de ar na seção transversal (C
máx
):
2/1
.0,5
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
co
máx
d
x
C
C
(176)
Sujeito a: 0,5 < x/d
c
< 5. Em que C
o
= Q
ar
/(Q
ar
+ Q).
5) Dissipação de energia (∆H = H
máx
- H
res
):
2/1
3
..73,0
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
∆
c
c
d
h
x
d
H
(177)
Sujeito a: 0 < x.(h/d
c
3
)
1/2
< 20.
3.8.5.2 Simulações numéricas (EESC, USP)
Arantes (2007) menciona que o risco de cavitação é o principal problema em
vertedores em degraus, de modo que a adoção de tais estruturas hidráulicas está limitada a
vazões específicas da ordem de 10 m
2
/s a 15 m
2
/s. O autor também destaca que a
incorporação de ar ao escoamento é um fenômeno que pode evitar o risco de cavitação.
Fundamentado neste fato, Arantes (2007) desenvolveu e simulou numericamente um aerador
de fundo em um vertedor com 1V:0,75H, h = 0,50 m, para uma vazão máxima igual a 11,7
m
2
/s. A geometria do aerador, incluindo detalhes específicos, pode ser encontrada em Arantes
(2007, p.122-123) e é ilustrada na Figura 68a.
Entre os seus resultados, o referido autor relata que o aerador promove uma
incorporação de ar suficiente para evitar a ocorrência de cavitação nos degraus mais próximos
da entrada de ar. Arantes (2007) também concluiu que a energia dissipada pelos degraus é
reduzida em função do uso do aerador, podendo chegar a valores até 13% menores em relação
a uma estrutura sem aerador. A Figura 68b ilustra uma das visualizações dos resultados
149
obtidos por este pesquisador, demonstrando as regiões do escoamento com 0% ≤ C ≤ 7%. As
Figuras 68c e 68d, por sua vez, correspondem à visualização dos resultados referentes ao
campo de pressões na estrutura com e sem aerador de fundo. A partir da análise dos campos
de pressões obtidos, Arantes (2007) concluiu que o uso do dispositivo desenvolvido em sua
pesquisa reduz a vulnerabilidade da estrutura à ocorrência de cavitação, sendo que, para a
geometria simulada, a pressão mínima passou de - 31654,5 Pa (sem aerador) para - 7322 Pa
(com aerador).
(a) (b)
(c) (d)
Figura 68 – Aerador de fundo desenvolvido e estudado por Arantes (2007): (a) Geometria do aerador; (b)
concentrações de ar entre 0% e 7%; (c) campo de pressões na estrutura com aerador e
(d) campo de pressões na estrutura sem aerador.
Fonte: Arantes (2007, p.106, 127-128).
150
3.8.6 Geometrias não convencionais e vertedores em degraus
3.8.6.1 Defletor implantado na base de um vertedor em degraus (TOZZI, 1992)
Objetivando afastar o local de dissipação de energia residual do escoamento do pé da
barragem/vertedor, Tozzi (1992) estudou um defletor implantado na parte terminal da
estrutura, cuja geometria pode ser vista na Figura 69, apresentada a seguir.
l1
l2
(a)
43,3 cm
23,3 cm
0,75.h
16,7 cm
orifício para
entrada de ar
parede lateral
(b)
Figura 69 – Desenho esquemático do defletor horizontal (a); Dimensões básicas (b)
Fonte: Adaptado de Tozzi (1992, f.89, 91).
Segundo Tozzi (1992, f.89), os estudos permitiram a caracterização dos jatos efluentes
do defletor, por meio da medição dos alcances “l
1
” e “l
2
” (Figura 69a). Para assegurar que a
lâmina inferior do jato ficasse sujeita à pressão atmosférica, o referido autor instalou junto à
parede lateral um tubo de aeração. As vazões específicas e alturas de rugosidade (k) para as
quais Tozzi (1992) obteve os alcances do jato variaram entre 86,1 L/(s.m) e 201,4 L/(s.m) e
entre 0,50 cm e 6,0 cm, respectivamente.
Após efetuar uma análise dimensional, envolvendo o alcance do jato (l), a
profundidade do escoamento no final do defletor (d), vazão específica (q), aceleração da
gravidade (g) e a altura de rugosidade (k), Tozzi (1992, f.229) chegou a seguinte função
adimensional:
151
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
Φ=
k
d
F
d
l
r
, (178)
Em que F
r
é o número de Froude em termos de “d”.
Tozzi (1992, f.229) comenta que, devido à incorporação de ar no escoamento, a
profundidade no final do defletor não foi obtida experimentalmente, mas calculada pelo
método das diferenças finitas. Após algumas considerações, o referido autor propôs duas
curvas (reproduzidas na Figura 70) que relacionam l
1
/d
c
e l
2
/d
c
com q [L/(s.m)], válidas para
escoamento uniforme e d/k < 1,80 (TOZZI, 1992, f.229).
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0 50 100 150 200 250
q [L/(s.m)]
l/d
c
l
2
/d
c
l
1
/d
c
Figura 70 – Relação entre os parâmetros l
1
/d
c
, l
2
/d
c
e q [L/(s.m)] para α = 53,13º (1V:0,75H), escala 1:15
Fonte: Adaptado de Tozzi (1992, f.233).
3.8.6.2 Estudo experimental em modelo físico com degraus espaçados
Kanashiro (1995) estudou, através de um modelo físico (escala 1:15), o uso de degraus
espaçados ao longo da calha e o efeito desta geometria na dissipação de energia. O aspecto
geral da estrutura investigada por este autor pode ser visto na Figura 71. A obtenção
experimental de velocidades médias foi feita por meio de um minimolinete e através da
medição do alcance do jato a jusante do final da calha. Entre as suas conclusões, Kanashiro
(1995) comenta que a dissipação de energia depende do espaçamento entre degraus (L) e da
relação entre a profundidade do escoamento e altura de rugosidade (k). Para um dado
152
espaçamento, o referido autor destaca que a dissipação de energia diminui com o aumento da
vazão, assim como em um vertedor com degraus convencionais.
V
L
k
(a) (b)
Figura 71 – Geometria dos degraus espaçados (a); modelo físico: q = 10 m
2
/s (valor referente ao protótipo) (b).
Fonte: Adaptado de Kanashiro (1995).
3.8.6.3 Degraus inclinados e com soleira terminal
Chinnarasri e Wongwises (2006) apresentaram resultados de estudos
experimentais relacionados a canais em degraus com geometrias não convencionais. Como
esquematizado na Figura 72, as configurações estudadas por estes pesquisadores incluíram
calhas em degraus com pisos horizontais e com pisos inclinados. Adicionalmente, os mesmos
analisaram e apresentaram resultados provenientes dos estudos realizados por Chaturabul
(2002)
29
citado por Chinnarasri e Wongwises (2006), em degraus com soleira terminal.
Figura 72 – Geometria estudada por Chinnarasri e Wongwises (2006); (a) degraus convencionais; (b) degraus
inclinados e (c) degraus com soleira terminal.
Fonte: Chinnarasri e Wongwises (2006)
29
CHATURABUL, T (2002). “Experimental study of flow behavior through stepped channels with end sills”.
MS thesis, King Mongkut’s University of Technology Thonburi, Bangkok, Thailand (em Tailandês).
153
Para modelos com B = 40 cm, H
dam
= 1,50 m (α = 30º; h = 7,5 mm), H
dam
= 2,12 m (α
= 45º; h = 10,6 mm) e H
dam
= 2,60 m (α = 60º; h = 13 mm), as vazões testadas variaram entre
4 L/s e 68 L/s. Detalhes sobre as dimensões dos parâmetros geométricos envolvidos nos
estudos relativos aos degraus inclinados podem ser vistos na Tabela 6. Quanto aos degraus
com soleira terminal, os valores de m (altura característica) avaliados foram 5 mm, 10 mm e
15 mm.
Tabela 6 – Dimensões dos degraus inclinados (Chinnarasri e Wongwises (2006))
α
[graus]
l
[cm]
h
[cm]
θ
[graus]
m
[cm]
10 2,29
20 4,73
30 13,0 7,5
30 7,51
10 1,87
20 3,86
45 10,6 10,6
30 6,12
10 1,32
20 2,73
60 7,5 13,0
30 4,33
Algumas características dos escoamentos ao longo dos canais mencionados foram
ilustradas por Chinnarasri e Wongwises (2006), como apresentado na Figura 73. As Figuras
73(1a), 73(2a) e 73(3a) correspondem a uma estrutura convencional, com degraus horizontais,
submetidas aos escoamentos quedas sucessivas, transição e deslizante sobre turbilhões,
respectivamente. A identificação das demais ilustrações segue a mesma lógica. A predição da
ocorrência de um dos três regimes de escoamento pode ser efetuada com as equações 6 e 51,
propostas pelos mesmos autores. Para degraus com soleira terminal, entretanto, deve-se
substituir o ângulo θ por tg
-1
(m/l).
154
(1) (2) (3)
Figura 73 – Degraus convencionais (a), inclinados (b) e com soleira terminal (c); escoamento em quedas
sucessivas (1), escoamento de transição (2) e escoamento deslizante sobre turbilhões (3).
(free-falling nappe - escoamento em queda livre; air pocket - cavidade de ar; spray - intensos respingos;
hydraulic jump - ressalto hidráulico; recirculation pool - piscina de recirculação; flow recirculation - escoamento
vorticoso ou recirculante).
Fonte: Chinnarasri e Wongwises (2006, p.73-74).
Para degraus inclinados e com soleira terminal, Chinnarasri e Wongwises (2006)
avaliaram a dissipação de energia para diferentes configurações dos parâmetros envolvidos.
Entre os seus resultados, estes pesquisadores sugeriram uma metodologia para o cálculo da
energia dissipada relativa (∆H/H
máx
, em que H
máx
= energia total a montante). Para tanto,
deve-se utilizar a equação 178 em conjunto com as equações 179 e 180 ou 181 e 182 para o
cálculo dos coeficientes envolvidos.
2
.
1
ζ
ζ
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
∆
h
d
H
H
c
máx
(178)
a) Degraus inclinados (0,682 ≤ ζ
1
≤ 0,792; -0,255 ≤ ζ
2
≤ -0,211; 0,10 ≤ m/h ≤ 1,0):
767,0
.
ln.034,0
2
1
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
lm
h
ζ
(179)
155
216,0ln.015,0
2
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−=
m
l
ζ
(180)
b) Com soleira terminal (0,700 ≤ ζ
1
≤ 0,782; -0,245 ≤ ζ
2
≤ -0,192; 0,04 ≤ m/h ≤ 0,20):
812,0
.
ln.028,0
2
1
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
lm
h
ζ
(181)
149,0ln.030,0
2
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−=
m
l
ζ
(182)
Considera-se válido destacar algumas observações sobre as equações anteriores. Sabe-
se que a dissipação de energia (∆H/H
máx
) depende do parâmetro H
dam
/d
c
, como os próprios
autores mencionaram em uma breve análise dimensional. Entretanto, tal relação não é levada
em consideração na metodologia apresentada. O termo H
máx
, neste caso não é necessariamente
igual a H
dam
+ 1,5.d
c
, pois os autores não especificaram a carga sobre a soleira. No entanto,
julga-se razoável adotar a simplificação H
dam
+ 1,5.d
c
, sobretudo porque a soleira do modelo
estudado era horizontal e espessa. Para avaliar o limite de aplicação das equações anteriores,
em relação ao parâmetro H
dam
/d
c
, sugere-se o uso das informações relativas à configuração
experimental, descrita anteriormente.
Em um estudo anterior, Chinnarasri e Wongwises (2004) desenvolveram a equação
empírica adimensional 183 para o cálculo da velocidade média no início da bacia de
dissipação, válida para degraus inclinados com a mesma geometria descrita acima, com θ em
graus e d
c
/h entre 0,25 e 2, aproximadamente.
θ
.0009,0036,0ln.131,0
.
3
1
−+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
dam
c
dam
H
d
Hg
V
(183)
Takahashi, Yasuda e Ohtsu (2008) apresentaram, em uma breve discussão, resultados
de estudos correspondentes a um canal em degraus com soleira terminal e α = 30º. De acordo
com estes pesquisadores, o escoamento em quedas sucessivas em estruturas com tais
características pode ser subdividido em três classes: (1) nappe flow Tipo 1, sem formação de
156
rolo na superfície (para elevadas vazões ou pequenos valores do termo h/d
c
); (2) nappe flow
Tipo 3, com formação de rolo na superfície (para pequenas vazões ou elevados valores de
h/d
c
) e (3) nappe flow Tipo 2, padrão intermediário que caracteriza uma transição entre os
dois outros. Neste caso, em alguns degraus ocorre a formação de rolo na superfície, enquanto
que em outros não. A Figura 74, a seguir, ilustra os diferentes tipos descritos.
(a) (b)
(c) (d)
Figura 74 – Condições do escoamento para degraus com soleira terminal com α = 30º; (a) Nappe flow Tipo 1;(b
e c) Nappe flow Tipo 2 em regime variável; (d) Nappe flow Tipo 3.
Fonte: Takahashi, Yasuda e Ohtsu (2008, p.115).
Maiores informações, como critérios para identificação de cada um dos tipos de
escoamentos descritos anteriormente (nappe flow Tipos 1, 2 e 3) podem ser encontradas em
Takahashi, Yasuda e Ohtsu (2008). Para a geometria estudada, os referidos autores
concluíram que a energia dissipada pelos degraus com soleira terminal é maior do que aquela
correspondente a degraus com pisos horizontais, como pode ser visto na Figura 75, a seguir.
157
Figura 75 – Comparação entre a energia dissipada por degraus com soleira terminal m/h > 0 e sem soleira
terminal com o piso horizontal m/h = 0.
Fonte: Takahashi, Yasuda e Ohtsu (2008, p.115).
3.8.6.4 Canais em degraus com manipuladores de turbulência
Gonzalez e Chanson (2008) apresentaram resultados de estudos experimentais
relativos a canais em degraus com h = 0,10 m, 3,3 m de comprimento, 1,0 m de largura,
declividade de 1V:2,5H (α = 21,8º) e vazões entre 0,10 e 0,19 m
3
/s. Tais condições, segundo
ao autores, resultaram na ocorrência do escoamento deslizante sobre turbilhões, com números
de Reynolds (Re = V.D
h
/ν) entre 4.10
5
e 8.10
5
.
No referido trabalho, foram testadas sete configurações geométricas, dentre as quais
seis eram não convencionais. Como ilustrado na Figura 76a, foram instaladas palhetas
triangulares (vanes ou manipuladores de turbulência) entre as cavidades formadas pelos
degraus. Sendo “W” a largura do canal e “b” o espaçamento entre palhetas, a configurações
testadas foram: (1) b = W = 1,0 m (sem vanes); (2) b = W/4 = 0,25 m (3 vanes em fila); (3) b
= W/4 = 0,25 m (3 ou 4 vanes em zigzag); (4) b = W/8 = 0,125 m (7 vanes em fila); (5) b =
W/8 = 0,125 m (7 ou 8 vanes em zigzag); (6) b = W/8 = 0,125 m (7 vanes em fila, com
alternância entre degraus) e (7) b = W/8 = 0,125 m (7 ou 8 vanes em zigzag, com alternância
entre degraus).
158
(a)
(b)
Figura 76 – Configurações geométricas (a); detalhe das palhetas triangulares (vanes) em zigzag.
Fonte: (a) - Gonzalez e Chanson (2008); (b) - Gonzalez e Chanson (2007).
Para cada configuração testada, Gonzalez e Chanson (2008) apresentaram
distribuições adimensionais de concentração de ar e de velocidades, além de terem avaliado a
intensidade da turbulência
30
e a magnitude do fator de resistência de Darcy-Weisbach.
Segundo os autores, a influência das palhetas triangulares na distribuição de concentração de
ar foi insignificante. Para valores de y/d
90
menores que 0,5 a 0,7, o efeito dos manipuladores
30
Para estudar a intensidade da turbulência, estes pesquisadores utilizaram o adimensional Tu = u’/V, em que u’
é o desvio padrão da componente longitudinal da velocidade V, calculada com dados obtidos com uma sonda
condutora. O valor de Tu apresentado pelos autores não correspondeu a um valor local, mas a uma média
espacial entre dois sensores das sondas. Maiores detalhes podem ser encontrados em Gonzalez (2005).
159
de turbulência foram significativos na distribuição de velocidades (V/V
90
). Quanto à
distribuição do nível de turbulência (Tu, y/d
90
), os autores comentam que o uso das palhetas
aumenta a turbulência em 40%, quando comparada com uma estrutura sem estes dispositivos,
sendo que os valores máximos ocorreram para as configurações 3 e 5.
Em relação ao fator de resistência calculado com profundidades equivalentes,
Gonzalez e Chanson (2008) apresentaram resultados obtidos em diferentes posições
transversais z/b (ver eixo “z” na Figura 76a). De acordo com os mesmos, os resultados
revelaram que a configuração em zigzag ofereceu maior resistência ao escoamento do que as
demais. Considerando médias ao longo da largura do canal (z/b), foram apresentados valores
do fator de resistência iguais a 0,16 (sem vanes), 0,21 (3 e 7 vanes em fila), 0,20 (7 vanes em
fila com alternância entre degraus). Para as configurações em zigzag, (configurações 3, 5 e 7),
foram obtidos valores do fator de resistência iguais a 0,22; 0,22 e 0,21, respectivamente.
3.8.7 Breves considerações sobre efeitos de escala em vertedores em degraus
Efeito de escala é a conseqüência da não similaridade entre o modelo físico e o
protótipo, resultante do fato de que nem todos os números adimensionais pertinentes são
iguais no modelo e no protótipo (ASCE Task Committee, 1982, p.848). Os modelos físicos de
vertedores em degraus são normalmente concebidos por meio da lei de semelhança de Froude
(Fr), todavia, aspectos como a aeração do escoamento e o campo de pressões devem levar em
conta outros adimensionais. Entre tais parâmetros, pode-se mencionar, por exemplo, os
números de Reynolds (Re), Weber (We) e Cauchy (Ca).
Investigações experimentais relativas a um aerador de fundo implantado em uma calha
lisa, conduzidas por Pinto (1988, p.100), em modelos de escalas 1:50, 1:30, 1:15 e 1:8
revelaram que o fenômeno de aeração depende do número de Weber a menos que este
parâmetro atinja um valor crítico, situado entre 500 e 1000.
160
Chanson, Yasuda e Ohtsu (2002, p.817) recomendam que modelos físicos de
vertedores em degraus construídos através da lei de semelhança de Froude tenham degraus
com alturas maiores que 2 cm e Re > 10
5
[Re = q.D
h
/(d.ν)], quando se pretende estudar o fator
de resistência de Darcy-Weisbach. Estes pesquisadores avaliaram mais de 38 estudos em
modelos reduzidos e quatro protótipos com α entre 5,7º e 55º.
Boes e Hager (2003b, p.662) comentam que para uma similaridade verdadeira entre
modelo e protótipo, quando se estuda a aeração, deveriam ser consideradas leis de semelhança
de Froude, Reynolds e Weber. Entre as suas conclusões, os autores recomendam que Re
¥ 10
5
e We
¥ 100, em que Re = q/ν e We = u
m
/{[σ/(ρ.L
s
)]
1/2
}. Considerando vertedores com h = 60
cm, os referidos autores sugerem que o fator de escala seja menor do que 15.
Chanson e Gonzalez (2005, p.249), após a avaliação de dados experimentais obtidos
em modelos físicos de vertedores em degraus com α entre 3.4º e 16º, h entre 0,05 m e 0,143
m e B = 0,5 m e B = 1,0 m concluíram que a modelagem física de tais estruturas é mais
sensível aos efeitos de escala do que a de vertedores lisos, quando se utiliza a similaridade de
Froude.
3.8.8 Breves considerações sobre a re-oxigenação da água
Um dos mais importantes parâmetros de qualidade da água de rios é a quantidade de
oxigênio dissolvido, de modo que a concentração deste gás na água é o principal indicador de
qualidade. Barragens construídas nas seções transversais de rios influenciam a dinâmica de
transferência de oxigênio entre o ar e a água, alterando assim as condições existentes antes da
implantação deste tipo de estrutura. O funcionamento do sistema extravasor propicia uma
significativa incorporação de ar no escoamento, condição esta favorável à absorção de
oxigênio da atmosfera.
Em vertedores seguidos de bacias de dissipação por ressalto hidráulico, além da
incorporação de ar a jusante do ponto de início da aeração, ocorre uma importante entrada de
161
ar graças à elevada turbulência gerada no interior da onda estacionária, como pode ser visto
nas Figuras 77a e 77b. Estruturas submetidas ao escoamento em quedas sucessivas também
proporcionam entrada de ar e conseqüente re-oxigenação da água, como na Figura 77 (c).
Exemplos diferentes dos vertedores em degraus são vertedores lisos tipo salto esqui e o
escoamento sobre um degrau, como pode ser visto nas Figuras 77 (d-h).
(a) (b)
(c) (d)
(e) (f)
162
(g) (h)
Figura 77 – Exemplos de escoamentos aerados e estruturas hidráulicas: (a) e (b) Ressalto hidráulico a jusante de
um vertedor em degraus (modelo didático, SHS/EESC/USP, 2008); (c) Vertedor em degraus da barragem Gold
Creek, Austrália (TOOMBES, 2002); (d) Barragem Pindobaçú (Bahia), com vertedor Creager, paramento de
jusante liso e flip bucket; (e) Vertedor salto esqui de Itaipu; (f; g) Modelo físico de um vertedor salto esqui da
ETH/VAW, Suíça (SCHMOCKER et al., 2008); (h) Escoamento sobre um degrau no Córrego do Tijuco Preto,
São Carlos/SP.
Considerando um vertedor em degraus, sabe-se que as velocidades médias são
menores em relação a uma calha lisa. Consequentemente, o tempo de residência das bolhas de
ar no interior da massa líquida é maior. Sendo assim, espera-se que os vertedores em degraus
sejam mais eficientes na re-oxigenação da água do que os vertedores lisos. Certamente outros
fatores podem favorecer o processo de re-oxigenação, como o escoamento vorticoso entre
degraus. Nesta região, apesar do fluido ser renovado devido a ejeções aleatórias, diversos
resultados de estudos experimentais revelaram uma considerável recirculação de ar.
Chanson (2002, p.196) apresentou uma comparação entre calhas lisas e em degraus.
Como parâmetro, o referido autor utilizou a eficiência na aeração em termos de oxigênio
dissolvido (E
15
) a 15ºC (subscrito “15”), com indicado na equação 184, a seguir.
USS
USDS
CC
CC
E
−
−
=
(184)
Em que C representa, neste caso, a concentração de oxigênio na água [M].[L
-3
]. O subscrito
“DS” indica que a concentração foi medida a jusante da barragem, “US” a montante e “S”
indica a concentração de saturação.
A Figura 78, a seguir, ilustra a avaliação realizada por Chanson (2002), em que o
parâmetro E
15
varia com H
dam
/d
c
. Nota-se na Figura 78(a) que os resultados experimentais
163
confirmam as hipóteses levantadas na discussão apresentada anteriormente, ou seja, para um
mesmo valor de H
dam
/d
c
, a aeração promovida pela calha em degraus é maior do que aquela
observada em estruturas lisas.
A Figura 78 (b) por sua vez, contém informações relativas aos sub-regimes NA1 e
NA2 e o regime deslizante sobre turbilhões. Sobre os dados ali encontrados, é interessante
notar que a transferência de oxigênio aumenta com a altura de queda (H
dam
ou h no caso de
um degrau), para uma mesma vazão. Observa-se também que para pequenos valores de
H
dam
/d
c
o parâmetro E
15
(ou E15 (oxygen) como indicado nas figuras) é muito pequeno. Isto
se deve ao fato de que para elevadas vazões ou pequenas alturas H
dam
a aeração do
escoamento é muito pequena (ou nula) e, consequentemente, o processo de re-oxigenação
também é reduzido. Sobre o regime deslizante sobre turbilhões, Chanson (2002, p.198)
comenta que a declividade da calha e o parâmetro h/d
c
influem muito pouco na eficiência E
15
.
(a)
164
(b)
Figura 78 - Comparação entre vertedores em degraus submetidos ao regime deslizante sobre turbilhões e
vertedores em concreto alisado (Kost dam e Faribault dam) (a); Comparação entre os sub-regimes NA1 e NA2
(quedas sucessivas com e sem ressalto, respectivamente) e escoamento deslizante sobre turbilhões (b)
Fonte: Chanson (2002, p.196-197).
Para obtenção dos valores calculados (linha pontilhada e linha tracejada na Figura
78(a)), o referido autor empregou uma formulação semi-empírica, baseada na Lei de Fick
associada à Lei de Henry. Adicionalmente, foram utilizadas equações empíricas para o
cálculo do coeficiente de transferência de massa e resultados experimentais para o cálculo da
área interfacial (entre o ar contido nas bolhas e a água que as cerca). Maiores detalhes podem
ser encontrados em Chanson (2002, p.181-198).
