apostila barragens 05-2003

APOSTILA DE BARRAGENS

Prof. André P. Assis, PhD

APOSTILA: Publicação G.AP-AA006/02

Assis, A.P., Hernandez, H.M. & Colmanetti, J.P.

BRASÍLIA, DF 2003

Universidade de Brasília Faculdade de Tecnologia

Dept. Engenharia Civil & Ambiental

Prog. de Pós-Graduação em Geotecnia

Universidade de Brasília

Departamento de Engenharia Civil e Ambiental / FT

Geotecnia

Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

ii

ÍNDICE

CAPÍTULO 1 1

1. FASES DE ESTUDO E PROJETO 1

1.1 Introdução 1

1.2 Das finalidades de uma barragem 1

1.3 Do estudo global de uma Bacia Hidrográfica 4 1.3.1 Etapa I – Inventário 4

1.3.2 Etapa II – Viabilidade 5

1.3.3 Etapa III – Projeto Básico 5

1.3.4 Etapa IV – Projeto Executivo 5

1.4 Índice custo-benefício e índice ambiental 6

1.4.1 Índice Custo-Benefício Energético 6

1.4.2 Índice Ambiental 6

CAPÍTULO 2 8

2. FATORES QUE INTERFEREM NO ARRANJO GERAL DE UMA BARRAGEM 8

2.1 Arranjos dos aproveitamentos 8

2.2 Definição do tipo de barragem 11

CAPÍTULO 3 15

3. FATORES PREDOMINANTES NA SELEÇÃO DO TIPO DE BARRAGEM DE

TERRA E DE BARRAGEM DE ENROCAMENTO 15

3.1 Introdução 15

3.2 Classificação quanto ao tipo de seção 15 3.2.1 Barragem Homogênea 15

3.2.2 Barragem Zoneada 16

3.2.3 Barragem de Enrocamento 17

3.3 Fatores predominantes no estabelecimento da seção típica 18 3.3.1 Materiais de construção 18

3.3.2 Características geotécnicas da fundação 20

3.3.3 Tempo disponível para construção e Clima da Região 23

3.3.4 Seqüência de Construção e Desvio do Rio 24

3.3.5 Finalidade do reservatório 25

CAPÍTULO 4 27



Geotecnia


iii

4. ENSAIOS DE LABORATÓRIO 27

4.1 Introdução 27

4.2 Ensaios de caracterização e índices físicos 27 4.2.1 Granulometria 27

4.2.2 Limites de Atterberg 30

4.3 Ensaios índices e de compactação 31

4.4 Ensaios triaxiais para determinação da resistência ao cisalhamento do solo 31 4.4.1 Introdução 31

4.4.2 Ensaios Triaxiais 32

4.4.3 Representação dos ensaios 33

4.4.4 Tipos de ensaios 33

4.5 Programação dos ensaios triaxiais 38

4.6 Outros ensaios de resistência 42 4.6.1 Ensaio de cisalhamento direto 42

4.6.2 Ensaio de compressão simples 45

4.7 Ensaios de adensamento – Determinação da compressibilidade dos solos 46

4.8 Acondicionamento dos ensaios 46 4.8.1 Efeito da moldagem 46

4.8.2 Efeito da pressão atuante 47

4.8.3 Solos compactados 48

CAPÍTULO 5 49

5. PROPRIEDADES GEOTÉCNICAS DE SOLOS COMPACTADOS 49

5.1 Introdução 49

5.2 Considerações gerais sobre a compactação 51 5.2.1 A curva de compactação 51

5.2.2 Interpretação física e físico – química da curva de compactação 52

5.3 Interpretação geotécnica da compactação 53

5.4 Efeito da compactação nas propriedades geotécnicas do solo 54 5.4.1 Permeabilidade 54

5.4.2 Compressibilidade 55

5.4.3 Resistência ao cisalhamento 57

5.4.4 Flexibilidade 59

5.5 Especificações de compactação 60

5.5.1 Da especificação 60

5.5.2 Considerações estatísticas sobre especificações e controle de compactação 62



Geotecnia


iv

5.6 Observações 62

CAPÍTULO 6 64

6. PROPRIEDADES DOS ENROCAMENTOS COMPACTADOS 64

6.1 Introdução 64

6.2 Deformabilidade e resistência de enrocamentos 64 6.2.1 Fatores que influenciam a resistência e a deformabilidade dos enrocamentos 65

6.2.2 Observações com relação à resistência e a deformabilidade 69

6.3 Recomendações sobre as especificações construtivas 70

6.3.1 Critérios relativos à granulometria 70

6.3.2 Critérios relativos à espessura de camadas de compactação 72

6.3.3 Equipamentos de compactação 73

6.3.4 Algumas recomendações sobre o processo construtivo 73

6.4 Parâmetros para projeto e controle de construção adequados à atualidade brasileira

75

CAPÍTULO 7 77

7. CONSIDERAÇÕES SOBRE PROJETOS DE BARRAGENS DE TERRA E

ENROCAMENTO 77

7.1 Fase de viabilidade 77

7.2 Fase de projeto básico 78

7.2.1 Requisitos básicos de projeto e método de análise 78

7.2.2 Dos requisitos básicos – Interpretação conjunta 79

7.2.3 Dos métodos de cálculo – Interpretação conjunta 80

7.2.4 Exemplos de concepção conjunta Maciço – Fundação 81

7.2.5 Outros exemplos de concepção de projeto 82

CAPÍTULO 8 85

8. ANÁLISE E CONTROLE DE PERCOLAÇÃO 85

8.1 Fluxo através de meios porosos (Teoria de percolação) 85 8.1.1 Limitações da teoria 86

8.1.2 Lei de Darcy e Equações de Laplace 86

8.1.3 Método gráfico para o desenho das redes de fluxo 87

8.2 Fluxo através de enrocamentos 90 8.2.1 Equações de fluxo 90

8.2.2 Redes de fluxo 93



Geotecnia


v

8.3 Fluxo através de fissuras 94

8.4 Controle da percolação através dos maciços compactados e fundações 96

8.4.1 Projeto de filtros 96

8.4.2 Projetos de drenagem interna 98

8.4.3 Sistema de alívio de sub-pressões 103

8.4.4 Tapetes de impermeabilização a montante 106

8.4.5 Trincheira de vedação (“cut-off”) 107

8.4.6 Outros tipos de estruturas para a redução da vazão de percolação 108

8.5 Controle de percolação em enrocamentos 109 8.5.1 Estabilização dos taludes 109

8.5.2 Estabilização dos taludes em função do tamanho dos blocos e vazões de descarga 110

8.5.3 Considerações gerais 111

8.6 Verificação do comportamento das barragens de terra e enrocamento em face aos

problemas de percolação 112

CAPÍTULO 9 113

9. FUNDAÇÕES EM SOLO 113

9.1 Fundação em solos permeáveis 114 9.1.1 Soluções de Eliminação – Trincheiras impermeáveis (“cut-offs”) 116

9.1.2 Soluções de Eliminação – Paredes diafragma 117

9.1.3 Soluções de Eliminação – Injeções de impermeabilização 119

9.1.4 Soluções de redução – Barreiras impermeáveis incompletas 121

9.1.5 Soluções de controle – Controle de percolação com drenos 122

9.2 Fundações em solos moles 125

9.3 Fundações em solos porosos e colapsíveis 129

9.3.1 Características Geotécnicas 131

9.3.2 Compressibilidade e Colapsibilidade 132

9.3.3 Resistência ao cisalhamento 134

9.3.4 Exemplo de obras fundadas em solos porosos 136

9.3.5 Orientações para projetos 139

CAPÍTULO 10 141

10. FUNDAÇÕES EM ROCHA 141

10.1 Introdução 141

10.2 Fase de concepção e projeto de aproveitamentos hidráulicos 141

10.3 Tratamento da fundação na Fase I: Concepção do arranjo geral 142 10.3.1 Exemplo 1 – Usina Hidroelétrica Samuel 143

10.3.2 Exemplo 2 – Usina Hidroelétrica Tucuruí 146



Geotecnia


vi

10.4 Integração e otimização Maciço - Fundação – Fase II 147 10.4.1 Posição e extensão do núcleo da barragem de terra – enrocamento. 148

10.4.2 Estabelecimento de zona hipotética de núcleo em barragem dita homogênea 148

10.4.3 Pormenores de drenagem interna 149

10.5 Tratamento de fundação propriamente dito – Fase III 149 10.5.1 Critérios usualmente adotados no tratamento de fundações rochosas para apoio de

barragens de terra e/ou enrocamento 150

10.5.2 Análise conceitual dos critérios usuais de tratamento de fundações rochosas para

apoio de barragens de Terra e/ou Enrocamento 153

10.6 Observações Gerais 159

CAPÍTULO 11 160

11. TRATAMENTO DE FUNDAÇÃO DE BARRAGEM DE TERRA ATRAVÉS DE

CORTINA DE INJEÇÃO 160

11.1 Introdução 160

11.2 Finalidade das injeções 160

11.3 Quando executar injeções 161

11.4 Quantidade de injeção e profundidade da cortina 162

11.5 Pressão de injeção 163

11.6 Escolha da calda 164

11.7 Metodologia para as injeções 166

11.8 Eficiência da cortina 166

11.9 Considerações gerais 167

REFERÊNCIA 169



Geotecnia


vii

LISTA DE TABELAS

Tabela 1.1 Índice de impacto ambiental de usinas hidrelétricas brasileiras. 7

Tabela 4.1 Relação dos limites de Atterberg com as propriedades de resistência e

compressibilidade 30

Tabela 6.1 Critérios relativos à granulometria de alguns enrocamentos 71

Tabela 6.2 Critérios relativos à espessura das camadas de compactação dos

enrocamentos 72

Tabela 6.3 Características de algumas barragens de enrocamento construídas no

Brasil e no exterior 74

Tabela 8.1 Raio hidráulico dos vazios para enrocamentos 92

Tabela 8.1 Estabilização dos taludes em função do tamanho dos blocos e vazões de

descarga 111

Tabela 9.1 Resistência ao cisalhamento de solos porosos 136

Tabela 10.2 Principais características de algumas barragens brasileiras 150



Geotecnia


viii

LISTA DE FIGURAS

Figura 1.1 Balanço de regularização 2

Figura 1.2 Amortecimento da onda de cheia 3

Figura 1.3 Reservatório de finalidade múltipla, controle de cheias, navegação e

produção de energia elétrica 4

Figura 2.1 UHE Funil-RJ – Barragem tipo abóboda de concreto 9

Figura 2.2 UHE Funil-BA – Barragem de concreto com contrafortes 9

Figura 2.3 Arranjo típico em vale estreito (UHE Yoshida) 10

Figura 2.4 Arranjo típico em vale medianamente encaixado (UHE Foz do Areia) 10

Figura 2.5 Arranjo típico em vale aberto (UHE Tucuruí) 11

Figura 2.6 Seção típica de barragem homogênea de terra 12

Figura 2.7 Seção típica de barragem de enrocamento com núcleo de argila vertical 13

Figura 2.8 Seção típica de barragem de enrocamento com núcleo de argila

inclinado 13

Figura 2.9 Seção típica de barragem de enrocamento com face de concreto 14

Figura 2.10 Seção típica de barragem de concreto convencional a gravidade 14

Figura 3.1 Exemplo de barragem homogênea, Barragem Vigário, Brasil. 16

Figura 3.2 Exemplo de barragem de seção Zoneada, Barragem de São Simão,

Brasil. 16

Figura 3.3 Exemplo de barragem de enrocamento, Alternativas da barragem Foz

de Areia, (a) Enrocamento com face de concreto; (b) Enrocamento com

núcleo impermeável. 17

Figura 3.4 Barragem homogênea com dreno horizontal 19

Figura 3.5 Localização da zona denominada “random”, Barragem de Furnas,

Brasil. 20

Figura 3.6 Métodos para o controle da percolação; (A) zona impermeável; (B)

tapete impermeável a montante; (C) diafragma flexível; (D) zona de

injeções; (E) filtro-dreno vertical; (F) tapete drenante; (G) poços de

alívio. 22

Figura 3.7 Barragem de enrocamento com núcleo argiloso inclinado a montante. 24

Figura 4.1 Resultados dos ensaios de permeabilidade para alguns materiais 29

Figura 4.2 Representação dos ensaios triaxiais; (a) Representação no diagrama de

circulo de Mohr; (b) Trajetória de tenções 34

Figura 4.3 Envoltórias de resistência; (a) Representação no diagrama de circulo de

Mohr; (b) Trajetória de tenções 35

Figura 4.4 Ensaios triaxiais adensados rápidos anisotrópicos 36

Figura 4.5 Resultados típicos de ensaios triaxiais; (a) Ensaios C.U.; (b) Ensaios Q

ou UU em material argiloso; (c) Ensaios S ou CD 37

Figura 4.6 Tensões principais ao longo de uma superfície de ruptura 38

Figura 4.7 Seqüência de carregamento de uma barragem 39

Figura 4.8 Equipamento de cisalhamento direto. 43

Figura 4.9 Rotação das tensões principais no ensaio de cisalhamento direto: (a)

Direção das tensões principais; (b) Representação das tensões no

diagrama de Mhor (modificado - Juarez & Rico, 1976). 45

Figura 4.10 Curva de ensaios oedométricos, amostras remoldadas e indeformadas 47



Geotecnia


ix

Figura 5.1 Curva típica de um ensaio de compactação em um solo coesivo 51

Figura 5.2 Variação da permeabilidade com as mudanças na umidade de

compactação 55

Figura 5.3 Influência da energia de compactação na envoltória de resistência ao

cisalhamento 58

Figura 6.1 Efeito do máximo tamanho de partículas no ângulo de atrito –

enrocamentos com curvas modeladas (modificado – Marachi, et.al.

1969) 65

Figura 6.2 Variação no ângulo de atrito com as mudanças na compacidade

relativa do material 67

Figura 6.3 Evidência de colapso em ensaios oedométricos 68

Figura 6.4 Deformação do enrocamento durante o alteamento da barragem e no

primeiro enchimento 68

Figura 6.5 Envoltória de resistência de alguns enrocamentos 69

Figura 7.1 Evolução do projeto de barragens de terra e seu sistema de drenagem

interna 82

Figura 8.1 Redes de fluxo em barragens de seção homogênea 89

Figura 8.2 Redes de fluxo transformadas e verdadeiras em uma barragem

homogênea anisotrópica. 91

Figura 8.3 Redes de fluxo turbulento em enrocamentos 93

Figura 8.4 Determinação da espessura do filtro-dreno horizontal 101

Figura 8.5 Esquema de filtro-dreno horizontal 102

Figura 8.6 Controle de sub-pressão 104

Figura 8.7 Detalhes esquemáticos de trincheiras drenantes 105

Figura 8.8 Detalhes esquemáticos de poços de alívio 106

Figura 8.9 Detalhe esquemático de um tapete de impermeabilização a montante 107

Figura 8.10 Detalhe esquemático de uma trincheira de vedação 108

Figura 9.1 Trincheira impermeável 116

Figura 9.2 Esquema da escavação abaixo do lençol freático 117

Figura 9.3 Trincamento provocado por um elemento rígido de parede diafragma 118

Figura 9.4 Métodos de controle de percolação pelas fundações sem construção de

barreiras impermeáveis completas 121

Figura 9.5 Ritmo lento de construção 128

Figura 9.6 Influência da sobrecarga no andamento do recalque 129

Figura 9.7 Faixas de curvas granulométricas de solos porosos 132

Figura 9.8 Gráfico de plasticidade, onde se localizam argilas porosas 132

Figura 9.9 Ensaio de adensamento duplo em argila porosa vermelha – Bauru, SP 134

Figura 9.10 Resistência ao cisalhamento - Argila porosa vermelha do Terciário

São Paulo, SP 135

Figura 10.1 Hidrelétrica Samuel – (a) Alternativa “A” de arranjo, Fechamento

final margem esquerda; – (b) Alternativa “B” de arranjo, Fechamento

final margem direita 144

Figura 11.1 Disposição dos furos da cortina de injeção em planta 162



Geotecnia


x

Figura 11.2 Curva de injetabilidade 165

Figura 11.3 Cortina de injeção convencional, absorção de sólidos por furo. 167



Geotecnia


1

CAPÍTULO 1

1. FASES DE ESTUDO E PROJETO

1.1 Introdução

A conscientização humana, notadamente nas duas últimas décadas, da limitação dos recursos

naturais da terra, aliada à crescente demanda das mesmas, tem conduzido cada vez mais a sua

exploração de modo racional e otimizado, reduzindo seu desperdício ao mínimo.

Sob este enfoque são desenvolvidos os estudos para a implantação de barragens, em que, em

uma primeira fase, é estudada toda a Bacia Hidrográfica, e associada a todos os possíveis usos

de água. Deste modo, evita-se que a implantação de uma barragem, num determinado local,

prejudique outros locais barráveis da bacia, o que impediria a otimização global almejada. Por

outro lado, evita o aproveitamento da água somente sob uma finalidade.

No Brasil, o planejamento integrado de uma bacia, sob o ponto de vista energético já tem

cerca de 20 anos, enquanto que, o associado a finalidades múltiplas, tem sido cada vez mais

adotado, principalmente nos últimos 10 a 15 anos.

1.2 Das finalidades de uma barragem

Com algumas exceções as barragens podem ser reunidas, quanto as suas finalidades, em dois

grupos: Barragens de Regularização e Barragens de Retenção.

Barragens de Regularização

Tem a finalidade de regularizar o regime hidrológico de um rio, ou seja, armazena água no

período de afluência em relação à demanda (Figura 1.1). Com esta operação, a amplitude de

variação das vazões naturais do rio é reduzida, garantindo-se assim, vazões efluentes, nos

períodos de estiagem, superiores às naturais.



Geotecnia


2

Figura 1.1 Balanço de regularização

As barragens de regularização possuem, em geral, uma ou mais das seguintes finalidades

específicas.

Aproveitamento Hidrelétrico – Neste caso deve-se considerar, como benefício

adicional à regularização, a formação de desnível, propiciando a criação de

energia potencial hidráulica, que é transformada em energia elétrica.

Navegação – Também neste caso há um benefício duplo: a). Para jusante, através da

regularização do período de estiagem. b). Para montante, através do afogamento

de eventuais corredeiras e cachoeiras.

Abastecimento d’Água – Para fins industriais, de irrigação ou doméstico, entre outros.

Barragens de Retenção

Tem a finalidade de reter água, amortecendo a onda de cheias para evitar inundações

(Figura 1.2), podem ser utilizadas também para a retenção de sedimentos ou resíduos

Ano Hidrológico t

Vaz

ões

Armazenamento

Suprimento Déficit

Vazão Média

Período de Armazenamento

Período de Regularização

Vazões Naturais

Q

Ano Hidrológico t

Vaz

ões

Armazenamento

Suprimento Déficit

Vazão Média



Vazões Naturais

Q

Ano Hidrológico t

Vaz

ões

Armazenamento

Suprimento Déficit

Vazão Média



Vazões Naturais

Q



Geotecnia


3

industriais. No caso de amortecimento de cheias, a onda de cheia é temporalmente

armazenada, sendo posteriormente liberada, de tal modo que não cause danos a jusante.

Para o dimensionamento de um reservatório de contenção de cheias é necessário o

conhecimento da onda de cheia efluente ao reservatório, e a descarga máxima permitida a

jusante do mesmo, conforme é mostrado na Figura 1.2.

Figura 1.2 Amortecimento da onda de cheia

Em muitos casos é comum uma barragem possuir mais de uma finalidade, conforme

apresentado na Figura 1.3, onde pode-se apreciar que o volume de um reservatório possui

usos diversos como o de regularização para a geração de energias, assim como o controle de

cheias e a regularização para navegação.

Volume

Acumulado

Amortecimento da Onda de Cheia Tempo (t)

Vaz

ões

Vazão Amortecida

Descarga Efluente

Descarga Máxima Natural

Q

Descarga Máxima Efluente

Natural

Volume

Acumulado


Vaz

ões

Vazão Amortecida

Descarga Efluente


Q


Natural

Volume

Acumulado


Vaz

ões

Vazão Amortecida

Descarga Efluente


Q


Natural



Geotecnia


4

Figura 1.3 Reservatório de finalidade múltipla, controle de cheias, navegação e produção de

energia elétrica

1.3 Do estudo global de uma Bacia Hidrográfica

Os estudos e projetos para a implantação final de uma barragem, são executados em quatro

etapas de distinta cronologia, visando a otimização da bacia hidrográfica como um todo.

1.3.1 Etapa I – Inventário

Visa determinar a melhor divisão de queda da bacia sob o ponto de vista de aproveitamento

múltiplo (energético, navegação, irrigação, controle de cheias, entre outros), associado às

seguintes limitações físicas: cidades, estradas, jazidas, parques nacionais e indígenas, entre

outras. A dificuldade de otimização de todas estas variáveis prende-se não somente a sua

multiplicidade, mas principalmente às possíveis variações futuras da importância relativa

destas variáveis, uma vez que o tempo entre os estudos iniciais de inventário de uma bacia,

com sua definição de quedas, e a implantação de todos os aproveitamentos é de cerca de 30 a

40 anos.



Geotecnia


5

Na divisão de quedas, cada local de aproveitamento é definido em um trecho do rio, em geral

de 1 a 5km, ficando a definição precisa do eixo para a fase subseqüente (viabilidade).

Em paralelo a divisão de quedas, o inventário fornece, para cada local, as características de

aproveitamento relativas as suas finalidades múltiplas e as respectivas estimativas de custos,

em geral com uma precisão do 20%.