Com esta breve apresentação sobre aspectos relacionados à re-oxigenação da água,
percebe-se mais uma vantagem proporcionada pelos degraus ao longo da calha em relação a
uma estrutura lisa. Nota-se também que o escoamento em queda livre, ou sobre um degrau,
proporciona uma considerável re-oxigenação da água. Além dos aspectos comentados,
Toombes (2002, p.4) explica que canais em degraus podem ser uma opção para a remoção de
componentes orgânicos voláteis em estações de tratamento.
165
4 MATERIAIS E MÉTODOS
4.1 CONSTRUÇÃO DO MODELO MATEMÁTICO UTILIZADO
4.1.1 Considerações Iniciais
A dedução desenvolvida neste item tem como objetivo expor os fundamentos e
limitações do modelo matemático empregado no presente trabalho. Trata-se da construção de
uma formulação que inicialmente pode ser classificada como conceitual e determinística, uma
vez que a mesma tem origem na 2ª Lei do Movimento de Newton e não leva em conta a
chance de ocorrência das variáveis. Como será visto mais adiante, o uso do equacionamento
proposto só foi possível em conjunto com equações ou parâmetros obtidos pela via
experimental, portanto, a formulação final é classificada como semi-empírica.
Com respeito aos pontos de partida da modelação, cabe destacar algumas questões e
suas respectivas respostas. De acordo com Wendland (2003, p.6), na fase de planejamento do
modelo dever-se-ia primeiramente responder algumas questões relevantes, dentre as quais,
destacam-se:
1. Qual o problema?
2. Qual é o objetivo e quais respostas estou necessitando?
3. Quais são os dados disponíveis (conhecidos)?
4. É possível aferir o modelo por meio de resultados experimentais?
5. Quais processos são considerados?
Quanto à primeira questão, pode-se dizer que o problema consiste em estudar o
escoamento ao longo de um canal de forte declividade com o fundo em degraus. Uma vez
solucionado o problema, espera-se obter relações entre variáveis hidráulicas (valores médios)
e parâmetros geométricos que possibilitem o pré-dimensionamento de protótipos ou o
dimensionamento de modelos físicos. Em casos específicos, quando se pretende construir
estruturas hidráulicas com características usuais, é possível que o modelo forneça respostas
166
úteis para o dimensionamento de protótipos. O terceiro questionamento foi sucintamente
respondido ao longo da revisão bibliográfica, quando foram apresentadas algumas
informações relativas a estudos experimentais e numéricos. Tais informações serviram como
complemento para o modelo matemático (coeficientes de Coriolis e Boussinesq, fator de
resistência de Darcy-Weisbach, coeficiente de Manning etc.) e permitiram, de certa forma, a
aferição do mesmo.
Uma das limitações da formulação a ser apresentada é a impossibilidade de simulação
do escoamento bifásico (ar-água), característico de vertedouros em degraus. Todavia, com o
auxílio de equações empíricas, foi possível considerar alguns efeitos decorrentes da entrada de
ar no escoamento. As demais limitações surgirão quando forem enumeradas as hipóteses
simplificadoras e as restrições inerentes ao problema estudado.
4.1.2 Equacionamento Dimensional
Neste item é deduzida a equação diferencial do escoamento permanente gradualmente
variado (EPGV), cujo objetivo é permitir o cálculo da variação da profundidade do
escoamento ao longo do canal em degraus. Trata-se de uma equação que pode ser obtida de
diferentes maneiras. A apresentação aqui exposta fundamenta-se na segunda lei do
movimento de Newton, sob o ponto de vista euleriano. Com respeito ao problema em questão,
ilustrado nas Figuras 79 e 80, cabe enumerar as seguintes hipóteses simplificadoras:
1) O escoamento é permanente;
2) O escoamento é unidimensional e o fluido incompressível;
3) O coeficiente de Boussinesq não varia entre as seções 1 e 2;
4) O canal é de grande declividade e “α” é assumido constante ao longo de “x”;
5) O canal é prismático e o seu fundo coincide com o pseudo-fundo;
6) Considera-se válido o uso de uma equação de resistência destinada ao regime
uniforme para avaliação da declividade da linha de energia (I
f
).
167
A aplicação do teorema da quantidade de movimento (2ª Lei de Newton) ao fluido que
no instante t ocupa um volume de controle genérico é dada por:
∫∫
∑
∂
∂
+=
....
.
CVCS
Sistema
dVolV
t
AdVVF
ρρ
(185)
Figura 79 – Desenho esquemático do problema (y
90
= d
90
)
dW = γ.d.dx
Plano horizontal de referência
α
x
Q
z
volume de
controle
d
x
d
δ
x
τ
o
1
2
s
e
ç
õ
e
s
W
W
x
F
1
F
2
pseudo-fundo
C.G.
dC.G.
d
Figura 80 – Desenho esquemático utilizado na dedução
168
As forças aplicadas ao volume de controle da Figura 80 são: a resultante da força de
pressão nas seções 1 e 2, a componente da força gravitacional no sentido do escoamento e a
força decorrente da resistência oferecida ao escoamento. Estas três forças podem ser
determinadas da seguinte maneira:
a) Força da gravidade
A componente do peso (W) na direção do escoamento (W
x
) é dada por:
x
dx
dz
AW
x
δγ
...−= (186)
Em que senα = - dz/dx.
b) Força de pressão
Como o canal é de grande declividade, a distribuição de pressões é avaliada a partir da
condição de equilíbrio, na direção “d”, do elemento de volume de espessura infinitesimal dx,
como esquematizado na Figura 80 (PORTO, 2006, p.232).
αd.
γ
p
αγ.d.dx.dx.p coscos =⇒= (187)
Entre as seções 1 e 2, ocorrem as seguintes variações.
A profundidade do escoamento na seção 1 é d e na seção 2 é:
x
dx
dd
dd
seção
δ
.
)2(
+= (188)
A área da seção transversal 1 é A e da seção 2 é:
x
dx
dA
AA
seção
δ
.
)2(
+= (189)
A força de pressão sobre uma superfície plana submersa de área A, em que
d é a
distância desde a superfície livre até o centro de gravidade (CG) da área, é igual ao produto
entre a pressão no centro de gravidade e a área. Deste modo, as forças F
1
e F
2
valem:
αγ
cos...
1
AdF = (190)
169
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+= x
dx
dA
Ax
dx
dd
dF
δαδγ
..cos...
2
(191)
Desprezando as diferenças de ordem superior e simplificando, a equação 191 pode ser escrita
da seguinte maneira:
(
)
x
dx
Add
AdF
δαγαγ
.
.
.cos.cos...
2
+= (192)
Portanto, nota-se que entre as seções 1 e 2 existe uma força de pressão desbalanceada igual a:
(
)
x
dx
Add
FFdF
δαγ
.
.
.cos.
21
−=−= (193)
Como tanto
d quanto A são função de “d” e este, por sua vez, é função de “x”, pode-se
escrever:
(
)
(
)
dx
dd
dd
Add
dx
Add
.
..
=
(194)
Como a coordenada do C.G. de uma área plana, segundo a Figura 80, é dada por:
(
)
∫∫
∫
−+=⇒−=∴=−= dAd
dd
d
dd
dA
dA
dd
Add
dAdAdAd
A
dAd
ddd
CG
..
.
...
.
mas como
dd
dA
ddAd
dd
d
.. =
∫
, vem finalmente:
(
)
A
dd
Add
=
.
(195)
(
)
dx
dd
A
dx
Add
.
.
=
(196)
Substituindo na equação 193, a resultante das forças de pressão na direção “x” fica:
x
dx
dd
AdF
δαγ
...cos.−=
(197)
c) Resistência
A força (F
t
) decorrente da tensão tangencial que se opõe ao movimento é igual ao
produto da tensão média de cisalhamento “τ
o
” pela área de contato com o perímetro molhado.
170
xPF
ot
δ
τ
..−= (198)
O somatório das três forças na direção do escoamento (equações 186, 197 e 198) é dado por:
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
++−=++=
∑
h
o
txx
Rdx
dd
dx
dz
xAFdFWF
.
cos....
γ
τ
αδγ
(199)
Retornando a equação 185 e levando em conta que o regime é permanente, resta
determinar o fluxo por unidade de tempo da quantidade de movimento através da superfície
de controle. Sendo assim, tem-se:
(
)
(
)
⇒=++−=
∫
xAV
dx
d
xAV
dx
d
AVAVAdVV
cs
δρβδρβρβρβρ
.................
2222
..
()
⇒+==
∫
x
dx
dV
AVx
dx
dA
VxAV
dx
d
AdVV
cs
δρβδρβδρβρ
......2...........
22
..
x
dx
dV
A
dx
dA
VVAdVV
cs
δρβρ
...2.......
..
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+=
∫
(200)
Em que β é o coeficiente de Boussinesq ou da quantidade de movimento.
Igualando as equações 199 e 200,
x
dx
dV
A
dx
dA
VV
Rdx
dd
dx
dz
xA
h
o
δρβ
γ
τ
αδγ
...2....
.
cos....
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
++−
e simplificando (γ = g.ρ), chega-se a:
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
++−
dx
dV
VA
dx
dA
V
Rdx
dd
dx
dz
Ag
h
o
...2..
.
cos...
2
β
γ
τ
α
(201)
Por meio da equação da continuidade, pode-se demonstrar que:
dx
dd
B
A
Q
dx
dV
..
2
−=
Em relação à variação da área (A) com x, pode-se escrever:
dx
dd
B
dx
dd
dd
dA
dx
dA
.. ==
Combinando as relações anteriores com a equação 201 e simplificando, tem-se:
dx
dd
Ag
BQ
Rdx
dd
dx
dz
h
o
.
.
.
.
.
cos.
3
2
β
γ
τ
α
=++ (202)
O número de Froude, por definição é:
171
3
2
2
.
.
/.
Ag
BQ
Fr
BAg
V
Fr =⇒=
(203)
Finalmente, comparando com a equação 202 e isolando dd/dx, chega-se a:
2
.cos
.
Fr
Rdx
dz
dx
dd
h
o
βα
γ
τ
−
−−
=
(204)
Assumindo válida, para o escoamento permanente gradualmente variado, a equação
generalizada de Darcy-Weisbach (equação 95) e a equação 205, o termo que envolve a tensão
tangencial pode ser interpretado como a declividade da linha de energia (I
f
).
g
V
R
f
I
h
f
.2
.
.4
2
= (95)
8
..
2
Vf
o
ρ
τ
= (205)
f
h
o
I
R
=
.
γ
τ
(206)
Substituindo a equação 206 na equação 204 e lembrando que senα = -dz/dx = I
o
, a
equação 204 passa a ter a seguinte forma:
2
.cos
r
fo
F
II
dx
dd
βα
−
−
=
(207)
4.1.3 Equacionamentos Adimensionais
Para uma dada vazão, declividade de fundo, geometria da seção transversal do canal,
fator de resistência
31
e seção de controle, a solução da equação 207 fornece o perfil da
superfície livre (ou curva de remanso). Em função das declividades e velocidades que
normalmente ocorrem em vertedores em degraus, a curva de remanso observada é do tipo
S
2
32
. Considerando um vertedor com altura H
dam
e largura B constantes, a equação 207 pode
31
Considerado constante ou obtido por meio de uma equação, sendo função de d/k (k = h.cosα), por exemplo.
32
Esta curva ocorre em canais de declividade severa. Ela nasce quase que perpendicularmente ao nível crítico e
tende a jusante assintoticamente ao regime uniforme.
172
ser resolvida para diversas vazões específicas, de modo que para cada valor de “q” haverá
uma profundidade do escoamento no final da calha correspondente. Com tais resultados é
possível gerar, por exemplo, uma curva adimensional que relacione d/d
c dam c
c
com H /d . Os
valores de d/d
, por sua vez, podem ser utilizados para o pré-dimensionamento do
comprimento da bacia de dissipação por ressalto hidráulico, assumindo que “d” é igual ao
conjugado supercrítico do ressalto.
Neste item do trabalho foram deduzidas duas formas adimensionais da equação 207.
Tal formulação, como será visto, apresenta a principal vantagem de reduzir o procedimento
para obtenção de uma curva (H
dam
/d
c
, d/d
c
) a apenas uma solução. Para tanto, faz-se
necessário o uso de três hipóteses simplificadoras, a saber:
1) O canal é retangular e largo (B >> d);
2) Considera-se válido o uso da equação de resistência de Darcy-Weisbach;
3) O fator de resistência de Darcy-Weisbach é constante.
A primeira hipótese, que considera o canal como retangular e largo é coerente com a
maior parte dos casos relacionados a projetos de vertedouros em degraus, uma vez que os
mesmos normalmente correspondem a B >> d. Para estruturas nas quais a largura não é tão
expressiva o autor considera que a hipótese de canal largo ainda seja válida. Esta consideração
apóia-se no fato da resistência oferecida pelas paredes ser muito menor do que o efeito
provocado pelos degraus no fundo, além das limitações inerentes ao equacionamento.
O uso do fator de resistência variável pode ser feito através da equação 207 em
conjunto com as equações de Tozzi (1992), por exemplo. Entretanto, a hipótese de “f”
constante é necessária para a obtenção das equações adimensionais aqui propostas. Quanto a
esta simplificação, foram efetuadas algumas comparações com o uso do procedimento que
emprega a equação 207. A seguir são apresentadas as referidas formulações adimensionais.
173
4.1.3.1 Primeira forma adimensional da equação 207
Sendo a profundidade crítica (d
c
) em um canal retangular dada pela equação 208,
3/1
2
2
.
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
gB
Q
d
c
(208)
o quadrado do número de Froude pode ser escrito da seguinte maneira:
3
2
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
d
d
F
c
r
(209)
Inicialmente foram adotados dois adimensionais para que a formulação seja obtida. O
primeiro deles (
ξ
) relaciona uma profundidade do escoamento (d = função de x) com a
profundidade do escoamento uniforme (ou quase-uniforme, d
o
). Já o segundo adimensional
(
χ
) não possui um significado físico tão claro quanto o do primeiro de modo que a sua
apresentação é feita antes das referidas manipulações apenas por simplicidade. Os referidos
adimensionais são
33
:
ξξ
dddd
d
d
o
o
.=⇒=
(210)
χ
α
αχ
d
d
d
sen
d
dx
d
x
d
d
sen
c
oo
oc
o
...
33 −
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=⇒
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
(211)
Assumir que o canal é largo implica em R
h
≅ d. Sendo assim, a equação de Darcy-
Weisbach, para o escoamento permanente gradualmente variado (EPGV) e escoamento
uniforme, pode ser escrita com as seguintes formas:
32
2
2
2
1
.
..8
.
..2..4
.
dBg
Qf
AgR
Qf
I
h
f
≅= [EPGV] (212)
32
2
1
.
..8
.
o
dBg
Qf
sen =
α
[escoamento uniforme] (213)
33
O parâmetro “χ”, equação 211, foi utilizado por Hager e Blaser (1998) em um estudo relacionado a calhas
lisas e, posteriormente, por Boes (2000) em sua tese sobre vertedores em degraus.
174
Finalmente, com as equações 209, 210, 211, 212 e 213, pode-se adimensionalizar a
equação 207 por meio das seguintes manipulações algébricas:
=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−
=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−
−
=
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
−
=
3
3
3
3
3
3
2
.
.cos
1
.
.cos
/1
1
...
.cos
o
c
c
o
o
c
c
f
oo
co
r
f
d
d
d
d
d
d
d
d
d
d
senI
dd
d
sen
d
F
Isen
d
d
βαβα
α
α
βα
α
χ
ξ
(
)
(
)
βξ
α
ξ
χ
ξ
α
βξα
ξ
βξα
ξ
ξβα
ξ
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
=⇒=∴
−
−
=
−
−
=
−
−
−
−
3
3
3
3
3
3
3
3
333
33
333
33
.
.8
1
.8
.cos.
1
..cos.
.1
..cos.
.1
tg
f
d
d
sen
f
d
d
d
ddd
d
dd
d
c
o
c
oco
c
co
c
βξλ
ξ
χ
ξ
−
−
=
3
3
.
1
d
d
(214)
Em que:
()
α
λ
tgf .8/= ;
f = fator de resistência de Darcy-Weisbach;
α = ângulo formado entre o pseudo-fundo e a horizontal;
β = coeficiente de Boussinesq;
o
dd /=
ξ
()(
oco
dxddsen /./.
3
αχ
=
)
d = profundidade do escoamento (função de x);
d
o
= profundidade do escoamento uniforme;
d
c
= profundidade crítica;
x = eixo orientado no sentido do escoamento (Figura 80).
Uma breve análise da equação 214 revela que se ξ = 1 (escoamento uniforme) a
variação deste parâmetro com χ é nula, já que o numerador do lado direito da igualdade é
anulado. Por meio da equação 212, pode-se estimar a declividade crítica por I
c
= f/8,
expressão que resulta em valores muito inferiores aos de I
o
típicos de vertedores em degraus,
para f em torno de 0,20, por exemplo. Sendo assim, pelo fato de I
o
> I
c
, a profundidade em
regime uniforme é menor do que a crítica. Assumindo que nas proximidades da crista padrão
175
d ≅ d
c
, espera-se que para 1 < ξ < d
c
/d
o
a derivada dξ/dχ tenha sinal negativo. Esta condição
foi atendida em todas as soluções, demonstrando assim a consistência da equação 214.
Como foi dito anteriormente, em x = 0, d
≅
d
c
. Sendo assim, o valor inicial de
ξ
é:
()
3/1
3/1
3/23/1
3/1
3/1
3/2
0
cos.8
.
..8
.
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
===
λ
ααα
ξ
f
sen
qf
seng
g
q
d
d
o
c
(215)
4.1.3.2 Segunda forma adimensional da equação 207
Para que o adimensional χ tenha um significado físico mais claro, uma segunda
formulação adimensional pode ser obtida a partir da equação 214 por meio de algumas
substituições de variáveis. Considerando que
α
senxH
dam
.
≅
, a equação 211 passa a ser:
oc
o
dam
dd
d
H
1
..
3
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
χ
(216)
A partir da equação de Darcy-Weisbach, em regime uniforme, tem-se:
⇒=
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=⇒===
ccoco
dd
sen
f
dd
sen
f
g
q
sen
f
sen
Bg
Qf
d ..
.8
.
.8
.
.8
1
.
..8
.
3/1
3/1
3
2
2
2
3
ϖ
αααα
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=∴=
−
α
ϖϖ
sen
f
d
d
o
c
.8
3/1
(217)
Substituindo as variáveis adimensionais:
⇒=
Γ
⇒==Γ⇒=
3/13/1
3/1
.
1
.
ϖ
ξ
ϖξ
ϖ
ξ
d
d
d
d
d
d
cc
Γ=
−
dd .
3/1
ϖξ
(218)
⇒=⇒=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
==
−− 3/23/2
2
..
ϖ
χ
χϖχ
d
dH
d
d
d
H
H
o
c
c
dam
dHd .
3/2
ϖχ
= (219)
Substituindo as equações 218 e 219 na equação 214:
176
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=∴
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
Γ
−
α
λ
α
ϖ
βα
ω
β
αα
α
tg
f
sen
f
d
d
d
d
d
d
sen
f
tg
f
sen
f
d
d
dH
d
c
c
c
c
.8
;
.8
.cos.
.8
.
.8
.8
3
3
3
1
3
βα
ω
−Γ
−Γ
=
Γ
3
3
.cos
dH
d
(220)
Em que:
c
dd /=Γ ;
H = H
dam
/d
c
;
()
α
ϖ
senf .8/= ou ;
()
3
/
co
dd=
ϖ
f = fator de resistência de Darcy-Weisbach;
α = ângulo formado entre o pseudo-fundo e a horizontal;
β = coeficiente de Boussinesq;
o
dd /=
ξ
()(
oco
dxddsen /./.
3
αχ
=
)
d = profundidade do escoamento (função de x);
d
o
= profundidade do escoamento uniforme;
d
c
= profundidade crítica;
x = eixo orientado no sentido do escoamento (Figura 80).
Diferente da equação 214, a equação 220 tem como valor inicial o Γ
o
= 1. A
ocorrência do escoamento uniforme implica em dΓ/dH = 0, condição confirmada pela
equação 220 em conjunto com a definição de “ω”.
4.1.4 Solução das Equações 207, 214 e 220
Apesar das simplificações adotadas na dedução da equação 207, cabe mencionar que
esta ainda apresenta baixo grau de analiticidade, sobretudo quando o fator de resistência é
considerado como uma função de variáveis e parâmetros envolvidos no problema. É provável
177
que a única solução analítica para a equação diferencial do EPGV tenha sido apresentada pelo
matemático e hidráulico francês Jacques Antoine Charles Bresse (1822-1883)
34
. Entretanto,
apesar de Bresse ter assumido a hipótese de canal largo e utilizado a equação de Chezy, em
sua solução o coeficiente de Coriolis
35
é igual à unidade e a declividade de fundo deve ser
pequena. Sendo assim, as equações desenvolvidas neste trabalho foram solucionadas com o
uso de um método numérico apropriado.
Existem diferentes métodos numéricos para a solução de problemas de valor inicial,
dentre os quais, pode-se citar o método de Euler, métodos do tipo preditor corretor, Crank-
Nicolson e os métodos de Runge-Kutta. Neste trabalho, as soluções das equações 207, 214 e
220 foram obtidas com o método numérico de Runge-Kutta de quarta ordem, através de um
programa computacional escrito pelo autor em linguagem C.
4.1.5 Equações Adimensionais Auxiliares
A solução numérica da equação 214 (ou 220), em conjunto com as definições dos
adimensionais utilizados, permite a determinação de relações entre diferentes variáveis
hidráulicas. A maior parte de tais relações pode ser obtida por meio de simples multiplicações
entre adimensionais, em conjunto com a equação da continuidade e através de equações
empíricas. Neste item é apresentada a série de adimensionais a ser obtida com as equações
propostas, incluindo algumas observações sobre as informações experimentais necessárias.
4.1.5.1 Dissipação de Energia
Uma das relações mais apresentadas na literatura é aquela que envolve a energia
dissipada relativa (∆H/H
máx
) com a altura do vertedor adimensional (H
dam
/d
c
). Sendo assim,
considerando as definições destas variáveis e a equação da continuidade, prossegue-se com a
seguinte dedução:
34
A equação obtida por Bresse pode ser encontrada em Henderson (1966, p.131-132).
35
É interessante notar que a maior parte das deduções para a obtenção da equação 207 utiliza a equação da
energia, resultando em uma equação diferencial idêntica a 207, exceto pelo coeficiente de Boussinesq.
178
⇒
+
+
−=
+
−=−=
−
=
damc
2
2
c1
c
máx
2
2
1
máx
res
máx
resmáx
máx
H1,5.d
2.d
.dα
.dd.cosα
1
H
2.g.d
.qα
d.cosα
1
H
H
1
H
HH
H
∆H
c
dam
2
c
1
c
máx
d
H
1,5
d
d
.
2
α
.cosα
d
d
1
H
∆H
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+
−=
−
(221)
máxmáx
res
H
∆H
1
H
H
−=
(222)
Deste modo, com os resultados calculados por meio da equação diferencial 220, é
possível avaliar a energia dissipada relativa (adimensional) assim como a energia residual
adimensional. Nota-se que a equação 221 é parecida com a equação 125 correspondente ao
regime uniforme. Estas equações fornecem os mesmos resultados a partir de determinados
valores de H
dam
/d
c
, como pode ser visto na Figura 89, apresentada no item 5.1.1.
4.1.5.2 Velocidade Média Adimensional
A partir da equação de Darcy-Weisbach, a profundidade do escoamento uniforme
pode ser escrita da seguinte maneira:
3/1
.8
.
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
α
sen
f
dd
co
(223)
A partir da equação da continuidade e da equação 223, pode-se mostrar que a
velocidade do escoamento uniforme (V
o
) em relação a uma velocidade qualquer ao longo da
calha (V), correspondente a uma profundidade “d”, é:
3/1
.8
.
−
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
α
sen
f
d
d
V
V
c
o
(224)
Como para cada valor de d/d
c
há um correspondente H
dam
/d
c
, é possível determinar a
relação entre V
o
/V e H
dam
/d
c
. De outro modo, a velocidade média (V) pode ser
adimensionalizada em relação à velocidade crítica [V
c
= (g.d
c
)
1/2
] da seguinte maneira:
179
⇒===
2
2
2
3
2
2
2
2
.
.
1
.
d
d
dd
d
dg
d
q
V
V
c
c
c
c
c
1−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
cc
d
d
V
V
(225)
4.1.5.3 Comprimento de bacias de dissipação por ressalto hidráulico
Peterka (1984) apresenta uma síntese dos estudos realizados no USBR para o
desenvolvimento de critérios de projeto de bacias de dissipação por ressalto hidráulico e
dissipadores de energia
36
. Entre os resultados apresentados no referido trabalho, encontram-se
recomendações (sob a forma de curvas) para o comprimento de quatro tipos de bacias de
dissipação. Tais curvas, ajustadas a dados experimentais, relacionam o comprimento da bacia
adimensionalizado em relação à profundidade subcrítica do ressalto (L
j
/d
2
) com o número de
Froude na seção torrencial (Fr
1
).
Assumindo que a profundidade equivalente (d) é igual ao conjugado supercrítico do
ressalto (d
1
), é possível estabelecer uma relação adimensional entre o comprimento do ressalto
e o parâmetro H
dam
/d
c
. Para tanto, a fim de viabilizar os cálculos, foi desenvolvida a equação
226, que se ajusta às curvas sugeridas por Peterka (1984).
1
1
2
1
2
.FrCC
C.FrCFr
d
L
DC
BA
j
+
++
=
(226)
Em que L
j
é o comprimento da bacia de dissipação (que pode ser Tipo I (L
I
), II (L
II
), III (L
III
)
e IV (L
IV
)) e C
A
, C
B
, C
C
e C
D
são constantes adimensionais que dependem do tipo de bacia,
como especificado na Tabela 7, a seguir.
36
As bacias de dissipação descritas por Peterka (1984), em um documento conhecido como Monografia 25,
foram apresentadas em uma série de seis artigos publicados por Alvin Joseph Peterka (1911-1983) e Joseph N.
Bradley. Não se sabe ao certo por que o nome do segundo autor não aparece na referida monografia (HAGER e
FALVEY, 2003, p.658).
180
Tabela 7 – Constantes adimensionais da equação 226
Tipo
C
A
C
B
C
C
C
D
I e IV -81,85 61,13 -0,62 -10,71
II -85,88 13,87 -28,52 -14,5
III -67,76 6,87 -54,20 -15,62
As curvas obtidas com a equação 226, assim como dados experimentais publicados
por Peterka (1984), relativos às bacias Tipo I e Tipo IV, podem ser vistos na Figura 81.
Quanto aos limites de aplicação de cada bacia, considera-se válido destacar as seguintes
observações, extraídas de Porto (1986).
Bacia de Dissipação Tipo I: pode ser utilizada em quedas superiores a 60 m e com vazões
maiores que 45 m
2
/s (calhas lisas). Números de Froude compreendidos entre 4,5 e 9 são os
mais recomendáveis. O seu comprimento é igual ao comprimento do ressalto hidráulico,
sendo calculado com a equação 226.
Bacia de Dissipação Tipo II: em função dos blocos de queda e soleira dentada, é uma
estrutura mais compacta do que a anterior, podendo ser utilizada com quedas e vazões
unitárias não superiores a 60 m e 45 m
2
/s, respectivamente e, com Fr ¥ 4,50 e V
1
¥ 18 m/s
(calhas lisas).
Bacia de Dissipação Tipo III: esta estrutura apresenta blocos de queda, blocos de
amortecimento e soleira terminal contínua. É mais compacta do que a anterior e recomendada
para V
1
≤ 18 m/s, q < 18 m
2
/s e Fr ¥ 4,50 (calhas lisas).
Bacia de Dissipação Tipo IV: recomendada para números de Froude entre 2,5 e 4,5, em que
o ressalto é oscilante, esta bacia possui blocos defletores e soleira terminal (calhas lisas).
181
1
2
3
4
5
6
7
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20
Fr
1
L
j
/d
2
Tipo I e IV - Peterka (1985)
Tipo I e IV - eq. 212
Tipo II - eq. 212 Tipo III - eq. 212
Figura 81 – Comprimento de bacias de dissipação (USBR)
Finalmente, cabe ressaltar que o autor desconhece o uso das bacias II, III e IV em
conjunto com vertedores em degraus de barragens. Sendo assim, as aplicações aqui
exploradas com estas estruturas (bacias II, III e IV) só devem ser utilizadas em pré-
dimensionamentos, devendo-se efetuar rigorosos estudos experimentais através de modelos
físicos. Tal observação se aplica até mesmo aos casos usuais, ou seja, vertedores com
1V:0,75H e degraus com h = 0,6 m. Destaca-se também que os limites mencionados
anteriormente, relativos à vazão específica, se referem a calhas lisas
37
.
4.1.5.4 Cota de fundo da bacia de dissipação Tipo I
A utilização do ressalto como dissipador de energia impõe que a altura conjugada do
regime fluvial não seja maior que a altura d’água no canal de restituição. Se esta condição não
for atendida, o ressalto se deslocará para jusante, até que se alcance uma altura d’água, no
regime torrencial, que seja conjugada da altura no canal (PORTO, 1986, p.25).
A cota de fundo da bacia de dissipação é um parâmetro de grande importância para
que o ressalto se estabeleça junto ao pé do vertedor e dentro dos limites da bacia de
dissipação. O cálculo da cota de fundo pode ser efetuado, por um processo de tentativas,
37
Um exemplo de combinação entre vertedores em degraus e blocos dissipadores na bacia de dissipação pode
ser encontrado no reservatório de controle de cheias Aricanduva V (h = 1,0 m; l = 2,5 m; H
dam
= 5,3 m),
localizado na zona leste da cidade de São Paulo, no bairro Cidade Líder (RAIMUNDO, 2007, p.124-125, 131).
182
utilizando-se as equações da continuidade, da energia e das alturas conjugadas do ressalto.
Neste item do trabalho é apresentada uma formulação adimensional que possibilita, em
conjunto com a equação 220, a estimativa da cota de fundo da bacia de dissipação.
Considerando as variáveis encontradas na Figura 82, pode-se notar que:
11
2
d
DH
d
d
dam
−
=
(227)
d2
Hdam
D
d1
d
1
α
Figura 82 – Determinação da cota de fundo da bacia de dissipação.
Sendo a bacia de dissipação um canal retangular, desprezando a tensão tangencial no
fundo e assumindo distribuição de pressões hidrostática nas seções correspondentes as
profundidades d
1
e d
2
, pode-se (a partir do teorema da quantidade de movimento) demonstrar
que relação entre as alturas conjugadas é dada por (PORTO, 2006, p.340):
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−+= 1.81.
2
1
2
1
1
2
Fr
d
d
(228)
O número de Froude na seção de escoamento torrencial pode ser escrito da seguinte forma:
3
1
2
1
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
d
d
Fr
c
(229)
Combinando as equações 227 e 228 e 229 e, multiplicando por d
1
/d
c
, chega-se a seguinte
formulação:
183
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
++=
−
181
2
1
3
11
cccc
dam
d
d
...
d
d
d
D
d
H
(230)
Em conjunto com a equação 220, a equação 230 possibilita o estabelecimento de uma
relação entre H
dam
/d
c
e D/d
c
, útil na estimativa da cota de fundo da bacia de dissipação, ou
simplesmente de H
dam
. Destaca-se que o uso desta metodologia inclui as hipóteses adotadas
na dedução da equação 220, assim como aquelas inerentes à equação 228.
184
5 SOLUÇÃO DAS EQUAÇÕES PROPOSTAS E CURVAS ADIMENSIONAIS
5.1 INTRODUÇÃO
Neste item são apresentadas as curvas obtidas com as equações diferenciais 207, 214 e
220 e as equações auxiliares desenvolvidas anteriormente. Para que as equações
adimensionais sejam solucionadas, é necessário estabelecer a declividade do canal, o fator de
resistência de Darcy-Weisbach e o coeficiente de Boussinesq.
As declividades escolhidas correspondem a valores usuais, de modo que seja possível
efetuar comparações com dados experimentais ou metodologias empíricas encontrados na
literatura. Os valores do fator de resistência de Darcy-Weisbach utilizados variaram entre 0,09
e 0,20, em conformidade com os valores médios encontrados por diferentes pesquisadores. Na
seção 5.1.3, entretanto, a influência desta variável hidráulica é analisada com alguns ajustes,
equações empíricas e o uso da equação 207. O coeficiente de Boussinesq, por sua vez, foi
assumido igual a 1,05 com base na avaliação do estado da arte sobre o tema.
Finalmente, frisa-se que a metodologia desenvolvida e representada pelas curvas deste
item do trabalho não levam em conta a altura de rugosidade dos degraus (k), parâmetro de
significativa relevância. Considera-se que o valor de k está implicitamente incluído no valor
médio do fator de resistência de Darcy-Weisbach.
5.1.1 Resultados correspondentes a vertedores com 1V:0,75H e diferentes valores de f
A Figura 83 a seguir, apresenta resultados obtidos com a equação 214 para 1V:0,75H,
f entre 0,09 e 0,20 e β = 1,05, valores que correspondem a λ entre 8,44.10
-3
e 1,88.10
-2
. O
passo de cálculo adotado foi ∆χ = 0,001. Percebe-se que há uma variação sutil entre duas
curvas com fatores de resistência consecutivos. Por este motivo, as curvas subseqüentes foram
construídas com quatro valores de f (0,09; 0,12; 0,16; 0,20).
185
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
0,0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 1,1 1,2 1,3 1,4 1,5
χ
ξ
f = 0,09
f = 0,10
f = 0,11
f = 0,12
f = 0,13
f = 0,14
f = 0,15
f = 0,16
f = 0,17
f = 0,18
f = 0,19
f = 0,20
f = 0,09
f = 0,20
Figura 83 – Solução da equação 214 (1V:0,75H).
Ainda sobre os resultados encontrados na Figura 83, nota-se que as curvas tendem
assintoticamente a unidade, indicando assim a ocorrência do escoamento quase-uniforme,
como esperado. Assumindo que x.senα ≅ H
dam
, a partir da definição do adimensional χ e da
equação de Darcy-Weisbach, pode-se escrever a seguinte equação:
3/2
.8
.
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
f
sen
d
H
c
dam
α
χ
(231)
Adotando ξ ≅ 1,02 como critério para ocorrência do escoamento quase-uniforme, é
possível obter, para cada valor de f, um valor de χ
u
correspondente (em que o subscrito u
indica o regime quase-uniforme). Como resultado desta avaliação, obteve-se equação 232 (R
2
= 1), correspondente ao gráfico da Figura 84.
719,0
,
.534,3
−
= f
d
H
c
udam
(232)
É interessante notar a consistência dos resultados obtidos e representados na Figura
84. Percebe-se que para valores maiores do fator de resistência de Darcy-Weisbach, menor é a
altura necessária (H
dam,u
) para que o regime quase-uniforme se estabeleça.
186
0
5
10
15
20
25
0,09 0,10 0,11 0,12 0,13 0,14 0,15 0,16 0,17 0,18 0,19 0,20
f
H
dam,u
/d
c
1V:0,75H
Figura 84 – Variação de H
dam,u
/d
c
com f (1V:0,75H).
As curvas apresentadas a seguir (Figura 85) correspondem à solução da equação 220
com passo de cálculo ∆(H
dam
/d
c
) = 0,01. Observa-se que as mesmas nascem quase que
perpendicularmente ao nível crítico e apresentam o comportamento assintótico esperado. Para
um mesmo valor de H
dam
/d
c
, o parâmetro d/d
c
aumenta com o fator de resistência,
demonstrando assim a consistência dos resultados obtidos. Constatou-se que para H
dam
/d
c
<
2,5 a máxima diferença relativa entre os resultados é menor do que 5%.
As Figuras 86, 87 e 88 apresentam resultados obtidos com as formulações
adimensionais auxiliares. Nestas figuras, as curvas apresentam as mesmas propriedades
elementares descritas anteriormente, ou seja, comportamento assintótico (indicando a
ocorrência do escoamento quase-uniforme) e a influencia do fator de resistência no efeito
convectivo. Em outros termos, para um mesmo valor de H
dam
/d
c
, a velocidade média decresce
com o aumento de f, assim como o comprimento das bacias de dissipação.
187
0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1
0 5 10 15 20 25
H
dam
/d
c
d/d
c
f = 0,09
f = 0,12
f = 0,16
f = 0,20
Figura 85 – Solução da equação 220 para 1V:0,75H (relação entre Γ e H).
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
0 5 10 15 20 25
H
dam
/d
c
V
o
/V
f = 0,09
f = 0,12
f = 0,16
f = 0,20
Figura 86 – Velocidade média adimensionalizada com V
o
(1V:0,75H).
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
0 5 10 15 20 25
H
dam
/d
c
V/V
c
f = 0,09
f = 0,12
f = 0,16
f = 0,20
Figura 87 – Velocidade média adimensionalizada com V
c
(1V:0,75H).
188
0,0
2,0
4,0
6,0
8,0
10,0
12,0
14,0
16,0
18,0
0 5 10 15 20 25
H
dam
/d
c
L
j
/d
c
f = 0,09 (Tipo I)
f = 0,12 (Tipo I)
f = 0,16 (Tipo I)
f = 0,20 (Tipo I)
f = 0,09 (Tipo II)
f = 0,12 (Tipo II)
f = 0,16 (Tipo II)
f = 0,20 (Tipo II)
f = 0,09 (Tipo III)
f = 0,12 (Tipo III)
f = 0,16 (Tipo III)
f = 0,20 (Tipo III)
Tipo III
Tipo II
Tipo I
Figura 88 – Comprimentos de bacias de dissipação Tipo I, II e III (1V:0,75H).
0,00
0,10
0,20
0,30
0,40
0,50
0,60
0,70
0,80
0,90
1,00
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45
H
dam
/d
c
∆
H/H
máx
f = 0,09
f = 0,12
f = 0,16
f = 0,20
f = 0,09 (R. U.)
f = 0,12 (R. U.)
f = 0,16 (R. U.)
f = 0,20 (R. U.)
equação 219
região "A"
Figura 89 – Dissipação de energia: comparações entre regime uniforme (R. U.) e não uniforme (1V:0,75H).
A Figura 89 apresenta resultados correspondentes ao escoamento gradualmente
variado e ao escoamento uniforme. As curvas do regime uniforme foram desenvolvidas com a
equação 233, semelhante à equação 125, exceto pelo coeficiente de Coriolis (α
1
), adotado
igual a 1,10, como sugerido por Tozzi (1992). Nota-se que para cada valor do fator de
resistência há um valor de H
dam
/d
c
que conduz à ocorrência do escoamento uniforme,
identificado pelo encontro entre as curvas. Este aspecto é coerente com o comportamento
assintótico das demais curvas apresentadas anteriormente, além de fortalecer a solução
numérica obtida no que diz respeito à sua estabilidade.
189
Nota-se na Figura 89 que para 0 < H
dam
/d
c
< 2,5 há uma parte das curvas em destaque,
denominada região “A”. Para o desenvolvimento da relação entre ∆H/H
máx
e H
dam
/d
c
(em
escoamento permanente gradualmente variado) foi utilizada a equação 221 em conjunto com
os resultados numéricos que originaram a Figura 85. Percebe-se que para 0 < H
dam
/d
c
< 2,5 as
inclinações das curvas da Figura 85 são elevadas, características de curvas S
2
. O uso da
equação 221 associado a este fator certamente resultou na inconsistência observada na região
“A”. Nesta região, a distribuição de pressões adotada conduz a erros ainda maiores devido ao
não paralelismo das linhas de corrente. Entretanto, na prática o adimensional H
dam
/d
c
é maior
do que 5 (aproximadamente), de modo que a região “A” pode ser desprezada nas aplicações
desenvolvidas.
c
dam
máx
d
H
sen
f
sen
f
H
H
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−=
∆
−
5,1
.8
.
2
cos.
.8
1
3/2
1
3/1
α
α
α
α
(233)
0
5
10
15
20
25
0 5 10 15 20 25
D/d
c
H
dam
/d
c
f = 0,09
f = 0,12
f = 0,16
f = 0,20
Figura 90 – Determinação da cota de fundo da bacia de dissipação (1V:0,75H).
A Figura 90, elaborada com a equação 230 e os dados numéricos obtidos com a
equação 220, revela que a determinação da cota de fundo da bacia dissipação, de acordo com
o método aqui proposto, é praticamente independente do fator de resistência (0,09 ≤ f ≤ 0,20).
190
Percebe-se também que a relação entre H
dam
/d
c
e D/d
c
é aproximadamente linear, podendo ser
descrita através da equação 234. Esta equação foi desenvolvida por mínimos quadrados e
corresponde aos resultados obtidos com f = 0,20.
15,2.01,1 +=
cc
dam
d
D
d
H
(234)
5.1.2 Verificação da influência do ângulo α para um mesmo valor de f
Atualmente, como apresentado na revisão bibliográfica, existem estudos e métodos
relacionados a diferentes valores da declividade de fundo (I
o
). Este item do trabalho tem como
objetivo apresentar soluções das equações adimensionais para diferentes valores de I
o
e fator
de resistência constante, igual a 0,10. Em itens posteriores, como na seção 5.1.3, valores
específicos de I
o
foram utilizados com o objetivo de realizar comparações com dados
experimentais e metodologias encontradas na literatura.
Para 5º ≤ α ≤ 65º, f = 0,10 e β = 1,05 a Figura 91 apresenta diferentes curvas obtidas
com a equação 214. Assim como nos resultados anteriores, observa-se o comportamento
assintótico esperado. Nota-se também que os resultados diferem mais acentuadamente, entre
duas curvas consecutivas, à medida que o ângulo (α) diminui.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1 1,1 1,2 1,3 1,4 1,5
χ
ξ
65º
55º
45º
35º
25º
15º
10º
5º
Figura 91 - Solução da equação 214 (f = 0,10)
191
As curvas apresentadas nas Figuras 92 a 93 correspondem à solução da equação 220 e
o uso das equações auxiliares, para 15º ≤ α ≤ 65º, f = 0,10 e β = 1,05. A Figura 95 ilustra a
influência de I
o
no valor de L
j
/d
c
, para 35º ≤ α ≤ 65º, f = 0,10 e β = 1,05. Finalmente, com
respeito à cota de fundo da bacia de dissipação, a Figura 96 demonstra que a equação 234
pode ter os seus limites de aplicação ampliados para as condições simuladas nesta seção do
trabalho, uma vez que as variações observadas são pequenas.
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
0 5 10 15 20 25
H
dam
/d
c
d/d
c
65º
55º
45º
35º
25º
15º
Figura 92 - Solução da equação 220 (f = 0,10)
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
0 5 10 15 20 25
H
dam
/d
c
V
o
/V
65º
55º
45º
35º
25º
15º
Figura 93 – Velocidade média adimensionalizada com V
o
(f = 0,10)
192
0,0
1,0
2,0
3,0
4,0
5,0
0 5 10 15 20 25
H
dam
/d
c
V/V
c
65º
55º
45º
35º
25º
15º
Figura 94 – Velocidade média adimensionalizada com V
c
(f = 0,10)
0,0
2,0
4,0
6,0
8,0
10,0
12,0
14,0
16,0
18,0
20,0
0 5 10 15 20 25
H
dam
/d
c
L
j
/d
c
65º (Tipo I)
65º (Tipo II)
65º (Tipo III)
55º (Tipo I)
55º (Tipo II)
55º (Tipo III)
45º (Tipo I)
45º (Tipo II)
45º (Tipo III)
35º (Tipo I)
35º (Tipo II)
35º (Tipo III)
Tipo I
Tipo III
Tipo II
Figura 95 – Comprimentos de bacias de dissipação Tipo I, II e III (f = 0,10)
0
5
10
15
20
25
0 5 10 15 20 25
D/d
c
H
dam
/d
c
65º; f = 0,10
55º; f = 0,10
45º; f = 0,10
35º; f = 0,10
25º; f = 0,10
15º; f = 0,10
53,13º; f = 0,09
53,13º; f = 0,12
53,13º; f = 0,16
53,13º; f = 0,20
Figura 96 – Determinação da cota de fundo da bacia de dissipação.
193
Cabe ressaltar que as curvas obtidas e apresentadas anteriormente tiveram como
objetivo apenas demonstrar o comportamento das equações propostas sob diferentes
condições. Apesar de f = 0,10 ser um valor coerente com estudos experimentais para calhas
com ângulos entre 22º e 53º (MATOS, 2005, p.526), destaca-se que existem estudos que
revelam a dependência desta variável com d
c
/h, como apresentado na revisão bibliográfica.
Para α = 53º, Matos (2005, p.526), com base em estudos experimentais realizados no LNEC e
em outros laboratórios, comenta que na região de escoamento quase-uniforme f = 0,10 para
d
c
/h = 1,6 e f = 0,06 para d
c
/h = 1,1.
5.1.3 Verificação da influência do fator de resistência variável
Na região de escoamento gradualmente variado o fator de resistência não é constante e
depende da rugosidade relativa d/k, como demonstrado por Tozzi (1992). As formulações
adimensionais propostas neste trabalho não levam em conta tal variação, como foi dito
anteriormente. Sendo assim, com o objetivo de estudar a influência da variação do fator de
resistência nas soluções adimensionais propostas, a equação 207 foi utilizada em conjunto
com as equações 99 a 102, desenvolvidas por Tozzi (1992).
A Figura 97, apresentada a seguir, contém resultados obtidos para 1V:0,75H, h = 0,60
m, h = 0,30 m, H
dam
= 20 m e a curva desenvolvida com a equação 220, para f = 0,16. Para
vazão específica simulada, calculou-se a profundidade no pé do vertedor com a equação 207
em conjunto com as equações 99 e 100, de modo que foi possível obter 17 pares (H
dam
/d
c
,
d/d
c
) para cada altura dos degraus.
Nota-se que o aumento na altura do degrau (h) de 0,30 para 0,60 tem como
conseqüência valores de d/d
c
ligeiramente maiores. Este resultado é coerente com a realidade
física, uma vez que degraus com maiores alturas resultam em uma maior dissipação de
energia. O uso da formulação adimensional (eq. 220), com f = 0,16 (valor próximo daquele
indicado na equação 100) resultou em uma boa concordância com os dados numéricos
194
calculados com a equação 207 e as equações de Tozzi (1992). As maiores diferenças
observadas ocorreram para a altura do degrau igual a 0,30 m. Entretanto, devido a magnitude
de tais diferenças e às limitações inerentes ao método utilizado, considera-se razoável a
aproximação obtida com a equação adimensional 220.
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
0 5 10 15 20 25
H
dam
/d
c
d/d
c
Equações 99, 100 e 207; h = 0,60 m; 1V:0,75H
Equações 99, 100 e 207; h = 0,30 m; 1V:0,75H
Equação 220; f = 0,16; 1V:0,75H
Figura 97 – Resultados obtidos com as equações 207, 99 e 100 e a equação 220 (H
dam
= 20 m; ∆x = 0,01 m).
O uso da equação 101 (Tozzi (1992), 1V:2,0H; α = 26,57º) em conjunto com a
equação 207 permitiu a obtenção dos resultados encontrados na Figura 98, correspondentes a
duas alturas dos degraus (h = 0,30 m e h = 0,60 m). Nesta figura também foi inserida a
solução obtida com a equação 220, para f = 0,09 e α = 26,57º. Em todos os cálculos o
coeficiente de Boussinesq utilizado foi igual a 1,05, o passo de cálculo ∆x = 0,01 m e 1 < d/k
< 14. Percebe-se que a influência da altura dos degraus apresenta comportamento semelhante
ao observado na Figura 97, porém, em menores proporções. O uso da formulação
adimensional (eq. 220), com f = 0,09 (valor que corresponde à média dos valores calculados
com a equação 94) resultou em uma boa concordância com os dados numéricos calculados
com as equações 207 e 101.
195
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
0 5 10 15 20 25
H
dam
/d
c
d/d
c
Equações 101 e 207; h = 0,60 m; 1V:2,0H
Equações 101 e 207; h = 0,30 m; 1V:2,0H
Equação 220; f = 0,09; 1V:2,0H
Figura 98 – Resultados obtidos com as equações 207 e 101 e a equação 220 (H
dam
= 20 m; ∆x = 0,01 m).
Assim como nas avaliações anteriores, os resultados obtidos com f variável para
inclinação da calha 1V:6,69H (α ≅ 8,5º) apresentaram boa concordância com a formulação
adimensional com f constante (eq. 220). Para esta inclinação (α ≅ 8,5º), o valor médio do
fator de resistência calculado foi igual a 0,068. Os resultados abrangeram o limite de
aplicação da equação 102 (1,0 ≤ d/k ≤ 10,0) e não apresentaram diferenças significativas para
as duas alturas dos degraus adotadas.
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
0 5 10 15 20 25
H
dam
/d
c
d/d
c
Equações 102 e 207; h = 0,60 m; 1V:6,69H
Equações 102 e 207; h = 0,30 m; 1V:6,69H
Equação 220; f = 0,068; 1V:6,69H
Figura 99 – Resultados obtidos com as equações 207 e 102 e a equação 220 (H
dam
= 10 m; ∆x = 0,01 m).
196
6 VALIDAÇÃO DO EQUACIONAMENTO ADIMENSIONAL
6.1 INTRODUÇÃO
Alguns, dentre os trabalhos apresentados na revisão bibliográfica, publicaram não só
metodologias sob a forma de gráficos e equações, mas também os dados experimentais e
numéricos correspondentes. Nesta seção, com o intuito de validar o equacionamento
adimensional (equação 220), foram realizadas algumas comparações com os referidos dados
encontrados na literatura.
6.1.1 Comparações com dados experimentais e numéricos de diferentes pesquisadores
A Tabela 8, apresentada a seguir, contém informações específicas sobre cada um dos
trabalhos utilizados nas comparações aqui apresentadas. Nota-se que as declividades das
calhas correspondem a valores usuais, em torno de 1V:0,75H.