1.3.2 Etapa II – Viabilidade

Nesta fase é realizada a análise técnico-econômica dos possíveis eixos, dentro do trecho

definido na fase de Inventário. Com esta informação é realizada a definição da melhor

alternativa do eixo para a barragem, assim como a definição do arranjo geral e a comprovação

técnico-econômica do aproveitamento como um conjunto.

1.3.3 Etapa III – Projeto Básico

É feita a definição final da obra, são elaborados os memoriais descritivos, as especificações

técnicas e o dimensionamento final das estruturas com a elaboração de plantas e cortes das

estruturas e dos equipamentos permanentes, é elaborado o cronograma de execução da obra

assim como o orçamento final. Estas atividades são realizadas com o objetivo de levar a obra

a licitação para sua adjudicação.

1.3.4 Etapa IV – Projeto Executivo

É realizado o detalhamento do projeto básico contendo todos os pormenores para a execução

de obras civis, montagens de equipamentos permanentes, fiscalização, teste de funcionamento

e orientação para treinamento de operadores.



Geotecnia


6

1.4 Índice custo-benefício e índice ambiental

1.4.1 Índice Custo-Benefício Energético

Durante a fase de inventário são selecionadas as melhores alternativas de divisão de quedas,

ou seja, aquelas que resultem em máxima produção de energia elétrica, dentro dos limites

estabelecidos para o custo unitário de referência. Em cada uma destas alternativas, os

aproveitamentos deverão ser ordenados segundo o índice custo-benefício que cada um

apresenta ao ser incorporado como próxima adição à configuração do sistema de referência.

O índice custo-beneficio energético (ICBE), expressos em US$/MWh, é definido como a

relação entre o custo anual de cada aproveitamento e o benefício em energia firme obtido por

sua operação integrada no sistema. O Manual de Inventário Hidrelétrico de Bacias

Hidrográficas da Eletrobrás descreve o cálculo deste índice.

1.4.2 Índice Ambiental

É o valor numérico que expressa a intensidade do impacto ambiental sobre a área de estudo,

variando em uma escala contínua desde zero (mínimo impacto) até um (máximo impacto).

Este índice é calculado considerando-se os impactos sobre ecossistemas aquáticos e terrestres,

modos de vida, organização territorial, base econômica e populações indígenas.

No entanto, uma estimativa preliminar do impacto que um aproveitamento hidrelétrico irá

causar pode ser obtida pela relação entre a área inundada pelo reservatório (km2) e a potência

instalada (MW). A Tabela 1.1 ilustra o impacto causado por algumas usinas hidrelétricas

brasileiras.



Geotecnia


7

Tabela 1.1 Índice de impacto ambiental de usinas hidrelétricas brasileiras.

UHE Estado / País Bacia

Potência

instalada

(MW)

Área do

reservatório

(km2)

Índice

ambiental

(Km2/MW)

Balbina AM Rio Amazonas 250 2360 9.44

Belo Monte* PA Rio Amazonas 11000 400 0.04

Samuel RO Rio Amazonas 217 600 2.76

Lajeado** TO Rio Tocantins 903 630 0.70

Serra da Mesa GO Rio Tocantins 1293 1784 1.38

Tucuruí PA Rio Tocantins 7960 2430 0.31

Mal. Castelo Branco MA/PI Atlântico, trecho norte/nordeste 216 363 1.68

Itaparica PE/BA Rio São Francisco 1500 828 0.55

Moxotó BA/AL Rio São Francisco 440 93 0.21

Paulo Afonso IV BA Rio São Francisco 2460 17 0.01

Sobradinho BA Rio São Francisco 1050 4214 4.01

Três Marias MG Rio São Francisco 388 1142 2.94

Xingó SE/AL Rio São Francisco 3000 60 0.02

Funil RJ Atlântico, trecho lesle 216 39 0.18

Lajes RJ Atlântico, trecho lesle 144 30 0.21

Barra Bonita SP Rio Paraná 144 308 2.14

Capivara SP/PR Rio Paraná 662 515 0.78

Corumbá GO Rio Paraná 375 65 0.17

Emborcação MG/GO Rio Paraná 1192 455 0.38

Foz do Areia PR Rio Paraná 2511 139 0.06

Furnas MG Rio Paraná 1216 1450 1.19

Igarapava MG/SP Rio Paraná 210 39 0.19

Ilha Solteira SP/MS Rio Paraná 166 1200 7.23

Itaipu Brasil/Paraguai Rio Paraná 14000 1350 0.10

Itumbiara MG/GO Rio Paraná 2280 760 0.33

Marimbondo MG/SP Rio Paraná 188 438 2.33

Nova Ponte MG Rio Paraná 510 447 0.88

Porto Colômbia MG/SP Rio Paraná 320 140 0.44

Rosana SP/PR Rio Paraná 320 217 0.68

Salto Grande MG Rio Paraná 104 5.8 0.06

São Simão MG/GO Rio Paraná 1710 722 0.42

Segredo PR Rio Paraná 1260 82 0.07

Taquaruçu SP/PR Rio Paraná 515 74 0.14

Campos Novos* SC Rio Uruguai 880 24 0.03

Itá SC/RS Rio Uruguai 294 141 0.48

Machadinho SC/RS Rio Uruguai 1140 79 0.07

Obs.:

** Em construção

* Previsto para construção



Geotecnia


8

CAPÍTULO 2

2. FATORES QUE INTERFEREM NO ARRANJO GERAL DE UMA

BARRAGEM

2.1 Arranjos dos aproveitamentos

Os arranjos dos aproveitamentos são estudados para cada local, considerando-se

principalmente as condições topográficas locais, o provável apoio logístico em fase de

construção, a possibilidade de evacuação de cheias durante a construção, a provável

disponibilidade de materiais de construção, as condições gerais do ponto de vista geológico e

geotécnico, a potência instalada calculada para o aproveitamento, a descarga calculada para o

vertedouro e os resultados dos estudos especiais.

O arranjo de um aproveitamento hidrelétrico é muito influenciado pelo tipo de vale, podendo

este ser este encaixado e estreito, semi-encaixado ou aberto. Em vales encaixados e estreitos é

usual a execução de barragens de concreto do tipo arco, como mostrado na Figura 2.1. No

caso de vales semi-encaixados pode-se optar por barragens do tipo gravidade, com

contrafortes (Figura 2.2) ou mesmo barragens de enrocamento. Quando se têm vales muito

abertos, recomenda-se barragens do tipo gravidade de concreto convencional ou concreto

compactado com rolo (CCR) e barragens de terra.

As Figuras de 2.3 a 2.5 ilustram arranjos típicos para os três tipos de vales citados

anteriormente.



Geotecnia


9

Figura 2.1 UHE Funil-RJ – Barragem tipo abóboda de concreto

Figura 2.2 UHE Funil-BA – Barragem de concreto com contrafortes



Geotecnia


10

Figura 2.3 Arranjo típico em vale estreito (UHE Yoshida)

Figura 2.4 Arranjo típico em vale medianamente encaixado (UHE Foz do Areia)

Ensecadeira

Túnel dedesvio

Vertedouro

Barragem

Casa de força

Tomadade água

Barragem

Vertedouro

Casa de força

Tomada de água



Geotecnia


11

Figura 2.5 Arranjo típico em vale aberto (UHE Tucuruí)

2.2 Definição do tipo de barragem

A escolha do tipo de barragem dependerá, principalmente, da existência de material

qualificado para sua construção, dos aspectos geológicos e geotécnicos, e da conformação

topográfica do local da obra. Outros fatores igualmente importantes para a seleção são:

- Disponibilidade de solo ou rocha: proveniente de escavações requeridas, disponíveis

em quantidade e qualidade adequadas, segundo um fluxo compatível com a construção

do arranjo proposto;

- Natureza das fundações: barragens de enrocamento e de concreto somente deverão ser

colocadas sobre fundação em rocha, enquanto que as de terra poderão ser colocadas

em solo; e

- Condições climáticas: a existência de períodos chuvosos razoavelmente prolongados

onera exageradamente a construção de aterro de solo compactado ou núcleos de argila

porque condiciona o progresso da construção.

Casa de Força

Barragem

Vertedouro

Canal de fuga

Eclusa

Barragem



Geotecnia


12

Um local poderá ser considerado propício para construção de barragem de terra homogênea

(Figura 2.6) quando o reconhecimento de campo indicar que a rocha se encontra a grandes

profundidades na área em consideração. Esse tipo de barragem exige menor declividade nos

paramentos de montante e jusante e, portanto, resultando em maiores volumes. Por isso, é

utilizado para pequenas e médias alturas.

Figura 2.6 Seção típica de barragem homogênea de terra

O local poderá ser considerado propício para construção de barragem de enrocamento com

núcleo de argila (Figuras 2.7 e 2.8) ou com face de concreto (Figura 2.9) se o reconhecimento

de campo indicar, na área selecionada, a existência de rocha sã e de boa qualidade ao longo do

eixo, a pequena profundidade. Esse tipo de barragem não necessita de condições especiais de

fundação. Grandes volumes de escavação em rocha na casa de força, em canais e vertedouros

são um bom indicativo para a utilização deste tipo de barragem. Além disso, se existirem

períodos chuvosos ou excessiva umidade que prejudique a execução de núcleos de argila, ou a

dificuldade na obtenção de material adequado para o núcleo, a solução com face de concreto é

a mais indicada.

Um local poderá ser considerado propício para construção de barragem de concreto (Figura

2.10) quando o reconhecimento de campo indicar, na área selecionada, a existência de rocha

sã e com compressibilidade pequena ao longo de todo o eixo já que estas exercem maiores

pressões nas fundações, a pequena profundidade. A estabilidade é garantida principalmente

pelos esforços de gravidade. A não ser em casos excepcionais, somente deverão ser

consideradas barragens de concreto tipo gravidade maciça.

NAmax

2,5 1

Hba 3,0

1

filtro

NAmin B

aterro



Geotecnia


13

Figura 2.7 Seção típica de barragem de enrocamento com núcleo de argila vertical

Figura 2.8 Seção típica de barragem de enrocamento com núcleo de argila inclinado

1

Hba

Elcr

NAmax B

1

0,8

1

Elte

1

0,5

núcleo de argila

enrocamento

transição

10,0

NA

1 0,2

0,2

1 1 H ba

El te

núcleo de argila

enrocamento

transição

B



Geotecnia


14

Figura 2.9 Seção típica de barragem de enrocamento com face de concreto

Figura 2.10 Seção típica de barragem de concreto convencional a gravidade

8,0

NAma

x Hbl

Elcr

1 Hba

Elte

NAmax B

1 Hba

Elte

plinto transição

enrocamento

laje de concreto



Geotecnia


15

CAPÍTULO 3

3. FATORES PREDOMINANTES NA SELEÇÃO DO TIPO DE

BARRAGEM DE TERRA E DE BARRAGEM DE ENROCAMENTO

3.1 Introdução

As barragens de terra ou de enrocamento, quando existem, constituem sempre uma das

estruturas de um barramento. Deste modo, a escolha deste tipo de barragem visa a otimização

do arranjo geral do barramento como um todo, e não a sua otimização isolada.

Não raro soluções economicamente mais desfavoráveis são selecionadas, caso estas estruturas

sejam analisadas isoladamente. Entretanto, apresentam, nítidas vantagens econômicas no

contexto global do aproveitamento.

Assim sendo, os fatores predominantes na seleção do tipo de barragem de terra ou de

enrocamento, são aqueles associados aos do arranjo geral do aproveitamento.

3.2 Classificação quanto ao tipo de seção

3.2.1 Barragem Homogênea

Designação simplificada quando há predominância de um único material, pois, na realidade,

não existe barragem homogênea. A existência de mais de um material deve-se à necessidade

de drenagem interna e de proteção externa dos taludes. Na Figura 3.1 é apresentada a seção

típica da barragem Vigário no Brasil. Esta barragem é considerada como homogênea, embora

exista drenagem interna, zonas de proteção de taludes com “rip-rap” e incorporação de

ensecadeiras.



Geotecnia


16

Figura 3.1 Exemplo de barragem homogênea, Barragem Vigário, Brasil.

3.2.2 Barragem Zoneada

Denominação dada quando não há um único material predominante. Conforme será visto no

item subseqüente, a escolha entre seção homogênea ou zoneada depende dos materiais de

construção disponíveis e seus respectivos custos. Na Figura 3.2 é apresentada a seção típica

da barragem São Simão no Brasil, no trecho do leito do rio, onde se deve observar o

aproveitamento e otimização dos diversos materiais disponíveis.

Figura 3.2 Exemplo de barragem de seção Zoneada, Barragem de São Simão, Brasil.

Linha de Rocha

Linha de Escavação

Terreno

Original

Argila

Compactada

Filtro

Vertical

Dreno Horizontal

Nível Normal

1

4

Enrocamento

2,51

Linha de Rocha


Terreno

Original

Argila

Compactada

Filtro

Vertical

Dreno Horizontal

Nível Normal

1

4

Enrocamento

2,51

Linha de Rocha


Terreno

Original

Argila

Compactada

Filtro

Vertical

Dreno Horizontal

Nível Normal

1

4

Enrocamento

2,51

Balanço de Regularização

Cascalho Enrocamento

Cascalho

Areia Areia

Random Random

Terraço

Núcleo

Terraço

3 ou 5

8A 5 5

5

Zona 3 -

Grandes

Blocos

Zona 3 –

Grandes

Blocos



Cascalho

Areia Areia

Random Random

Terraço

Núcleo

Terraço

3 ou 5

8A 5 5

5

Zona 3 -

Grandes

Blocos

Zona 3 –

Grandes

Blocos



Cascalho

Areia Areia

Random Random

Terraço

Núcleo

Terraço

3 ou 5

8A 5 5

5

Zona 3 -

Grandes

Blocos

Zona 3 –

Grandes

Blocos



Geotecnia


17

3.2.3 Barragem de Enrocamento

Quando há predominância de material rochoso na sua seção. Em geral existem dois tipos de

barragem de enrocamento.

a). Com membrana externa impermeável (concreto, asfalto, entre outros);

b). Com núcleo impermeável interno.

A Figura 3.3a e 3.3b mostram as alternativas de barragens estudadas para a definição da

barragem de Foz de Areia, tendo sido adotada a alternativa de enrocamento com face de

concreto devido aos seguintes motivos principais.

(a) Enrocamento com face de concreto

(b) Enrocamento com núcleo impermeável

Figura 3.3 Exemplo de barragem de enrocamento, Alternativas da barragem Foz de Areia, (a)

Enrocamento com face de concreto; (b) Enrocamento com núcleo impermeável.

N.A. Máximo Normal

IB

IB

IC

IIB

IA

IIIDPrimeiro

Estagio

IVA

N.A. Máximo Normal

IB

IB

IC

IIB

IA

IIIDPrimeiro

Estagio

IVA

N.A. Máximo Normal

IB

IB

IC

IIB

IA

IIIDPrimeiro

Estagio

IVA

Cortina de Injeções

N.A. Máximo Normal

Cortina de Injeções

N.A. Máximo Normal



Geotecnia


18

a). Condições Geológicas – Adequadas para os dois tipos de barragens. Entretanto, a

existência de degraus nas encostas (derrames basálticos) conduziria a tratamentos mais

rigorosos na fundação para o caso de seção com núcleo impermeável, com a finalidade de

redução dos recalques diferenciais.

b). Desvio do Rio – Na alternativa de barragem com face de concreto é possível

construir parcialmente o trecho de montante da barragem, constituindo-se na própria

ensecadeira. Além disto, a cota possível desta ensecadeira, no caso de barragem com face de

concreto, é superior a cota de uma ensecadeira incorporada a uma barragem com núcleo

impermeável, já que na barragem com núcleo há interferência da ensecadeira com o núcleo.

Deste modo, apresenta menores riscos hidrológicos de transbordamento com mesmos

investimentos.

c). Comparação de Custos – Menor volume de enrocamento, de filtro e maior volume

de concreto na alternativa com face de concreto. No global resultou numa economia de 9 a

15 milhões de dólares a favor da barragem com face de concreto.

d). Clima – Maior interferência climática para a barragem de núcleo impermeável, que

aliado ao tratamento de fundação mais demorado, poderia implicar em atrasos no cronograma

de obra.

3.3 Fatores predominantes no estabelecimento da seção típica

3.3.1 Materiais de construção

A principal vantagem das barragens de terra e enrocamento é que os materiais de construção

já foram “fabricados” pela natureza.

Em alguns casos, somente um tipo de solo é disponível nas proximidades da obra. Neste caso,

a preocupação quanto ao projeto da seção se prende a determinação das dimensões mais

econômicas da barragem, associadas às características do material e respectiva especificação

de compactação, bem como as características geotécnicas da fundação.



Geotecnia


19

Se o material é de baixa permeabilidade, o projeto consistirá em um maciço homogêneo com

um sistema de drenagem interno. Neste tipo de barragens é pratica corrente utilizar um filtro

septo vertical ou inclinado para montante, até o nível de água máximo do reservatório. A

utilização em barragens homogêneas, de filtro de pé ou tapete drenante horizontal, é

conceitualmente errada, mesmo em barragens de pequena altura como é apresentado na

Figura 3.4. De fato, o filtro vertical ou inclinado para montante, aumenta a estabilidade da

região a jusante do maciço e evita qualquer possibilidade do fluxo atingir o talude de jusante,

o que levaria a formação de “piping” (erosão regressiva).

Figura 3.4 Barragem homogênea com dreno horizontal

Por outro lado, há locais em que existe uma grande variedade de solos. De um modo geral,

nestes casos, o projeto mais econômico consiste em um maciço zoneado, utilizando-se os

materiais menos permeáveis na parte central, como núcleo, e os materiais granulares, mais

resistentes, nas zonas externas (espaldares).

Quando os materiais de uma jazida ou de escavações obrigatórias são erráticos, é comum

utilizá-los numa zona denominada “random”. Devido à heterogeneidade da zona de “random”

esta nunca é utilizada como núcleo. Em geral, esta zona situa-se a jusante do filtro septo como

é apresentado na Figura 3.5.

N.A. Máximo Normal

Freática Teórica

Fluxo Preferencial

(Possibilidade de Piping)

N.A. Máximo Normal

Freática Teórica

Fluxo Preferencial


N.A. Máximo Normal

Freática Teórica

Fluxo Preferencial




Geotecnia


20

Figura 3.5 Localização da zona denominada “random”, Barragem de Furnas, Brasil.

Uma regra básica, quanto aos materiais de construção a serem utilizados, é considerar, em

primeiro lugar, os materiais provenientes das escavações obrigatórias. No caso de materiais

terrosos, a sua utilização só é econômica, quando utilizado diretamente das escavações. Por

outro lado, as escavações rochosas obrigatórias, devem sempre ser incorporadas ao maciço

independente da possibilidade de sua utilização direta ou não.

3.3.2 Características geotécnicas da fundação

O projeto do maciço de uma barragem está intimamente relacionado com as características

geotécnicas do terreno de fundação, em particular, a resistência ao cisalhamento, a

compressibilidade, a permeabilidade e a resistência a erodibilidade.

Quanto à resistência ao cisalhamento da fundação, o conceito de resistência baixa ou alta, tem

como referência a resistência do material do maciço.

N.A. Máximo Normal

Núcl

eo d

e A

rgil

aRandom

EnrocamentoEnro

cam

ento

1,8

1

2

1Z

ona

de

Tra

nsi

ção

Zona

de

Tra

nsi

ção

Ran

dom

N.A. Máximo Normal

Núcl

eo d

e A

rgil

aRandom

EnrocamentoEnro

cam

ento

1,8

1

1,8

1

2

1Z

ona

de

Tra

nsi

ção

Zona

de

Tra

nsi

ção

Ran

dom



Geotecnia


21

De fato, de um modo geral, quando a resistência da fundação é inferior a do maciço, os

taludes do maciço são condicionados pela resistência da fundação, pois as superfícies

potenciais de ruptura passam pela fundação. Por outro lado, quando a resistência da fundação

é igual ou superior a do maciço, os taludes dos maciços são estabelecidos unicamente em

função da resistência do mesmo.

Pelo exposto acima, conclui-se que, dependendo das características de resistência da

fundação, não tem sentido ser rigoroso quanto ao tipo de material a ser utilizado no maciço,

como também, quanto às respectivas especificações construtivas. Por exemplo, nos locais de

fundações de baixa resistência e de grande espessura, cujos estudos econômicos indicam a sua

não remoção, é aceitável, para material de maciço, qualquer material, com exceção daqueles

com elevada porcentagem de matéria orgânica, bem como pouco rigor quanto ao grau de

compactação mínimo e desvio de umidade, desde que o maciço apresente uma certa

homogeneidade.

No caso de terrenos de baixa resistência as soluções comumente utilizadas são as seguintes:

- Projeto de taludes mais abatidos e/ou bermas de equilíbrio;

- Remoção parcial da camada de baixa resistência;

- Remoção total da camada de baixa resistência;

- Utilização de métodos para aumentar a resistência do solo (por exemplo, drenos de

areia ou geossintético no caso de argila mole saturada, entre outros).

Outro parâmetro geotécnico da fundação, condicionante no projeto do maciço é a

compressibilidade. Portanto, além do estudo da fundação, quanto à ruptura, mencionada

anteriormente, deve-se considerar a influência, no maciço, dos recalques da fundação. Esta

influência se traduz principalmente por eventual fissuramento do maciço e pela redução do

bordo livre “freeboard”.

Além dos recalques imediatos e por adensamento, bastante conhecidos, um outro tipo de

recalque tem ocorrido em algumas barragens brasileiras (Três Marias, Ilha Solteira, entre

outras). São os chamados recalques por saturação. Estes recalques ocorreram devido ao

colapso da estrutura do solo da fundação, provocado pela saturação do mesmo, devido ao

enchimento do reservatório.



Geotecnia


22

Quanto à permeabilidade, três aspectos básicos devem ser considerados.:

- A perda d’água através da fundação não deve ser excessiva;

- As pressões d’água na base do talude de jusante não devem ser elevadas. Pressões

elevadas, neste trecho da fundação, reduzem consideravelmente a estabilidade deste

talude;

- Os gradientes na saída, a jusante do pé do talude, devem ser tais que não provoquem

“piping”.

Os métodos utilizados para o controle da percolação são divididos em dois principais grupos,

no primeiro encontram-se os métodos utilizados para a redução da percolação como a

utilização de uma zona impermeável, um tapete impermeável a montante, um diafragma

flexível ou uma zona de injeções. Já no segundo grupo encontram-se os métodos utilizados

para realizar um controle da drenagem como um filtro-dreno vertical, o tapete drenante ou

poços de alívio. Na Figura 3.6 são indicados os métodos mais utilizados para o controle da

percolação em solos permeáveis.

Figura 3.6 Métodos para o controle da percolação; (A) zona impermeável; (B) tapete

impermeável a montante; (C) diafragma flexível; (D) zona de injeções; (E) filtro-dreno

vertical; (F) tapete drenante; (G) poços de alívio.

Fundação

Permeável

A

C

B

D

E

G

F

Base Impermeável

Nível de Água

Fundação

Permeável

A

C

B

D

E

G

F

Base Impermeável

Fundação

Permeável

A

C

B

D

E

G

F

Base Impermeável

Nível de Água



Geotecnia


23

3.3.3 Tempo disponível para construção e Clima da Região

Uma vez definida a construção de uma barragem, cada ano gasto no projeto e na construção,

representam perdas de rendimentos consideráveis, além de onerar os juros durante a

construção.

Em geral, os rendimentos gerados por um reservatório, em um ano de operação são bem

superiores as economias obtidas em estudos adicionais de projeto, bem como alternativas de

projeto mais econômicos, porém com tempo de construção maior.

Quando o tempo de construção é limitado, muitas vezes é necessária a elaboração de um

projeto que não seria o mais econômico, caso se dispusesse de um tempo maior de construção.

Por exemplo, foi mencionado anteriormente que sempre devem ser incorporados ao maciço os

materiais rochosos provenientes das escavações obrigatórias (vertedouro, tomada d’água,

entre outras). Entretanto, dependendo do tempo disponível de construção, pode não ser viável,

num cronograma de construção otimizado, em relação ao tempo, a utilização de todos os

materiais rochosos provenientes das escavações obrigatórias.

Um parâmetro relacionado diretamente com o tempo de construção é o clima da região. Em

locais de pluviosidade elevada e sem estação seca definida, dependendo do tempo de

construção disponível, o projeto de um maciço homogêneo de material bem argiloso, pode ser

antieconômico sob ponto de vista global. Nestes locais, deve-se sempre que possível restringir

o volume de material argiloso a um mínimo compatível com as necessidades técnicas do

projeto, mesmo que esta não seja a solução mais econômica isoladamente.

Nestes locais de pluviosidade elevada, sempre que possível, tem-se utilizado no projeto de

barragem de terra, seções zoneadas, com núcleo de material areno-argiloso e espaldares

constituídos de materiais granulares (cascalho, cascalho arenoso, etc), mesmo que estes

materiais se encontrem a distâncias maiores, ou adotadas seções de terra enrocamento. Outra

alternativa é a utilização de taludes mais brandos, porém aceitando-se um controle de

compactação menos rigoroso, no que concerne a umidade de compactação. Esta alternativa

nem sempre é possível na prática, devido às limitações dos grandes equipamentos de

compactação atuais.



Geotecnia


24

A escolha de uma barragem de enrocamento é muitas vezes ditada pelo tempo disponível para

construção, pois a execução do enrocamento independe das condições climáticas da região.

Entretanto, a construção do enrocamento depende da construção do núcleo, que por sua vez

depende das condições climáticas. A fim de se obter uma otimização na construção do

enrocamento, o núcleo é projetado com inclinação para montante. Deste modo é possível a

construção de grande parte do talude de jusante, independente da subida do núcleo. Na

Figura 3.7 apresentasse a seqüência construtiva de uma barragem de enrocamento com núcleo

argiloso inclinado a montante.

Em caso de extrema pluviosidade, e em locais onde não há disponibilidade de material para

núcleo, as barragens de enrocamento possuem um paramento na face do talude de montante,

de concreto ou asfalto.

Figura 3.7 Barragem de enrocamento com núcleo argiloso inclinado a montante.

3.3.4 Seqüência de Construção e Desvio do Rio

De um modo geral a seqüência de construção de uma barragem envolve duas grandes fases.

Na primeira fase, o rio continua passando pela calha natural (total ou parcial). Durante esta

N.A. Máximo Normal

Enrocamento

Executado

Cortina de

Injeção

Injeções Razas

N.A. Máximo Normal

Enrocamento

Executado

Cortina de

Injeção

Injeções Razas



Geotecnia


25

fase são construídas as estruturas de desvio (canal lateral, túnel, galeria, etc.), por onde será

desviado o rio na segunda etapa. Na segunda fase é feito o fechamento do canal por onde

passava o rio na primeira fase, e completada a barragem neste trecho.

Nos casos em que é extenso o canal por onde passa o rio durante a primeira fase, não é

econômica a construção de pontes, ligando as duas margens. Neste caso, na primeira fase, os

materiais de construção para as duas frentes de trabalho tem que ser das próprias margens,

mesmo ocorrendo materiais com características geotécnicas bem mais favoráveis em uma

margem que em outra, resultando deste modo, em seções de barragem diferentes.

Quanto a ensecadeira de segunda fase, a sua cota é definida em função de considerações

hidrológicas e hidráulicas, de tal modo que seja segura para uma determinada cheia (em geral,

com tempo de recorrência de 25 a 100 anos). Como o volume desta ensecadeira é

considerável, é pratica corrente a incorporação da mesma ao maciço definitivo da barragem,

resultando em diminuição de volume e em tempo de construção.

Algumas vezes, o tempo que se dispõe para conclusão do maciço no trecho do canal da

primeira fase, após o desvio, é reduzido. Nestes casos, nesta seção de fechamento, a barragem

possui seção diferente da do resto da obra. Quando este período coincide com o início do

período chuvoso, é adotada com freqüência uma seção de enrocamento (por exemplo,

Barragem de Tucuruí apresentada na Figura 3.7).

3.3.5 Finalidade do reservatório

Dependendo da finalidade do reservatório, diferentes tipos de projeto são justificáveis, para

um mesmo local.

Quando a quantidade d’água disponível é da mesma ordem de grandeza da demanda, a perda

d’água por infiltração, através do maciço e da fundação, deve ser reduzida ao máximo. Esta

necessidade é comum em barragens de regularização, de porte médio, para abastecimento de

cidades. Neste caso, deve-se utilizar, para o maciço, materiais de baixa permeabilidade, e

tratamento de fundação, visando reduzir ao máximo a percolação, em algumas condições será



Geotecnia


26

necessária a utilização de medidas de redução de percolação como “cut-off” total ou

diafragma total.

Por outro lado, para as barragens construídas unicamente com finalidade de controle de

cheias, o controle da percolação se reflete somente quanto aos gradientes de saída (para o

controle do “piping”) e as sub-pressões na base do talude de jusante, e não quanto ao volume

total d’água perdida por percolação. Em alguns casos o tempo de permanência do volume

armazenado para o controle de cheias é tão reduzido que não há possibilidade de

estabelecimento de regime permanente de fluxo no maciço, não necessitando, portanto,

maiores cuidados de drenagem interna.

A finalidade do reservatório e sua forma de operação têm influência também no

dimensionamento do talude de montante quanto a existência ou não de um regime

instabilizante de rebaixamento rápido, bem como o dimensionamento do “rip-rap”.



Geotecnia


27

CAPÍTULO 4

4. ENSAIOS DE LABORATÓRIO

4.1 Introdução

Neste capítulo procura-se dar ênfase especial a aplicação dos resultados dos ensaios de

laboratório utilizados na mecânica dos solos normalmente no que se refere a barragens de

terra. Não é objetivo o ensaio propriamente dito, suas técnicas e detalhes de execução. Estes

apenas serão considerados na medida em que o resultado final seja afetado. Serão tecidas

também considerações críticas a respeito da obtenção dos parâmetros de engenharia a partir

dos ensaios de laboratório englobando as incertezas envolvidas.

4.2 Ensaios de caracterização e índices físicos

Como ensaios de caracterização são entendidos os ensaios de granulometria e os limites de

Atterberg. Como índices físicos são considerados os ensaios de densidade dos grãos, umidade

e densidade natural dos quais é possível obter as propriedades índices dos solos tais quais:

grau de saturação, índice de vazios e porosidade.

4.2.1 Granulometria

Às curvas granulométricas podem ser atribuídas algumas funções básicas como são:

- Caracterização dos solos;

- Determinação do coeficiente de permeabilidade em solos granulares;

- Projetos de filtros;

- Comportamento qualitativo dos solos granulares em relação às propriedades de

engenharia.

A seguir serão apresentadas algumas considerações que devem ser levadas em conta na

determinação das curvas granulométricas de materiais coesivos e não coesivos.



Geotecnia


28

- Solos Coesivos

Em função dos diâmetros dos grãos são separadas as frações de argila, silte, areia, pedregulho,

etc. A este respeito as classificações existentes dos solos são discordantes principalmente em

relação as partículas menores. Neste sentido a ABNT considera que a fração de argila

apresenta um diâmetro inferior a 0,005mm.

A própria metodologia de ensaio no que se refere à fração fina (silte e argila) é bastante

variável para cada norma de ensaio, e o resultado pode ser bastante afetado por esta

metodologia. A utilização de defloculantes para dispersão das partículas finas também tem

sido bastante questionada uma vez que procura reduzir os solos a condição de grãos isolados o

que em muitos casos não tem nenhum significado.

Como conceito geral, em que se pese as diferenças entre as diversas classificações e

metodologia de ensaio é certo que a distribuição granulométrica serve apenas como referência

de caracterização de solos para aqueles com propriedades coesivas, não sendo possível

deduzir ou inferir para estes solos a partir de curvas granulométricas, propriedades de

resistência, compressibilidade ou permeabilidade. Estas propriedades são dependentes do tipo

de mineral que o compõe e de sua historia geológica.

Do ponto de vista da erodibilidade/dispersibilidade os ensaios sedimentométricos

comparativos (SCS), que se baseiam fundamentalmente na comparação de curvas

granulométricas, sem e com defloculante, parecem dar boa indicação das suscetibilidades de

erosão dos materiais finos.

tedefloculancommm

tedefloculansemmmSCS

005,0%

005,0%

(4.1)

Se o SCS é menor a 25% a argila pode ser considerada não dispersiva, já se SCS é superior a

25% a argila apresenta uma dispersibilidade que pode ser classificada como alta ou baixa em

função da porcentagem do SCS.



Geotecnia


29

- Solos não Coesivos

Para os solos não coesivos, ou granulares, o tamanho do grão e a distribuição granulométrica

tornam possível serem inferidas algumas propriedades de engenharia. Assim, por exemplo,

algumas relações empíricas têm sido relatadas definindo a permeabilidade em função do

diâmetro.

Na Figura 4.1 são apresentadas algumas curvas granulométricas e resultados de ensaios de

permeabilidade indicando a possibilidade de associação à curvas granulométricas similares,

permeabilidade equivalentes (em 1° de aproximação).

Figura 4.1 Resultados dos ensaios de permeabilidade para alguns materiais

Outra aplicação para os ensaios de granulometria, muito utilizada na engenharia de barragens,

é o projeto de filtros em função da distribuição granulométrica e tamanho dos grãos. È

possível também nos casos de solos não coesivos inferir, do ponto de vista qualitativo,

algumas propriedades geotécnicas como por exemplo: areias bem graduadas apresentam num

Diâmetro dos Grãos (mm)

% m

enor

que

(%)

Faixa granulométrica para areias

finas utilizadas em filtros

k=0,01 m/min

0

0,01 1001,0

100

50

(mm)100,1

Faixa granulométrica para

britas utilizadas em concreto

k=15m/min


% m

enor

que

(%)

Faixa granulométrica para areias

finas utilizadas em filtros

k=0,01 m/min

0

0,01 1001,0

100

50

(mm)100,1

0

0,01 1001,0

100

50

(mm)100,1

Faixa granulométrica para

britas utilizadas em concreto

k=15m/min



Geotecnia


30

mesmo estado de compacidade maior resistência, menor compressibilidade e menor

permeabilidade que uma areia uniforme.

4.2.2 Limites de Atterberg

A classificação dos solos finos, é complementada através dos limites de Atterberg, os limites

de liquidez e de plasticidade.

Casagrande desenvolveu para a utilização em aeroportos a carta de plasticidade que

posteriormente foi estendida para a área de estradas e barragens de terra. Casagrande procurou

relacionar qualitativamente os limites de Atterberg com as propriedades de resistência e

compressibilidade, como se apresenta na Tabela 4.1. Também têm sido postuladas algumas

regressões estatísticas relacionando quantitativamente os limites com algumas propriedades

de engenharia para solos sedimentares.

Tabela 4.1 Relação dos limites de Atterberg com as propriedades de resistência e

compressibilidade

Característica Solos com igual LL e com

IP crescente

Solos com igual IP e LL

crescente

Compressibilidade Aproximadamente

constante

Cresce

Permeabilidade Decresce Cresce

Resistência Seca Cresce Decresce

Estas tentativas de correlacionar-se os limites às propriedades de resistência e

compressibilidade deve ser encarada com reservas uma vez que estas, são função da origem

geológica dos solos. Extrapolações destas correlações não podem ser feitas sem prévia análise

de como foram obtidas.

Apesar de todas as críticas relativas à correlações e ao significado físico dos ensaios de LL e

LP, é certo que estes ensaios permitem que os solos possam ser classificados em grandes

grupos permitindo em primeiro grau de aproximação a previsão de algumas propriedades dos



Geotecnia


31

solos. Na Figura 4.2 são mostradas na carta de plasticidade alguns solos residuais de Tucuruí

e da região centro-sul do país, solos na mesma posição da carta apresentam propriedades de

engenharia aproximadamente similares.

Uma outra aplicação dos ensaios LP é com relação ao limite de trabalhabilidade de um

material na praça de compactação, atualmente se sabe que mesmo com altos teores de

umidade natural em relação à umidade ótima de compactação é possível se compactar solos

desde que a umidade natural esteja próxima ao limite de plasticidade.

4.3 Ensaios índices e de compactação

Apesar da importância destes ensaios, os primeiros determinando os índices físicos dos solos

tais quais densidade dos grãos, umidade e densidade natural, a partir dos quais são obtidas as

propriedades índices como grau de saturação, índice de vazios e porosidade, e os segundos

determinando para uma dada energia de compactação, a umidade ótima com a qual é obtida a

máxima densidade do solo, os mesmos não serão comentados especificamente uma vez que a

influência destes parâmetros será relatada em trabalhos ou itens específicos.

4.4 Ensaios triaxiais para determinação da resistência ao cisalhamento do solo

4.4.1 Introdução

Inicialmente convém lembrar que a análise de um problema de estabilidade em mecânica dos

solos pode ser feita tanto em termos de pressões totais, como em termos de pressões efetivas.

A análise de um problema em termos de pressões totais consiste:

- Estimativa das pressões totais que atuam sobre o solo e das condições de drenagem;

- Determinação da resistência do solo por meio de ensaios de laboratório que reproduzam

as tensões que agem no solo e as condições de drenagem previstas;

- Comparação das tensões totais previstas com a resistência em termos de pressões totais

obtidas no ensaio.



Geotecnia


32

A análise de um problema em termos de pressões efetivas consiste das seguintes fases:

- Estimativa das pressões totais e pressões neutras (estimadas ou medidas) que atuam

sobre o solo;

- Determinação das pressões efetivas que agem sobre o solo em função das pressões totais

e pressões neutras;

- Determinação no laboratório da resistência ao cisalhamento do solo em termos de

pressão efetiva ;

- Comparação entre as pressões efetivas previstas e a resistência do solo em termos de

pressões efetivas.

O problema de análise em termos de pressões totais ou efetivas é bastante complexo,

existindo correntes dentro da mecânica dos solos favoráveis a uma ou outra.

Na realidade a análise de um problema em termos de pressões totais é um artifício criado para

suprir as deficiências em estimar ou medir as pressões neutras uma vez que a parcela de

tensão total resistida pela estrutura das partículas de solo é a tensão efetiva, não havendo

“compromisso” desta com aquelas.

Sem dúvida desde que se conheçam as pressões neutras, a análise em termos de pressões

efetivas seria mais representativa. A chave da questão reside nas incertezas das medidas das

pressões neutras, tanto no laboratório como em alguns casos no campo.

4.4.2 Ensaios Triaxiais

Estes ensaios tem sido extensivamente adotados na engenharia de barragens de terra na

determinação dos parâmetros de resistência, para análise de estabilidade e, em alguns casos,

analise de tensão – deformação.

Basicamente os ensaios triaxiais se resumem a aplicação de uma tensão confinante (c) e de

uma tensão axial (a). Desta forma, e sabendo-se que não existem tensões de cisalhamento



Geotecnia


33

aplicadas nos corpos de prova, as tensões confinante e axial serão iguais as tensões principais

atuantes no corpo de prova.

4.4.3 Representação dos ensaios

Os ensaios triaxiais são geralmente representados pela curva tensão – deformação, sendo que

desta pode ser determinado o ponto de ruptura da amostra. Já com esta informação pode-se

representar no diagrama de Mohr os círculos de tensões, ou no diagrama p-q as trajetórias de

tensões. Estas representações permitem conhecer a evolução das tensões e das pressões

neutras durante a realização do ensaio, assim como os parâmetros de resistência do material

quando realizados diferentes ensaios a variadas tensões de confinamento (c). A Figura 4.2

contem uma representação gráfica de alguns ensaios triaxiais nos diagramas de circulo de

Mohr e trajetória de tenções. Já a Figura 4.3 contem as envoltórias de resistência obtidas da

representação de um conjunto de ensaios triaxiais na forma do diagrama de Mohr e de

trajetórias de tenções.

4.4.4 Tipos de ensaios

Em função de como são realizados os estágios de carregamento e de ruptura dos corpos de

prova, os ensaios triaxiais podem ser divididos em várias categorias.

- Ensaios rápidos (Q ou UU): Neste ensaio não é permitida a drenagem em qualquer

estágio do carregamento e o carregamento do corpo de prova é feito de forma rápida.

- Ensaios pré-adensados rápidos (R ou CU): Neste ensaio é permitida a drenagem durante

o processo de adensamento. Posteriormente é aplicado um carregamento rápido e o

corpo de prova é levado a ruptura sem drenagem.

- Ensaios Lentos (S ou CD): Nestes ensaios permite-se a drenagem no carregamento que é

feito de forma lenta e com total dissipação da pressão neutra. Desta forma a resistência

é sempre expressa em termos de tensões efetivas.



Geotecnia


34

(a) Representação no diagrama de circulo de Mohr

(b) Trajetória de tenções

Figura 4.2 Representação dos ensaios triaxiais; (a) Representação no diagrama de circulo de

Mohr; (b) Trajetória de tenções

uu < 0 u > 0

3 1

’

Envoltória em termos

de Tensão Efetiva


de Tensão Total

2

31

’31 ’11

uuu < 0 u > 0

3 1

’


de Tensão Efetiva


de Tensão Total

2

31

’31 ’11

u < 0 u > 0

3 1

’


de Tensão Efetiva


de Tensão Total

2

31

’31 ’11

u

45º

Trajetória de Tensões

Efetivas

2

31 p

2

31 q


Totais

p

u

45º


Efetivas

2

31 p

2

31 q


Totais

45º


Efetivas

2

31 p

2

31 q


Totais

p



Geotecnia


35

(a) Representação no diagrama de circulo de Mohr


Figura 4.3 Envoltórias de resistência; (a) Representação no diagrama de circulo de Mohr;


A Figura 4.4 apresenta os resultados de ensaios triaxiais adensados rápidos anisotrópicos. Já a

Figura 4.5 apresenta os resultados típicos para vários tipos de ensaios triaxiais anteriormente

mencionados.

’31 31 11

’

2

31

’32 ’11 ’1232 12

c’

c

Resistência em termos de Tensões Totais

tgc

Resistência em termos de Tensões Efetivas

'''' tgc

’31 31 11

’

2

31

’32 ’11 ’1232 12

c’

c


tgc


'''' tgc

’31 31 11

’

2

31

’32 ’11 ’1232 12

c’

c


tgc


tgc


'''' tgc


'''' tgc

2

31 p

2

31 q

p

d

tgpdq

cos' cd sentg

onde:

2

31 p

2

31 q

p

d

tgpdq

cos' cd sentg

onde:



Geotecnia


36

Figura 4.4 Ensaios triaxiais adensados rápidos anisotrópicos

Envoltória de

Remitência

c’

c

Kc = 1.0

Kc = 1.5

Kc = 2.0

Kc = 3.0

Kf = Kc = 4.0

Círculos de

Adensamento

Kc = 4.0

Kc = 3.0Kc = 2.0

Kc=1.5

Kc = 1.0

f c Tensão Normal

c

ccK

3

1

Envoltória de

Remitência

c’

c

Kc = 1.0

Kc = 1.5

Kc = 2.0

Kc = 3.0

Kf = Kc = 4.0

Círculos de

Adensamento

Kc = 4.0

Kc = 3.0Kc = 2.0

Kc=1.5

Kc = 1.0

f c Tensão Normal

Envoltória de

Remitência

c’

c

Kc = 1.0

Kc = 1.5

Kc = 2.0

Kc = 3.0

Kf = Kc = 4.0

Círculos de

Adensamento

Kc = 4.0

Kc = 3.0Kc = 2.0

Kc=1.5

Kc = 1.0

f c Tensão Normal

Envoltória de

Remitência

c’

c

Kc = 1.0

Kc = 1.5

Kc = 2.0

Kc = 3.0

Kf = Kc = 4.0

Círculos de

Adensamento

Kc = 4.0

Kc = 3.0Kc = 2.0

Kc=1.5

Kc = 1.0

f c Tensão Normal

c

ccK

3

1



Geotecnia


37

(a) Ensaios C.U.