Tabela 8 – Informações sobre os dados experimentais utilizados
Referência
α
[graus]
Altura dos
degraus [cm]
h/d
c
Tipo de
Informação
H
dam
[m]
Nº de
dados
Cunho do
trabalho
Diez-Cascon et al. (1991)
(Espanha)
53,13 3,0; 6,0 0,159 a 0,534 (1)
3,80 42 experimental
Tozzi (1992)
(Brasil)
53,13
0,83; 1,66;
3,33; 5,0; 10,0
0,05 a 1,10 (1) 2,17 20 experimental
Christodoulou (1993)
(Grécia)
55 2,5 0,266 a 0,726 (2) 0,3593 16 experimental
Pegram et al. (1999)
(África do Sul)
59,04
2,5; 5,0; 10,0;
20,0
0,278 a 3,574 (1.1) 3,0 32 experimental
Povh (2000)
(Brasil)
53,13 2,4 0,142 a 0,492 (1) 1,66 18 experimental
Boes e Hager (2003)
(Suíça)
50 3,11; 9,33 [-] (3) 4,37 15 experimental
Sanagiotto (2003)
(Brasil)
53,13 3,0; 6,0; 9,0 0,0814 a 0,894 (2) 2,44 225 experimental
Dai Prá (2004)
(Brasil)
45 3,0; 6,0; 9,0 0,0815 a 0,9 (2) 2,44 297 experimental
Ohtsu et al. (2004)
(Japão)
55 0,625 a 10,0 0,03 a 1,21 (1.1) 0,45 a 2,47 23 experimental
Meireles et al. (2004)
(Portugal)
53,13 4,0; 8,0 0,92 a 0,25 (1.1); (1.2) 2,90 20 experimental
Arantes (2007)
(Brasil)
53,13 5,0; 10,0 0,311 a 1,274 (2) 2,17 30 numérico (CFD)
(1) Significa que o autor correspondente obteve conjugados subcríticos de ressaltos estabelecidos na bacia de
dissipação; (1.1) Foram obtidos conjugados subcríticos assim como em (1), entretanto, os dados utilizados foram
digitalizados a partir de gráficos apresentados pelos autores; (1.2) Os valores de d
1
foram determinados a partir
de medições de pressões no pé do vertedor; (2) Significa que os autores obtiveram profundidades do escoamento
em diferentes posições ao longo da calha, incluindo profundidades na região aerada. Estas profundidades são
perpendiculares ao pseudo-fundo; (3) Indica que os valores de d
1
/d
c
foram calculados a partir de dados
experimentais correspondentes a ∆H/H
máx
(ou H
res
/H
máx
), com a equação 221.
197
Os diferentes trabalhos citados na Tabela 8 permitiram a comparação da equação 220
com 708 dados experimentais e 30 dados numéricos (Figura 100). Em tais comparações foram
assumidas as seguintes hipóteses:
1) A profundidade adimensional equivalente d/d
c
, calculada com a equação 220, pode ser
considerada igual a d
1
/d
c
, em que d
1
é o conjugado supercrítico do ressalto formado na
bacia de dissipação (ver Figura 82);
2) Os dados experimentais correspondentes a profundidades não aeradas medidas ao
longo da calha em degraus (informação tipo 2 na Tabela 8), assim como os valores de
d/d
c
calculados com a equação 220, podem ser considerados iguais a d
1
/d
c
;
3) Os conjugados subcríticos obtidos experimentalmente (informações tipo 1 e 1.1 na
Tabela 8) podem ser utilizados em conjunto com a equação 228 para o cálculo do
adimensional d
1
/d
c
;
Em relação às hipóteses 1 e 2, cabe mencionar que a brusca mudança de declividade
(do paramento de jusante para a bacia de dissipação horizontal) certamente ocasiona
alterações na configuração das linhas de corrente (ou no campo de velocidades). Quanto à
terceira hipótese, destaca-se que a mesma pode conduzir a resultados conservadores quando
se trata do dimensionamento do comprimento da bacia de dissipação. Para calhas com
1V:0,75H, Meireles et al. (2004) constataram experimentalmente que a relação entre a
profundidade calculada de tal maneira e a profundidade calculada a partir de medições de
pressões na seção correspondente a d
1
é cerca de 1,20.
198
0,0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70
H
dam
/d
c
d
1
/d
c
Diez-Cascon et al. (1991); h = 3 cm; 1V:0,75H
Diez-Cascon et al. (1991); h = 6 cm; 1V:0,75H
Tozzi (1992); k = 0,5 cm; 1V:0,75H
Tozzi (1992); k = 1,0 cm; 1V:0,75H
Tozzi (1992); k = 2,0 cm; 1V:0,75H
Tozzi (1992); k = 3,0 cm; 1V:0,75H
Tozzi (1992); k = 6,0 cm; 1V:0,75H
Christodoulou (1993); h = 2,5 cm; 1V:0,7H
Pegram et al. (1999); h = 2,5 cm; 1V:0,6H
Pegram et al. (1999); h = 5,0 cm; 1V:0,6H
Pegram et al. (1999); h = 10 cm; 1V:0,6H
Pegram et al. (1999); h = 20 cm; 1V:0,6H
Povh (2000); h = 2,4 cm; 1V:0,75H
Sanagiotto (2003); h = 3 cm; 1V:0,75H
Sanagiotto (2003); h = 6 cm; 1V:0,75H
Sanagiotto (2003); h = 9 cm; 1V:0,75H
Boes e Hager (2003); 50º
Dai Pra (2004); h = 3 cm; 1V:1H
Dai Pra (2004); h = 6 cm; 1V:1H
Dai Pra (2004); h = 9 cm; 1V:1H
Ohtsu et al. (2004); h = 0,625 a 10 cm; 55º
Meireles et al. (2004); 1V:0,75H; h = 4 cm
Meireles et al. (2004); 1V:0,75H; h = 8 cm
Meireles et al. (2004); 1V:0,75H; h = 4 cm (1.2)
Meireles et al. (2004); 1V:0,75H; h = 8 cm (1.2)
Arantes (2007); k = 3 cm; 1V:0,75H
Arantes (2007); k = 6 cm; 1V:0,75H
Eq. 206; f = 0,07; 1V:0,75H
Eq. 206; f = 0,10; 1V:0,75H
Eq. 206; f = 0,15; 1V:0,75H
Eq. 206; f = 0,20; 1V:0,75H
Figura 100 – Validação da formulação adimensional (equação 220).
Os resultados experimentais apresentados na Figura 100 correspondem aos trabalhos
dos diferentes pesquisadores citados na Tabela 8. Observa-se que, para H
dam
/d
c
< 5, há boa
concordância entre a formulação adimensional (eq. 220) e os pontos obtidos de medidas
experimentais, publicados por Sanagiotto (2003) e Dai Prá (2004).
Para H
dam
/d
c
> 5, verifica-se que uma parte dos dados se afasta da curva adimensional
e não apresentam um comportamento bem definido. Estes dados correspondem a
profundidades aeradas do escoamento, cuja determinação experimental é complicada graças à
formação de intensos respingos de água e oscilações da superfície livre. Relatos sobre
dificuldades encontradas na determinação do perfil da superfície livre aerada podem ser
encontrados, por exemplo, em Tozzi (1992, f.82) e Dai Prá (2004, f.54).
Com respeito aos estudos de Boes e Hager (2003a), considera-se válido destacar
algumas observações. Estes pesquisadores obtiveram profundidades aeradas do escoamento
ao longo da calha em degraus, assim como as concentrações de ar correspondentes. Em
seguida, com tais informações, os mesmos calcularam as profundidades equivalentes
199
(profundidade apenas de água). Foi com estas profundidades que estes pesquisadores
avaliaram a energia residual relativa (H
res
/H
máx
), com as equações 221 e 222, para α
1
= 1,10.
Por meio dos dados apresentados na Figura 100, percebe-se que o procedimento utilizado por
Boes e Hager (2003a) conduz a resultados próximos daqueles correspondentes a medições de
conjugados subcríticos.
Finalmente, cabe comentar que os pontos experimentais, relativos às medições de
conjugados subcríticos de ressaltos estabelecidos na bacia de dissipação, apresentam uma
concordância razoável com a equação 220. Nota-se que, com exceção de alguns dados, os
mesmos situam-se entre as curvas correspondentes a valores do fator de resistência entre 0,07
e 0,20. De um modo geral, pode-se concluir que, dentro das limitações inerentes ao modelo
semi-empírico e das dificuldades próprias de estudos experimentais, houve um ajuste razoável
entre a teoria e a experimentação.
6.1.2 Comparações dos dados experimentais com as equações auxiliares
6.1.2.1 Dissipação de energia
Os resultados apresentados a seguir (Figura 101) foram obtidos com as equações 220 e
221 e os dados experimentais dos autores citados na Tabela 8. Nesta figura (Figura 101), os
pontos experimentais relativos às profundidades aeradas, apresentados na Figura 100, não
foram utilizados. Destaca-se que os pontos (H
dam
/d
c
, ∆H/H
máx
) correspondentes aos dados
experimentais foram gerados com a equação 221, a partir dos pares (H
dam
/d
c
, d
1
/d
c
).
Ao observar os resultados apresentados na Figura 101, nota-se que os dados
experimentais de Diez-Cascon et al. (1991) apresentam melhor concordância com a curva
correspondente ao fator de resistência igual a 0,07. Com respeito à curva desenvolvida com f
= 0,10, observa-se que os dados de Povh (2000) foram os que melhor aderiram à mesma. O
fator de resistência igual a 0,20, sugerido por Chanson (2002) para o pré-dimensionamento de
vertedores em degraus, resultou em uma curva adimensional mais próxima dos dados de
200
Sanagiotto (2003), Dai Prá (2004), Ohtsu et al. (2004) e Meireles et al. (2004). Com exceção
de alguns dados, vê-se que a maior parte dos pontos está compreendida entre as curvas
correspondentes aos valores de f adotados (0,07 e 0,20).
0,0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70
H
dam
/d
c
∆
H/H
máx
f = 0,07; 1V:0,75H
f = 0,10; 1V:0,75H
f = 0,20; 1V:0,75H
Diez-Cascon (1990); h = 3 cm
Diez-Cascon (1990); h = 6 cm
Tozzi (1992); k = 0,5 cm
Tozzi (1992); k = 1 cm
Tozzi (1992); k = 2 cm
Tozzi (1992); k = 3 cm
Tozzi (1992); k = 6 cm
Christodoulou (1990); h = 2,5 cm
Pegram et al.(1999); h = 2,5 cm
Pegram et al.(1999); h = 5 cm
Pegram et al.(1999); h = 10 cm
Pegram et al.(1999); h = 20 cm
Povh (2000); h = 2,4 cm
Sanagiotto (2003); h = 3,0 cm
Sanagiotto (2003); h = 6,0 cm
Sanagiotto (2003); h = 9,0 cm
Boes e Hager (2003); 50º
Dai Prá (2004); h = 3 cm
Dai Prá (2004); h = 6 cm
Dai Prá (2004); h = 9 cm
Ohtsu et al. (2004);
Meireles et al (2004); h = 4 cm
Meireles et al (2004); h = 8 cm
Meireles et al (2004); h = 4 cm (1.2)
Meireles et al (2004); h = 8 cm (1.2)
Arantes (2007); h = 5 cm
Arantes (2007); h = 10 cm
Figura 101 – Validação da formulação adimensional (equações 220 e 221).
6.1.2.2 Comprimento adimensional de bacias de dissipação
Para H
dam
/d
c
> 20, as Figuras 102, 103 e 104 apontam que a maior parte dos dados
experimentais se aproximou das curvas correspondentes a f = 0,07 e f = 0,10. Entretanto,
como pode ser visto, há muitos pontos entre as curvas geradas com f = 0,07 e f = 0,20. Mais
uma vez, pode-se afirmar que há uma aproximação razoável entre a metodologia semi-
empírica e os dados experimentais e numéricos (CFD).
201
0
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70
H
dam
/d
c
L
I
/d
c
f = 0,07; 1V:0,75H
f = 0,10; 1V:0,75H
f = 0,20; 1V:0,75H
Diez-Cascon (1990); h = 3 cm
Diez-Cascon (1990); h = 6 cm
Tozzi (1992); k = 0,5 cm
Tozzi (1992); k = 1 cm
Tozzi (1992); k = 2 cm
Tozzi (1992); k = 3 cm
Tozzi (1992); k = 6 cm
Christodoulou (1990); h = 2,5 cm
Pegram et al.(1999); h = 2,5 cm
Pegram et al.(1999); h = 5 cm
Pegram et al.(1999); h = 10 cm
Pegram et al.(1999); h = 20 cm
Povh (2000); h = 2,4 cm
Sanagiotto (2003); h = 3,0 cm
Sanagiotto (2003); h = 6,0 cm
Sanagiotto (2003); h = 9,0 cm
Boes e Hager (2003); 50º
Dai Prá (2004); h = 3 cm
Dai Prá (2004); h = 6 cm
Dai Prá (2004); h = 9 cm
Ohtsu et al. (2004); 0,625 a 10 cm
Meireles et al (2004); h = 4 cm
Meireles et al (2004); h = 8 cm
Meireles et al (2004); h = 4 cm (1.2)
Meireles et al (2004); h = 8 cm (1.2)
Arantes (2007); h = 5 cm
Arantes (2007); h = 10 cm
Figura 102 – Validação da formulação adimensional (Bacia de Dissipação Tipo I)
0
2
4
6
8
10
12
14
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70
H
dam
/d
c
L
II
/d
c
f = 0,07; 1V:0,75H
f = 0,10; 1V:0,75H
f = 0,20; 1V:0,75H
Diez-Cascon (1990); h = 3 cm
Diez-Cascon (1990); h = 6 cm
Tozzi (1992); k = 0,5 cm
Tozzi (1992); k = 1 cm
Tozzi (1992); k = 2 cm
Tozzi (1992); k = 3 cm
Tozzi (1992); k = 6 cm
Christodoulou (1990); h = 2,5 cm
Pegram et al.(1999); h = 2,5 cm
Pegram et al.(1999); h = 5 cm
Pegram et al.(1999); h = 10 cm
Pegram et al.(1999); h = 20 cm
Povh (2000); h = 2,4 cm
Sanagiotto (2003); h = 3,0 cm
Sanagiotto (2003); h = 6,0 cm
Sanagiotto (2003); h = 9,0 cm
Boes e Hager (2003); 50º
Dai Prá (2004); h = 3 cm
Dai Prá (2004); h = 6 cm
Dai Prá (2004); h = 9 cm
Ohtsu et al. (2004); 0,625 a 10 cm
Meireles et al (2004); h = 4 cm
Meireles et al (2004); h = 8 cm
Meireles et al (2004); h = 4 cm (1.2)
Meireles et al (2004); h = 8 cm (1.2)
Arantes (2007); h = 5 cm
Arantes (2007); h = 10 cm
Figura 103 – Validação da formulação adimensional (Bacia de Dissipação Tipo II)
202
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70
H
dam
/d
c
L
III
/d
c
f = 0,07; 1V:0,75H
f = 0,10; 1V:0,75H
f = 0,20; 1V:0,75H
Diez-Cascon (1990); h = 3 cm
Diez-Cascon (1990); h = 6 cm
Tozzi (1992); k = 0,5 cm
Tozzi (1992); k = 1 cm
Tozzi (1992); k = 2 cm
Tozzi (1992); k = 3 cm
Tozzi (1992); k = 6 cm
Christodoulou (1990); h = 2,5 cm
Pegram et al.(1999); h = 2,5 cm
Pegram et al.(1999); h = 5 cm
Pegram et al.(1999); h = 10 cm
Pegram et al.(1999); h = 20 cm
Povh (2000); h = 2,4 cm
Sanagiotto (2003); h = 3,0 cm
Sanagiotto (2003); h = 6,0 cm
Sanagiotto (2003); h = 9,0 cm
Boes e Hager (2003); 50º
Dai Prá (2004); h = 3 cm
Dai Prá (2004); h = 6 cm
Dai Prá (2004); h = 9 cm
Ohtsu et al. (2004); 0,625 a 10 cm
Meireles et al (2004); h = 4 cm
Meireles et al (2004); h = 8 cm
Meireles et al (2004); h = 4 cm (1.2)
Meireles et al (2004); h = 8 cm (1.2)
Arantes (2007); h = 5 cm
Arantes (2007); h = 10 cm
Figura 104 – Validação da formulação adimensional (Bacia de Dissipação Tipo III)
6.1.2.3 Cota de fundo da bacia de dissipação
0
10
20
30
40
50
60
70
0 10203040506070
D/d
c
H
dam
/d
c
f = 0,07; 1V:0,75H
f = 0,10; 1V:0,75H
f = 0,20; 1V:0,75H
Diez-Cascon (1990); h = 3 cm
Diez-Cascon (1990); h = 6 cm
Tozzi (1992); k = 0,5 cm
Tozzi (1992); k = 1 cm
Tozzi (1992); k = 2 cm
Tozzi (1992); k = 3 cm
Tozzi (1992); k = 6 cm
Christodoulou (1990); h = 2,5 cm
Pegram et al.(1999); h = 2,5 cm
Pegram et al.(1999); h = 5 cm
Pegram et al.(1999); h = 10 cm
Pegram et al.(1999); h = 20 cm
Povh (2000); h = 2,4 cm
Sanagiotto (2003); h = 3,0 cm
Sanagiotto (2003); h = 6,0 cm
Sanagiotto (2003); h = 9,0 cm
Boes e Hager (2003); 50º
Dai Prá (2004); h = 3 cm
Dai Prá (2004); h = 6 cm
Dai Prá (2004); h = 9 cm
Ohtsu et al. (2004); 0,625 a 10 cm
Meireles et al (2004); h = 4 cm
Meireles et al (2004); h = 8 cm
Meireles et al (2004); h = 4 cm (1.2)
Meireles et al (2004); h = 8 cm (1.2)
Arantes (2007); h = 5 cm
Arantes (2007); h = 10 cm
Figura 105 – Validação da formulação adimensional (Cota de fundo da Bacia de Dissipação Tipo I)
203
A comparação dos dados experimentais com a metodologia proposta para a
determinação da cota de fundo da bacia de dissipação revelou uma boa aproximação entre a
teoria e a experimentação, como pode ser visto na Figura 105. Sendo assim, sugere-se mais
uma vez o uso da equação 234 para a estimativa da cota de fundo da bacia Tipo I.
204
7 PRÉ-DIMENSIONAMENTO DO COMPRIMENTO DA BACIA DE DISSIPAÇÃO
Um importante parâmetro envolvido no projeto de sistemas extravasores é o
comprimento da bacia de dissipação, motivo pelo qual esta grandeza foi avaliada em itens
anteriores. Simões (2006) apresentou uma relação entre L
j
/H
dam
e H
dam
/d
c
que, assim como a
relação entre L
j
/d
c
e H
dam
/d
c
, permite a estimativa do comprimento do ressalto na bacia Tipo I.
Um ponto interessante encontrado na relação entre L
j
/H
dam
e H
dam
/d
c
é a possibilidade de
estabelecer, por mínimos quadrados, uma simples equação para a avaliação destas grandezas,
além de condensar as variações encontradas nos dados experimentais adimensionalizados.
Por meio de algumas manipulações algébricas nos dados adimensionais apresentados
anteriormente (Figuras 102, 103 e 104) foram desenvolvidas as curvas encontradas nas
Figuras 106, 107 e 108, que relacionam os adimensionais sugeridos por Simões (2006). Mais
uma vez, percebe-se que a maior parte dos dados está limitada pelas curvas correspondentes
aos valores do fator de resistência utilizados.
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8
2,0
2,2
2,4
2,6
2,8
3,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80
H
dam
/d
c
L
I
/H
dam
f = 0,08
f = 0,10
f = 0,11
f = 0,15
f = 0,20
Diez-Cascon et al. (1991); h = 3 cm
Diez-Cascon et al. (1991); h = 6 cm
Tozzi (1992); k = 0,5 cm
Tozzi (1992); k = 1,0 cm
Tozzi (1992); k = 2,0 cm
Tozzi (1992); k = 3,0 cm
Tozzi (1992); k = 6,0 cm
Christodoulou (1993)
Pegram et al (1999); h = 2,5 cm
Pegram et al (1999); h = 5 cm
Pegram et al (1999); h = 10 cm
Pegram et al (1999); h = 20 cm
Povh (2000); h = 2,4 cm
Sanagiotto (2003); h = 3 cm
Sanagiotto (2003); h = 6 cm
Sanagiotto (2003); h = 9 cm
Boes e Hager (2003); 50º
Dai Prá (2004); h = 3 cm
Dai Prá (2004); h = 6 cm
Dai Prá (2004); h = 9 cm
Ohtsu et al. (2004); h = 0,625 a 10 cm
M eireles et al. (2004); h = 4 cm
M eireles et al. (2004); h = 8 cm
M eireles et al. (2004); h = 4 cm (1.2)
M eireles et al. (2004); h = 8 cm (1.2)
Arantes (2007); h = 5 cm
Arantes (2007); h = 10 cm
Figura 106 –Relação entre os adimensionais L
I
/H
dam
e H
dam
/d
c
(Bacia Tipo I).
205
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8
2,0
2,2
2,4
2,6
2,8
3,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80
H
dam
/d
c
L
II
/H
dam
f = 0,08
f = 0,10
f = 0,11
f = 0,15
f = 0,20
Diez-Cascon et al. (1991); h = 3 cm
Diez-Cascon et al. (1991); h = 6 cm
Tozzi (1992); k = 0,5 cm
Tozzi (1992); k = 1,0 cm
Tozzi (1992); k = 2,0 cm
Tozzi (1992); k = 3,0 cm
Tozzi (1992); k = 6,0 cm
Christodoulou (1993)
Pegram et al (1999); h = 2,5 cm
Pegram et al (1999); h = 5 cm
Pegram et al (1999); h = 10 cm
Pegram et al (1999); h = 20 cm
Povh (2000); h = 2,4 cm
Sanagiotto (2003); h = 3 cm
Sanagiotto (2003); h = 6 cm
Sanagiotto (2003); h = 9 cm
Boes e Hager (2003); 50º
Dai Prá (2004); h = 3 cm
Dai Prá (2004); h = 6 cm
Dai Prá (2004); h = 9 cm
Ohtsu et al. (2004); h = 0,625 a 10 cm
M eireles et al. (2004); h = 4 cm
M eireles et al. (2004); h = 8 cm
M eireles et al. (2004); h = 4 cm (1.2)
M eireles et al. (2004); h = 8 cm (1.2)
Arantes (2007); h = 5 cm
Arantes (2007); h = 10 cm
Figura 107 –Relação entre os adimensionais L
II
/H
dam
e H
dam
/d
c
(Bacia Tipo II).
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8
2,0
2,2
2,4
2,6
2,8
3,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80
H
dam
/d
c
L
III
/H
dam
f = 0,08
f = 0,10
f = 0,11
f = 0,15
f = 0,20
Diez-Cascon et al. (1991); h = 3 cm
Diez-Cascon et al. (1991); h = 6 cm
Tozzi (1992); k = 0,5 cm
Tozzi (1992); k = 1,0 cm
Tozzi (1992); k = 2,0 cm
Tozzi (1992); k = 3,0 cm
Tozzi (1992); k = 6,0 cm
Christodoulou (1993)
Pegram et al (1999); h = 2,5 cm
Pegram et al (1999); h = 5 cm
Pegram et al (1999); h = 10 cm
Pegram et al (1999); h = 20 cm
Povh (2000); h = 2,4 cm
Sanagiotto (2003); h = 3 cm
Sanagiotto (2003); h = 6 cm
Sanagiotto (2003); h = 9 cm
Boes e Hager (2003); 50º
Dai Prá (2004); h = 3 cm
Dai Prá (2004); h = 6 cm
Dai Prá (2004); h = 9 cm
Ohtsu et al. (2004); h = 0,625 a 10 cm
M eireles et al. (2004); h = 4 cm
M eireles et al. (2004); h = 8 cm
M eireles et al. (2004); h = 4 cm (1.2)
M eireles et al. (2004); h = 8 cm (1.2)
Arantes (2007); h = 5 cm
Arantes (2007); h = 10 cm
Figura 108 –Relação entre os adimensionais L
III
/H
dam
e H
dam
/d
c
(Bacia Tipo III).
Para calhas com 1V:0,75H e bacias Tipo I, Simões (2006, f.68) apresentou as
equações 235, 236 e 237, que relacionam os adimensionais L
I
/H
dam
, H
dam
/d
c
e f. Nos seus
estudos, o referido autor limitou a aplicação destas equações aos intervalos 5,80 ≤ H
dam
/d
c
≤
206
46,50, 1,52 ≤ d
c
/k ≤ 32,1 e 0,10 ≤ f ≤ 0,20. O limite envolvendo a altura de rugosidade dos
degraus (d
c
/k) foi estabelecido com base nos dados experimentais analisados.
2
.
1
ψ
ψ
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
c
dam
dam
I
d
H
H
L
(235)
Em que ψ
1
e ψ
2
são funções que dependem do valor do fator de resistência adotado no pré-
dimensionamento da bacia de dissipação Tipo I (equações 236 e 237).