(b) Ensaios Q ou UU em material argiloso

(c) Ensaios S ou CD

Figura 4.5 Resultados típicos de ensaios triaxiais; (a) Ensaios C.U.; (b) Ensaios Q ou UU em

material argiloso; (c) Ensaios S ou CD

1

’

f t

Res

istê

nci

a ao

Cis

alham

ento

u f f

f c

f f

45º+/2

Tensã

o Efet

ivaTensão de Consolidação

Tensão Normalc

S

1

’

f t

Res

istê

nci

a ao

Cis

alham

ento

u f f

f c

f f

45º+/2

Tensã

o Efet


Tensão Normalc

S

1

’

f t

Res

istê

nci

a ao

Cis

alham

ento

u f f

f c

f f

45º+/2

Tensã

o Efet


Tensão Normalc

S

Amostras com 100% de Saturação

c

Amostras com 100% de Saturação

c

Amostras parcialmente Saturadas

c’

c

’

Amostras parcialmente Saturadas

c’

c

’

’

’

’

’



Geotecnia


38

4.5 Programação dos ensaios triaxiais

Os ensaios de laboratório devem ser programados e executados de forma a representar da

melhor forma possível as condições de solicitação, drenagem e saturação que existirão no

campo. Como condições de solicitação devem ser considerados o tipo e as tensões de

adensamento, a forma com que estas solicitações é feita (compressão axial, extensão axial,

compressão lateral e extensão lateral) e a velocidade de carregamento.

Na Figura 4.6 é apresentada a orientação das tensões principais ao longo da superfície

hipotética de ruptura. Há que se notar que as direções das tensões principais ao longo da

superfície potencial de ruptura podem não ser as mesmas no instante de ruptura. Esta hipótese

no entanto, não induzirá um erro muito sério.

Já a Figura 4.7 apresenta as condições normais de solicitação de uma barragem de terra .

Figura 4.6 Tensões principais ao longo de uma superfície de ruptura

N.A. Máximo Normal

1

3

3

11

3

3

11

3

fN.A. Máximo Normal

1

3

3

11

3

3

11

3

f

1

3

f



Geotecnia


39

Figura 4.7 Seqüência de carregamento de uma barragem

Escavação

Compactação

Carregamento devido ao peso do material sobrejacente

Saturação

Rebaixamento do nível do reservatório



Geotecnia


40

A programação dos ensaios deve ser realizada em função do tipo de solicitação que se terá nas

condições de campo. Em função desta consideração serão apresentadas algumas

considerações com relação a cada uma das faces da barragem.

Final de construção ou durante a construção

Neste caso o solo é compactado com graus de saturação que variam normalmente entre 75 a

90% e submetido a um carregamento devido à construção do aterro sobrejacente. Dependendo

da velocidade da construção e condições de permeabilidade do solo podem ser consideradas

como válidas as envoltórias de resistência dos ensaios rápidos não drenados (construção

instantânea sem dissipação de pressões neutras) ou adensados rápidos (possibilidade de

adensamento devido a velocidade lenta de construção).

Como discutido anteriormente, a adoção de envoltórias em termos de tensão total incorpora

automaticamente o efeito da pressão neutra. No caso de análise em termos de tensão efetiva

Bishop sugere a adoção do parâmetro B que relaciona a pressão neutra desenvolvida com a

tensão vertical atuante no local de interesse. A determinação do parâmetro B pode ser feita em

ensaios PN, onde é realizada a medição da pressão neutra com aplicação de acréscimo na

pressão confinante e axial de tal forma que a relação mantenha-se constante. Nestas condições

são normais os casos em solos residuais, por exemplo, em que se determinam parâmetros de

B da ordem de 30 a 50% sendo que as medidas de pressões neutras efetuadas no campo, para

os mesmos solos, raramente excedem a 10%. Desta forma é possível observar que na

estimativa das pressões neutras em solos não saturados é onde residem as maiores dúvidas

que dificultam sobremaneira a realização das análises de estabilidade.

Este fato decorre, principalmente, da dificuldade não só da medida de pressão neutra em

laboratório, bem como de simulação da velocidade de carregamento e das condições de

drenagem.

Rebaixamento rápido

Para simular as condições de rebaixamento rápido no laboratório são utilizados os ensaios CU

(adensado não drenado) saturados. O adensamento real no campo é feito com uma relação



Geotecnia


41

próxima de 231 cc , no entanto, é uso corrente, na engenharia de barragens, proceder-se a

ensaios com adensamento isotrópico, que apresentam condições mais conservativas.

Em análises em termos de pressões efetivas, as pressões neutras desenvolvidas devido a

variação da carga originada pelo rebaixamento podem ser determinadas no próprio ensaio

CU . Tem sido também extensivamente adotada a previsão de pressões neutras após o

rebaixamento, pela utilização do parâmetro B = 1(solo saturado), isto é, a variação da pressão

neutra como função da variação da tensão principal maior suposta igual à variação da pressão

vertical.

Na análise em termos de pressões efetivas, dependendo da permeabilidade do material

(k>10-5

m/s), a previsão das pressões neutras pode ser realizada pelo traçado de redes de fluxo

em regime transiente.

Funcionamento normal

O ensaio utilizado para reproduzir as condições de campo é o ensaio CD (adensado drenado).

Se for feita a saturação, a mesma deve ser executada por contra pressão. São utilizados

também os ensaios adensados rápidos ou a média das envoltórias dos ensaios adensados

rápidos com os ensaios lentos.

O cálculo das pressões efetivas é feito extraindo-se as pressões neutras de redes de fluxo em

regime permanente.

Observações gerais

Análise em termos de tensões efetivas

- A única envoltória em termos de tensões efetivas não sujeita às vicissitudes de

determinação da pressão neutra é a do ensaio lento.

- A envoltória em termos de pressões efetivas é uma propriedade intrínseca de cada tipo

de argila. Esta envoltória é única e é independente do histórico de tensões e do

processo de ruptura. Desta forma, como pode ser observado nas Figura 4.3 e 4.5,

apesar das trajetórias de tensões efetivas terem formas diferentes para os vários tipos



Geotecnia


42

de ensaios (CU, UU, S) a envoltória é a mesma e a resistência o cisalhamento é

dependente da tensão de confinamento na ruptura.

- As pressões neutras medidas em laboratório normalmente são maiores que as observadas

em campo em barragens brasileiras, para a condição de final de construção. Desta

forma, em análise de estabilidade em termos de pressões efetivas a utilização das

pressões neutras de ensaios representa um enfoque muito conservativo. No caso de

análise de final de construção, as pressões neutras de cálculo inferidas dos resultados

de medidas no campo em obras e solos similares parecem ser uma solução mais

realista.

- Em análise de rebaixamento rápido, infelizmente, não se dispõe de dados de medidas de

pressão neutra no campo nos solos brasileiros e a previsão desta, pode ser feita pelo

método de Bishop descrito anteriormente e na maioria dos casos esta previsão é

conservadora.

Análise em termos de pressões totais

- A utilização das envoltórias em termos de tensões totais pode ter erros significativos

uma vez que as condições de drenagem e de velocidade de carregamento são bastante

difíceis de serem produzidas. Além deste fato a parcela das pressões totais aplicadas,

resistida pelo solo, é a pressão efetiva que não tem “compromisso” com as tensões

totais aplicadas.

4.6 Outros ensaios de resistência

4.6.1 Ensaio de cisalhamento direto

Durante muitos anos o ensaio de cisalhamento direto foi muito utilizado para a avaliação da

resistência dos solos. Na atualidade é realizado devido à sua fácil execução e ao baixo custo

(Juarez & Rico, 1976). O ensaio é executado em uma caixa constituída de duas partes, uma

primeira parte fixa que contém aproximadamente a metade da amostra, e uma segunda móvel

que contém a metade restante. Duas pedras porosas, uma localizada na parte inferior, e outra

na parte superior da amostra, permitem a drenagem livre de amostras saturadas. A parte

superior móvel, tem um elemento no qual é possível a aplicação de uma carga horizontal no



Geotecnia


43

plano de separação das duas peças, provocando desta forma, a ruptura do corpo de prova ao

longo deste plano bem definido. Sobre a parte superior da caixa de cisalhamento, é possível a

aplicação de carga vertical, proporcionando uma pressão normal no plano de ruptura, n. Esta

pressão pode ser livremente definida pelo operador do equipamento (Juarez & Rico, 1976). A

adição de extensômetros ao equipamento permite a medição de deslocamentos da amostra nas

direções horizontal e vertical. Na Figura 4.8 é possível apreciar um esquema do equipamento

de cisalhamento direto.

Figura 4.8 Equipamento de cisalhamento direto.

Existem duas formas de realização dos ensaios de cisalhamento direto. A primeira consiste

em definir e aplicar a carga vertical para atingir a pressão normal no plano de ruptura. Após

este procedimento, continua-se a induzir na amostra uma deformação controlada, definida por

uma taxa de deformação fixada pelo operador do equipamento (velocidade de cisalhamento).

Durante o processo de deformação da amostra é medida a força tangencial T, aplicada ao

corpo de prova. Este procedimento é conhecido como Ensaio de Cisalhamento a Deformação

Controlada. Já a segunda forma consiste em alcançar a pressão normal no plano de ruptura, e

posteriormente, procede-se induzindo no corpo de prova incrementos da força tangencial T,

medindo os deslocamentos horizontais e verticais geradas pela aplicação desta força

tangencial. Este procedimento recebe o nome de Ensaio de Cisalhamento Direto a Tensão

Controlada.



Geotecnia


44

Com os resultados obtidos do ensaio é possível a construção de curvas de tensão tangencial

() versus deslocamentos horizontais (), para uma determinada tensão normal (n). A partir

destas curvas é possível definir os critérios de ruptura do material, e que tipo de ruptura

apresenta, ou seja, se é frágil ou dúctil. Definida a tensão de ruptura do material () para uma

determinada tensão normal (n), e executando o ensaio várias vezes sob as mesmas condições,

mas com diferentes valores de tensão normal, é possível obter a envoltória de ruptura do

material. Da envoltória de ruptura é possível a determinação dos parâmetros de resistência

como coesão (c) e ângulo de atrito () do material. A coesão é definida como a intercessão da

reta que melhor se ajusta à envoltória de ruptura com o eixo da tensão cisalhante (), e o

ângulo de atrito é representado pela inclinação desta reta. Em função da magnitude das

tensões normais, pode-se não obter envoltórias de ruptura retilíneas. Neste caso, o ângulo de

atrito e o intercepto de coesão variam com o incremento da tensão normal (n).

Este processo de determinação da resistência ao cisalhamento dos solos apresenta algumas

desvantagens. A primeira delas é o fato de que o corpo de prova é condicionado a romper em

um plano de ruptura pré-determinado, desconsiderando a presença de estruturas herdadas ou

planos de fraqueza. Em segundo lugar, a distribuição das tensões no plano de ruptura não é

completamente uniforme, o conjunto de tensões é complexo, e existem rotações das tensões

principais à medida que se incrementa a tensão de cisalhamento. Também não se pode

controlar a drenagem durante o ensaio, a poro pressão não pode ser medida, e as deformações

aplicadas à amostra são limitadas pelas condições do equipamento.

O ensaio também apresenta grandes vantagens como ser de fácil execução, os princípios

teóricos básicos serem de fácil entendimento, e a moldagem dos corpos de prova ser de rápida

execução. Outras vantagens são que podem ser elaborados equipamentos de maiores

dimensões a um custo relativamente menor que para outro tipo de ensaios e que as

propriedades medidas como ângulo de atrito e coesão podem ser considerados de boa

representatividade. O equipamento pode ser utilizado para ensaios drenados e para a medida

da resistência ao cisalhamento residual, pelo processo de múltipla reversão da direção de

cisalhamento.

Devido a que uma das desvantagens do ensaio de cisalhamento direto é o fato de que a

rotação das tensões principais não pode ser controlada, na Figura 4.9, se apresenta o círculo



Geotecnia


45

de ruptura, com os esforços e as direções das tensões principais no ensaio. Nesta figura foi

considerado que a linha de ruptura passa pela origem de coordenadas e coincide com os

esforços (n, ), que é chamado de ponto D. Traça-se o círculo tangente à linha de ruptura no

ponto D, e que tem centro sobre o eixo . O pólo de planos é localizado traçando uma linha

paralela ao plano de ruptura, que passa pelo ponto D. Unindo-se o pólo P com os pontos de

intercessão do círculo com o eixo , A e B, se tem a direção dos planos principais, que é

detalhada na Figura 4.9a (Juarez & Rico, 1976).

(a) (b)

Figura 4.9 Rotação das tensões principais no ensaio de cisalhamento direto: (a) Direção das

tensões principais; (b) Representação das tensões no diagrama de Mhor

(modificado - Juarez & Rico, 1976).

4.6.2 Ensaio de compressão simples

Este ensaio é um caso particular do ensaio triaxial onde a tensão confinante é nula. Na área de

barragens de terra geralmente estes ensaios são preteridos em relação aos ensaios triaxiais. A

maior aplicação destes ensaios é no caso de argilas saturadas onde a resistência à compressão

simples deveria ser semelhante a resistência destes solos em ensaios Q (na realidade um

pouco inferior se é considerada a tração nas bordas do corpo de prova). A coesão das argilas

neste caso pode ser tomada igual a 0,43 a 0,50 da resistência à compressão simples. Outra

aplicação destes ensaios está na determinação da sensitividade das argilas.

1 3

n

R

T

Envoltória de Ruptura

A B

D P

CO

3

n

1

1 3

n

R

T

1 3

n

1 3

n

R

TTT


A B

D P

CO

3

n

1


A B

D P

CO

3

n

1



Geotecnia


46

4.7 Ensaios de adensamento – Determinação da compressibilidade dos solos

Os ensaios oedométricos ou de adensamento são ensaios de compressão unidimensional

realizados com total drenagem, onde são medidas as cargas aplicadas, as variações de altura

do corpo de prova e o tempo em que estas variações ocorrem. As deformações laterais são

nulas.

A medida da permeabilidade em ensaios de adensamento constitui-se numa técnica simples,

sendo o resultado obtido mais representativo que os ensaios a carga variável em laboratório,

por incorporar a redução dos vazios decorrentes das pressões aplicadas e pela maior facilidade

de garantir a saturação da amostra.

A colapsibilidade dos solos de fundação de barragens sob o efeito da inundação, sem

acréscimo de pressão, tem sido também determinada através dos ensaios de adensamento.

Neste caso convém se verificar a ocorrência de colapso a várias pressões.

Além da utilização em cálculo de recalques convencionais (teoria de adensamento de

Terzaghi), os resultados dos ensaios de adensamento têm sido aplicados na determinação dos

módulos de elasticidade para o cálculo das deformações de barragens pela teoria elástica.

4.8 Acondicionamento dos ensaios

Os fatores que influenciam nos resultados finais dos ensaios são variados, entre eles podem-se

mencionar a amostragem, a velocidade de carregamento, o tempo de adensamento, atrito nas

bases e efeito da membrana. Todos estes fatores são amplamente descritos em livros

específicos de ensaios de laboratório. Neste item dar-se-á ênfase especial apenas no fator

amostragem.

4.8.1 Efeito da moldagem

A amostragem, tanto por cravação do amostrador ou por abertura de poços, provocam, sem

dúvidas, perturbações nas amostras que influenciam o resultado final tanto mais quanto maior



Geotecnia


47

o amolgamento. Nos ensaios de adensamento oedométricos a influência do amolgamento está

representada na Figura 4.10.

O índice de vazios é menor para o solo amolgado e sua compressibilidade é maior. Nos

ensaios triaxiais adensados, amostras amolgadas terão índices de vazios menor, umidades

menores, quando adensadas nas mesmas pressões de campo e no carregamento axial

desenvolverão menores pressões neutras e maior pressão efetiva, apresentando, portanto,

maiores resistências efetivas. Em contrapartida, nos ensaios Q os solos terão menores

resistências quanto maior a sensitividade da amostra.

Figura 4.10 Curva de ensaios oedométricos, amostras remoldadas e indeformadas

4.8.2 Efeito da pressão atuante

Ao retirar-se amostras indeformadas se modificam inevitavelmente as pressões atuantes. As

pressões verticais atuantes sobre uma determinada amostra a ser extraída são sensivelmente

diminuídas durante a abertura do poço enquanto as pressões horizontais diminuem mais

lentamente. Este alívio de tensões gera uma expansão e como o comportamento do solo não é

elástico, é bastante difícil que se consiga, mesmo levando-se o corpo de prova ao estado de

tensão de campo, reproduzir o índice de vazios do campo.

Log (

e

Indeformada

Remoldada

Log (

e

Indeformada

Remoldada



Geotecnia


48

4.8.3 Solos compactados

A compactação de laboratório de materiais de empréstimo, para simulação da compactação de

campo, deve ser feita tendo em conta todos os aspectos intervenientes na construção dos

maciços compactados. Embora ainda não esteja muito investigada a influência da

compactação de laboratório com relação às condições reais de compactação no campo,

estudos têm concluído que os materiais compactados no campo apresentam melhores

parâmetros geotécnicos que os mesmos materiais compactadas no laboratório.



Geotecnia


49

CAPÍTULO 5

5. PROPRIEDADES GEOTÉCNICAS DE SOLOS COMPACTADOS

5.1 Introdução

Os materiais de construção disponíveis, suas características geotécnicas quando compactados

e as características logísticas e econômicas das áreas de empréstimo, constituem um dos

fatores predominantes na concepção de uma barragem de terra.

Em tese, com exceção de solos orgânicos e de solos solúveis, qualquer solo pode ser

empregado no maciço de uma barragem de terra. Por outro lado não existe um “solo ideal”.

Em princípio, cada barragem específica, associada a suas características da fundação, à sua

altura, ao clima da região, entre outras condições, possui um solo “ideal”, ou, mais

corretamente, cada zona de uma barragem possui um “solo ideal”. Mesmo este enfoque,

difundido por muitos, a nosso ver não é conceitualmente correto. De fato, subentende

implicitamente uma atuação passiva do engenheiro.

Assim sendo, o procedimento correto é o de uma atuação ativa do engenheiro, no

estabelecimento do projeto de uma barragem, tornando ideal os materiais disponíveis, através

da concepção conveniente do maciço, de modo que resulte num custo global mínimo para a

obra.

Do maciço

De um modo geral as propriedades geotécnicas dos solos relevantes ao projeto de uma

barragem de terra são homogeneidade, compressibilidade, permeabilidade, resistência ao

cisalhamento incluindo as pressões neutras desenvolvidas durante a construção do maciço,

flexibilidade e resistência a erosão interna. Entretanto, dependendo da zona do maciço,

algumas destas propriedades são parcialmente ou totalmente irrelevantes. Um exemplo de

propriedade irrelevante é a permeabilidade do material que conforma os espaldares.



Geotecnia


50

Dos materiais de construção

As propriedades geotécnicas de um solo compactado depende de dois fatores importantes, o

primeiro é o tipo de solo propriamente dito (max), e o segundo são as características de

compactação deste material. Como a liberdade do engenheiro na escolha do tipo de solo é

limitada aos existentes nas proximidades da barragem, sua atuação de forma ampla e livre é

restrita às especificações de compactação de modo a obter a almejada otimização maciço-solo

existentes.

Do conjunto maciço – materiais de construção

É necessário que sejam definidas as propriedades relativas de cada zona do maciço, e os

respectivos limites aceitáveis para cada uma das propriedades dos solos compactados que

conformarão estas zonas. Desta forma são determinados os tipos de solos a serem empregados

nas diferentes partes da barragem, assim como suas condições de compactação na obra, com a

finalidade de obter as condições ótimas de projeto.

Desta forma, as propriedades dos solos compactados fazem parte importante das condições de

projeto. Estes dados são obtidos através da programação de ensaios de laboratório para todos

os tipos de solos existentes e em toda gama de variação possível de especificação. Entretanto,

tal procedimento de análise, individualizado, sem estar baseado em nenhum princípio físico

geral não constitui um enfoque técnico cientifico.

No presente caso, confirmado a necessidade de uma síntese científica, é fundamental, o

conhecimento das propriedades gerais dos solos compactados, baseados no princípio físico da

compactação e respectivas iterações e tendências gerais entre parâmetros geotécnicos, tipo de

solo e condições de compactação. Desta forma, a concepção inicial do maciço e a

programação correta e sistemática dos ensaios de laboratório, será adequadamente planejada

seguindo um ciclo iterativo entre programação de ensaios de laboratório e análise da

informação obtida, permitindo a reorientação dos conceitos de projeto e sendo estes

reavaliados com uma nova campanha de ensaios de laboratório.