811,12.669,12.664,53
2
1
++−= ff
ψ
(236)
8366,0.1215,1.3449,2
2
2
−−= ff
ψ
(237)
Com o intuito de ampliar a aplicação das equações 235 a 237, incluindo as bacias Tipo
II e III, valores de f entre 0,08 e 0,20 e os limites relacionados aos experimentos avaliados
(Tabela 8), foram realizados ajustes por mínimos quadrados a partir dos dados numéricos que
originaram as curvas adimensionais das Figuras 106, 107 e 108. Como resultado, propõe-se
para o pré-dimensionamento do comprimento das referidas bacias as equações 238, 239 e 240
em conjunto com a Tabela 9. O coeficiente de determinação de todas as equações resultou R
2
≅ 1,0.
2
.
1
ψ
ψ
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
c
dam
dam
i
d
H
H
L
(238)
32
2
11
..
bbb
CfCfC ++=
ψ
(239)
65
2
42
..
bbb
CfCfC ++=
ψ
(240)
Tabela 9 – Valores dos coeficientes das equações 239 e 240.
Bacia
Tipo
C
b1
C
b2
C
b3
C
b4
C
b5
C
b6
I -11,28 -6,83 15,09 -1,22 0,56 0,92
II -15,55 -0,69 8,82 -1,82 0,87 0,86
III -7,39 -0,44 4,65 -1,89 0,98 0,80
Válidas para 0,08 ≤ f ≤ 0,20 e 5 ≤ H
dam
/d
c
≤ 80 (Tipo I), 2,5 ≤ H
dam
/d
c
≤ 80 (Tipo II) e 1,26 ≤
H
dam
/d
c
≤ 80 (Tipo III). Em que C
b1
, C
b2
, C
b3
, C
b4
, C
b5
e C
b6
, são coeficientes adimensionais
207
que dependem do tipo de bacia de dissipação, de acordo com a Tabela 9; L
i
é o comprimento
da bacia de dissipação, sendo que o subscrito “i” indica o tipo de bacia (I, II ou III).
Considerando f = 0,08, pode-se escrever, para as bacias de dissipação Tipo I, II e III,
as equações 241, 242 e 243, respectivamente.
95,0
.47,14
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
c
dam
dam
I
d
H
H
L
(241)
91,0
.66,8
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
c
dam
dam
II
d
H
H
L
(242)
87,0
.56,4
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
c
dam
dam
III
d
H
H
L
(243)
Isolando “L
i
” e utilizando a definição de profundidade crítica [d
c
= (q
2
/g)
1/3
], com g =
9,8 m/s
2
, as equações anteriores (241 a 243) podem ser escritas da seguinte maneira (Com
unidades de acordo com o Sistema Internacional):
05,0633,0
..02,7
damI
HqL = (244)
09,0607,0
..33,4
damII
HqL = (245)
13,058,0
..35,2
damIII
HqL = (246)
Uma vez que a faixa de aplicação de cada uma das bacias de dissipação está
relacionada ao número de Froude Fr
1
, recomenda-se o uso da Figura 109, para avaliação deste
parâmetro adimensional. Finalmente, sobre as equações anteriores, cabe destacar as seguintes
observações:
1) O limite de aplicação das equações desenvolvidas está relacionado aos limites dos
estudos experimentais utilizados na validação da formulação adimensional. Sendo
assim, apesar de terem sido obtidas para 1V:0,75H, as mesmas podem ser empregadas
para 45º ≤ α ≤ 59º;
208
2) O fator de resistência adotado (f = 0,08) é conservador em relação a alguns valores
encontrados na literatura e em relação a uma parte dos dados experimentais utilizados
na validação do modelo. Deste modo, o comprimento da bacia de dissipação calculado
com a metodologia proposta pode resultar maior do que aquele determinado por outros
métodos;
3) Percebe-se, pelos expoentes de “q” e “H
dam
”, que o comprimento da bacia de
dissipação depende muito menos de H
dam
do que da vazão específica (q). Nota-se
também que este efeito diminui entre as bacias Tipo I, Tipo II e Tipo III;
4) Apesar do considerável número de pontos experimentais utilizados na validação do
modelo matemático proposto, as equações desenvolvidas só devem ser utilizadas em
avaliações preliminares na fase de anteprojeto ou no pré-dimensionamento seguido de
verificação em modelos físicos. Em casos nos quais os riscos associados são
pequenos, é possível que as equações propostas forneçam resultados que possam ser
utilizados no dimensionamento (como em estruturas de pequeno porte, por exemplo);
5) Apesar dos limites de validade relacionados ao adimensional H
dam
/d
c
, mencionados
anteriormente, deve-se observar que os valores extremos deste parâmetro não são
usuais em vertedores de barragens (por exemplo, H
dam
/d
c
< 5);
6) Nota-se, no desenvolvimento das equações, que não foi feita qualquer consideração
sobre o posicionamento do ressalto. Para o uso adequado da metodologia proposta, o
ressalto deve se formar junto ao pé do vertedor, uma vez que o seu deslocamento para
jusante exigiria um comprimento maior do que o calculado com as equações
apresentadas. Deve-se observar atentamente as recomendações sobre a relação entre o
conjugado subcrítico e o nível d’água no canal de restituição, encontradas em Peterka
(1984);
209
7) O projeto de uma bacia de dissipação, como se sabe, não envolve apenas aspectos
hidráulicos. Deste modo, se o canal de fundo for constituído por materiais estáveis, o
comprimento da bacia de dissipação pode ser drasticamente alterado.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80
H
dam
/d
c
Fr
1
f = 0,08
Fr
1
≅
8,94
Figura 109 – Variação do número de Froude supercrítico com H
dam
/d
c
(f = 0,08; α ≅ 53,13º).
210
8 DESENVOLVIMENTOS PARA CALHAS LISAS
8.1 INTRODUÇÃO
As equações diferenciais adimensionalizadas, apresentadas anteriormente, também
podem ser aplicadas aos vertedores em concreto alisado, desde que seja utilizado um fator de
resistência de Darcy-Weisbach apropriado. De acordo com Chanson (2004, p.489-490),
valores típicos de f para estruturas lisas podem variar entre 0,01 e 0,05. Sendo assim, com o
intuito de estender a aplicação da metodologia proposta aos vertedores lisos, foram
desenvolvidas curvas e equações semelhantes a aquelas apresentadas anteriormente. Tal
desenvolvimento também foi utilizado para ilustrar a economia resultante do uso de
vertedores em degraus.
8.2 RELAÇÃO ENTRE d
1
/d
c
e H
dam
/d
c
(Equação 220)
0,0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80
H
dam
/d
c
d
1
/d
c
f = 0,01; 1V:0,75H
f = 0,01; 1V:1H
f = 0,03; 1V:0,75H
f = 0,05; 1V:0,75H
Tozzi (1992); 1V:0,75H
Sanagiotto (2003); 1V:0,75H
Dai Prá (2004); 1V:1H
Figura 110 – Relação entre d
1
/d
c
e H
dam
/d
c
para calhas lisas com declividades em torno de 1V:0,75H. Validação
da formulação adimensional por meio de comparações com dados experimentais.
A Figura 110 foi desenvolvida através da equação 220 (β = 1,05) e com dados
experimentais apresentados por Tozzi (1992), Sanagiotto (2003) e Dai Prá (2004). Nota-se
que para os valores de f adotados, as curvas adimensionais apresentam uma aproximação
razoável com os dados experimentais, validando assim o uso da metodologia para calhas lisas.
211
Percebe-se também que não há diferenças significativas entre as curvas correspondentes a f =
0,01 para as declividades testadas (1V:1H e 1V:0,75H).
8.3 PRÉ-DIMENSIONAMENTO DE BACIAS A JUSANTE DE VERTEDORES LISOS
Assim como para o caso de vertedores em degraus, as Figuras 111 a 113 apresentam
curvas correspondentes aos adimensionais L
i
/H
dam
e H
dam
/d
c
, porém com valores de f
correspondentes a calhas lisas. Considerando f = 0,01, obteve-se para as bacias de dissipação
Tipo I, II e III, as equações 247, 248 e 249, respectivamente (o sobrescrito “liso” indica
apenas que o comprimento “L” corresponde a uma bacia de dissipação projetada a jusante de
uma calha lisa).
91,0
.69,14
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
c
dam
dam
liso
I
d
H
H
L
(247)
84,0
.42,8
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
c
dam
dam
liso
II
d
H
H
L
(248)
80,0
.58,4
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
c
dam
dam
liso
III
d
H
H
L
(249)
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8
2,0
2,2
2,4
2,6
2,8
3,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80
H
dam
/d
c
L
I
/H
dam
f = 0,01; 1V:0,75H
f = 0,01; 1V:1H
f = 0,03; 1V:0,75H
f = 0,05; 1V:0,75H
Tozzi (1992); 1V:0,75H
Sanagiotto (2003); 1V:0,75H
Dai Prá (2004); 1V:1H
Figura 111 – Relação entre L
I
/H
dam
e H
dam
/d
c
para calhas lisas com declividades em torno de 1V:0,75H.
Validação da formulação adimensional por meio de comparações com dados experimentais (Bacia Tipo I).
212
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8
2,0
2,2
2,4
2,6
2,8
3,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80
H
dam
/d
c
L
II
/H
dam
f = 0,01; 1V:0,75H
f = 0,01; 1V:1H
f = 0,03; 1V:0,75H
f = 0,05; 1V:0,75H
Tozzi (1992); 1V:0,75H
Sanagiotto (2003); 1V:0,75H
Dai Prá (2004); 1V:1H
Figura 112 – Relação entre L
II
/H
dam
e H
dam
/d
c
para calhas lisas com declividades em torno de 1V:0,75H.
Validação da formulação adimensional por meio de comparações com dados experimentais (Bacia Tipo II).
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8
2,0
2,2
2,4
2,6
2,8
3,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80
H
dam
/d
c
L
III
/H
dam
f = 0,01; 1V:0,75H
f = 0,01; 1V:1H
f = 0,03; 1V:0,75H
f = 0,05; 1V:0,75H
Tozzi (1992); 1V:0,75H
Sanagiotto (2003); 1V:0,75H
Dai Prá (2004); 1V:1H
Figura 113 – Relação entre L
III
/H
dam
e H
dam
/d
c
para calhas lisas com declividades em torno de 1V:0,75H.
Validação da formulação adimensional por meio de comparações com dados experimentais (Bacia Tipo III).
213
8.4 COMPARAÇÕES ENTRE COMPRIMENTOS DE BACIAS DE DISSIPAÇÃO A
JUSANTE DE CALHAS LISAS E CALHAS EM DEGRAUS
Com o intuito de evidenciar a redução no comprimento das bacias de dissipação em
função da adoção de vertedores em degraus, a Figura 114 demonstra, para as três bacias
estudadas, a variação da relação L
(liso)
/L
(degraus)
com H
dam
/d
c
. A variável “L” representa o
comprimento de uma das três bacias de dissipação e o subscrito entre parênteses indica se a
bacia está à jusante de uma estrutura lisa ou em degraus. Por meio da legenda da referida
figura é possível identificar as particularidades próprias de cada curva.
1,00
1,05
1,10
1,15
1,20
1,25
1,30
1,35
1,40
1,45
1,50
1,55
1,60
1,65
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80
H
dam
/d
c
L
(liso)
/L
(degraus)
f = 0,01 e f = 0,08; 1V:0,75H - Tipo I
f = 0,01 e f = 0,08; 1V:0,75H - Tipo II
f = 0,01 e f = 0,08; 1V:0,75H - Tipo III
f = 0,03 e f = 0,15; 1V:0,75H - Tipo I
f = 0,03 e f = 0,15; 1V:0,75H - Tipo II
f = 0,03 e f = 0,15; 1V:0,75H - Tipo III
Figura 114 – Comparação entre o comprimento de bacias de dissipação a jusante de vertedores em degraus e de
vertedores lisos calculados com a formulação adimensional proposta (≅ 1V:0,75H).
Para os valores de “f” iguais a 0,01 e 0,08 e H
dam
/d
c
> 40, os resultados demonstram
que a jusante de uma estrutura lisa, a bacia Tipo I resultaria 20% maior do que a jusante de
um vertedor em degraus. Para bacias de dissipação Tipo II e III, nota-se que este valor
passaria para 30%, aproximadamente.
Ao multiplicar o fator de resistência da calha lisa por três (f = 0,03) e, adotando o
valor de f = 0,15 para vertedores em degraus, percebe-se que L
(liso)
/L
(degraus)
assume um valor
214
constante igual a 1,38 se H
dam
/d
c
> 45, para bacias Tipo I. Tal relação, considerando as bacias
de dissipação Tipo II e III, assume valores iguais a 1,53 e 1,61, respectivamente.
As curvas da Figura 114 também demonstram que quanto maior for a vazão específica
(ou a profundidade crítica), para uma dada altura do vertedor (H
dam
) menor será a eficiência
dos degraus na dissipação de energia. Este fato, como mencionado na revisão bibliográfica,
foi constatado experimentalmente por diversos pesquisadores.
Finalmente, cabe comentar que mesmo para os resultados mais conservadores (f =
0,08), a estrutura em degraus propicia uma redução considerável no comprimento da bacia de
dissipação por ressalto hidráulico.
8.5 COTA DE FUNDO DA BACIA DE DISSIPAÇÃO (VERTEDORES LISOS)
A metodologia apresentada para a determinação da cota de fundo da bacia de
dissipação foi utilizada em conjunto com os resultados correspondentes a f = 0,01 (calha lisa).
Do mesmo modo, os dados experimentais também apresentaram excelente concordância com
as curvas semi-empíricas, como pode ser visualizado na Figura 115. Como resultado, foi
possível obter a equação 250, semelhante à equação 234. Por meio destas equações, nota-se
que para um determinado valor de “D/d
c
”, a cota de fundo (ou simplesmente H
dam
) de uma
bacia a jusante de uma calha lisa resultará maior do que a jusante de um vertedor em degraus.
89,2.02,1 +=
cc
dam
d
D
d
H
(250)
215
0
5
10
15
20
25
30
35
40
45
50
55
60
65
70
75
80
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80
D/d
c
H
dam
/d
c
f = 0,01; 1V:0,75H
f = 0,05; 1V:0,75H
Tozzi (1992); k = 6 cm
Sanagiotto (2003); h = 9,0 cm
Dai Prá (2004); h = 9 cm
Figura 115 – Cota de fundo da bacia de dissipação (validação para calhas lisas).
216
9 APLICAÇÕES DOS MÉTODOS APRESENTADOS E DESENVOLVIDOS
As curvas e equações desenvolvidas a partir das formulações adimensionais propostas,
podem ser empregadas em avaliações preliminares na fase de pré-dimensionamento de
vertedores em degraus ou em problemas de verificação de estruturas existentes. Este item do
trabalho apresenta exemplos de aplicação de alguns métodos existentes na literatura
(apresentados na revisão bibliográfica) e da metodologia aqui desenvolvida.
9.1 APLICAÇÃO 1 – BOES e HAGER (2003a)
Considere que uma calha em degraus deve ser projetada para uma barragem, sendo
conhecidas as seguintes condições de contorno:
1) Altura da crista do vertedouro, desde o fundo da bacia de dissipação: H
dam
= 60 m;
2) Largura do rio a jusante: B = 40 m;
3) Inclinação do paramento de jusante: 1V:0,8H;
4) Vazão de projeto: Q
d
= 800 m
3
/s;
5) Espessura das camadas de CCR: 0,6 m
9.1.1 Seleção da largura do vertedor
A fim de evitar a ocorrência indesejada de ondas de choque devido a convergência dos
muros laterais ao longo do paramento de jusante, a largura do vertedor será igual a largura do
rio a jusante, ou seja, B = 40 m. Consequentemente, a vazão especifica será igual a q = 800/40
= 20 m
3
/(s.m). Sendo a seção transversal retangular, a profundidade crítica vale d
c
=
(20
2
/9,81)
1/3
= 3,44 m.
9.1.2 Seleção da Altura dos Degraus (h) e Verificação do Regime de Escoamento
Graças à espessura das camadas de CCR, foi adotado h = 1,20 m, o que facilita a
construção do vertedouro, além de assegurar uma elevada dissipação de energia. Para a
descarga de projeto, a relação d
c
/h = 3,44/1,20 = 2,87 é maior do que o valor mínimo
requerido, de acordo com a equação 50, para ocorrência do escoamento deslizante sobre
217
turbilhões. Por meio da Figura 28, também é possível concluir que o escoamento ocorrerá em
regime deslizante sobre turbilhões.
735,0
20,1.8,0
20,1
.14,091,0
l
h
0,14.91,0
h
d
c
=−=−=
Em outros termos, o escoamento em quedas sucessivas só ocorrerá para vazões pequenas,
cujo valor limite pode ser avaliado da seguinte maneira:
()
[]
smq
h
d
c
/ 59,281,9.20,1.735,0735,0
2
2/1
3
==⇒=
Deste modo, vazões específicas inferiores a 2,59 m
2
/s levam à ocorrência do escoamento em
quedas sucessivas (ou regime de transição).
9.1.3 Ponto de Incipiência da Aeração
De acordo com a equação 63, a posição de início da aeração (L
A
) é:
() ()()
m
senhsen
d
L
c
A
42,35
20,1.34,51
44,3.90,5
.
.90,5
5/1
5/7
5/6
5/1
5/7
5/6
===
α
9.1.4 Profundidade do Escoamento na Posição L
A
De acordo com a equação 62, calcula-se:
()
mysenhgqFF
h
y
A
A
33,1../.4,0
5,0
3
*
6,0
*
=⇒=∴=
α
Deste modo, a velocidade do escoamento bifásico na posição L
A
é:
()
smyqyV
AA
/1533,1/20/ ≅==
Todavia, em função da concentração média de ar no ponto de incipiência da aeração
(calculada de acordo com a equação 77), a profundidade equivalente do escoamento, somente
de água, no ponto de incipiência da aeração deve ser avaliada da seguinte maneira:
(
)
23,0240.10.2,1
3
≅−=
−
α
o
i
C
(
)
(
)
mCyd
i
AA
02,123,0133,11 =−=−=
Que resulta numa velocidade, sem considerar o fluxo de ar, superior a anterior:
218
()
smdqdV
AA
/6,1902,1/20/ ≅==
Este valor é menor do que o valor crítico para o início da cavitação (20 m/s) na zona de
escoamento não aerado, de acordo com Boes e Hager (2003b).
9.1.5 Ocorrência do Escoamento Uniforme
De acordo com a equação 138, a distância vertical requerida para ocorrência do
escoamento uniforme (ou quase-uniforme) é:
()
damudam
c
udam
HmHsen
d
H
>=⇒= 70.24
,
3/2
,
α
Deste modo, como a distância vertical requerida é superior à altura do vertedouro, o
escoamento não alcançará condições uniformes.
9.1.6 Profundidade do Escoamento Uniforme
Se o vertedouro fosse suficientemente longo para que o escoamento uniforme se
estabelecesse, a profundidade do escoamento uniforme (profundidade equivalente, apenas de
água) seria (de acordo com a equação 130):
()
mdsen
d
d
o
c
o
80,0.215,0
3/1
=⇒=
−
α
Considerando a mistura ar-água, os autores utilizaram a equação 251, apresentada a seguir.
(
5,0.1,0
*
,90
.5,0
+
=
α
tg
o
F
h
d
)
(251)
md
o
74,1
,90
=
Com este valor é possível calcular a concentração média de ar, no escoamento uniforme, de
acordo com a equação 69:
54,01
,90
≅−=
o
o
u
d
d
C
9.1.7 Dissipação de Energia
Como a condição uniforme do escoamento não é alcançada, a energia dissipada deve
ser calculada por meio da equação 129. A profundidade equivalente (d), no pé do vertedouro
219
(posição vertical H
dam
) pode ser aproximada por meio de uma interpolação linear entre a
profundidade equivalente no ponto de incipiência (d
A
= 1,02 m) e a profundidade equivalente
do escoamento uniforme (d
o
= 0,80 m), para as distâncias verticais desde a crista até z
i
≅
L
A
.senα = 27,7 m e H
dam,u
= 70 m, respectivamente. Deste modo, a interpolação linear pode
ser escrita da seguinte maneira:
()
()
()
mdHH
Hz
dd
d
oudamdam
udami
oA
85,0.
,
,
=+−
−
−
=
Considerando o canal retangular e largo, o diâmetro hidráulico é D
h
= 4.d = 4.0,85 =
3,4 m e a altura de rugosidade dos degraus k = h.cosα = 0,75 m. Sendo assim, a rugosidade
relativa vale k/D
h
= 0,75/3,4 = 0,22. Com H
dam
/d
c
= 17,44, utiliza-se a equação 129:
()
439,0...045,0exp
8,0
1,0
,
=
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
⎟
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎜
⎝
⎛
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
−
c
dam
whmáx
res
d
H
sen
D
k
H
H
α
Sendo H
máx
= H
dam
+ 1,5.d
c
= 65,16 m, a energia residual vale H
res
= 28,6 m. Calculando, (1-
28,6/65,16) = 0,56, pode-se afirmar que aproximadamente 56% da energia cinética foi
dissipada ao longo da calha.
A partir da definição de energia residual [H
res
= d.cosα + α
1
.V
2
/(2.g)], sendo “d” a
incógnita, chega-se a d = 0,89 m, confirmando assim a aproximação obtida com a
interpolação. Finalmente, por meio do valor médio (sugerido pelos autores) d
(médio)
=
0,5.(0,85+0,89) = 0,87 m e da equação da continuidade, calcula-se a velocidade terminal,
igual a 20/0,87 = 23 m/s.
Se a calha fosse longa o bastante para que o escoamento atingisse condições
uniformes, ou seja, H
dam
= 70 m, a energia residual relativa seria H
res
/H
max
= 0,36 e, de acordo
com as equações 131 e 132, f
b
= 0,067. Neste caso 64% da energia total a montante seria
dissipada pelo vertedouro resultando numa velocidade terminal igual a 20/0,80 = 25 m/s.
220
9.1.8 Projeto dos Muros Laterais
Sendo o coeficiente de segurança para represas de concreto igual a 1,20, os autores
sugerem que a altura requerida para os muros laterais seja avaliada com a equação 149 e a
profundidade do escoamento uniforme. Deste modo, chega-se a:
mdh
omuros
09,274,1.20,1.
,90
===
η
Portanto, propõe-se uma altura de 2,1 m. Se o paramento de jusante da barragem é propenso a
erosões, o fator de segurança deve ser de 1,50, como discutido anteriormente. Todavia, deve-
se fazer distinção entre casos onde a crista, acima do ponto de tangencia, é lisa ou em degraus.
Se acima do ponto de tangência existem degraus, a altura dos muros exigida é 1,50.1,74 =
2,61 m. Caso contrário, a altura dos muros deveria ser igual a altura do spray, cujo cálculo,
segundo os autores é efetuado da seguinte maneira: 4.h = 4.1,20 = 4,80 m até a posição
longitudinal L = 25.h = 25.1,20 = 30 m.
9.1.9 Comprimento da Bacia de Dissipação
De acordo com Boes e Hager (2005, p.528) a bacia de dissipação pode ser
dimensionada de acordo com os métodos convencionais, considerando a profundidade
equivalente (d) no pé do vertedouro igual ao conjugado supercrítico do ressalto. Deste modo,
de acordo com os resultados obtidos anteriormente, pode-se calcular o comprimento do
ressalto a jusante do vertedouro, a partir do qual é possível dimensionar a bacia de dissipação.
d
(médio)
= d
1
= 0,87 m; V
1
= 20/0,87 = 23 m/s; Fr
1
= 7,88
Por meio da equação 252, ajustada aos dados de Peterka (1984) e proposta por Hager
et al. (1990), calcula-se o comprimento do ressalto (ou Bacia Tipo I - USBR):
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−
=
22
1Fr
.tgh202
L
1
1
j
d
(252)
m
d
5887,0.64,66L
22
188,7
.tgh202
L
j
1
j
≅=⇒
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−
=
221
Utilizando as equações 226 e 228, o comprimento da bacia Tipo I calculado é L
I
= L
j
≅
57 m, valor próximo daquele calculado com a equação 252 e os dados provenientes da
metodologia de Boes e Hager (2003a).
A aplicação da equação 244, originada da formulação adimensional proposta, requer
apenas o conhecimento da vazão específica “q” e da altura do extravasor “H
dam
”. Sendo
assim, com a referida equação, obtém-se:
mHqL
damI
4,5760.20.02,7..02,7
05,0633,005,0633,0
≅==
Valor coerente com aquele avaliado através da metodologia de Boes e Hager (2003a).
A altura dos muros laterais também pode ser estimada por meio dos resultados
oriundos da formulação adimensional. Entretanto, é necessário utilizar uma equação empírica
para o cálculo da concentração média de ar. Assumindo que a equação 74, proposta por Povh
e Tozzi (2001), é válida para 1V:0,8H, chega-se o seguinte resultado:
58,0
3,44
60
11
0,62
d
H
11
0,62C
22
c
dam
=
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
mean
Com esta concentração e a definição de profundidade equivalente, pode-se então pré-
dimensionar a altura dos muros laterais. Para o cálculo da profundidade equivalente “d”
existem diferentes alternativas. Uma delas consiste em utilizar a curva da Figura 109 que
resulta em Fr
1
≅ 8,4, para H
dam
/d
c
≅ 17,44. Sendo assim, calcula-se d
1
= d ≅ 0,83 m e em
seguida d
90
≅ 0,83/(1-0,58) ≅ 2,0 m. Adotando o coeficiente de segurança mencionado (η =
1,20), obtém-se a altura dos muros laterais h
muros
= η.d
90
≅ 2,40 m, trinta centímetros mais alto
do que aquele dimensionado por Boes e Hager (2003a).
Finalmente, cabe ressaltar que a altura dos muros h
muros
é menor do que a
profundidade crítica e, portanto, menor do que as profundidades nas proximidades da crista
padrão. Sendo assim, a altura dos muros laterais nesta região deve ser avaliada através do
perfil da superfície livre.
222
9.2 APLICAÇÃO 2 – VERTEDOR EM DEGRAUS COM 1V:0,75H
Uma barragem será construída em concreto compactado a rolo e o seu extravasor terá
o paramento de jusante com 1V:0,75H (α = 53,13º). Através dos dados fornecidos a seguir,
avalie a altura dos degraus, regime de escoamento, ponto de incipiência da aeração, cota de
fundo da bacia de dissipação, perfil da superfície livre, a altura dos muros laterais, ocorrência
do escoamento quase-uniforme, comprimento de uma bacia de dissipação a jusante do
vertedor e o risco de cavitação (com a equação 94).
Dados para o projeto:
1) Cota da soleira do vertedor: CS = 875,0 m;
2) Cota de fundo do canal de aproximação: CF = 838,0 m;
3) Largura da soleira: B = 80 m;
4) Vazão de projeto: Q = 1120 m
3
/s;
5) Cota do nível d’água no canal de restituição: C
TW
= 832,72 m;
Com os dados anteriores, seguem-se os seguintes passos:
a) Altura dos degraus
A escolha da altura dos degraus envolve aspectos construtivos relacionados a
espessura das camadas de CCR e, portanto, não é uma decisão puramente hidráulica.
Entretanto, uma primeira aproximação pode ser obtida através da equação 123, desenvolvida
por Tozzi (1992). Inicialmente, calcula-se a altura de rugosidade [k
máx
= h.cos(α)] e em
seguida a altura dos degraus, como indicado a seguir:
q = Q/B = 1120/80 = 14,0 m
2
/s
mhmqk
máx
73,044,014.0764,0.0764,0
3/23/2
=⇒===
A altura calculada não corresponde a um valor prático, mas fornece uma indicação
interessante para avaliações preliminares. Sendo assim, pode-se adotar, por exemplo, h = 0,60
m ou h = 0,90 m, valores habitualmente empregados em vertedores de barragens, já que 30
223
cm é uma espessura usual das camadas de CCR. O valor adotado é h = 0,90 m.
Consequentemente, o piso terá comprimento l = 0,75.0,90 = 0,675 m.
b) Verificação do regime de escoamento
d
c
= (q
2
/g)
1/3
= (14
2
/9,81)
1/3
= 2,71 m
Com h/l = 0,90/0,675 = 1,33 e h/dc = 0,9/2,71 = 0,33, a Figura 28 indica a ocorrência
do escoamento deslizante sobre turbilhões, considerando todas as metodologias ali
apresentadas.
c) Ponto de incipiência da aeração
Adotando a equação 59, proposta por Chanson (2002), calcula-se a posição de início
da aeração (L
A
), como indicado a seguir.
()
6,12
13,53.13,53cos.9,0.81,9
14
..
F
33
*
r
≅==
oo
sen
senkg
q
α
()
9,3senα.
L
4,31L.Fsenα9,719.
k
L
A
A
0,713
*
r
0,0796
A
≅≅⇒≅⇒=
cc
i
dd
z
m
A profundidade do escoamento nesta posição, de acordo com a equação 60, vale:
()
m99,0y.F
senα
0,4034
k
y
A
0,592
*
r
0,04
A
≅⇒=
Com as equações 61 e 62, propostas por Boes e Hager (2003a), calculam-se:
85,5
13,53.9,0.81,9
14
..
F
33
*
r
≅==
o
sensenhg
q
α
5,11 1,319,0.52,3434,525,9.5,85.9,5
8,0
*
≅⇒==⇒===
c
i
i
i
d
z
mzF
h
z
myF
h
y
A
A
04,1.4,0
6,0
*
≅⇒=
224
d) Concentração média de ar ao longo da calha em degraus
Neste item é utilizada a equação 75 em conjunto com as equações 76 e 77 e os
resultados anteriores. Sendo assim, a concentração média de ar na posição de início da
aeração é avaliada por meio da equação 77 da seguinte maneira:
(
)
()
224,0º13,53º240.10.2,1240.10.2,1
33
=−=−=
−−
α
o
i
C
A concentração média de ar em regime uniforme, por sua vez, é obtida com a equação 76:
()
(
)
634,0º13,53.75,0.75,0
75,075,0
=== sensenC
u
α
Finalmente, sendo Z
i
= (z – z
i
)/d
c
, obtém-se uma função, por meio da equação 75, que
relaciona a concentração média de ar em com a posição vertical ao longo da calha:
()
()
[]
{}
(
)
()
[]
{}
⇒−=
−
−
⇒−=
−
−
−−
3/1
4
3/1
4
.º13,53º100.10.5
224,0634,0
224,0
.100.10.5
i
i
i
o
iu
i
i
Ztgh
ZC
Ztgh
CC
CZC
α
()
224,05,11.023435,0.41,0/
3/1
+
⎪
⎭
⎪
⎬
⎫
⎪
⎩
⎪
⎨
⎧
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
c
c
d
z
tghdzC
(253)
Com a equação anterior será possível esboçar o perfil da superfície livre, como será visto.
e) Determinação da cota de fundo da bacia de dissipação (ou H
dam
)
Os dados do problema indicam que D = 875,0 – 832,72 = 42,28 m. Com a equação
234, H
dam
/d
c
= 1,01.D/d
c
+ 2,15 = 17,91 logo, H
dam
= 48,53 m. De acordo com a equação 250,
a altura H
dam
, para uma calha lisa, seria igual a 51 m.
f) Perfil da superfície livre e altura dos muros laterais
Por meio da definição de profundidade equivalente, pode-se escrever a seguinte
equação:
()
meancc
Cd
d
d
d
−
=
1
1
.
90
(254)
225
Com as equações 253 e 254 e o perfil fictício de profundidades equivalentes calculado
com a equação diferencial 220 (f = 0,08 e β = 1,05), obtém-se o perfil da superfície livre,
apresentado a seguir:
0,0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
0123456789101112131415161718
H
dam
/d
c
d/d
c
f = 0,08; 1V:0,75H; Profundidades não aeradas
Perfil correspondente ao escoamento aerado
f = 0,08; 1V:0,75H; Profundidades equivalentes
Ponto de incipiência da aeração
d
90
/d
c
d/d
c
d
90
/d
c
= 0,43
d = d
c
Figura 116 – Perfil da superfície livre (Aplicação 2)
Com os dados apresentados na Figura 116, pode-se pré-dimensionar o perfil dos
muros laterais, devendo-se empregar o coeficiente de segurança igual a 1,20.
É interessante observar que o fator de resistência adotado neste exemplo de projeto é
conservador quando se trata do dimensionamento da bacia de dissipação. Entretanto, como
pode ser constatado facilmente através da Figura 100, se fosse utilizado f = 0,20, obter-se-ia
d/d
c
= 0,32 para H
dam
/d
c
≅ 18. Este valor é superior ao indicado na Figura 116 e deve ser
levado em conta no projeto, uma vez que não se sabe qual o valor do fator de resistência que
melhor corresponde à realidade física.
De acordo com a Figura 116, na posição H
dam
/d
c
= 18, a altura dos muros deve ser
igual a h
muros
= η.d
90
= 1,20.0,43.2,71 = 1,40 m. Se o fator de resistência igual a 0,20
associado à formulação proposta corresponder à realidade física do problema, ocorrerá d
90
=
226
0,32.2,71/(1-0,44) ≅ 1,55 m, em que 0,44 é a concentração média de ar calculada com a
equação 253. Deste modo, tem-se h
muros
= η.d
90
= 1,20.1,55 = 1,86 m.
Nota-se com este item do exemplo que a incerteza associada ao fator de resistência de
Darcy-Weisbach pode resultar em muros com alturas insuficientes, mesmo com o uso do fator
de segurança recomendado. Sendo assim, por razões de segurança, sugere-se a verificação
efetuada anteriormente. Em casos especiais, onde qualquer extravasamento lateral é
inaceitável, o autor recomenda o uso de f = 0,20 para o cálculo da profundidade d
90
e pré-
dimensionamento dos muros. Apesar das observações anteriores, deve-se ter em mente que o
valor de f = 0,08 pode corresponder à realidade, uma vez que o mesmo tem fundamento em
resultados experimentais.
Ainda neste exemplo de aplicação (item h) a metodologia apresentada por Ohtsu,
Yasuda e Takahashi (2004) é empregada para calcular a profundidade equivalente (d) no pé
do vertedor. O valor desta variável, calculado com a metodologia destes pesquisadores,
resultou em d ≅ 0,81 m. Com as equações 79 e 80, propostas pelos referidos autores, calcula-
se a concentração média de ar, resultado em C
mean
= 0,49, consequentemente, d
90
≅ 1,59 m.
Por questões de segurança, os autores sugerem η = 1,40, de modo que h
muros
= 1,4.1,59 ≅ 2,23
m. Nota-se que o valor obtido com a metodologia dos autores citados resulta em muros
laterais mais altos do que aqueles avaliados com f = 0,20.
g) Ocorrência do escoamento quase-uniforme
Através da equação 232, com f = 0,08, chega-se a H
dam,u
/d
c
= 21,7 > H
dam
/d
c
. Portanto,
conclui-se que o escoamento quase-uniforme não será atingido.
Considerando a equação 137, proposta por Christodoulou (1999), a avaliação da
ocorrência do escoamento uniforme é efetuada da seguinte maneira:
()() ()()
m
sensenh
q
L
u
25,62
º13,53.º13,53cos.90,0
14.6,8
.cos.
.6,8
28,007,0
07,0
71,0
28,007,0
07,0
71,0
≅==
αα
227
Assumindo que H
dam,u
= L
u
.senα = 49,8 m, conclui-se que não ocorrerá escoamento uniforme,
apesar deste valor ser menor do que o calculado com a metodologia desenvolvida (eq. 232).
Com a equação 138, proposta por Boes e Hager (2003a), conclui-se que o escoamento
uniforme não é alcançado, como pode ser visto a seguir:
()
7,20º13,53.24
3/2
,
=≅ sen
d
H
c
udam
Como h/d
c
= 0,90/2,71 = 0,33, a metodologia representada pela equação 139, proposta
por Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004), pode ser utilizada. Ressalta-se que o ângulo α deve
ser utilizado em graus. Após efetuar os cálculos, conclui-se que H
dam,u
/d
c
= 30,31 > H
dam
/d
c
(ou H
dam,u
= 82,14 m > 48,53 m = H
dam
). Nota-se que o escoamento uniforme não é alcançado
e que o valor obtido é superior aos demais.
h) Comprimento da bacia de dissipação Tipo I
Com a equação 244, L
I
= 7,02.14,0
0,633
.
48,53
0,05
= 45,3 m. Com a equação 247, o
comprimento de uma bacia de dissipação a jusante de uma calha lisa seria L
I
liso
≅ 51,0 m.
Uma postura menos conservadora em relação ao uso da equação 244, por meio do uso das
equações 238 a 240, conduz os seguintes resultados: L
I
= 43,0 m (f = 0,10); L
I
= 39,6 m (f =
0,16); L
I
=37,8 m (f = 0,20).
Considerando a equação de resistência de Manning-Strickler, com o coeficiente de
Manning calculado de acordo com a equação 119, proposta por Tozzi (1992), foi utilizado um
programa computacional denominado dEGR., desenvolvido pelo autor, para avaliação do
comprimento da bacia de dissipação Tipo I. Como resultado, obteve-se L
I
= 39,90 m, valor
próximo daquele calculado com f = 0,16, no parágrafo anterior.
Com a equação 128, proposta por Povh (2000), a energia residual relativa vale
H
res
/H
máx
= 0,42. Sendo H
máx
≅ H
dam
+ 1,5.d
c
= 48,53 + 1,5.2,71 ≅ 52,6 m, H
res
= 22,1 m.
228
Consequentemente, d
1
≅ 0,67 m. Com este valor, o comprimento de uma bacia de dissipação
Tipo I é L
I
= 45,0 m, valor próximo daquele obtido com a equação 244 (L
I
= 45,3 m).
A metodologia apresentada por Ohtsu, Yasuda e Takahashi (2004), aplicada ao caso
aqui estudado, consiste nos seguintes passos:
1) Através da Figura 28, conclui-se que ocorrerá escoamento deslizante com Perfil Tipo A;
2) Através da equação 139, como apresentado anteriormente, conclui-se que não ocorrerá
escoamento uniforme;
3) Com as equações 114, 117 e 118, calcula-se o fator de resistência de Darcy-Weisbach:
15,010.31,2.10.75,2.10.32,2
1325
=+−=
−−−
αα
máx
f
452,0
1
=A
137,0
71,2
90,0
5,0.452,015,05,0.
2
2
1
=
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−−=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−−=
c
máx
d
h
Aff
4) Com a equação 133, calcula-se H
res
/d
c
correspondente ao regime uniforme:
65,6
º13,53.8
137,0
.
2
1
º13,53cos.
º13,53.8
137,0
3/23/1
=
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
sensend
H
uniforme
c
res
5) Com as equações 135 e 136, calcula-se H
res
/d
c
correspondente ao regime não-uniforme:
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−−
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
m
udam
dam
uniforme
c
res
uniformenão
c
res
H
H
d
H
d
H
,
11.5,15,1
4
25
+−=
α
m , substituindo os valores obtidos anteriormente,
()
mH
d
H
res
uniformenão
c
res
42,1569,5
14,82
53,48
11.5,165,65,1
875,1
=⇒=
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−−−+=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
Com a energia residual calculada, obtém-se d
1
≅ 0,81 m e L
I
= 40,0 m, valor próximo daquele
obtido com a metodologia proposta no presente trabalho, para f = 0,16, que foi L
I
= 39,6 m.
229
i) Risco de cavitação
Para avaliar o risco de cavitação foi utilizada a equação 94, desenvolvida por Gomes
(2006). O valor de L
A
adotado foi aquele calculado com a equação de Chanson (2002) no item
“c”. A fim de comparar os dados obtidos com a equação adimensional 220, o sistema de
coordenadas da equação 94 foi alterado de “x” para “z/d
c
” (ou H
dam
/d
c
, como vem sendo
utilizado neste trabalho). A velocidade V
cr
(equação 94) foi adimensionalizada com a
velocidade crítica V
c
= (g.d
c
)
1/2
, e os resultados podem ser vistos na Figura 117.
⎪
⎭
⎪
⎬
⎫
⎪
⎩
⎪
⎨
⎧
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−+
+=
23,0
1
.60,0exp1
91,9
29,16
A
cr
L
x
V
(94)
Conclui-se, de acordo com o critério utilizado, que não há risco de cavitação, uma vez que as
velocidades médias entre 0,35 ≤ x/L
A
≤ 1,20 não ultrapassam o limite estabelecido pela
equação 94. Para x/L
A
> 1,20 as velocidades médias equivalentes (calculadas com “d”) não
ultrapassam o valor crítico V
cr
. Se ultrapassassem, em função da elevada concentração de ar
do escoamento, o risco de cavitação seria praticamente nulo, levando em consideração a
discussão apresentada na seção correspondente à cavitação.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14
H
dam
/d
c
Vcr/Vc ou V/V
c
f = 0,08; 1V:0,75H; V/Vc
Vc r/Vc
V/V
c
Vcr/V
c
Figura 117 – Verificação do risco de cavitação através do critério de Gomes (2006).
230
9.3 APLICAÇÃO 3 – VERTEDOR LISO
1) “Determinar a elevação do fundo de uma bacia de dissipação, requerida para que o
ressalto hidráulico se forme no pé do vertedor de uma barragem, conhecendo os seguintes
dados” (PORTO, 1986, p.28):
a) Descarga unitária: 9,30 m
2
/s;
b) Elevação do nível d’água no reservatório: 750,00 m;
c) Elevação da crista do vertedor: 747,00 m;
d) Elevação do canal de restituição: 736,00 m.
Assumindo que o vertedor possui 1V:0,75H e com os dados fornecidos, calcula-se d
c
=
2,07 m e D = 747,00-736,00 = 11,00 m. Aplicando a equação 250, obtém-se H
dam
= 17,19 m,
de modo que a cota de fundo da bacia de dissipação será: 747,00-17,19 ≅ 729,80 m. O
resultado encontrado no problema original, calculado com o método gráfico adimensional do
Prof. Elevatorski da Universidade do Arizona, é 729,90 m, revelando assim uma boa
concordância entre os diferentes métodos.
2) “A crista de um vertedor-extravasor de uma barragem, tendo uma declividade no
paramento de jusante de 0,7H:1V, está 26,85 m acima do piso horizontal da bacia de
dissipação. A carga sobre a crista é 3,15 m e a descarga unitária máxima é q = 13,0 m
2
/s.
Determine as dimensões de uma bacia de dissipação tipo II.” (PORTO, 1986, p.51)
A solução completa do problema original envolve a determinação de todas as
dimensões da bacia Tipo II. Entretanto, este item tem como objetivo apenas ilustrar a
aplicação das equações desenvolvidas, de modo que só é apresentado o cálculo do
comprimento da estrutura de dissipação. Sendo assim, com os dados fornecidos, calcula-se d
c
= 2,58 m e H
dam
/d
c
≅ 10,40 m. Com a equação 248, obtém-se o comprimento da bacia de
dissipação Tipo II: L
II
liso
= (8,42).(26,85).(10,40)
-0,84
= 31,60 m. O problema original, por
meio da metodologia apresentada pelo USBR para avaliação da velocidade no pé do vertedor,
231
apresenta L
II
liso
= 31,00 m. Nota-se que, para este problema, a metodologia conduziu a um
resultado conservador em relação ao método clássico do USBR.
9.4 APLICAÇÃO 4 – VERTEDOR EM DEGRAUS COM 1V:2H
Considere um vertedor com 1V:2H, h = 0,30 m, l = 0,60 m, H
dam
= 20 m e B = 45 m.
Para uma vazão Q = 225 m
3
/s, obtenha a curva de remanso (x, d), adimensionalise os
resultados e apresente a relação entre d/d
c
e H
dam
/d
c
. Para tanto, adote β = 1,05 e f variável,
calculado com a equação 101, desenvolvida por Tozzi (1992). Em seguida compare as curvas
obtidas de tal maneira com aquela proveniente da equação 220 com f = 0,09. Verifique
indiretamente a estabilidade do método numérico de Runge-Kutta de 4ª ordem por meio de
comparações com o método de Crank-Nicolson (C-N).
Por meio do programa dEGR., mencionado anteriormente, foi obtida a curva
apresentada na Figura 118, com ∆x = 0,10 m. Os pontos correspondentes ao método de
Crank-Nicolson, por sua vez, foram determinados através do seguinte modo:
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+=
k
d
.log39,025,3
f
1
14 d/k 1
≤
≤
(101)
2
.cos
r
fo
F
II
dx
dd
βα
−
−
=
(207)
A equação de Darcy-Weisbach, para um canal retangular, pode ser escrita da seguinte
maneira:
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+=
B
d
d
d
f
I
c
f
.21..
8
3
3
(255)
Considerando o valor intermediário entre d
n
e d
n+1
, ou seja, a média aritmética entre estas
profundidades, a equação anterior assume a seguinte forma:
()()
()
[]
3
1
1
3
5,0.
/1
.
8
.
+
+
+
++
=
nn
nnc
f
dd
Bdddf
I
(256)
O quadrado do número de Froude intermediário, por sua vez, é escrito como:
232
(
[
)
]
3
1
3
3
3
2
.5,0
+
+
==
nn
cc
dd
d
d
d
rF
(257)
Substituindo as equações 256 e 257 na equação 207:
()()
()
[]
()
[]
3
1
3
3
1
1
3
1
.5,0
.cos
5,0.
/1
.
8
.
+
+
+
+
+
−
+
++
−
=
∆
−
nn
c
nn
nnc
nn
dd
d
dd
Bdddf
sen
x
dd
βα
α
(258)
Quanto ao fator de resistência (equação 101), pode-se escrever:
() ()
2
11
k
5,0.
.log39,025,3
k
5,0.
.log39,025,3
f
1
−
++
⎥
⎦
⎤
⎢
⎣
⎡
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
+=⇒
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
+=
nnnn
dd
f
dd
(259)
Combinando as equações discretizadas anteriormente, vem:
() ()()
()
[]
()
[]
0
.5,0
.cos
5,0.
/1
.
8
.
k
5,0.
.log39,025,3
.
1
3
1
3
3
1
1
3
2
1
=−
⎪
⎪
⎭
⎪
⎪
⎬
⎫
⎪
⎪
⎩
⎪
⎪
⎨
⎧
+
−
+
++
⎥
⎦
⎤
⎢
⎣
⎡
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
+−
∆+
+
+
+
+
−
+
n
nn
c
nn
nncnn
n
d
dd
d
dd
Bddddd
sen
xd
βα
α
(260)
Em d
n+1
é a única incógnita a ser determinada. Esta é uma forma parecida com aquela
encontrada em Porto (2006, p.435-437), recomendada para curvas S
2
. Existem diferentes
métodos e recursos para resolver a equação 260, dentre os quais, destaca-se o método de
Newton-Raphson e o recurso solver do software Microsoft
®
Office Excel, por exemplo. Por
simplicidade, os resultados apresentados neste exemplo foram obtidos por meio do solver.
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
1,1
1,2
1,3
1,4
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45
x [m]
d [m]
Crank-Nicolson
Runge-K utta_dEGR
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
0123456789101112131415
H
dam
/d
c
d/d
c
Crank-Nicolson
Runge-Kutta_dEGR
Equação 220; f = 0,09
Figura 118 – Resultados da Aplicação 4 (∆x
C-N
= 0,1 m).
233
Nota-se que a formulação adimensional proposta com f = 0,09 e os demais resultados
praticamente não apresentaram diferenças entre si. Mais uma vez, a hipótese de canal largo,
adotada na formulação adimensional, não influenciou os resultados de modo expressivo.
Percebe-se também que o método de Runge-Kutta de quarta ordem, com a discretização
adotada, implica em soluções estáveis, como pode ser visto na figura anterior. Para ∆x > 0,25
m, os resultados obtidos com o método de Runge-Kutta passam a apresentar algumas
diferenças em relação ao de C-N e ao de R-K com os passos de cálculo adotados
anteriormente, sobretudo para x < 5 m (dd/dx elevado).
234
10 MODELO MATEMÁTICO PARA O ESCOAMENTO SOBRE UM DEGRAU
10.1 INTRODUÇÃO
Este item do trabalho tem como objetivo apresentar um equacionamento adimensional
para o escoamento sobre um degrau em um canal retangular, que relaciona os parâmetros h/d
c
com d
1
/d
c
. Em seguida, a formulação proposta é comparada com alguns dados experimentais
encontrados na literatura.
10.2 DEDUÇÃO DO MODELO MATEMÁTICO
10.2.1 Hipóteses Simplificadoras
Com respeito ao desenho esquemático do problema, apresentado a seguir (Figura 119),
é necessário destacar algumas hipóteses simplificadoras a serem utilizadas na dedução do
modelo matemático proposto. Tais hipóteses são:
1) Distribuição de pressões hidrostática nas seções correspondentes a d
p
e d
1
;
2) Pressão atmosférica na cavidade de ar sob o jato e pressão nula na seção “a”;
3) As tensões tangencias decorrentes da resistência oferecida ao escoamento podem ser
desprezadas na aplicação do princípio de conservação da quantidade de movimento;
4) O escoamento ocorre em regime permanente (∑V/∑t = 0);
5) Os coeficientes de Coriolis e Boussinesq são iguais à unidade;
6) A vazão “Q” através da seção “a” é igual à vazão “Q” através da seção d
1
;
10.2.2 Princípios Básicos da Física e Dedução do Modelo Matemático
Levando em conta as hipóteses destacadas anteriormente, os princípios fundamentais a
serem utilizados são:
1) Conservação da massa;
2) Conservação da quantidade de movimento (2ª Lei do Movimento de Newton);
3) Conservação da energia (1ª Lei da Termodinâmica).
235
ventilação
zona de
recirculação
dp
h
Ld
l
3 a 4 d
c
d2
d1
Vi
Lr
di
dc
db
distribuição real
de pressões
distribuição de pressões
hidrostática
dc
db
1
2
(a)
2
seção "a"
ar
ar
água
θi
Q
volume de controle
Q = V1.d1
dp
d1
x
distribuição de pressões
hidrostática
(b)
Figura 119 – Desenho esquemático do escoamento sobre um degrau (a); Volume de controle adotado (b).
O teorema da quantidade de movimento aplicado ao volume de controle da Figura
119(b) resulta no seguinte desenvolvimento:
()
iVqVqiVqddF
px
θρρθργγ
cos1.....cos.....
2
1
..
2
1
111
2
1
2
−=+=−=
∑
()
⇒−=− iVq
g
dd
p
θ
cos1...
2
1
2
1
2
()
2
1
2
11
cos1...