Geotecnia


51

5.2 Considerações gerais sobre a compactação

5.2.1 A curva de compactação

Se um solo coesivo é compactado com uma dada energia de compactação e a vários teores de

umidade, obtendo-se uma curva típica, conforme é apresentado na Figura 5.1.

Figura 5.1 Curva típica de um ensaio de compactação em um solo coesivo

Esta curva mostra que à medida que aumenta o teor de umidade, o peso específico seco

aumenta, atinge um valor máximo e depois decresce. O ponto máximo é denominado de peso

específico seco máximo (dmax) e o respectivo teor de umidade, de umidade ótima. Deve-se

observar que o teor ótimo não representa uma condição ótima-ideal relativamente às

propriedades geotécnicas, mas tão somente uma denominação comum referente à umidade do

ponto máximo da curva.

A curva de compactação de um determinado solo depende da energia de compactação e do

tipo de compactação. O aumento da energia de compactação reflete no deslocamento do pico

Teor de Umidade (%

Peso E

specific

o S

eco (

kN

/m3)

S=100%

Teor de Umidade (%

Peso E

specific

o S

eco (

kN

/m3)

S=100%



Geotecnia


52

da curva para cima e para a esquerda (um maior peso específico a um menor teor de

umidade).

5.2.2 Interpretação física e físico – química da curva de compactação

Interpretação física

A deformação de um solo é basicamente devida ao movimento relativo de suas partículas por

deslizamento e rolamento. Deste modo, numa primeira análise, visando o conhecimento do

mecanismo físico da curva de compactação é valido comparar o esforço atuante (energia de

compactação) com o esforço resistente (resistência do deslizamento das partículas de solo).

Assim sendo, no trecho acima da umidade ótima a densidade do solo diminui devido a

diminuição da pressão efetiva aplicada, provocada pelo desenvolvimento de pressões neutras

durante a compactação. Este modelo interpretativo é particularmente válido para a condição

confinante do ensaio de compactação em laboratório. No campo, entretanto, a diminuição da

pressão efetiva aplicada é devido à diminuição de suporte do solo (capacidade de carga)

devido à criação de pressões neutras.

Para umidades abaixo da ótima, a densidade diminui devido ao aumento da resistência ao

cisalhamento do solo. De fato, para uma mesma pressão aplicada (esforço de compactação),

uma maior resistência do solo implica em menor deslizamento das partículas,

conseqüentemente menor densidade.

Interpretação Físico-Química

Estudos físico–químicos indicam que cada partícula de solo é envolvida por uma fina película

d’água. Quando o teor de umidade do solo é baixo o efeito físico–químico da película

envolvente é equivalente a de uma elevada viscosidade entre as partículas de solo. Deste

modo, apresenta grande resistência aos movimentos dos grãos quando uma carga é aplicada.



Geotecnia


53

Assim sendo, a teores de umidade baixos é necessário um grande esforço (grande energia)

para provocar movimento no interior do solo. Se o teor de umidade aumenta, os grãos da

estrutura do solo são separados por água de “baixa viscosidade”, desta forma diminui os

efeitos físico–químicos e diminui também a concentração eletrolítica, tendo como resultado

uma expansão da película d’água.

Lambe apresenta a seguinte interpretação da curva de compactação com relação à estrutura do

solo: “para um dado esforço de compactação um dado solo tende a ter uma estrutura mais

floculada representada por um baixo grau de orientação das partículas de argila quando

compactado do lado seco (w < wot) do que quando compactado do lado úmido(w > wot)”. O

mesmo autor também postula que o esforço de compactação, para um mesmo solo e a uma

mesma umidade, tende a aumentar a “dispersão” do solo, ou seja, a orientação das partículas.

Embora a mudança da estrutura do solo com o teor de umidade de compactação, acima

descrita, pode não desenvolver em todos os solos coesivos, ou melhor, desenvolve a graus

quantitativos diferentes, este modelo é útil na interpretação das propriedades geotécnicas de

solos compactados, associados ao desvio de umidade de compactação.

5.3 Interpretação geotécnica da compactação

Analisando a seqüência de compactação de um solo, tanto em laboratório quanto no campo,

verifica-se que o efeito de compactação é o de aplicação de uma determinada carga ao solo e

de sua remoção posterior. Análoga, portanto, a seqüência de carregamento de um solo pré-

adensado (com exceção do tempo de aplicação da carga). Partindo deste raciocínio Victor de

Mello idealizou como modelo geotécnico de um solo compactado, o modelo comumente

adotado na engenharia geotécnica para um solo pré-adensado, sendo a pressão de pré-

adensamento a carga efetiva absorvida pelo solo devido ao esforço de compactação.

O modelo anterior, representativo de um solo pré-adensado, e o estudo do efeito de

compactação permitem a seguintes interpretações.



Geotecnia


54

- A primeira variável que deve ser pesquisada em um solo compactado é a pressão de

pré-adensamento equivalente. Esta pressão é função do tipo de solo, da energia de

compactação e da umidade do solo.

- Como o efeito da compactação é restrito à faixa de pressões inferiores a de

pré-adensamento, as características geotécnicas do solo, no universo virgem,

dependem praticamente só do tipo de solo, sendo este comportamento também

influenciado pela estrutura do solo, variável que deve ser considerada adicionalmente.

Deste modo, nas zonas do maciço em que o solo será submetido a pressões superiores

a de pré-adensamento, praticamente não há influência da compactação nas respectivas

propriedades geotécnicas.

- As características geotécnicas correspondentes ao universo pré-adensamento dependem

de dois fatores associados ao tipo de solo: capacidade do solo de reter a energia de

compactação e de reter o “estado compactado”-expansão.

- Devido à energia absorvida pelo solo no campo, o estado inicial da tensão principal

maior corresponde à pressão horizontal. O valor de ko varia com a pressão vertical

(razão de pré-adensamento) tal qual nos solos pré-adensados: de um valor inicial

maior a um até um valor entre 0,4 e 0,6 quando atinge o universo virgem.

5.4 Efeito da compactação nas propriedades geotécnicas do solo

5.4.1 Permeabilidade

De um modo geral, no ramo seco, o aumento do teor de umidade provoca uma redução

marcante do coeficiente de umidade. No ramo úmido, o aumento do teor de umidade provoca

apenas um pequeno aumento da permeabilidade. Este fenômeno pode ser observado na

Figura 5.2.



Geotecnia


55

Figura 5.2 Variação da permeabilidade com as mudanças na umidade de compactação

Da Figura 5.2 é possível verificar que para uma mesma densidade e teores de umidade de

compactação diferentes, há diferenças no coeficiente de permeabilidade.

Esta diferença é explicada pelo modelo de estruturas do solo proposto por Lambe, e discutido

no capítulo 2, onde um solo com estrutura “dispersa”, a mesma densidade, é mais permeável

do que com estrutura “floculada”.

5.4.2 Compressibilidade

A seguir serão ressaltadas algumas observações feitas com relação à compressibilidade dos

solos compactados.

Teor de Umidade (%

Peso E

specific

o S

eco (

kN

/m3)

Perm

eabili

dade (

m/s

ec)

S=100%

Teor de Umidade (%

Peso E

specific

o S

eco (

kN

/m3)

Perm

eabili

dade (

m/s

ec)

S=100%



Geotecnia


56

a. Baseado no modelo de solo pré-adensado a compressibilidade do universo pré-adensado é

menor do que a do universo virgem, desta forma solos residuais compactos apresentam em

geral um valor inferior a 0,15 para a referida relação.

b. Conforme já dito, a ordem de “explicação estatística” dos parâmetros de

compressibilidade, tanto para o índice de compressão quanto para o índice de

recompressão, tem-se em primeiro lugar a variável tipo de solo e, em segundo lugar a

variável estrutura do solo função da origem geológica e das condições de umidade na

compactação.

c. Embora não seja de nosso conhecimento a existência de estudos estatísticos, porém

baseados em alguns dados disponíveis e no modelo de estruturas de solos compactados, é

possível estabelecer as seguintes tendências, resguardadas as observações acima:

- No universo pré-adensado o índice de recompressão de um solo compactado com

umidade inferior a ótima é menor do que compactado no lado úmido, por apresentar

aquela menor expansão quando aliviadas as tensões.

- No universo virgem ocorre a mesma influência da umidade de compactação, porém,

devido a maior “rigidez” da estrutura floculada em comparação com a dispersa.

d. Um efeito interessante a abordar, quanto à compressibilidade de solo compactado é o

fenômeno de deformação a carga constate, quando o solo é saturado, devido ao colapso da

estrutura. Este fenômeno é comum ocorrer quando o solo compactado apresenta grande

desvio da umidade para o ramo seco, apresentando um baixo grau de saturação inicial.

Os recalques provocados por este efeito são rápidos e têm provocado trincas e rupturas em

barragens durante o seu primeiro enchimento. O procedimento de projeto que deve ser

adotado nestes casos, na zona do maciço submetida a tensões inferiores a que exclui o

efeito de colapso, é o de especificar convenientemente a umidade de compactação de modo

a não ocorrer colapso da estrutura.



Geotecnia


57

e. De um modo extremamente simplificado a relação entre os parâmetros de

compressibilidade obtidos em corpos de prova moldados em laboratório e de amostras

indeformadas do protótipo é de 2:1, e das amostras indeformadas para medições de campo

realizadas no protótipo é de aproximadamente 1.5:1 até 3:1.

5.4.3 Resistência ao cisalhamento

Serão realizadas algumas observações com relação aos tipos de condições drenadas ou não

drenadas, assim como ao tipo de solo e as condições de compactação do material.

Resistência Drenada

a. Com relação ao tipo de solo – no trecho virgem verifica-se um aumento do ângulo de atrito

interno com os solos representados por maiores pesos específicos seco máximo do ensaio

de compactação.

b. Com relação à umidade de compactação – para um mesmo solo, submetido à mesma

energia de compactação e com a mesma densidade de compactação, porém com umidades

de compactação diferentes (no ramo úmido ou no ramo seco), apresentam para todos os fins

práticos, a mesma resistência no trecho do universo virgem.

c. Com relação à energia de compactação – o aumento da energia de compactação aumenta a

pressão de pré-adensamento e, conseqüentemente, a resistência do solo no trecho pré-

adensado, conforme pode ser observado na Figura 5.3. Na prática a envoltória de

resistência é ajustada a uma ou duas retas.

Resistência não drenada

Para um mesmo solo a mesma energia de compactação o efeito do teor de umidade na

resistência não drenada é devido a dois fatores. O primeiro é o conhecido efeito físico que tem

estreita relação com o grau de saturação, e o segundo é o efeito físico–químico que tem

relação com a estrutura do solo.



Geotecnia


58

Figura 5.3 Influência da energia de compactação na envoltória de resistência ao cisalhamento

Estes dois efeitos resultam numa maior pressão neutra no solo quando compactado do lado

úmido e submetido a determinado carregamento não drenado. Deste modo, no estado de

compactação os solos apresentam maior resistência ao cisalhamento quando compactados no

lado seco do que no lado úmido.

Medições de pressões neutras no protótipo têm indicado que as previsões de pressões neutras,

a partir de ensaios de laboratório, em geral superestimam os valores reais. Isto devido

basicamente aos seguintes fatores:

a. Técnica do ensaio de laboratório – no ensaio de laboratório do tipo PN, por exemplo, a

medida da pressão neutra é feita na base e/ou no topo do corpo de prova, cuja técnica de

medida necessita da saturação prévia da tubulação e da pedra porosa. Esta saturação

provoca uma ligeira modificação da umidade no ponto de medida. Porquanto esta

umidade introduzida artificialmente no corpo de prova em nada interfere no

comportamento do ensaio, quando analisado em termos de pressões totais é suficiente para

mascarar a medida da pressão neutra, fornecendo valores maiores que o real, conforme

gráficos reais típicos deste ensaio.

’

Energia de Compactação

Pa1 Pa2 Pa3

’

Energia de Compactação

Pa1 Pa2 Pa3



Geotecnia


59

b. Mecanismo de compactação ensaio-protótipo – para teores de umidade elevados o

mecanismo de compactação no laboratório é bastante distinto da compactação no campo.

No campo a condição que controla é a resistência (capacidade de carga), enquanto que em

laboratório, devido ao confinamento do solo no molde não há problemas de resistência. A

diferença de estrutura, devido a estes dois mecanismos explica parcialmente a diferença de

comportamento geotécnico entre corpos de prova moldados no laboratório e de amostras

indeformadas, quando são compactadas acima da umidade ótima.

c. Seqüência de carregamento ensaio-protótipo – no campo, após compactada uma camada o

solo tende a expandir. Esta expansão é praticamente impedida pela criação de tensões

capilares negativas. Logo, o estágio inicial de pressão neutra no campo é, para a maioria

dos solos, negativa.

5.4.4 Flexibilidade

Uma das falácias da engenharia geotécnica é associada a flexibilidade de um solo (capacidade

do solo deformar plasticamente sem fissuras), nas condições naturais ou quando compactado.

Conforme será discutido as “tensões e deformações em barragens de terra e enrocamento”, o

parâmetro que deve ser considerado na análise de fissuras de uma barragem é a deformação

específica à tração no fissuramento (t) e não a resistência a tração propriamente dita.

Pesquisas de laboratório e observações no protótipo indicam que a deformação a tração no

fissuramento é função do tipo de solo, das características de compactação e do tempo de

carregamento.

Deste modo, em princípio, uma vez estimada a extensão máxima de tração (t) de uma zona

do maciço, o procedimento de projeto consiste em selecionar um dado material e especificar

as condições de compactação no protótipo de tal modo que a deformação específica à tração

do solo nestas condições seja superior à prevista no protótipo, ou seja t > t.

Este procedimento, embora conceitualmente lógico e correto, apresenta grau de confiabilidade

baixo em relação às necessidades de segurança da obra, por estar baseado em duas variáveis



Geotecnia


60

de difícil obtenção. A extensão de tração prevista, obtida através de métodos de cálculo, e a

extensão máxima resistente, obtida através de ensaios de laboratório.

Assim sendo, o procedimento de projeto normalmente adotado, é o seguinte:

a. Tanto quanto possível evitar zonas tracionadas, ou potenciais zonas de tração, no maciço

da barragem;

b. Projetar o maciço de tal modo que ele funcione mesmo quando fissurado, através do

alargamento do sistema de filtros e transições a jusante, bem como introduzindo uma zona

de filtro a montante para funcionar como material auto-cicatrizante;

c. Diminuir a zona capaz de desenvolver fissuras por tração, através da redução da altura

crítica da barragem. Adotar nas zonas de possíveis trincas, solos com baixa coesão;

d. Adoção do procedimento lógico de projeto de zonas de tração, ou seja, solo com

capacidade de extensão prevista (t), porém como segunda linha de defesa, constituindo

um fator de segurança adicional.

5.5 Especificações de compactação

5.5.1 Da especificação

De um modo genérico as especificações constituem a apresentação escrita da concepção do

projeto. Assim sendo, as especificações e os desenhos de projeto se complementam com a

função de comunicar ao construtor os conceitos de projeto adotados. Em resumo, as

especificações são parte integrante do projeto. Em particular, as especificações de

compactação visam obter um produto durante a construção igual ao admitido nas fases de

projeto.

Existem, em tese, dois procedimentos para especificar um maciço compactado:



Geotecnia


61

a. Especificar o método construtivo e nele a espessura da camada, o tipo de equipamento de

compactação, a seqüência de espalhamento e compactação, o número de passadas, etc.;

b. Especificar o produto acabado, através de propriedades geotécnicas fundamentais como

permeabilidade, resistência, compressibilidade etc., ou através de parâmetros índices

como por exemplo grau de compactação relativo a uma dada energia e desvio de umidade.

A especificação do produto acabado através de propriedades fundamentais, embora seja o

procedimento mais cômodo para o projetista, é inviável na prática. A especificação através de

parâmetros índices ou do método construtivo, apresentam, cada uma, vantagens e

desvantagens. Deste modo, o procedimento mais correto é um procedimento híbrido-iterativo

conforme a seqüência apresentada a seguir.

a. Especificação inicial – A partir de ensaios de laboratório de propriedades geotécnicas

fundamentais, são fixados o grau de compactação médio da camada e o desvio da

umidade, isto tendo como base a energia de compactação a ser utilizada no processo de

compactação no campo. Também são especificadas as dispersões máximas para estes

parâmetros.

b. Controle inicial de compactação – Através dos parâmetros de compactação é realizado o

ajuste do método construtivo com a finalidade de obter o resultado desejado.

c. Adequação da especificação – Através de ensaios de laboratório em amostras

indeformadas obtidas no maciço são reavaliadas as correlações previamente estabelecidas

entre os parâmetros-índice e os parâmetros fundamentais. Em função destes estudos,

eventualmente são feitas revisões nas especificações de compactação, e como

conseqüência no método construtivo.

d. Adequação do método de controle – Na medida que o método construtivo ajustado vai

fornecendo os parâmetros – índices especificados, com razoável confiabilidade, o método

de controle vai passando gradualmente de controle através dos parâmetros de

compactação para controle através do método construtivo.



Geotecnia


62

5.5.2 Considerações estatísticas sobre especificações e controle de compactação

Em geral os parâmetros de controle de compactação, como grau de compactação e desvio de

umidade, são variáveis do tipo aleatórias. De fato, a realização de N ensaios em uma mesma

camada fornecem N valores diferentes. A característica aleatória destes parâmetros é devida a

dispersão da energia aplicada, a dispersão do empréstimo e a dispersão inerente ao mesmo

ensaio.

Com a finalidade de identificar a dispersão destes parâmetros é utilizado o desvio padrão, e

suas diferentes “variantes” como variância e coeficiente de variação que é a relação entre o

desvio padrão e a média. O desvio padrão do grau de compactação de uma mesma camada de

solo, após ajustado o método construtivo, varia, em geral de 1,5 a 2,5%.

Existem diferentes formas de especificar os controles no processo de compactação. A mais

utilizada é definir os valores extremos da faixa de compactação que devem ser atingidos pelos

materiais, nestas condições são especificados o Valor Médio e o Valor Mínimo da variável de

controle que pode ser o grau de compactação ou a umidade de compactação. Neste processo é

especificado que o valor médio de uma bateria de ensaios não deve ser inferior ou 98% do

valor médio, caso contrário a camada é rejeitada, deverá ser removida e uma nova

compactada no seu lugar.

5.6 Observações

As especificações de compactação de um solo podem e devem ser diferentes em função da

zona de maciço, de modo a permitir uma maior flexibilidade construtiva. Assim mesmo, a

análise das propriedades geotécnicas de um solo compactado deve levar em consideração não

somente o tipo de solo e as características de compactação, mas o estado de tensões a que o

elemento de solo estará submetido, quando solicitado.

Um modelo interpretativo que se ajusta adequadamente ao comportamento de um solo

compactado é o de um solo pré-adensado, sendo a pressão de pré-adensamento função da



Geotecnia


63

energia aplicada e da capacidade do solo de absorver a respectiva energia. As propriedades

geotécnicas de um solo compactado variam conforme o estado de tensão do solo seja superior

ou inferior a pressão de pré-adensamento.



Geotecnia


64

CAPÍTULO 6

6. PROPRIEDADES DOS ENROCAMENTOS COMPACTADOS

6.1 Introdução

A utilização de enrocamentos na construção de barragens no Brasil é reportada desde 1931 e

nos últimos anos tem sido incrementada com a construção de barragens com alturas

superiores a 100 m, como as barragens de Furnas, São Simão, Foz de Areia e Emborcação

entre outras.

O enrocamento como material de construção está sendo utilizado na maioria dos grandes

projetos hidrelétricos brasileiros atuais, apresentando grandes vantagens do ponto de vista de

facilidade construtiva e aspectos econômicos.

6.2 Deformabilidade e resistência de enrocamentos

Os ensaios de laboratório para a determinação da deformabilidade e resistência dos

enrocamentos têm esbarrado, principalmente, na representatividade das amostras, no tamanho

da aparelhagem de ensaio e na dificuldade de simulação das condições de campo.

As técnicas atuais de ensaios consistem, basicamente, em moldar curvas paralelas às curvas

reais, eliminando blocos com diâmetros superiores a um determinado diâmetro limitado pelas

dimensões das células de ensaio. Isto devido a que o tamanho da célula de ensaio deve ser da

ordem de seis vezes maior que o máximo tamanho das partículas do enrocamento para que

não se apresentem problemas de escala nos resultados dos ensaios realizados.

No entanto, tem-se determinado com relação ao efeito do tamanho de partículas, que com o

aumento do tamanho máximo das partículas do enrocamento o ângulo de atrito reduz-se,

colocando em evidência não um fenômeno físico e sim um problema de representatividade

das amostras. A Figura 6.1 apresenta o efeito do máximo tamanho de partículas sob o ângulo

de atrito para diferentes enrocamentos modelados.



Geotecnia


65

Figura 6.1 Efeito do máximo tamanho de partículas no ângulo de atrito – enrocamentos com

curvas modeladas (modificado – Marachi, et.al. 1969)

6.2.1 Fatores que influenciam a resistência e a deformabilidade dos enrocamentos

Como nos solos arenosos e granulares, os fatores que influenciam na resistência e

deformabilidade do enrocamento são a mineralogia, a resistência da rocha, o fraturamento dos

blocos, índice de vazios, o tamanho dos blocos, a velocidade de aplicação das cargas e a

magnitude das pressões aplicadas. A seguir serão discutidos alguns destes fatores.

Mineralogia

Existem poucas investigações sobre o efeito da mineralogia na resistência dos enrocamentos.

Alguns estudos concluíram que minerais iguais, embora procedentes de diferentes origens,

apresentam características de atrito semelhantes; já materiais diferentes apresentam ângulos

de atrito diferentes.

Oroville Dam Material

0,1

’3

D100

35

45

55

1,0 10,0

e = 0.45

Oroville Dam Material

0,1

’3

D100

35

45

55

1,0 10,0

e = 0.45



Geotecnia


66

Na prática é muito difícil isolar o aspecto mineralógico como controle das propriedades

físicas, existindo porém, evidência que as propriedades físicas do enrocamento têm relação

com o tipo de material e com suas características litológicas.

Resistência / fraturamento dos blocos

A resistência é sensivelmente diminuída para tensões confinantes de até 90kPa, para os

materiais menos duros. A partir deste valor é menor a influência na resistência global do

enrocamento.

O fraturamento dos blocos é função não só da resistência do bloco como do formato dos grãos

e a sua composição granulométrica. Comparando a variação da granulometria, após o teste de

deformabilidade, obtendo uma medida do grau de fraturamento, foi possível concluir que

quanto maior o fraturamento maior a deformabilidade.

Granulometria e índice de vazios

Enrocamentos bem graduados são mais resistentes e menos deformáveis que os uniformes,

para a mesma resistência individual dos blocos. Desta forma é possível observar que a

granulometria está intrinsecamente ligada ao índice de vazios e a porosidade. Para um

material com a mesma granulometria, quanto menor o índice de vazios maior a resistência e

menor a deformabilidade. Desta forma, materiais bem graduados atingem índices de vazios

menores que materiais mal graduados, quando submetidos às mesmas condições de

compactação. O efeito do índice de vazios na resistência, representado através da

compacidade relativa, é apresentado na Figura 6.2.

Forma das partículas

A resistência ao cisalhamento varia com a forma das partículas, sendo maior para partículas

angulares e menor para arredondadas. Em contrapartida a deformabilidade aumenta para

partículas sub-angulares e angulares em relação às arredondadas.



Geotecnia


67

Figura 6.2 Variação no ângulo de atrito com as mudanças na compacidade relativa do

material

Saturação

A molhagem do enrocamento pode produzir uma leve redução na resistência ao cisalhamento

pela diminuição da resistência das pontas dos blocos, notadamente para baixas tensões

confinantes, embora alguns autores afirmem que não é clara a relação entre a resistência e a

saturação.

Do ponto de vista de deformação, no entanto, a influência da saturação é mostrada com a

realização de ensaios oedométricos, indicando colapsos abruptos quando a mesma é efetuada.

A instrumentação de barragens de enrocamento tem mostrado também o acréscimo das

deformações com o enchimento do reservatório. As Figura 6.3 e 6.4 apresentam a ocorrência

de colapso em enrocamentos durante a realização de ensaios oedométricos e durante o

enchimento de alguns reservatórios.

Tamanho máximo de partículas 125mm

120

’3

Compacidade Relativa (%)

36

44

52

80 0

Dr = 85%

%40

Dr = 50%

Tamanho máximo de partículas 125mm

120

’3

Compacidade Relativa (%)

36

44

52

80 0

Dr = 85%

%40

Dr = 50%



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68

Figura 6.3 Evidência de colapso em ensaios oedométricos

Figura 6.4 Deformação do enrocamento durante o alteamento da barragem e no primeiro

enchimento

Magnitude das pressões aplicadas e tipo de ensaio

Quanto à magnitude de tensões de um modo geral, as envoltórias de resistência são curvas,

indicando que para maiores tensões confinantes o efeito de quebra de blocos é mais acentuado

Log (

e

Saturação

Log (

e

Saturação

Altura do aterro (% de H

Co

mp

ressã

o (

%)

100%

1er Enchimento

0%

Altura do aterro (% de H

Co

mp

ressã

o (

%)

100%

1er Enchimento1er Enchimento

0%



Geotecnia


69

que para baixas tensões confinantes. A Figura 6.5 apresenta as envoltórias de resistência de

alguns enrocamentos.

A deformação também é função das pressões aplicadas, sendo nítido o efeito do

pré-adensamento “nominal” tanto em ensaios como em resultados de medida de deformações

no campo.

Quanto ao tipo de ensaio para a medida da resistência, os ensaios triaxiais convencionais dão

uma resistência de pico de até 30% inferiores a cisalhamento direto. É possível que os ensaios

de deformação plana simulem melhor as condições reais de campo, e desta forma a utilização

dos ensaios triaxiais convencionais seja um tanto conservativa.

Figura 6.5 Envoltória de resistência de alguns enrocamentos

6.2.2 Observações com relação à resistência e a deformabilidade

Foram analisados os fatores principais que influenciam na resistência e deformabilidade dos

enrocamentos, considerando principalmente resultados de ensaios de laboratório. Vale notar,

como já foi mencionado, que pela dificuldade de execução dos ensaios, a representatividade

dos mesmos no contexto das reais condições de campo, as limitações de tamanho da

0

Tensão Normal (kPa)

0

200

400

200 600 (kPa)400

Res

istê

nci

a ao

Cis

alh

amen

to (

kP

a)

0

Tensão Normal (kPa)

0

200

400

200 600 (kPa)400

Res

istê

nci

a ao

Cis

alh

amen

to (

kP

a)



Geotecnia


70

aparelhagem e a não utilização de curvas granulométricas reais, os resultados que têm sido

obtidos devem ser encarados com enfoque crítico.

No entanto, mesmo com os avanços na realização de ensaios de laboratório cada vez mais

apurados, e o melhor entendimento das condições de comportamento dos materiais de

enrocamento, os taludes das grandes barragens construídas atualmente ainda apresentam

condições de inclinação dos taludes muito similares às utilizadas anteriormente quando não se

dispunham destas ferramentas.

Na realidade, o desconhecimento sobre as reais características do material, as dificuldades de

previsão do comportamento das barragens de enrocamento e o aumento considerável das

alturas das barragens, têm levado os projetistas a desenvolverem os projetos de forma

conservativa. No Brasil ainda não se dispõe de aparelhagem de ensaios para enrocamentos

reais e os projetos são feitos baseados em analogia com os resultados sobre enrocamentos de

características semelhantes e, principalmente, na experiência do comportamento de obras

similares.

Os parâmetros de projeto a serem adotados devem ser tomados de forma criteriosa,

levando-se em conta todos os fatores intervenientes na resistência e deformabilidade dos

enrocamentos e o processo construtivo (especificações).

6.3 Recomendações sobre as especificações construtivas

Serão relacionados alguns procedimentos construtivos e alguns critérios básicos que têm sido

adotados na construção de enrocamentos compactados.

6.3.1 Critérios relativos à granulometria

Na Tabela 6.1 são apresentados alguns critérios relativos às granulometrias que devem

apresentar o enrocamento, extraídas da literatura e complementadas com algumas

especificações construtivas de algumas das principais obras brasileiras.



Geotecnia


71

Tabela 6.1 Critérios relativos à granulometria de alguns enrocamentos

AUTOR RECOMENDAÇÕES

Marsal Menos que 10% em peso menor que 0,2mm e máximo entre 200 e

300 mm, com (D60/D10) > 15

Henry & Thomas Menos que 15% em peso menor que 25 mm

T. Leps Menos que 30% em peso menor que 25 mm

Mori & Freitas Menos que 40% em peso menor que 5mm, com (D60/D10) > 15

Sherard De 30 a 40% em peso menor que 25,4 mm

Foz de Areia Menos que 25% em peso menor que 25 mm com 50% em peso maior

que 75 mm

Itaipu Isentos de pó de pedra, argila, areia; e máximo igual a 600 mm

Tucuruí Menos que 15% em peso com diâmetro menor que 4,8 mm; e

máximo igual a 1,0 m

As limitações, principalmente na quantidade de finos, estão ligadas a dois fatores principais:

- Um aumento da quantidade de finos pode ocasionar a diminuição da permeabilidade e o

desenvolvimento de pressões neutras durante a construção.

- O aumento da quantidade de finos pode provocar uma mudança no comportamento do

maciço, mudando de comportamento de solo granular a comportamento de solos finos.

As limitações na quantidade de finos, no coeficiente de uniformidade e no tamanho dos

blocos, muitas vezes são difíceis de serem conseguidas, pois a granulometria é função do tipo

de rocha e dos métodos de escavação e desmonte. Estabelecer-se uma granulometria ideal

prévia repercutirá negativamente no custo da obra. O mais correto é adequar o tipo de

enrocamento que está sendo obtido ao processo construtivo e ao projeto da barragem,

utilizando o conceito de zoneamento de materiais.



Geotecnia


72

6.3.2 Critérios relativos à espessura de camadas de compactação

Algumas recomendações de diversos autores são relacionadas na Tabela 6.2, considerando

como critério o diâmetro máximo do enrocamento.

Tabela 6.2 Critérios relativos à espessura das camadas de compactação dos enrocamentos

AUTOR RECOMENDAÇÕES

Mori & Freitas 1

3

1 max e

; máximo 1,0 m

Penman & Charles 1max

e

; máximo 0,9 m

Sherard e = 1 a 2 max ; máximo 0,9 m

Itaipú, Foz de Areia e

Tucuruí 1max

e

Mello De 1,5 a 2,0 m

Thomas Máximo 1,0 m

Casagrande Máximo 0,6 m

Vale acrescentar que estes dados relativos a espessuras da camada são apenas indicativos e

são função do tipo de enrocamento e de equipamentos a serem adotados e da seção transversal

da barragem.

Teoricamente, a determinação da espessura ótima de compactação deve ser feita não só com o

objetivo de maximizar a eficácia do equipamento de compactação, mas também, levar em

consideração o produto final que se deseja obter do ponto de vista de deformações e

resistência.

Intuitivamente, pode-se inferir que menores espessuras de camada devem gerar um maciço

mais rígido e mais resistente pela maior densificação produzida e conseqüentemente menor

índice de vazios.



Geotecnia


73

No entanto não é intuitivo o fato que menores compressibilidades no enrocamento resultam

em melhor comportamento da barragem. Em barragens terra-enrocamento, núcleos muito

compressíveis e espaldares pouco deformáveis provocam arqueamentos de tensões no núcleo,

aumentando os riscos de ruptura hidráulica. No caso de barragens com face de concreto

interessa realmente uma menor compressibilidade do enrocamento.

A falta de dados de laboratório e os reduzidos resultados de instrumentação das barragens

brasileiras ainda não permitem conclusões teóricas precisas sobre a diminuição do módulo de

deformabilidade devido à redução da camada de compactação.

Um método de otimização da espessura da camada, em função do equipamento de

compactação, é a construção de aterros experimentais, através de medida das deformações

especificadas da camada.

6.3.3 Equipamentos de compactação

Os equipamentos que comprovadamente têm revelado maior eficiência na compactação de

enrocamentos são os rolos vibratórios lisos de peso estático superior a 10 ton. Têm sido

também utilizados tratores de esteira tipo D-9. Estes no entanto, além de serem menos

eficientes dificultam o controle de compactação.

Alguns dados construtivos e de deformações observadas em algumas barragens são listados

na Tabela 6.3.

6.3.4 Algumas recomendações sobre o processo construtivo

As operações de lançamento e espalhamento devem ser feitas de maneira a evitar segregação

do material. Geralmente este procedimento é feito com o lançamento do material nas bordas

dos avanços da camada que está sendo compactada e pelo posterior espalhamento com a

lâmina inclinada de um bull-dozer.



Geotecnia


74

Tabela 6.3 Características de algumas barragens de enrocamento construídas no Brasil e no

exterior

Barragem Altura

(m)

Material max

(mm)

e

(mm)

max / e %max <

5mm

CU

D60/D10

Trangslet 125 Porfirito 1000 2000-

3000

½-1/3 5 5

Tooma 68 Quartzito 150 3000 1/20 - -

M.D.W.R.* 61 - 200 600 1/3 7 18

Cethane 110 Quartzito 600 900 2/3 40 8

Brianne 91 - 300 500 3/5 24 >80

Blowering

Embankment

112 Quartzito, filito 1000 1000 1 10 20

Gepatsck

Rockfill

153 Gnaisse 1800 2000 1 24 17

Shihmen 110 “seixos” 300 - - 18 >80

El Infiernillo 148 Diorito 450 600 ¾ 10 12

Mont-Cenis 120 - 1000 1000-

2000

1-1/2 5 3

Cougar 157 Basalto 450 600 ¾ 15 8

Mica 244 Quartzito 300 300 1 52 15

Nyumba Ta

Mungu

45 Gnaisse 400 500 4/5 25 12

Paraibuna 94 Biotita gnaisse 1000 1100 -1 12 30

Paraitinga 104 Biotita gnaisse 1000 1100 -1 12 30

Itumbiara 105 Anfibolito 600 600 1 35 30

Estreito 92 Quartzito 150 500 3/10 42 15

Furnas 125 Quartzito 300 700 3/7 45 15

*: Mauthaus Drinking Water Reservoir

Blocos maiores que a espessura da camada devem ser empurrados para as bordas do aterro.

Constituindo-se prática freqüente prever-se no projeto uma zona de 5,0 m, junto aos taludes

para a colocação destes blocos.



Geotecnia


75

No número de passadas do equipamento de compactação deve-se ter em conta diminuir a

excessiva trituração do topo da camada. Devido a este fenômeno estima-se que a porcentagem

de vazios na primeira metade da camada pode chegar a ser duas vezes menor que a da metade

inferior, gerando altos gradientes de compactação na própria camada.

A molhagem do equipamento tem sido utilizada em algumas obras e tem como objetivo

reduzir os eventuais colapsos por inundação com o enchimento do reservatório. Nestas

condições a molhagem produz dois efeitos:

- Efeito Mecânico. A molhagem proporciona uma melhor distribuição de finos,

escarificando a superfície da camada e forçando a penetração dos finos para os vazios

formados na parte interna da camada.

- Efeito Físico. A molhagem reduz a resistência à compressão da rocha, aumentando os

recalques durante a construção e, portanto, diminuindo os recalques posteriores

durante o enchimento do reservatório.

Alguns autores enfatizam que o volume d’água deve ser cerca de 20 a 30% do volume do

enrocamento a ser compactado.

6.4 Parâmetros para projeto e controle de construção adequados à atualidade brasileira

Os parâmetros mais utilizados para projeto são o peso específico aparente, os módulos de

elasticidade da rocha, a resistência à compressão saturada e seca da rocha, ensaios de

ciclagem (natural e acelerada), ensaios de granulometria antes e após a compactação.

De posse destes dados devem ser atribuídos os parâmetros de energia para o projeto por

comparação com os já obtidos com enrocamentos de características geotécnicas semelhantes.

Até o momento não foram ainda desenvolvidas aparelhagens de ensaios triaxiais e

deformação para enrocamentos no Brasil, só se tem aparelhagem para o ensaio de curvas

granulométricas semelhantes (paralelas) do mesmo material do enrocamento. Entretanto

mesmo com o desenvolvimento das técnicas de ensaio, devem ser utilizados também os



Geotecnia


76

resultados de instrumentação durante a fase construtiva e de funcionamento, pois os mesmos

fornecem subsídios valiosos para uma retro-análise e devem sempre ser computados.

Os métodos para controle de construção geralmente são visuais. Deve-se controlar o número

de passadas do rolo e a espessura da camada de compactação que já foram definidas através

de aterros experimentais ou durante o início dos trabalhos de compactação. É boa prática,

esporadicamente, verificar-se a deformação que está sendo produzida durante a compactação,

sendo esta um índice importante na definição da eficiência da compactação. Normalmente a

deformação especificada da camada deve se situar entre 4 a 5%.

Ensaios para a determinação da densidade “in-situ” devem ser realizados com freqüência, pois

os parâmetros de projeto estão intimamente ligados com a mesma (índice de vazios e

compacidade). Ensaios no todo e na base da camada servem para determinar os gradientes de

compactação e homogeneidade da camada.

A execução de ensaios de granulometria (gravimetria) também deve se considerada como

uma medida da homogeneidade do material de construção.



Geotecnia


77

CAPÍTULO 7

7. CONSIDERAÇÕES SOBRE PROJETOS DE BARRAGENS DE

TERRA E ENROCAMENTO

O presente capítulo visa servir de elo de ligação entre as considerações sintéticas sobre o

arranjo geral de um barramento, a interdependência entre o projeto de barragem de terra com

as demais estruturas do barramento, com os aspectos relativos aos dados básicos para o

projeto de uma barragem e o enfoque do projeto propriamente dito, suas concepções e seus

métodos de cálculo. Desta forma será apresentada a interdependência entre as diversas

concepções específicas de projeto.

De fato a premissa básica entre a concepção de uma barragem de terra, sua seção transversal e

respectivo tratamento de fundação, é que a introdução de cada detalhe, beneficie o projeto

como um todo. Por exemplo a introdução de um “cut-off” na fundação de uma barragem visa

controlar a percolação, com a redução de perda d’água pela fundação e dos gradientes de

saída, como conseqüente controle contra “piping”, bem como, otimizar o talude de jusante,

aumentando a estabilidade ao deslizamento pela fundação através da redução da sub-pressão

na fundação.

Outro aspecto interessante a abordar neste capítulo é o referente a distinção entre projeto e

cálculo. Na realidade a engenharia consiste em projetar primeiro e analisar em segundo lugar.

O projeto, ou a concepção, constitui a verdadeira arte da engenharia, não existindo, portanto,

diretrizes, regras ou metodologias para o seu estabelecimento. Entretanto, a partir dos dados

básicos referentes à fundação e aos materiais de construção, procuraremos mostrar alguns

exemplos usuais de concepção e respectivas vantagens técnicas.

7.1 Fase de viabilidade

Na fase de viabilidade de uma barragem é estabelecido o arranjo geral do aproveitamento,

incluindo a disposição das estruturas, seções transversais típicas com respectivos tratamentos

de fundação, seqüência construtiva e cronograma das obras.



Geotecnia


78

Deste modo, quando existente, o projeto da barragem de terra, sua localização, seção

transversal, tratamento de fundação, é estabelecido visando o custo mínimo do

aproveitamento como um todo, o que não é necessariamente a locação, seção transversal,

tratamento de fundação que resultariam em custo mínimo para a barragem de terra,

isoladamente.

Por exemplo, a locação da barragem de terra é em geral ditada pela escolha da melhor

localização das estruturas de concreto, no que se refere às condições geotécnicas para

fundação e condições hidráulicas - operacionais. De fato, uma premissa básica no

estabelecimento do arranjo geral é favorecer as estruturas de concreto com os melhores locais

de fundação, sob o ponto de vista geológico – geotécnico.

7.2 Fase de projeto básico

Na fase de projeto básico, além do estabelecimento da seção típica e do tratamento de

fundação, são quantificados e especificados os referidos projetos, de um modo a possibilitar a

licitação da obra. Com os novos dados obtidos nesta fase, através de investigações

complementares, são otimizados, inicialmente, o maciço e o tratamento de fundação de forma

conjunta. Numa segunda etapa, o maciço e o tratamento de fundação são otimizados

separadamente, mantendo-se as diretrizes estabelecidas anteriormente.

7.2.1 Requisitos básicos de projeto e método de análise

O corpo de engenheiros dos Estados Unidos estabelece os seguintes requisitos básicos que

deve satisfazer uma barragem para que apresente segurança satisfatória.

a. Os taludes da barragem devem ser estáveis durante a construção e todas as fases de

operação, incluindo a de rebaixamento rápido;

b. O maciço não deve impor tensões excessivas à fundação;



Geotecnia


79

c. A percolação através do maciço, fundação e ombreiras devem ser controladas de tal modo

que não ocorra “piping” ou remoção de material por solução. Adicionalmente, a

quantidade d’água perdida por percolação deve ser compatível com a finalidade do

projeto;

d. A crista da barragem deve ter uma elevação segura quanto ao transbordamento por efeitos

de ondas, bem como uma folga adicional referente aos recalques após construção;

e. A capacidade de vazão do vertedouro deve ser de tal ordem a impedir o transbordamento

do reservatório sobre a barragem de terra.

Excluindo-se o item e, os demais itens pertencem ao campo da engenharia geotécnica, que,

por sua vez, subdivide os problemas em três grupos.

a. Análise de tensões e deformações, no maciço e fundação, na condição de equilíbrio limite.

b. Análise de tensão e deformação em regime elástico, linear ou não.

c. Estudos de percolação.

A análise superficial é isolada dos critérios acima, bem como a divisão usual dos métodos de

cálculo geotécnicos, tem conduzido a graves erros de projeto. Nos itens subseqüentes é

apresentada uma interpretação conjunta dos mesmos e sua interdependência.

7.2.2 Dos requisitos básicos – Interpretação conjunta

Deve-se considerar inicialmente, o que está implícito na sua formulação, que os cinco

critérios devem ser atendidos simultaneamente.

A análise de estabilidade do maciço e fundação, no regime de equilíbrio limite, não considera

as deformações cisalhantes necessárias à mobilização da resistência ao cisalhamento. Deste

modo, embora um talude possa apresentar uma segurança global ao deslizamento, suas

deformações podem não ser compatíveis com a segurança da obra.

O item c é onde ocorrem, com mais freqüência, interpretações erradas, associando segurança

ao “piping”, somente à redução dos gradientes de percolação. A análise de segurança ao



Geotecnia


80

“piping”, de modo correta, deve contemplar a comparação entre forças de percolação com

forças de gravidade. Logo, o estudo correto de “piping” envolve o estabelecimento do estado

de tensões no maciço durante as fases de operação da barragem, uma vez que, tanto a força

atuante de percolação, quanto a resistência, de gravidade, é função do estado de tensões.