2
diVd
g
d
p
+−=
θ
(261)
236
A “equação de Bernoulli com perdas” (1ª Lei da Termodinâmica) entre as seções 1 (a
montante da queda, na seção correspondente a d
c
) e 2 (na superfície da zona de recirculação,
onde, por hipótese, V ≅ 0) fornece:
g
V
Kddh
pc
.2
..
2
3
2
1
+=+ (262)
Na equação anterior, o termo que envolve o parâmetro adimensional “K” foi adotado para
levar em conta a dissipação de energia ocorrida entre as seções 1 e 2.
Substituindo a equação 261 na equação 262 e dividindo por d
c
, obtém-se:
()
g
V
d
K
diVd
gdd
h
ccc
.2
.cos1...
21
2
3
2
1
2
1
2
11
++−=+
θ
(263)
Através da definição de profundidade crítica para um canal retangular e da equação da
continuidade, a equação anterior assume a seguinte forma:
()
2
1
2
1
1
1
.
2
cos1..2
2
3
−−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+−
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=+
cccc
d
dK
d
d
i
d
d
d
h
θ
(264)
A equação 264 corresponde ao modelo mencionado anteriormente, proposto no
presente trabalho. Nota-se que a sua aplicação prática consiste em determinar a relação entre
h/d
c
e d
1
/d
c
. Entretanto, vê-se também que é necessário o conhecimento do ângulo de
incidência θi e do parâmetro K. Para resolver esta indeterminação, foram empregadas as
equações da cinemática e resultados experimentais, respectivamente.
Com respeito ao desenho apresentado na Figura 119(b), sendo V
b
a velocidade
correspondente à profundidade d
b
na beirada da queda e “y” um eixo vertical com origem
nesta posição e positivo para cima, pode-se escrever:
t
x
V
b
= (265)
2
..
2
1
tgy −=
(266)
237
Combinando as equações 265 e 266, pode-se obter a equação 267, apresentada a seguir:
2
..
2
1
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
b
V
x
gy
(267)
Sendo x ≅ L
d
o alcance do jato, correspondente a y = - h, obtém-se a seguinte ralação:
2/1
.2.
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
g
h
VL
bd
(268)
Por meio da equação 267, a derivada dy/dx é:
2
.
b
V
x
g
dx
dy
−=
(269)
No ponto correspondente a x ≅ L
d
(equação 268), pode-se demonstrar que:
hg
V
itghg
Vdx
dy
itg
bb
Lx
d
..2.
1
..2.
1
=⇔−==
≅
θθ
(270)
Com o uso da equação da continuidade, da relação empírica d
b
= 0,715.d
c
, sugerida
por Rouse (1936), e da definição de profundidade crítica para um canal retangular, pode-se
escrever:
⇒===
c
cc
cc
d
h
hg
dgd
d
hg
q
d
itg .2.715,0..2.
..
.715,0
..2.
.715,0
θ
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=⇔=
cc
d
h
arctgi
d
h
itg .2.715,0.2.715,0
θθ
(271)
A equação anterior, desenvolvida a partir dos princípios da cinemática e da relação
sugerida por Rouse (1936), permite que a equação 264 seja utilizada em conjunto com dados
experimentais com o intuito de verificar o valor do parâmetro “K”.
Adicionalmente, através da equação 268 e das definições básicas utilizadas até então,
pode-se demonstrar que o alcance do jato adimensionalizado com d
c
é dado por:
cc
d
d
h
d
L
.
715,0
2
=
(272)
238
10.2.3 Comparação com dados empíricos e a metodologia de Rand (1955)
O objetivo deste item é avaliar o valor do coeficiente “K” encontrado na equação 264.
Para tanto foram utilizados os dados e a equação de Rand (1955), certamente um dos
trabalhos clássicos mais difundidos sobre o tema. A equação proposta por este pesquisador foi
citada no início da revisão bibliográfica (equação 12) e pode ser escrita da seguinte forma:
275,0
1
.54,0
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
h
d
d
d
c
c
(273)
Válida para 0,045 < d
c
/h < 1.
A equação 273 (ou equação 12) foi desenvolvida por Rand (1955) a partir de dados
experimentais obtidos por ele, e dados experimentais publicados por More (1943). A curva
correspondente a esta equação pode ser vista na Figura 120, em conjunto com os dados
experimentais mencionados. No mesmo gráfico foi inserida a curva correspondente a equação
264, com K = 0,77, valor obtido após algumas tentativas. Nota-se que, para d
c
/h > 0,60, as
metodologias apresentadas apresentam boa concordância. Verificou-se também que o uso de
um valor constante para o parâmetro K impossibilita um perfeito ajuste entre as equações.
0,00
0,10
0,20
0,30
0,40
0,50
0,60
0,00 0,10 0,20 0,30 0,40 0,50 0,60 0,70 0,80 0,90 1,00
d
c
/h
d
1
/d
c
Equação proposta; K = 0,77
Rand (1955); Equação
More (1943); Experimentos
Rand (1955); Experimentos
Figura 120 – Avaliação do valor do parâmetro K.
Considerando a equação de Rand (1955) como um modelo que corresponde à
realidade física do problema, percebe-se que o parâmetro K não é uma constante, mas uma
239
função. Parece razoável que esta hipótese seja verdadeira, já que, entre os mecanismos
responsáveis pela dissipação de energia, pode-se mencionar a dispersão do jato no ar (que
depende de d
c
/h), o impacto do jato com o piso e o escoamento vorticoso na zona de
recirculação. A fim de ilustrar o ajuste entre a equação proposta e a equação de Rand (1955),
além da variação de K com d
c
/h, foram obtidas as curvas apresentadas na Figura 121(a,b).
0,00
0,10
0,20
0,30
0,40
0,50
0,60
0,00 0,10 0,20 0,30 0,40 0,50 0,60 0,70 0,80 0,90 1,00
d
c
/h
d
1
/d
c
Rand (1955); Experimentos
More (1943); Experimentos
Equação proposta; K variável
Rand (1955); equação
(a)
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8
2,0
0,00,10,20,30,40,50,60,70,80,91,
d
c
/h
K
0
(b)
Figura 121 – Ajuste da equação proposta à metodologia de Rand (1955) (a); relação entre K e d
c
/h (b).
Além da equação de Rand (1955), há mais de uma dezena de estudos sobre o
escoamento em queda livre, dentre os quais, trabalhos que datam de 1932 a 2006. Uma
considerável revisão sobre o tema pode ser encontrada em Monteiro (2006), que resgatou
trabalhos importantes relacionados a queda livre.
240
11 CONCLUSÕES E RECOMENDAÇÕES
Considerando-se os objetivos traçados no início desta dissertação, e através da
avaliação do estado da arte e dos resultados apresentados nas seções anteriores, as seguintes
conclusões e recomendações podem ser evidenciadas:
1) As soluções das equações adimensionais propostas, diferenciais e algébricas,
possibilitaram o desenvolvimento de uma metodologia destinada ao pré-
dimensionamento hidráulico de vertedores em degraus com diferentes características.
Com as discussões apresentadas ao longo do trabalho, concluiu-se que as equações
adimensionais responderam bem às várias comparações com metodologias empíricas e
resultados experimentais provenientes de diferentes fontes;
2) No item 5.1.3 foi avaliada a influência do fator de resistência variável com o uso das
equações de Tozzi (1992) para o cálculo desta grandeza. Com os resultados obtidos
para diferentes alturas dos degraus e declividades do paramento de jusante, pôde-se
concluir que as equações adimensionais propostas apresentam resultados satisfatórios
quando empregadas com o uso de um fator de resistência constante. Verificou-se que
os valores do fator de resistência que implicam em melhores resultados são: f = 0,16, f
= 0,09 e f = 0,068, para vertedores com 1V:0,75H, 1V:2,0H e 1V:6,69H,
respectivamente;
3) A validação da formulação adimensional desenvolvida no presente trabalho revelou
que houve um ajuste razoável entre a teoria e a experimentação. Com referência a este
tópico, concluiu-se que o fator de resistência de Darcy-Weisbach para vertedores em
degraus com declividades em torno de 1V:0,75H está situado, aproximadamente, entre
0,08 e 0,20. Para os valores de f testados, as curvas obtidas revelaram boa
concordância com dados experimentais de diferentes autores, como exposto na relação
entre os adimensionais d
1
/d
c
, ∆H/H
máx
e H
dam
/d
c
(Figuras 100 e 101, p.198 e 200).
241
4) Concluiu-se que a metodologia proposta para a determinação da cota de fundo de
bacias de dissipação Tipo I, representada pelas equações 234 e 250, apresenta bons
resultados quando comparada com dados experimentais;
5) Nos itens 7 e 8, relativos ao pré-dimensionamento do comprimento de diferentes
bacias de dissipação a jusante de estruturas lisas e em degraus, notou-se que os
adimensionais L
i
/H
dam
e H
dam
/d
c
condensam adequadamente as variações encontradas
nos dados experimentais adimensionalizados. Mais uma vez, reafirmou-se a conclusão
de que o fator de resistência de Darcy-Weisbach está situado entre 0,08 e 0,20, para
calhas com declividades em torno de 1V:0,75H e diferentes alturas dos degraus
(Tabela 8, página 196). Ainda sobre os resultados apresentados nestes itens, verificou-
se que a metodologia proposta pode ser aplicada satisfatoriamente a vertedores lisos,
desde que seja utilizado um valor de f adequado;
6) Concluiu-se que a relação L
(liso)
/L
(degraus)
resulta em uma importante economia quando
da utilização dos degraus ao longo da calha (Figura 114), que também proporcionam
um menor aprofundamento da bacia de dissipação em relação a uma calha lisa;
7) Para o pré-dimensionamento do comprimento da bacia de dissipação, conclui-se que o
uso da metodologia desenvolvida com o fator de resistência igual a 0,08 é mais
apropriado, uma vez que não se sabe ao certo qual o valor correto entre o intervalo
mencionado (0,08 a 0,20). Entretanto, acredita-se que com o estudo em modelo físico,
incluindo todo o sistema extravasor (vertedor, canal em degraus e bacia de
dissipação), o comprimento calculado com a equação desenvolvida possa ser reduzido;
8) Como há incertezas consideráveis associadas aos valores do fator de resistência,
conclui-se que, para o pré-dimensionamento dos muros laterais, é recomendável
verificar a altura dos mesmos assumindo que f = 0,20, por questões de segurança. Tal
sugestão deve ser observada principalmente em vertedores construídos em barragens
242
propensas a erosões, como barragens de terra e enrocamento, em regiões geladas, nas
quais existe a possibilidade de congelamento do spray e em regiões onde a velocidade
dos ventos é elevada;
9) A avaliação do estado da arte mostrou que, em função do grande número de estudos
sobre o tema, realizados em diversas partes do mundo, fica evidente o interesse pelo
conhecimento das características hidráulicas de vertedores em degraus. Como
mencionado, tal interesse tem como fundamento a economia inerente às obras de CCR
e a vantagem adicional de reduzir os custos com estruturas de dissipação no pé do
vertedor, graças à dissipação de energia promovida pelos degraus;
10) Foi possível identificar que o interesse pelo conhecimento das características
hidráulicas de vertedores e canais em degraus não é motivado apenas pela economia
proporcionada pelo concreto compactado a rolo, mas também por questões ambientais,
uma vez que tais estruturas promovem uma melhor re-oxigenação da água do que
vertedores lisos;
11) Quanto aos regimes de escoamento, concluiu-se que há uma tendência em subdividir
os três principais regimes (deslizante sobre turbilhões, transição e quedas sucessivas) a
fim de identificar melhor as características de cada um deles;
12) Notou-se que as metodologias mais recentes para a identificação de um determinado
regime de escoamento são mais consistentes entre si. Pode-se afirmar também que,
dentre as equações destinadas a identificar a transição entre os três regimes, aquelas
puramente empíricas apresentam melhores concordâncias quando comparadas;
13) Percebeu-se que o escoamento em quedas sucessivas tem sido menos estudado do que
o escoamento deslizante sobre turbilhões, quando se trata do número de pesquisas
provenientes de diferentes instituições. Quanto ao escoamento de transição, pode-se
dizer o mesmo;
243
14) Sobre possíveis esforços adicionais impostos à estrutura, decorrentes da ocorrência do
escoamento de transição, o autor considera que são necessárias pesquisas
experimentais e numéricas adicionais. Tal conclusão tem como fundamento a
identificação de resultados divergentes;
15) Notou-se que há um interesse atual em relação aos aeradores de fundo implantados em
vertedores em degraus, sobretudo devido à possibilidade de ampliar a faixa de
aplicação destes vertedores, incluindo vazões específicas e velocidades mais elevadas;
16) Para pesquisas futuras, recomenda-se a realização de estudos sobre a cavitação,
incluindo a determinação da perda de massa de concretos com características iguais a
aquelas dos concretos usualmente utilizados no acabamento final dos degraus. Sugere-
se também que sejam estudados concretos de alto desempenho. Neste caso, deve-se
observar a resistência dos agregados, custos envolvidos e a rugosidade superficial.
17) Recomenda-se a verificação das equações propostas para o pré-dimensionamento do
comprimento das bacias de dissipação avaliadas. Em um estudo como este, considera-
se que é de grande relevância avaliar o campo de pressões e concentrações de ar ao
longo de diferentes bacias de dissipação e, se possível, a adequação geométrica das
mesmas às características próprias de vertedores em degraus;
18) Para avaliação da energia residual a jusante do vertedor, sugere-se o desenvolvimento
de uma metodologia padrão, baseada nas características do escoamento observado a
jusante do vertedor. Com tal recomendação, pretende-se apenas dirimir as diferenças
observadas entre os resultados procedentes de diferentes fontes;
19) Sugere-se que sejam desenvolvidos estudos sobre aeradores de fundo, considerando
diferentes geometrias em um estudo numérico, seguido de verificações experimentais.
Em uma pesquisa como esta, considera-se relevante a avaliação da re-oxigenação,
stripping e remoção de gases, além de aspectos relacionados ao risco de cavitação.
245
REFERÊNCIAS
ANDRIOLLO, F. R. (1998). The use of roller compacted concrete. São Paulo: Oficina de
Textos, 554 p.
______. (2002). RCC brasilian practices. São Paulo: Oficina de Textos, 95 p.
ARANTES, E. J. (2007).
Caracterização do escoamento sobre vertedouros em degraus
via CFD.
206 f. Tese (Doutorado) - Escola de Engenharia de São Carlos, Universidade de
São Paulo, São Carlos, 2007.
ARANTES, E. J.; PORTO, R. M. (2005). Simulação do escoamento sobre vertedores em
degraus via CFD. In: SIMPÓSIO BRASILEIRO DE RECURSOS HÍDRICOS, 16, 2005,
João Pessoa, Anais... Porto Alegre: ABRH: 2005. 18p.
ASCE TASK COMMITTEE (1982). Modeling hydraulic phenomena: a glossary of terms. By
the ASCE Task Committee on Glossary of Hydraulic Modeling Terms of the Committee on
Research of the Hydraulics Division. ASCE, Journal of Hydraulic Engineering. v.108,
n.HY7, p.845-852, July, 1982.
BRADLEY, J. N.; PETERKA, A. J. (1957). The hydraulic design of stilling basins. ASCE,
Journal of Hydraulic Engineering. v.83, n.HY5, p.1401-1406, Oct., 1957.
BOES, R. (2000). Zweiphasenströmung und Energieumsetzung an Grosskaskaden. 2000.
309 f. Tese (Doutorado) – Instituto Federal Suíço de Tecnologia - Laboratório de Hidráulica,
Hidrologia e Glaciologia, Zurich, 2000.
BOES, R. M.; MINOR, H. E. (2000). Guidelines for the hydraulic design of stepped
spillways. Proc. Int. Workshop on Hydraulics of Stepped Spillways, VAW, ETH, Zurich.
Balkema Rotterdam, p. 163-170, 2000.
BOES, R. M.; HAGER, W. H. (2003a). Hydraulic design of stepped spillways. ASCE,
Journal of Hydraulic Engineering. v.129, n.9, p.671-679, Sep., 2003a.
BOES, R. M.; HAGER, W. H. (2003b). Two-Phase flow characteristics of stepped spillways.
ASCE, Journal of Hydraulic Engineering. v.129, n.9, p.661-670, 2003b.
BOES, R. M.; HAGER, W. H. (2005). Closure to “Hydraulic design of stepped spillways.”
June, 2005. ASCE, Journal of Hydraulic Engineering. v.129, n.9, p.671-679, Sep., 2003a.
246
CAROSI, G.; CHANSON, H. (2006). Air-water time and length scales in skimming flows
on a stepped spillway. Application to the spray characterization. The University of
Queensland, Brisbane, Austrália, 2006.
CHAMANI, M. R. (2000). Air inception in skimming flow regime over stepped spillways. In.
H. E. Minor e W. H. Hager (Ed.) International Workshop on Hydraulics of Stepped
Spillways, Zürich, Switzerland: 61-67. Balkema, 2000.
CHAMANI, M. R.; RAJARATNAM, N. (1994). Jet flow on stepped spillways. ASCE,
Journal of Hydraulic Engineering. v.120, n.2, p.254-259, Feb, 1994.
CHAMANI, M. R.; RAJARATNAM, N. (1999a). Characteristic of skimming flow over
stepped spillways. ASCE, Journal of Hydraulic Engineering. v.125, n.4, p.361-368, April,
1999a.
CHAMANI, M. R.; RAJARATNAM, N. (1999b). Onset of skimming flow on stepped
spillways. ASCE, Journal of Hydraulic Engineering. v.125, n.9, p.969-971, Sept, 1999b.
CHANSON, H. (1988). Study of air entrainment and aeration devices on spillways
model. Ph.D. Thesis – Departamento de Engenharia Civil, Universidade de Canterbury, Nova
Zelândia, 1988.
______. (1993). Stepped spillway flows and air entrainment. Canadian Journal of Civil
Engineering. v.20, n.3, p.422-435, Jun, 1993.
______. (1994a). Hydraulics of nappe flow regime above stepped chutes and spillways.
Journal of Hydraulic Research, v.32, n.3, p.445-460, Jan., 1994a.
______. (1994b). Comparison of energy dissipation between nappe and skimming flow
regimes on stepped chutes. Journal of Hydraulic Research, IAHR, Delft, v.32, n.2, p.213-
218, Oct., 1994b.
______. (1994c). Hydraulics of skimming flows over stepped channels and spillways.
Australian Civil Engineering Transactions, v.36, n.1, p.69-76, 1994c.
______. (1994d). Hydraulic design of stepped cascades, channels, weirs and spillways.
Pergamon Oxford, 1994d.
247
______. (1996). Air bubble entrainment in free-surface turbulent shear flows. Academic
Press, San Diego, California, 1996.
______. (2000). Characteristics of skimming flow over stepped spillways. Journal of
Hydraulics Engineering, v.126, n.11, p.865-869, Nov. 2000. Discussão de: CHAMANI, M.
R.; RAJARATNAM, N. Characteristic of skimming flow over stepped spillways. ASCE,
Journal of Hydraulic Engineering. v.125, n.4, p.361-368, April, 1999a.
______. (2001). Hydraulic design of stepped spillways and downstream energy dissipation.
Dam Engineering, v.11, n.4, p.205-242, 2001.
______. (2002).
The hydraulics of stepped chutes and spillways. The Netherlands: A. A.
Balkema Publishers, 2002. 384 p.
______. (2004). The Hydraulics of open channel flow: an introduction. Oxford: Elsevier,
2004. 585 p.
______. (2005). Discussion of “Hydraulic design of stepped spillways”. Journal of
Hydraulics Engineering, p.521-524, June. 2005. Discussão de: BOES, R. M.; HAGER, W.
H. (2003a). Hydraulic design of stepped spillways. ASCE, Journal of Hydraulic
Engineering. v.129, n.9, p.671-679, Sep., 2003a.
CHANSON, H.; TOOMBES, L. (1997). Energy dissipation in stepped waterway. In F. M.
Holly Jr. e A. Alsaffar (ed.) Proc. 27
th
IAHR Congress, San Francisco, USA, Vol. D: 595-600,
1997.
CHANSON, H.; TOOMBES, L. (2002). Experimental investigation of air entrainment in
transition and skimming flows down a stepped chute. Canadian Journal of Civil
Engineering. v.29, p. 145-156. 2002.
CHANSON, H.; TOOMBES, L. (2004). Hydraulics of stepped chutes: the transition flow.
Journal of Hydraulic Research, IAHR v.42, n.1, p.43-54, Jun., 2004.
CHANSON, H.; YASUDA, Y.; OHTSU, I. (2002). Flow resistance in skimming flows in
stepped spillways and its modelling. Canadian Journal of Civil Engineering. v.29, p.809-
819. 2002.
CHANSON, H.; GONZALEZ, C.A. (2005). Physical modelling and scale effects of air-water
flows on stepped spillways. Journal of Zhejiang University SCIENCE. p.243-250, 2005.
248
CHATURABUL, T (2002). “Experimental study of flow behavior through stepped channels
with end sills”. MS thesis, King Mongkut’s University of Technology Thonburi, Bangkok,
Thailand (em Tailandês).
CHEN, Cheng-lung (1991). Unified theory on power laws for flow resistance. ASCE,
Journal of Hydraulic Engineering. v.117, n.3, p.371-389, March, 1991.
CHEN, Q.; DAI, G.; LIU, H. (2002). Volume of fluid model for turbulence numerical
simulation of stepped spillway overflow. Journal of Hydraulic Engineering, v.128, n.7,
p.683-688, July, 2002.
CHINNARASRI, C.; WONGWISES, S. (2004). Flow regime and energy loss on chutes with
upward inclined steps. Canadian Journal of Civil Engineering. v.31, p.870-879, Oct., 2004.
CHINNARASRI, C.; WONGWISES, S. (2006). Flow patterns and energy dissipation over
various stepped chutes. Journal of Irrigation and Drainage Engineering, v.132, n.1, p.70-
76, Jan/Feb, 2006.
CHOW, V.T. (1959). Open channel hydraulics. New York: McGraw-Hill, 1959. 680 p.
CHRISTODOULOU, G. C. (1993). Energy dissipation on stepped spillways. Journal of
Hydraulic Engineering, v.119, n.5, p.644-650, May, 1993.
CHRISTODOULOU, G. (1999). Design of stepped spillways for optimal energy dissipation.
Hydropower & Dams. 6(5): 90-93.
CREAGER, W. P. (1917). Engineering of Masonry dams. John Wiley & Sons: New York,
1917.
CUNHA, M. C. C. (2000). Métodos numéricos. 2° ed. Campinas: Editora da Unicamp, 2000.
DAI PRÁ, M. (2004).
Características do escoamento sobre vertedouros em degraus de
declividade 1V:1H.
2004. 134 f. Dissertação (Mestrado em Engenharia) – Instituto de
Pesquisas Hidráulicas, Universidade Federal do Rio Grande do Sul, Porto Alegre, 2004.
DIEZ-CASCON, J. et al. (1991). Studies on the hydraulic behavior of stepped spillways.
Water Power & Dam Construction, v.43, n.9, p.22-26, Sept., 1991.
249
DREWES, U.; GEHRKE, T. (2000). The stepped spillway for the Mhlathuzane dam,
Swaziland. In. H. E. Minor e W. H. Hager (Ed.) International Workshop on Hydraulics of
Stepped Spillways, Zürich, Switzerland: 21-26. Balkema, 2000.
ELEVATORSKY, E. A. (1959). Hydraulic Energy Dissipators. New York, McGraw-Hill,
1959.
ELVIRO GARCÍA, V.; MATEOS IGUACEL, C. (1995). Aliviaderos escalonados. Diseño de
la transición entre al umbral y la rapida escalonada. Ingeneria Civil, n.99.
ESSERY, I.T.S.; HORNER, M.W. (1971). The hydraulic design of stepped spillways.
Constr. Industry Res. And Information Assoc., London, 1971.
ESSERY, I.T.S.; HORNER, M.W. (1978). The hydraulic design of stepped spillways. 2a ed
London: Construction Industry Research and Information Association, 1978. 45p. (Ciria
Report 33)
FRIZELL, K.H. (2006). Research state-of-the-art and needs for hydraulic design of stepped
spillways. Water Resources Researches Laboratory. Denver, Colorado, Junho, 2006.
FRIZELL, K.H.; MATOS, J.; PINHEIRO, A.N. (2000). Design of concrete stepped overlay
protection for embankment dams. In. H. E. Minor e W. H. Hager (Ed.) International
Workshop on Hydraulics of Stepped Spillways, Zürich, Switzerland: 179-86. Balkema,
2000.
GAL’PERIN, R.S.; KUZ’MIN, K.K.; NOVIKOVA, I.S.; OSKOLKOV, A.G.; SEMENKOV,
V.M.; TSEDROV, G.N. (1971). Cavitation in elements of hydraulic structures.
Hydrotechnical Construction, n.8, Aug. 1971, p.726-732.
GIKAS, Ioannis (1986). Tópicos de cavitação. 1986. 271 f. Dissertação (Mestrado)-
Universidade de São Paulo, São Paulo, 1986.