De fato, a existência de zonas fraturadas no maciço ou de fraturas abertas devido à percolação

(fraturamento hidráulico) governa a distribuição da permeabilidade no maciço e,

conseqüentemente, a configuração dos gradientes hidráulicos.

Quanto ao item d, os recalques do maciço e da fundação, provocam distribuição de tensões no

interior do maciço, com possíveis aberturas de trincas, que devem ser levadas em

consideração na análise do critério de projeto.

Em síntese, as observações acima servem para mostrar a interdependência entre os diversos

critérios de projeto.

7.2.3 Dos métodos de cálculo – Interpretação conjunta

A engenharia geotécnica envolve a estimativa das tensões e deformações tanto nas obras de

terra como nas fundações. A fim de obter esta estimativa de modo correto é necessário o

conhecimento das equações constitutivas dos solos, bem como a distribuição geométrica dos

diversos tipos de solos.

Devido à impossibilidade da aplicação do procedimento correto acima exposto, a engenharia

geotécnica subdividiu o problema geral de tensões e deformações no solo em dois grupos: um

associado à deformação e o outro referente a máxima tensão que poder ser imposta a uma

massa de solo, estado de ruptura.

Na realidade, o solo deforma de modo contínuo, desde seu estado inicial de tensões até a

ruptura. Muitos problemas têm ocorrido em projetos de barragem devido à separação artificial

e simplificada, do comportamento do solo, em estudos de deformação, sem consideração de



Geotecnia


81

rupturas localizadas e estudos de ruptura, sem consideração das deformações necessárias para

a massa de solo atingir o estado de ruptura.

A exposição anterior procura mostrar a interdependência real entre os problemas de

deformações e rupturas, bem como os riscos devido à aplicação indiscriminada da referida

subdivisão.

7.2.4 Exemplos de concepção conjunta Maciço – Fundação

Barragem de Terra – Enrocamento. Posição do Núcleo

As barragens de terra – enrocamento são constituídas por um núcleo de material terroso

impermeável, contido por espaldares de enrocamento, e com zonas de filtro e transição entre o

núcleo e o enrocamento. A posição do núcleo varia desde extremamente inclinado,

coincidindo com o talude de montante, até a posição central, simétrica.

Sob o ponto de vista de estabilidade dos taludes, de fraturamento hidráulico do núcleo e

eficiência no contato núcleo-fundação, de um modo geral, função das características de

resistência e deformabilidade do material do núcleo e do enrocamento, o núcleo

moderadamente inclinado para montante constitui a posição otimizada. De forma livre a

“inclinação moderada” se refere a inclinação 0,4H:1V a 0,6H:1,0V para a interface de jusante

do núcleo de enrocamento, e 0,9H:1,0V a 1,0H:1,0V para a interface de montante. O núcleo

inclinado também apresenta vantagens de cronograma, em locais de alta pluviosidade, por

possibilitar construção de maior volume do enrocamento de jusante, independente do núcleo.

Entretanto, condições específicas de determinados projetos podem levar a utilização de outras

seções típicas. Como pode ser a utilização do núcleo pouco inclinado ou central visando a

incorporação total da ensecadeira de montante. Ou a utilização do núcleo extremamente

inclinado devido às condições geológicas da fundação, e/ou condições topográficas mais

favoráveis.



Geotecnia


82

Barragem Homogênea – Sistema interno de drenagem

Na Figura 7.1 é apresentada a evolução dos projetos de barragens de terra e respectivos

sistemas de drenagem. O estágio atual de projeto impõe a necessidade de septo drenante total,

a fim de evitar fluxo emergente no talude de jusante. Deve-se observar as condições ideais de

percolação, implícitas no conceito de rede fluxo, e as condições reais, associadas a camadas

mal compactadas, ao estado de tensões do maciço e zonas fissuradas no maciço.

Figura 7.1 Evolução do projeto de barragens de terra e seu sistema de drenagem interna

7.2.5 Outros exemplos de concepção de projeto

Regularização de fundação rochosa

É comum a existência de grandes irregularidades topográficas da superfície rochosa no leito

do rio, associadas a zonas de maior fraturamento da rocha, uma vez que o rio “procura” as

zonas de fraquezas estruturais da rocha para estabelecer o seu leito.



Geotecnia


83

Projetos de barragens de terra e/ou enrocamento em tais regiões, caracterizadas por variações

abruptas da superfície rochosa, exigem uma análise detalhada das zonas potenciais de fissuras

no maciço, devido às deformações diferenciais impostas por estas irregularidades

topográficas. Nestes casos, concepções de projeto envolvem em geral uma ou mais das

seguintes medidas.

a. Regularização da topografia da fundação, através da suavização das irregularidades;

b. Fixação da seqüência construtiva de modo a reduzir os recalques diferenciais;

c. Adequação dos materiais do maciço e/ou respectivas especificações, de modo a reduzir os

recalques diferenciais, ou provir maior plasticidade ao solo nas zonas solicitadas a tração;

d. Ampliação do sistema de drenagem interna nas zonas de fissuramento potencial.

A verificação e adequação das medidas de projeto acima indicadas são feitas pelo método dos

elementos finitos de forma paramétrica, ou seja, variando os diversos parâmetros

intervenientes.

Fundações em solos argilosos saturados moles – Soluções normalmente adotadas

Estes materiais caracterizam-se por baixa resistência ao cisalhamento, elevada

compressibilidade e baixa permeabilidade. Quando ao aspecto de resistência ao cisalhamento

tem sido adotado um ou mais dos seguintes procedimentos.

a. Remoção parcial ou total do material;

b. Aumento da resistência ao cisalhamento utilizando o procedimento da construção por

etapas associada ou não a aceleração do adensamento através de drenos verticais de areia;

c. Diminuição da solicitação cisalhante da fundação mediante a adaptação da seção

transversal do maciço através da suavização dos taludes e/ou com emprego de bermas de

equilíbrio.

Quanto ao aspecto de elevada deformabilidade deve-se distinguir os casos de recalques quase

absolutos e de recalques diferenciais. O primeiro tipo de recalque pouco freqüente, interfere

no projeto somente no que refere a diminuição do bordo livre, necessitando portanto, de uma



Geotecnia


84

sobre elevação da cota da crista da barragem correspondente aos recalques após a construção.

Quanto aos recalques diferenciais, as soluções de projeto tem sido a adaptação de seqüência

construtiva visando uma redução dos recalques diferenciais e/ou projeto de sistema de

drenagem mais rigoroso, a espessura dos drenos deve ser de tal ordem que não sejam

secionados devido aos recalques diferenciais.



Geotecnia


85

CAPÍTULO 8

8. ANÁLISE E CONTROLE DE PERCOLAÇÃO

Problemas causados por percolação através de barragens, podem ser resumidos em três

principais tipos:

- “Piping” – ou erosão regressiva – pode ocorrer pela migração de partículas de solo devido às

forças de percolação, desenvolvendo na fundação ou no maciço da barragem canais ou

tubos que se interligam com o reservatório. O “piping” é uma causa comum de rupturas em

barragens de terra – enrocamento, reservatórios e ou outras estruturas hidráulicas.

- Saturação e instabilização de taludes – causadas pelas forças de percolação devido a fluxos

emergentes no talude ou altas subpressões de fundação no pé das barragens.

- Perda excessiva de água – Principalmente em reservatórios alimentados por rios de pequena

vazão, estes problemas podem assumir serias proporções.

Os problemas relativos à percolação devem sempre ser analisados de forma conservativa

pelas incertezas normalmente envolvidas como a permeabilidade dos meios, a

heterogeneidade dos solos, as descontinuidades dos maciços de fundação, entre outras.

8.1 Fluxo através de meios porosos (Teoria de percolação)

A quantidade de água que percola através ou sob uma barragem e a distribuição das pressões

de água (equipotenciais) podem ser estimadas usando a teoria de fluxo através de meios

porosos, que se constitui desta forma, numa ferramenta importante para as análises de

engenharia.

No primeiro caso pode-se estimar as perdas d’água no reservatório. No segundo caso pode-se

avaliar a distribuição de pressões neutras para análises de estabilidade, para análises dos

gradientes hidráulicos de saída e verificação do potencial ao “piping”.



Geotecnia


86

8.1.1 Limitações da teoria

Em análises de percolação o projetista deve ter em mente sempre as hipóteses básicas da

teoria, que são:

a. Os solos do maciço e fundação são meios incompressíveis não havendo variações nas

dimensões dos poros.

b. A percolação se processa sob gradientes hidráulicos que são função das perdas de carga

gravitacionais.

c. Não há mudanças do grau de saturação na zona onde o fluxo ocorre, de tal forma que a

quantidade de fluxo que entra no elemento de volume é igual a quantidade de fluxo que

sai dele, num mesmo espaço de tempo.

d. As condições de contorno de fluxo são conhecidas.

Estas hipóteses são melhor satisfeitas em maciços de areia ou brita, onde a vazão de

percolação é relativamente grande, não há ar nos vazios e a influência da capilaridade é

pequena. Em maciços de solos finos, por outro lado, as forças capilares podem ter mais

influência nas pressões neutras que as cargas hidráulicas e assim a rede real de fluxo pode ser

bem diferente da projetada. As análises de percolação nestes solos devem ser encaradas com

reservas, servindo apenas para orientar o julgamento do engenheiro.

8.1.2 Lei de Darcy e Equações de Laplace

A lei de Darcy (1856) de fluxo laminar para a percolação de água através dos solos pode ser

escrita da seguinte forma:

dl

dhKikV (8.1)

AikQ (8.2)

Onde:

V: velocidade de descarga;



Geotecnia


87

k: coeficiente de permeabilidade;

i: gradiente hidráulico;

h: carga de pressão;

l: comprimento do caminho de percolação;

A: área de seção transversal do solo onde a água percola;

Q: vazão de percolação.

A equação geral da hidrodinâmica para fluxo permanente – Equação de Laplace pode ser

escrita como:

02

2

2

2

2

2

z

h

y

h

x

h (8.3)

Considerando fluxo bidimensional, geralmente admitido nas barragens de terra e

enrocamento, pode-se usar a fórmula simplificada da equação de Laplace:

02

2

2

2

y

h

x

h (8.4)

Esta última equação representa duas famílias de curvas que se interceptam ortogonalmente,

formando figuras “quadradas” conhecidas como redes de fluxo. Uma das famílias de curvas

são chamadas de linhas de fluxo; as outras são chamadas de equipotenciais.

As linhas de fluxo representam os caminhos da água ao longo de uma seção transversal. As

linhas equipotenciais são linhas de igual nível de energia ou carga.

8.1.3 Método gráfico para o desenho das redes de fluxo

Para satisfazer as equações de Laplace podem ser desenhadas duas famílias de curvas

ortogonais satisfazendo algumas condições de contorno e formando os chamados “quadrados”

entre si.



Geotecnia


88

Para os traçados de redes de fluxo devem ser seguidos os passos abaixo descritos:

a. Zoneamento dos materiais de diferentes permeabilidades.

b. Estabelecimento das condições de contorno:

- Linhas equipotenciais limites;

- Linhas de fluxo limites.

c. Traçado das linhas de fluxo e equipotenciais por tentativas obedecendo as relações

constantes entre as distâncias entre duas equipotenciais e duas linhas de fluxo adjacentes,

de forma que cteblbl 2211 , num mesmo canal de fluxo. Por conveniência este fator

constante é tomado igual a unidade para facilidade de visualização das figuras que, neste

caso, são aproximadamente quadradas.

No traçado das linhas de fluxo e equipotenciais deve sempre ser observado o

ortogonalismo entre as linhas.

d. Entre duas equipotenciais sucessivas as perdas de carga são constantes.

e. A vazão por canal de fluxo por unidade de comprimento é calculada pela equação de

Darcy.

nq

hkA

L

hkAikq

(8.5)

Onde:

nq: número de equipotenciais.

A vazão total por unidade de comprimento é:

hnq

nfkQ (8.6)



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89

Onde:

nf: número de canais de fluxo;

h: diferença de carga total (montante – jusante).

f. Para maior facilidade construtiva, um número mínimo de equipotenciais de fluxo deve ser

traçado inicialmente. O detalhamento final só deve ser feito quando o traçado já estiver

parcialmente acertado.

g. Lembrar que as equações de Laplace só admitem uma única solução e, desta forma, para

uma determinada condição de contorno, a rede de fluxo é única.

No caso da Figura 8.1 uma das condições de contorno não é conhecida, a linha de saturação

ou linha freática e o traçado em geral é mais demorado. No entanto existem maneiras de

inferir-se a linha freática inicial.

Lembrar que as equipotenciais são perpendiculares a linha freática (linha de fluxo limite) e

que nesta as pressões neutras são nulas existindo apenas carga de posição, razão pela qual as

equipotenciais devem ser traçadas em intervalos verticais iguais.

Figura 8.1 Redes de fluxo em barragens de seção homogênea

Se considerar-se anisotropia, permeabilidades horizontais e verticais diferentes, a equação de

Laplace que governa a percolação é dada dela seguinte expressão.

N.A.

h

h

h

h

h

h

N.A.N.A.

h

h

h

h

h

h



Geotecnia


90

02

2

2

2

y

hk

x

hk yx (8.7)

Esta solução pode ser convertida na solução simples de Laplace pela transformação da escala

geométrica. Assim, para permeabilidades horizontais maiores que as verticais (caso mais

comum em maciços compactados em camadas), a escala horizontal deve ser reduzida no fator

vh kk .

A vazão de percolação pode ser calculada pela utilização da permeabilidade equivalente

apresentada na Equação (8.8).

vhequiv kkk (8.8)

A Figura 8.2 apresenta as redes de fluxo transformadas e verdadeiras para uma barragem de

maciço homogêneo anisotrópico.

Normalmente considera-se para maciços compactos anisotropia (kh/kv) da ordem de 4 a 16.

Nas fundações a anisotropia pode ser considerada nos casos de xistosidade, acamamentos,

estratificações ou qualquer descontinuidade que indique fluxos preferenciais em uma

determinada direção. Deve-se sempre que possível verificar, quer para o maciço compactado

quer para as fundações, as permeabilidades no sentido vertical e horizontal através de ensaios

de permeabilidade.

8.2 Fluxo através de enrocamentos

8.2.1 Equações de fluxo

Os fluxos através de enrocamentos não obedecem às leis de fluxo laminar, ou Lei de Darcy,

exceto possivelmente em gradientes extremamente baixos. As leis de fluxos turbulentos são

mais adequadas para um melhor entendimento deste tipo de fluxo.



Geotecnia


91

Figura 8.2 Redes de fluxo transformadas e verdadeiras em uma barragem homogênea

anisotrópica.

A complexidade do regime de fluxo que se processa em enrocamentos é aumentada pela

impossibilidade de construção de maciços com gramulometrias uniformes, considerando que

as operações de carga e descarga, espalhamento e construção produzem inevitável segregação

do material. Desta forma o maciço de enrocamento possui heterogeneidades intrínsecas do

próprio processo de construção, com volumes de vazios variáveis em seções adjacentes.

Devido a esta heterogeneidade, a vazão estimada através de enrocamentos normalmente é

multiplicada por fatores de 2 a 5.

A partir de ensaios de laboratório é proposta a seguinte equação, para a determinação da

velocidade através dos vazios (velocidade de descarga dividido pela velocidade).

nba

V iMNCV (8.9)

N.A.

h

N.A.

h

Seção Transformada

Seção Original

kh = 0,5 kv

N.A.

h

N.A.

h

N.A.

h

N.A.

h

Seção Transformada

Seção Original

kh = 0,5 kv



Geotecnia


92

Onde:

C: fator de forma;

N: viscosidade da água;

M: raio hidráulico médio dos vazios;

i: gradiente hidráulico;

a, b, n: coeficientes empíricos.

Esta equação pode ser simplificada para:

54,05,0 imWVV (8.10)

Onde:

W: varia de aproximadamente 33 a 46 para enrocamentos com superfícies rugosa à

polida.

Esta equação exprime basicamente as condições de fluxo turbulento através de enrocamentos.

Através de medida de área de superfície, em rochas de tamanho único e isentas de finos

(W=33), foram determinados valores para os raios hidráulicos apresentados na Tabela 8.1.

Tabela 8.1 Raio hidráulico dos vazios para enrocamentos

Tamanho dos Blocos

(polegada)

M

(polegada)

M0,5

(polegada0,5

)

W. M0,5

(polegada/seg)

¾ 0,09 0,30 10

2 0,24 0,49 16

6 0,75 0,87 28

8 0,96 0,98 32

24 3,11 1,76 58

48 6,43 2,54 84



Geotecnia


93

As principais limitações para as fórmulas de fluxo turbulento, desenvolvidas, para

enrocamentos uniformes, está ligada a dificuldade de medir ou determinar o raio hidráulico

dos vazios dos enrocamentos bem graduados.

8.2.2 Redes de fluxo

As redes de fluxo turbulento, devido às flutuações de velocidade, requerem novos conceitos

para as equipotenciais e linhas de fluxo. No caso de uma linha de fluxo, ela não é a única e

deve ser entendida como média na representação do caminho do fluxo (fluxos

bidimensionais).

A Figura 8.3 mostra uma rede de fluxo turbulento para dois quadrados adjacentes, localizados

no mesmo canal de fluxo. As relações entre os lados dos mesmos guardam a seguinte

proporção:

85,12

1

2

1

n

h

h

l

ln

(8.11)

Como no fluxo laminar, no regime turbulento, entre duas equipotenciais sucessivas existe a

mesma perda de carga.

Figura 8.3 Redes de fluxo turbulento em enrocamentos

N.A.

h

h

h

h

h

l1b1

l2

b2

85,1

2

1

2

1

b

b

l

l

N.A.

h

h

h

h

h

l1b1

l2

b2

85,1

2

1

2

1

b

b

l

l



Geotecnia


94

8.3 Fluxo através de fissuras

Os problemas de percolação dos fluidos em meios fissurados e em particular, em rochas

fissuradas, são ainda pouco conhecidos e bastante complexos.

O termo fissura é considerado no seu sentido mais amplo, englobando todas as aberturas dos

maciços rochosos, independente de sua orientação geológica: juntas de estratificação, de

xistosidade, diáclases, falhas, etc. Fissuras, mesmo que muito finas, conferem aos maciços de

fundação anisotropias hidráulicas e sem dúvida coeficientes de permeabilidade superiores a da

matriz rochosa.

A seguir são apresentados os princípios que regem o fluxo através de maciços rochosos.

a. Maciços sem fissuras

Neste caso são aplicáveis as leis de escoamento nos meios porosos. As

permeabilidades dos maciços rochosos são muito pequenas, da ordem de 10-7

cm/s a 10-11

cm/s,

dependendo na natureza dos mesmos. No entanto, como a escala de problemas de percolação

em barragens atinge até dezenas de metros, são raros os casos em que os maciços rochosos

não são fissurados.

b. Fissuras elementares

Considerando-se fissuras abertas, sem preenchimento, com eventuais contatos das

paredes. Nas rochas as fissuras são caracterizadas por alto valor de rugosidade relativa K/Dh,

onde K é a rugosidade relativa e Dh o diâmetro hidráulico igual ao dobro da abertura da

fissura. As variações relativas a abertura da fissura são, portanto, muito importantes.

As leis de escoamento numa fissura elementar são:

Regime Laminar ff JKV (8.12)

Regime Turbulento ff JKV ' (8.13)



Geotecnia


95

Onde:

V: velocidade média do escoamento;

Kf, K’f : condutividade hidráulica;

Jf : projeção do gradiente hidráulico sobre o plano da fissura;

: coeficiente de não linearidade, variando lentamente de 1,0 a 0,5 quando o número

de Reynolds passa de 100 (limite de fluxos laminar/turbulento) para 2000.

c. Sistema de Fissuras

Basicamente o que se deseja determinar é a condutividade hidráulica do sistema de

fissuras para a aplicação nas fórmulas de escoamento laminar e/ou turbulento.

JKV (8.14)

Para um sistema de fissuras contínuas:

mf KKb

eK (8.15)

Onde:

Kf : Condutividade hidráulica da fissura;

Km : Condutividade hidráulica do maciço;

e : Abertura média das fissuras;

b : Espaçamento médio das fissuras.

Uma aplicação numérica mostra nitidamente que um sistema de fissuras contínuas, mesmo

muito delgadas, pode ter condutividades hidráulicas muito elevadas. Na realidade estes

valores teóricos de condutividade hidráulica são mais baixos, pois em geral a extensão das

fissuras é limitada, sendo no seu plano descontínuas.



Geotecnia


96

8.4 Controle da percolação através dos maciços compactados e fundações

Os projetos de estruturas para o controle de percolação têm como objetivos principais à

redução da quantidade de percolação, minimização ou controle dos gradientes de saída e,

redução da linha de saturação no espaldar de jusante e nível de sub-pressões na fundação.

Basicamente existem dois tipos de soluções:

Soluções de Drenagem: Filtros inclinados ou verticais, filtros drenos horizontais, poços de

alívio, trincheiras de drenagem.

Soluções de Impermeabilização: Tapetes impermeáveis, trincheiras de vedação diafragmas

plásticos, paredes diafragma, cortinas de injeção.

Como regra geral as soluções de impermeabilização devem ser apenas consideradas à

montante e as de drenagem à jusante. Estas soluções em geral são consideradas de forma

combinada.

8.4.1 Projeto de filtros

A função básica dos filtros é prevenir fenômenos de erosão regressiva ocasionados por forças

de percolação internas, rupturas hidráulicas e trincas ocasionadas por deformações

diferenciais no corpo da barragem.