GOMES, J.F. (2006). Campo de pressões: condições de incipiência à cavitação em
vertedouros em degraus com declividade 1V:0,75H. 2006. 161 f. Tese (Doutorado) –
Instituto de Pesquisas Hidráulicas, Universidade Federal do Rio Grande do Sul, Porto Alegre,
2006.
GONZALEZ, C.A. (2005). An experimental study of free-surface aeration on
embankment stepped chutes. PhD Thesis, Department of Civil Engineering, University of
Queensland, Brisbane, Australia.
250
GONZALEZ, C.A.; CHANSON, H. (2007). Hydraulic design of stepped spillways and
downstream energy dissipators for embankment dams. Dam Engineering, v. XVVII, Issue 4,
p. 223-244, 2007.
GONZALEZ, C.A.; CHANSON, H. (2007). Turbulence manipulation in air-water flows on a
stepped chute: An experimental study. European Journal of Mechanics B/Fluids (2007), doi:
10.1016/j.euromechflu.2007.09.003
GONZALEZ, C.A.; CHANSON, H. (2008). Turbulence and cavity recirculation in air-water
skimming flows on stepped spillway. Journal of Hydraulic Research, v.46, n.1. p.65-72,
2008.
HAGER, W.H. (1993). Uniform aerated chute flow. Journal of Hydraulic Engineering,
v.117, n.4, p.528-533, April, 1993.
HAGER, W. H. (1992). Energy dissipators and hydraulic jump. Springer, 1992. 268 p.
HAGER, W.H. (1995). Cascades, drops and rough channels. In.: VISCHER, D.L.; HAGER,
W.H. (Ed.). Energy dissipators IAHR, Hydraulics Structures Design Manual. v.9, p.151-
165, Rotterdam, Netherlands, 1995.
HAGER, W.H.; BREMEN, R.; KAWAGOSHI, N. (1990). Classical hydraulic jump: length
of roller. Journal of Hydraulic Research. v. 28, p. 591-608, 1990.
HAGER, W.H.; BLASER, F. (1998). Drawdown curve and incipient aeration for chute flow.
Canadian Journal of Civil Engineering. v.25, p.467-473, 1998.
HAGER, W.H.; BOES, R.M. (2000). Backwater and drawdown curves in stepped spillway
flow. In. H. E. Minor e W. H. Hager (Ed.) International Workshop on Hydraulics of
Stepped Spillways, Zürich, Switzerland: 129-136. Balkema, 2000.
HAGER, W.H.; FALVEY, H.T. (2003). Alvin Peterka – Hydraulic Engineer. Forum,
Journal of Hydraulic Engineering, ASCE, p.657-659, September, 2003.
HENDERSON, F. M . (1966). Open Channel Flow. New York: MacMillan, 1966.
HORNER, M.W. (1969). An analysis of flow on cascades of steps. 1969. Tese (Doutorado)
– Universidade de Birmingham, UK.
251
HOUGHTON, D.L.; BORGE, O.E.; PAXTON, J.A. (1978) Cavitation resistance of some
specials concretes. ACI Journal, Dec.,1978, p.664-667.
KANASHIRO, W. H. (1995).
Vertedores em degraus: avaliação de efeitos do
espaçamento dos degraus na dissipação da energia.
1995. 62 f. Tese (Doutorado) - Escola
Politécnica, Universidade de São Paulo, São Paulo, 1995.
KHATSURIA, R.M. (2005). Hydraulic of spillways and energy dissipators. CRC Press:
Marcel Dekker, 2005. 629p.
KNAUSS, J. (1995). ΤΗΣ ΓPIAΣ ΤΟ ΠΗ∆ΗΜΑ, der Altweibersprung. Die Rätselhafte Alte
Talsperre in der Glosses-Schlucht bei Alyzeia in Arkarnanien. Archäologischer Anzeiger,
1995, Helft 5: 138-162 (in German).
KNIGHT, D.W.; MACDONALD, J.A. (1979). Hydraulic resistance of artificial strip
roughness. ASCE, Journal of Hydraulic Engineering. v.105, n.6, p.675-690, June, 1979.
KOBUS, H. (1991). Introduction to air-water flows. WOOD, I.R. (Ed.). Air entrainment in
free-surface flows. IAHR, Hydraulics Structures Design Manual. v.4, p.142, Rotterdam,
Netherlands, 1991.
LANE, E.W. (1939). Entrainment of air in swiftly flowing water, Civil Engr. v.9, n.2, 1939,
p,89-91.
LENCASTRE, A. (1983). Hidráulica geral. 2. ed. Lisboa: Hidroprojecto, 1983. 654 p.
LEVIN, L. (1968). Formulaire dês conduites forcées, Oléoducs et Conduits d’Aération.
(Handbook of Pipes, Pipelines and Ventilation Shafts). Paris: Dunod (em Francês), 1968.
LOPARDO, R.A.; DE LIO, J.C.; VERNET, G.F. (1982). Physical modeling cavitation
tendency for macriturbulence of hydraulic jump. In.: International Conference on the
Hydraulic Modelling of Civil Engineering Structures, Sept. 1982, Coventry, England. Papers
… Cranfield: BHRA Fluid Engineering, 1982, Paper C3, p.109-121.
MARQUES, M. G. (2004). Análise da macroturbulência em estruturas de dissipação de
energia por meio do estudo de variação instantânea das propriedades dos escoamentos.
MARQUES, M.G.; CHAUDHRY, F.H.; REIS, L.F.R. Estruturas hidráulicas para
aproveitamento de recursos hídricos. São Carlos: RiMa, Cap. 1, p. 3-42, 2004.
252
MASSEY, B. S. (2002). Mecânica dos fluidos. 6. ed. Lisboa: Fundação Calouste
Gulbenkian, 2002.
MATOS, J. S.G., QUINTELA, A. C. (1995a). Flow resistance and energy dissipation in
skimming flow over stepped spillways. In: INTERNATIONAL CONFERENCE ON WATER
RESOURCES ENGINEERING, 1., 1995a, San Antonio, Texas. Proceedings… New York,
ASCE, 1995a, v.2, p. 1121-1126.
______. (1995b). Descarregadores de cheias em degraus: posição actual da avaliação da
dissipação de energia. In: SIMPÓSIO BRASILEIRO DE RECURSOS HÍDRICOS, 11,
Recife, Anais... Recife: ABRH, 1995b, v. 4, p. 65-71.
MATOS, J.S.G. (1999). Emulsionamento de ar e dissipação de energia do escoamento em
descarregadores em degraus. Research Report, IST, Lisbon, Portugal.
MATOS, J.S.G. (2000a). Characteristics of skimming flow over stepped spillways. Journal
of Hydraulics Engineering, v.126, n.11, p.865-869, Nov. 2000. Discussão de: CHAMANI,
M. R.; RAJARATNAM, N. Characteristic of skimming flow over stepped spillways. ASCE,
Journal of Hydraulic Engineering. v.125, n.4, p.361-368, April, 1999a.
MATOS, J.S.G. (2000b). Hydraulic design of stepped spillways over RCC dams. In. H. E.
Minor e W. H. Hager (Ed.) International Workshop on Hydraulics of Stepped Spillways,
Zürich, Switzerland: 187-194. Balkema, 2000.
MATOS, J. (2005). Hydraulic design of stepped spillways. Discussions and Closures, p.525-
527, June, 2005. Discussão de: BOES, R. M.; HAGER, W. H. (2003a). Hydraulic design of
stepped spillways. ASCE, Journal of Hydraulic Engineering. v.129, n.9, p.671-679, Sep.,
2003a.
MATOS, J.S.G.;QUINTELA, A.; JUNY, S.; DOLZ, J. (2000). Air entrainment and safety
against cavitation damage in stepped spillways over RCC dams. In. H. E. Minor e W. H.
Hager (Ed.) International Workshop on Hydraulics of Stepped Spillways, Zürich,
Switzerland: 69-76, Balkema, 2000.
MAYS, L. W. (1999). Hydraulic design handbook. New York: McGraw-Hill, 1999. 1500
p.
MEIRELES, I.; MATOS, J.; MELO, J.F.. (2004). Energia específica residual do escoamento
em descarregadores de cheias em degraus. Aplicação do ressalto hidráulico. 7º Congresso da
Água, Associação Portuguesa dos Recursos Hídricos, 2004.
253
MILLAN, A. N. (1993). Estruturas hidráulicas adaptadas a barragens de concreto
compactado a rolo (CCR). 1993. 115 f. Dissertação (Mestrado) – Escola Politécnica,
Universidade de São Paulo, São Paulo, 1993.
MINOR, Hans-Erwin. (2000). Spillways for high velocities. In. H. E. Minor e W. H. Hager
(Ed.) International Workshop on Hydraulics of Stepped Spillways, Zürich, Switzerland:
3-10. Balkema, 2000.
MONTEIRO, E.A. (2006) Modelação matemática da queda livre. 2006. 113 f. Dissertação
(Mestrado) – Escola Politécnica, Universidade de São Paulo, São Paulo, 2006.
MOORE, W. L. (1943). Energy loss at the base of a free overfall. Transactions, ASCE,
Journal of Hydraulics Engineering, v.108, n.2204, 1943, p.1343-1392.
MORAES, Alisson Gomes de; Desenvolvimento e validação de um modelo conceitual de
aeração em vertedores. 2007, 111 f. Dissertação (Mestrado) – Escola Politécnica,
Universidade de São Paulo, São Paulo, 2007.
OHTSU, I.; YASUDA, Y. (1997). Characteristics of flow conditions on stepped channels. In:
BIENNAL CONGRESS, 27, San Francisco, Anais… San Francisco: IAHR, 1997, p. 583-
588.
OHTSU, I.; YASUDA, Y. (1991). Hydraulic jump in sloping channels. ASCE, Journal of
Hydraulic Engineering. v.117, n.7, p.905-921, April, 1991.
OHTSU I., YASUDA Y., TAKAHASHI, M. (2000a). Characteristic of skimming flow over
stepped spillways. Nov., 2000. Discussão de: CHAMANI, M. R.; RAJARATNAM, N.
(1999a) Characteristic of skimming flow over stepped spillways. ASCE, Journal of
Hydraulic Engineering. v.125, n.4, p.361-368, April, 1999a.
OHTSU I., YASUDA Y., TAKAHASHI, M. (2000b). Discussion of “Hydraulics of
skimming flow on modeled stepped spillways”. Dec., 2000, p.950-951. Discussão de:
PEGRAM, G. G. S.; OFFICER, A. K.; MOTTRAM, S. R. (1999). Hydraulics of skimming
flow on modeled stepped spillways. Journal of Hydraulic Engineering, v.125, n.5, p.500-
510, May 1999.
OHTSU I., YASUDA Y., TAKAHASHI, M. (2001). Onset of skimming flow on stepped
spillways – Discussion. Journal of Hydraulic Engineering. v. 127, p. 522-524, 2001.
Discussão de: CHAMANI, M. R.; RAJARATNAM, N. Onset of skimming flow on stepped
spillways. ASCE, Journal of Hydraulic Engineering. v. 125, n.9, p.969-971, Sept, 1999b.
254
OHTSU I., YASUDA Y., TAKAHASHI, M. (2004). Flows characteristics of skimming flows
in stepped channels. ASCE, Journal of Hydraulic Engineering. v.130, n.9, p.860-869, Sept,
2004.
OLINGER, J. C. (2001).
Contribuição ao estudo da distribuição de pressões nos
vertedouros em degraus.
2001. 230 f. Tese (Doutorado) - Escola Politécnica, Universidade
de São Paulo, São Paulo, 2001.
OLINGER, J. C. BRIGHETTI, G. (2004). Distribuição de Pressões em Vertedouros em
Degraus. RBRH: Revista Brasileira de Recursos Hídricos, v.9, n.1, p.67-83, Jan/Mar.,
2004.
PARISET, E. (1955). Etude sur la vibration des lames Déversantes. (Study of the vibration of
free-falling nappes) Proc. 6
th
IAHR Congress, The Hague, v.3, paper C21: 1-15, 1955.
PEGRAM, G. G. S.; OFFICER, A. K.; MOTTRAM, S. R. (1999). Hydraulics of skimming
flow on modeled stepped spillways. Journal of Hydraulic Engineering, v.125, n.5, p.500-
510, May 1999.
PETERKA, A. J. (1953). The effect of entrained air on cavitation pitting. Joint Meeting
Paper, IAHR/ASCE, Minneapolis, Minnesota, Aug., 1953
PETERKA, A. J. (1984). Hydraulic design of spillways and energy dissipators. A Water
Resources Technical Publication, Engineering Monograph Nº 25, United States Department
of the Interior, Bureau of Reclamation. Denver, Colorado: eight printing, May,1984.
PEYRAS, L.; ROYET, P.; DEGOUTTE, G. (1992). Flow and energy dissipation over stepped
gabion weirs. Journal of Hydraulic Engineering, v.118, n.5, p.707-717, May 1992.
PFISTER, M.; HAGER, W.H.; MINOR, Hans-Erwin. (2006a). Bottom aeration of stepped
spillways. (Technical Notes) Journal of Hydraulic Engineering, v.132, n.8, p.850-853,
Aug., 2006.
PFISTER, M.; HAGER, W.H.; MINOR, Hans-Erwin. (2006b). Stepped chutes: pre-aeration
and spray reduction. International Journal of Multiphase Flow, v. 32, p.269-284, 2006b.
PFISTER, Michael. Response_Simoes. Mensagem recebida por <[email protected]r> em 6
março de 2008.
255
PINTO, Nelson L. de S. Noções básicas sobre cavitação e aeração em fluxos de alta
velocidade: notas de aula, Agosto de 1983. Revista latino americana de hidráulica, n.3,
Maio 1988. Associação internacional de pesquisas hidráulicas (AIPH), 1988.
PINHEIRO, A. N.; FAEL, C.S. (2000). Nappe flow in stepped channels – Occurrence and
energy dissipation. In. H. E. Minor e W. H. Hager (ed.) International Workshop on
Hydraulics of Stepped Spillways, Zürich, Switzerland: 119-126. Balkema, 2000.
PORTO, R.M.. Tópicos de hidráulica aplicada. (notas de aula), Serviço Gráfico/EESC/USP,
São Carlos, 1986.
PORTO, R.M. (2006). Hidráulica básica. 4.ed. São Carlos: EESC-USP, 2006. 540p.
POVH, P.H. (2000).
Avaliação da energia residual a jusante de vertedouros em degraus
com fluxos em regime skimming flow.
2000. 142 f. Dissertação (Mestrado em Engenharia
Hidráulica) - Departamento de Tecnologia, Universidade Federal do Paraná, Curitiba, 2000.
POVH, P.H.; TOZZI, M.J. (2001a). Concentração média de ar do escoamento na base de
vertedouros em degraus. In: SIMPÓSIO BRASILEIRO DE RECURSOS HÍDRICOS, 14,
2001, Aracaju, Anais... Porto Alegre: ABRH: 2001. 18p.
POVH, P.H.; TOZZI, M.J. (2001b). Avaliação da energia residual a jusante de
vertedouros em degraus: estudo de caso. In: SIMPÓSIO BRASILEIRO DE RECURSOS
HÍDRICOS, 15, 2001, Aracaju. Anais... Porto Alegre: ABRH: Associação Brasileira de
Recursos Hídricos, 2001. 20p.
POVH, P.H.; TANIGUCHI, E.R.; OTA, J.J.; TOZZI, M.J. (2004). Início da aeração e
pressões ao longo de vertedouros em degraus. RBRH: Revista Brasileira de Recursos
Hídricos, v.9, n. 1, p. 97-111, jan/mar 2004.
RAIMUNDO, Ana Paula (2007). Estruturas hidráulicas utilizadas em reservatórios de
controle de cheias. 2007. 179p. Dissertação (Mestrado) – Escola Politécnica, Universidade de
São Paulo, São Paulo, 2007.
RAJARATNAM, N. (1967). Hydraulic jumps. Advances Hydroscience, V.T. Chow, ed.4,
Academic Press, New York, NY, p.198-280.
RAJARATNAM, N. (1990). Skimming flow in stepped spillways. Journal of Hydraulic
Engineering, v.116, n.4, p. 587-591, April, 1990.
256
RAJARATNAM, N.; CHAMANI, M. R. (1995). Energy loss at drops. Journal of Hydraulic
Research, IAHR, Vol. 33, nº3, p. 373-384, 1995.
RAND, W. (1955). Flow geometry at straight drop spillways. Journal of the Hydraulics
Division, Proceedings, ASCE, v. 81, nº791, Sept., p. 1-13, 1955.
RICHTER, Jean Paul (1883). Scritti letterari di Leonardo da Vinci. Sampson Low,
Marston, Searle & Rivington, Londra. In due parti, p.1198 (volume 2, p.236). Disponível em:
<http://
www.archive.org/details/literaryworksofl01leonuoft>, Acesso em: 16/04/2008.
ROUSE, H. (1936). Discharge Characteristics of the free Overfall. Civil Engineering, v.6,
April: 257, 1936.
RUSSELL, S.O.; SHEEHAN, G.J. (1974). Effect of Entrained Air on Cavitation Damaged.
Canadian Journal of Civil Engineering, v.1, 1974.
SANAGIOTTO, D.G. (2003). Características do escoamento sobre vertedouros em
degraus de declividade 1v:0,75h. 2003. 137 f. Dissertação (Mestrado) – Instituto de
Pesquisas Hidráulicas, Universidade Federal do Rio Grande do Sul, Porto Alegre, 2003.
SÁNCHEZ-JUNY, M.; DOLZ, J. (2005). Experimental study of transition and skimming
flows on stepped spillways in RCC dams: qualitative analysis and pressures measurements.
Journal of hydraulic research. v. 43, n.5, p. 540-548. 2005.
SCHULZ, H.E. (2003). O essencial em fenômenos de transporte. São Carlos: EESC/USP,
2003. 398 p.
SCIMEMI, E. (1930). Sulla Forma delle Vene Tracimanti. L’Energia Elettrica, v.7, n.4, p.
293-305, 1930.
ŞENTÜRK, Fuat (1994). Hydraulics of dams and reservois. Water Resources Publications.
Colorado, 1994.
SIMÕES, André Luiz Andrade (2006). Considerações sobre a hidrodinâmica de
extravasores em degraus. 2006. 90 f. Monografia (Graduação) – Universidade Salvador –
UNIFACS, Salvador, 2006.
SORENSEN, R.M. (1985). Stepped spillway hydraulic model investigation.
Journal of
Hydraulic Engineering,
v.111, n.12, p. 1461-1472. Dec. 1985.
257
STEPHENSON, D. (1979). Gabion energy dissipators. Proc. 13
th
ICOLD Congress, New
Delhi, Q. 50, R.3, p. 33-34, 1979.
STEPHENSON, D. (1991). Energy dissipation down stepped spillways.
Water Power &
Dam Construction
, v. 43, n. 9, p. 27-30, Sept. 1991.
STRAUB, L.G.; ANDERSON, A.G. (1958). Experiments on self-aerated flow in open
channels.
Journal of Hydraulic Division, ASCE Proc. ASCE, v.87, n.HY7, paper 1890,
p.1890-1 a 1890-35.
TAKAHASHI, M.; YASUDA, Y.; OHTSU, I. (2008). Discusión of “Flow patterns and
energy dissipation over various stepped chutes.” Journal of Irrigation and Drainage
Engineering, ASCE, p.114-116, Jan/Feb, 2008. CHINNARASRI, C.; WONGWISES, S.
(2006). Flow patterns and energy dissipation over various stepped chutes. Journal of
Irrigation and Drainage Engineering, v.132, n.1, p.70-76, Jan/Feb, 2006.
TATE, C.H. (1987). Stepped spillway hydraulic model investigation.
Journal of Hydraulic
Engineering, ASCE,
v.113, n.8, Aug. 1987, p.1096-1097. Discussão de: SORENSEN, R.M.
(1985). Stepped spillway hydraulic model investigation.
Journal of Hydraulic Engineering,
ASCE,
v.111, n.12, p. 1461-1472. Dec. 1985.
TATEWAR, S.P.; INGLE, R.N. (2000). Design of stepped spillway for skimming flow
regime. In. H. E. Minor e W. H. Hager (Ed.) International Workshop on Hydraulics of
Stepped Spillways, Zürich, Switzerland: 195-200. Balkema, 2000.
THOMAS, H.H. (1976). The engineering of large dams. London: John Wiley & Sons. 2
vol., 1976.
TOOMBES, L. (2002). Experimental study of air-water flow properties on low-gradient
stepped cascades. 2002, 262 p. Tese (Doutorado) – Universidade de Queensland, Brisbane,
Austrália, 2002.
TOOMBES, L.; CHANSON, H. (2000). Air-water flow and gas transfer at aeration cascades:
a comparative study of smooth and stepped chutes. In. H. E. Minor e W. H. Hager (Ed.)
International Workshop on Hydraulics of Stepped Spillways, Zürich, Switzerland: 77-84.
Balkema, 2000.
TOZZI, M.J. (1992). Caracterização/comportamento de escoamentos em vertedouros
com paramento em degraus. 1992. 302 f. Tese (Doutorado) – Universidade de São Paulo,
São Paulo, 1992.
258
TOZZI, M.J.; TANIGUCHI, E.; OTA, J.J. (1996). Concentração de ar em escoamentos sobre
vertedouros com degraus. In: SEMINÁRIO NACIONAL DE CONCRETO COMPACTADO
COM ROLO, 2, 1996, Curitiba. Anais... Curitiba: COPEL, 1996, p. 52-56.
YASUDA, Y.; OHTSU, I. (1999). Flow resistance of skimming flows in stepped channels.
Proc., 28
th
IAHR Congr., International Association for Hydraulic Research, Delft, The
Netherland, Session B14 (CD-Rom), 1999.
YASUDA, Y.; OHTSU, I. (2000). Characteristics of plunging flows in stepped channel
chutes. In. H. E. Minor e W. H. Hager (Ed.) International Workshop on Hydraulics of
Stepped Spillways, Zürich, Switzerland: 147-152. Balkema, 2000.
YILDIZ, D.; KAZ, I. (1998). Hydraulic performance of stepped chute spillways.
Hydropower & Dams. p.64-70, 1998.
UNITED STATES DEPARTMENT OF THE INTERIOR. Bureau of Reclamation. (1987).
Design of small dams. Third Edition, 1987.
U.S. Army Corps of Engineers. (1997). Hydraulic design criteria. Vicksburg, 1977. Sheets
111-18.
VOLKART, P. (1980). The mechanism of air bubble entrainment in self-aerated flow.
International Journal of Multiphase Flow, v.6, p.411-423, 1980.
WENDLAND, E. (2003). Modelos matemáticos e métodos numéricos em águas
subterrâneas. São Carlos, SP, 2003. Notas em Matemática Aplicada 3, Sociedade Brasileira
de Matemática Aplicada e Computacional, 2003.
WILHELMS, S.C.; GULLIVER, J.S. (2005). Bubbles and waves description of self-aerated
spillway flow. Journal of Hydraulic Research, v. 43, n.5, p. 522-531. 2005
WOOD, I.R et al. (1983). General method for critical point on spillways.
Journal of
Hydraulic Engineering,
v. 109, n. 27, p. 308-312, 1985.
WOOD, I.R. (1984). Air entrainment in righ speed flows. Symposium on scale Effects in
modelling hydraulic structures, IAHR, KOBUS, H. (Ed.), paper 4.1, September, 1984.
ZAMORA, A.S.; PFISTER, M.; HAGER, W.H.; MINOR, Hans-Erwin (2008). Hydraulic
performance of step aerator.
Journal of Hydraulic Engineering, ASCE. v.134, n.2, p. 127-
137, Feb., 2008.
Livros Grátis
( http://www.livrosgratis.com.br )
Milhares de Livros para Download:
Baixar livros de Administração
Baixar livros de Agronomia
Baixar livros de Arquitetura
Baixar livros de Artes
Baixar livros de Astronomia
Baixar livros de Biologia Geral
Baixar livros de Ciência da Computação
Baixar livros de Ciência da Informação
Baixar livros de Ciência Política
Baixar livros de Ciências da Saúde
Baixar livros de Comunicação
Baixar livros do Conselho Nacional de Educação - CNE
Baixar livros de Defesa civil
Baixar livros de Direito
Baixar livros de Direitos humanos
Baixar livros de Economia
Baixar livros de Economia Doméstica
Baixar livros de Educação
Baixar livros de Educação - Trânsito
Baixar livros de Educação Física
Baixar livros de Engenharia Aeroespacial
Baixar livros de Farmácia
Baixar livros de Filosofia
Baixar livros de Física
Baixar livros de Geociências
Baixar livros de Geografia
Baixar livros de História
Baixar livros de Línguas
Baixar livros de Literatura
Baixar livros de Literatura de Cordel
Baixar livros de Literatura Infantil
Baixar livros de Matemática
Baixar livros de Medicina
Baixar livros de Medicina Veterinária
Baixar livros de Meio Ambiente
Baixar livros de Meteorologia
Baixar Monografias e TCC
Baixar livros Multidisciplinar
Baixar livros de Música
Baixar livros de Psicologia
Baixar livros de Química
Baixar livros de Saúde Coletiva
Baixar livros de Serviço Social
Baixar livros de Sociologia
Baixar livros de Teologia
Baixar livros de Trabalho
Baixar livros de Turismo