Os materiais para filtro devem satisfazer os seguintes critérios aparentemente antagônicos:

a. Piping – os vazios dos filtros devem ser suficientemente pequenos para impedir que

partículas do solo, que se deseja proteger, migrem através dos filtros.

b. Permeabilidade – os vazios dos filtros devem ser suficientemente grandes para permitirem

a passagem livre do fluxo e, desta forma, possibilitar o controle de sub pressões.



Geotecnia


97

Existem regras empíricas para o dimensionamento dos filtros. Considerando Dn: o diâmetro

do filtro em que n% em peso tem diâmetro menor, e dn diâmetro do material a ser protegido

em que n% em peso tem diâmetro menor. Abaixo são listados alguns critérios para o

dimensionamento de filtros.

Critério de Terzaghi

Piping 485

15 d

D (8.16)

Permeabilidade 415

15 d

D (8.17)

Sherard

Piping 585

15 d

D (8.18)

Permeabilidade 515

15 d

D (8.19)

e D5 > 0,074mm

As curvas do material de base e filtro são aproximadamente paralelas. Máximo tamanho da

partícula do material de filtro igual a 3” para prevenir segregação.

USBR

- Solos não coesivos e solos uniformes

10550

50 d

D (8.20)

- Solos bem graduados, partículas arredondadas do material de filtro

581250

50 d

D (8.21)

401215

15 d

D (8.22)

- Solos bem graduados, partículas angulares do material de filtro



Geotecnia


98

30950

50 d

D (8.23)

18615

15 d

D (8.24)

D5 > 0,074mm e D100 < 3”

O solo uniforme é aquele que D95 < 8 x D5 (aproximadamente)

Estas regras empíricas são válidas geralmente para solos não coesivos. Para solos coesivos

representam critérios conservadores, parecendo mais lógico, caso se deseje aplicar os critérios

de filtro, executar ensaios de granulometria sem defloculante, utilizando como dispersante

apenas água.

8.4.2 Projetos de drenagem interna

No projeto de drenagem interna, diferentes elementos devem ser projetados para a

funcionalidade do sistema, adicionalmente alguns cuidados devem ser tomados para garantir a

segurança das obras. Entre estes elementos temos os filtros tipo chaminé, os drenos

horizontais, o dimensionamento hidráulico e a avaliação dos fatores de segurança, assim

como a determinação da capacidade de drenagem dos elementos. Estes fatores são discutidos

com mais profundidade a seguir.

a. Filtros Chaminé (Vertical ou Inclinados)

O objetivo básico deste filtro é prevenir o carregamento do material, no sentido montante e

jusante, através de eventuais trincas que se processem quer por rupturas hidráulicas, quer por

deformações diferenciais.

Estes filtros têm função “cicatrizante” e desta forma podem ser projetados com mínima

largura construtiva uma vez que, normalmente, sua capacidade de vazão é grande em relação

à vazão de percolação através do maciço compactado. Atualmente, com o emprego de formas

deslizantes, na construção destes filtros, tem-se chegado a larguras de 0,80 m.



Geotecnia


99

b. Filtros – Drenos Horizontais

No sistema de drenagem interna o filtro-dreno horizontal, tem papel fundamental. Sua função

basicamente é não só impedir carregamentos do material de fundação, bem como promover a

drenagem das águas de percolação através da fundação e do maciço compactado.

- Dimensionamento Hidráulico

Existem duas formas para o dimensionamento dos filtros drenos horizontais:

A primeira consiste em dimensionar a espessura do dreno para escoar o volume de percolação

previsto sob determinadas condições de carga hidráulica, com base na lei de Darcy.

Já a segunda determina a espessura necessária de filtro com base em análise de percolação

através do conjunto aterro-fundação-filtro.

No primeiro caso apresentado na Figura 8.4a, pode-se utilizar a fórmula geral seguinte:

L

hKQ

2

2

(8.25)

Onde:

K : Permeabilidade do filtro;

h : Altura da linha de saturação no limite montante do filtro-dreno é igual à espessura

do filtro;

L : comprimento do filtro;

Q : Vazão total pelo maciço e fundação.

Três hipóteses estão envolvidas nesta fórmula:

- A área drenante tende a zero na saída do dreno;

- A linha de saturação não se eleva acima da superfície superior do tapete;

- O fluxo d’água (vazão total do maciço e da fundação) penetra inteiramente através

do limite de montante do tapete.



Geotecnia


100

A primeira hipótese pode ser reformulada através da seguinte equação:

L

hhKQ

j

2

22 (8.26)

Onde:

hj : carga hidráulica na saída do filtro.

Esta formulação é conservativa, pois não admite saturação do maciço. Em geral pode ser

admitido que o filtro-dreno trabalhe sob carga hidráulica, de tal forma que se mantenham

ainda baixos os gradientes hidráulicos no filtro, como estabelecidos nas Figuras 8.4b e 8.4c.

Desta forma podem ser utilizadas as Equações (8.27) e (8.28) para uma destas condições

respectivamente:

AKL

hQ

(8.27)

222

2

jhAhAL

KQ (8.28)

A vantagem de o filtro trabalhar em carga é a de proporcionar melhores condições para a não

colmatação de origem geoquímica, além de permitir espessuras mais econômicas do filtro.

- Fatores de Segurança

Em projetos convencionais de filtros e drenos é comum a adoção de fatores de segurança em

relação à vazão. Estes fatores de segurança em geral variam de 10 a 100 vezes. Justificam-se

tão altos valores de coeficiente de segurança devido às seguintes apreciações:

Incerteza com relação às permeabilidades dos materiais notadamente da fundação;

As permeabilidades variam em escala logarítmica;

Heterogeneidade tanto dos materiais de maciço quanto da fundação;



Geotecnia


101

Incertezas com relação a colmatação dos filtros;

Correções do sistema de drenagem interna são difíceis e onerosas;

Incertezas com relação ao fluxo através da rocha;

Incertezas com relação aos fluxos tridimensionais.

Figura 8.4 Determinação da espessura do filtro-dreno horizontal

Considerando todas as incertezas envolvidas, o conservadorismo no projeto de barragens deve

ficar por conta dos filtros e drenos.

(a)

Qh = A

L

hj

L

hKQ

2

2

(b)

(c)

L

h

QA

AKL

hQ

Qh

L

hjA

222

2

jhAhAL

KQ

(a)

Qh = A

L

hj

L

hKQ

2

2

Qh = A

L

hj

L

hKQ

2

2

(b)

(c)

L

h

QA

AKL

hQ

L

h

QA

AKL

hQ

Qh

L

hjA

222

2

jhAhAL

KQ

Qh

L

hjA

222

2

jhAhAL

KQ



Geotecnia


102

- Capacidade drenante do filtro

Quanto menor a capacidade drenante dos filtros mais alta será a linha de saturação, levando

portanto ou a menores coeficientes de segurança do talude de jusante ou ao abrandamento

destes taludes. A Figura 8.5 ilustra a variação da linha de saturação em função da capacidade

drenante do tapete horizontal.

Figura 8.5 Esquema de filtro-dreno horizontal

O aumento da capacidade de drenagem pode ser conseguido pela utilização de tubulações

perfuradas no interior do tapete drenante. No entanto este procedimento pode ocasionar

problemas consideráveis, devido aos riscos de trincas ou rupturas de tais tubulações, perante

carregamentos não uniformes e deformações diferenciais.

Outra forma de se aumentar a capacidade drenante é a utilização de filtros tipo “sanduíche”

(Figura 8.5). Por exemplo com a utilização de filtros de areia de 2,0m de espessura (k = 10-2

cm/seg), a vazão por centímetro que percola é de 2 i cm3/seg.cm. Num filtro sanduíche

contendo uma camada de brita (k = 1cm/seg) de 0,20m para o mesmo gradiente hidráulico a

vazão é de 20 i cm3/seg.cm.

Desta forma, a utilização dos filtros sanduíche pode representar a diminuição das espessuras

de filtro e conseqüentemente de seu volume.

N.A.

Linha de saturação

N.A.


N.A.




Geotecnia


103

Uma desvantagem da utilização de filtros tipo sanduíche é o fato de que para a total segurança

dos mesmos é necessário que os materiais que os compõem obedeçam aos critérios de filtro, o

que leva geralmente a um aumento de espessura teórica em função da maior quantidade de

materiais. No entanto, as análises técnico-econômicas, para a decisão do tipo do filtro a

considerar, devem também computar os benefícios trazidos pelo aumento da capacidade de

vazão.

8.4.3 Sistema de alívio de sub-pressões

Os sistemas de alívio de sub-pressões mais comumente utilizados são as trincheiras de

drenagem e poços de alívio, como apresentados na Figura 8.6a e 8.6b.

As sub-pressões no pé da barragem tendem a se elevar no caso de existência de camadas

menos permeáveis na superfície, bloqueando a saída natural de fluxo e forçando o aumento de

carga hidráulica na camada mais permeável (efeito aqüífero). Este aumento de pressão pode

ser de tal ordem que produza um levantamento na região do pé da barragem (“blowup”).

O coeficiente de segurança ao levantamento na região do pé da barragem deve ser no mínimo

1,5. O fator de segurança é definido como sendo a relação entre o esforço vertical total e a

pressão neutra no ponto considerado.

Outra solução para este tipo de problema é o aumento de peso no pé da barragem pela

construção de bermas, como ilustrado também na Figura 8.6c. De preferência estas bermas

devem ser feitas totalmente com material drenante ou no mínimo com material drenante junto

ao terreno natural.



Geotecnia


104

Figura 8.6 Controle de sub-pressão

- Trincheiras drenantes

A capacidade drenante da trincheira deve ser tal que a linha de carga hidráulica na mesma não

ultrapasse o terreno natural. O cálculo da capacidade drenante da trincheira pode ser feito

utilizando-se as equações de Darcy para filtros ou de Wilkins para filtros grossos de brita e

enrocamento.

Linha de subpressão AB

A

Berma para estabilização do pé

da barragem

Solo Permeável

Filtro

Base Impermeável

N. A.

Solo Impermeável B

Solo Permeável

Filtro

Base Impermeável

N. A.

Solo Impermeável


com trincheira

A B


Solo Permeável

Filtro

Base Impermeável

N. A.

Solo Impermeável


com o poço de alívio

A B


(a)

(b)

(c)


A


da barragem

Solo Permeável

Filtro

Base Impermeável

N. A.

Solo Impermeável BA


da barragem

Solo Permeável

Filtro

Base Impermeável

N. A.

Solo Impermeável B

Solo Permeável

Filtro

Base Impermeável

N. A.

Solo Impermeável


com trincheira

A B


Solo Permeável

Filtro

Base Impermeável

N. A.

Solo Impermeável


com trincheira

A B


Solo Permeável

Filtro

Base Impermeável

N. A.

Solo Impermeável



A B


Solo Permeável

Filtro

Base Impermeável

N. A.

Solo Impermeável



A B


(a)

(b)

(c)



Geotecnia


105

Para aumentar a capacidade drenante podem ser usadas tubulações perfuradas no interior da

trincheira. Cuidados especiais devem ser tomados no projeto das trincheiras, com relação aos

materiais de filtro, uma vez que a trincheira é uma região de convergência de fluxo e

conseqüentemente de altos gradientes de entrada.

Tem sido muito utilizadas mantas de material sintético tipo Bidim como filtro para os

materiais mais grossos. A Figura 8.7 apresenta algumas seções transversais de trincheiras

drenantes.

Figura 8.7 Detalhes esquemáticos de trincheiras drenantes

- Poços de alívio

Os poços de alívio em barragens de terra são normalmente utilizados junto ao pé da barragem.

Como recomendação de ordem prática, os poços de alívio devem ter, no mínimo, 6” de

diâmetro e a máxima penetração possível na camada permeável.

Vale acrescentar que é conveniente para aumentar a capacidade de vazão nos poços de alívio,

manter-se um tubo interno de no mínimo 2”. O preenchimento total dos poços com materiais

de filtro reduz substancialmente sua capacidade de vazão.

Filtro de Areia

Pedrisco

Brita

Tubulação Perfurada

Camada Impermeável

Aqüífero

Pé da Barragem

Filtro de Areia

Pedrisco

Brita

Tubulação Perfurada

Camada Impermeável

Aqüífero

Pé da Barragem



Geotecnia


106

Em projetos de barragens de terra é comum a adoção de um espaçamento inicial entre poços

de 10 a 20m, e posteriormente, no primeiro enchimento do reservatório diminuir este

espaçamento onde necessário.

A Figura 8.8 apresenta alguns detalhes do poço de alivio.

Figura 8.8 Detalhes esquemáticos de poços de alívio

8.4.4 Tapetes de impermeabilização a montante

Os tapetes de impermeabilização são utilizados na redução das vazões de percolação,

gradientes hidráulicos e sub-pressões, pelo aumento do caminho de percolação.

O cálculo da espessura de tapete pode ser feito a partir do traçado de redes de fluxo ou através

de formulações matemáticas.

Areia

BritaTubo de PVC

Lama Bentonítica

Aqüífero

Solo Impermeável

Areia

BritaTubo de PVC

Lama Bentonítica

Aqüífero

Solo Impermeável



Geotecnia


107

O inconveniente da utilização de tapetes está no fato de que trincas por ressecamento durante

a fase construtiva ou por deformações diferenciais pelo enchimento do reservatório são muito

comuns e reduzem substancialmente sua eficiência.

A Figura 8.9 apresenta um esquema da disposição do tapete a montante.

Figura 8.9 Detalhe esquemático de um tapete de impermeabilização a montante

8.4.5 Trincheira de vedação (“cut-off”)

As trincheiras de vedação constituem-se na estrutura de redução das vazões de percolação

mais utilizadas nas barragens brasileiras em casos de fundação em solo.

Apresenta as seguintes vantagens:

É um elemento adicional para as investigações geológico – geotécnicas;

Permite uma boa execução do preparo superficial da base e paredes da trincheira;

Permite na escavação e construção, a utilização de equipamentos construtivos

convencionais.

O principal inconveniente que as trincheiras de vedação apresentam é quando existem níveis

de água altos, o que exige utilização de drenagem para a execução da escavação (ponteiras,

poços de bombeamento e trincheiras de drenagem, etc).

Fundação Permeável

Base Impermeável

N.A.

Tapete Impermeável

Camada de areia protetora

Poço de

alivio

Fundação Permeável

Base Impermeável

N.A.

Tapete Impermeável

Camada de areia protetora

Poço de

alivio



Geotecnia


108

As trincheiras de vedação devem ser localizadas a montante do eixo da barragem e,

preferencialmente, nas regiões onde apresenta maior altura para incorporar uma redução de

permeabilidade do solo de preenchimento, por efeito da pressão vertical.

A largura na base das trincheiras deve ser da ordem de 0,10 a 0,30H, onde H é a carga

hidráulica total do reservatório.

Cuidados especiais devem ser tomados na base (cut-off parciais) e nas paredes de jusante da

trincheira para evitar-se carregamento do material de preenchimento da trincheira para a

fundação, uma vez que os gradientes hidráulicos no “cut-off” são elevadíssimos por ser este

um trecho de concentração de perdas de carga.

Estes cuidados devem ser tomados em fundações fraturadas ou que contenham vazios não

preenchidos. A Figura 8.10 apresenta um detalhe de uma trincheira de vedação.

Figura 8.10 Detalhe esquemático de uma trincheira de vedação

8.4.6 Outros tipos de estruturas para a redução da vazão de percolação

Outras soluções para a redução das vazões de percolação são:

Diafragmas plásticos ou de concreto;

AreiaBase Impermeável

N.A.

0,10 a 0,30 H

H

Tratamento

superficial


N.A.

0,10 a 0,30 H

H

Tratamento

superficial



Geotecnia


109

Cortinas de estacas pranchas;

Cortinas de injeções;

Os dois primeiros tipos de estruturas têm sido utilizados nos Estados Unidos e na Europa com

bastante freqüência. No Brasil, por critérios econômicos, eles têm sido preteridos.

Quanto às cortinas de injeção são descritas com detalhe em um capítulo específico.

8.5 Controle de percolação em enrocamentos

Os fluxos através de enrocamentos provocam dois tipos de rupturas nos taludes que podem

ser catastróficos.

Rupturas locais provocadas por arraste dos blocos devido às forças de percolação.

Rupturas gerais por instabilização do talude, segundo superfícies aproximadamente

circulares devido às pressões neutras que se desenvolvem.

Alguns casos históricos de fluxo através de enrocamentos e medidas de controle são

encontrados na bibliografia.

Basicamente as soluções para a estabilização de seções de enrocamento estão relacionadas

com a suavização do talude de jusante, aumento das dimensões dos blocos e/ou utilização de

malhas e ancoragens de aço para reforço do talude.

8.5.1 Estabilização dos taludes

Um talude construído próximo a seu ângulo de repouso (), quando submetido à percolação,

torna-se instável, a menos que o mesmo seja abatido (w),

bw (8.29)



Geotecnia


110

Onde:

b : Peso específico submerso do material;

: Peso específico do material.

No caso de estabilização dos taludes, o projetista possui dois caminhos a seguir.

Abater os taludes especificando um enrocamento adicional no pé da estrutura;

Prover o talude original com um sistema de ancoragem que suporte as tensões que

seriam absorvidas pelo enrocamento adicional.

O dimensionamento da ancoragem pode ser feito pelo equilíbrio de forças.

tgUWT (8.30)

Onde:

W : peso da cunha a ser estabilizada;

U : poro pressão atuante na base da cunha;

T : Força que tem que ser fornecida pelo sistema de ancoragem.

A força T precisa ser transmitida ao longo da superfície de descarga e embora sua distribuição

não seja conhecida, é razoável esperar-se uma distribuição uniforme, pois a ancoragem

funciona como um todo.

8.5.2 Estabilização dos taludes em função do tamanho dos blocos e vazões de descarga

Diferentes experiências têm determinado de forma experimental a relação entre o tamanho

dos blocos e a vazão permissível para garantir a estabilidade da estrutura. Tudo isto em

função das condições de estabilidade do material, como inclinação do talude de jusante e o

grau de compacidade, fofo ou denso. A Tabela 8.2 contém um resumo destas relações.



Geotecnia


111

Tabela 8.1 Estabilização dos taludes em função do tamanho dos blocos e vazões de descarga

Talude Jusante Tamanho dominante Vazão permissível (m3/s /m)

(H:V) dos blocos (mm) Fofo Denso

1,5:1 600 0,37 0,93

1,5:1 1200 1,40 3,72

1,5:1 1500 1,86 5,11

5:1 300 0,46 1,39

5:1 600 1,86 5,11

5:1 900 3,25 8,83

5:1 1200 5,11 13,94

5:1 1500 6,96 18,58

10:1 300 1,39 3,72

10:1 600 4,18 11,15

10:1 900 7,43 20,44

10:1 1200 11,15 30,66

10:1 1500 15,79 43,66

8.5.3 Considerações gerais

A aplicação das teorias de fluxo em enrocamentos bem como as soluções para controle destes

fluxos têm sido adotadas com sucesso em vários países, principalmente, em barragens sem

sistema de extravasamento e que, portanto, podem ser susceptíveis a “overtopping” e fluxos

através do enrocamento de jusante.

Ensecadeiras de fechamento de rios também são submetidas a fluxos internos ao

enrocamento, notadamente, quando o órgão de desvio está situado em cotas mais altas que o

nível d’água do rio, na época de desvio. Nestes casos, como o enrocamento das ensecadeiras é

lançado, os taludes externos são da ordem 1,3H:1V e não é possível adotar nenhum sistema de

ancoragem e armação do enrocamento. A estabilização deve ser feita apenas considerando o

aumento de diâmetro dos blocos em função da máxima vazão permitida através do

enrocamento.



Geotecnia


112

A utilização de armação e ancoragem para enrocamentos deve considerar a vida útil da obra.

Em estruturas definitivas deve-se considerar proteções para as malhas e ancoragem contra a

corrosão, tais como: tinturas, proteção catódica e malhas e ancoragens de metais não ferrosos

ou aço inoxidável.

8.6 Verificação do comportamento das barragens de terra e enrocamento em face aos

problemas de percolação

Do ponto de vista de percolação, o comportamento de barragens pode ser verificado através

de uma instrumentação adequada, como piezômetros e medidores de vazão, nas regiões mais

críticas.

Os resultados obtidos fornecem subsídios para:

Reavaliar a segurança da obra em qualquer fase de seu funcionamento;

Tomar medidas oportunas de controle;

Verificar as hipóteses originais de projeto.

Infelizmente apesar de muitas barragens brasileiras terem sido instrumentadas, poucos

resultados e avaliações desses resultados, em confronto com as hipóteses admitidas em

projeto, foram publicados, o que tem dificultado o avanço das teorias de percolação em solos

residuais e saprolitos.

A quantidade de dados de instrumentação existentes sem a devida análise é enorme. Este

problema, no entanto, é bastante complexo pois envolve um custo adicional que normalmente

não tem sido dispendido. Atualmente, existe uma movimentação por parte dos donos de obras

no sentido de solucionar este problema.

De parte dos projetistas é necessário que no final de cada projeto de instrumentação sejam

fornecidas todas as informações relativas aos parâmetros de cálculo, às hipóteses de projeto,

aos níveis piezométricos máximos admitidos e níveis prováveis e às vazões de percolação

esperadas.



Geotecnia


113

CAPÍTULO 9

9. FUNDAÇÕES EM SOLO

A construção de barragens sobre solos que apresentam características geotécnicas

desfavoráveis, como baixa resistência, altas permeabilidade e compressibilidade, e

colapsibilidade, constitui um dos mais sérios problemas da engenharia de barragens. O

problema começa com a dificuldade de se formular um modelo geotécnico que corresponda à

realidade e termina com a necessidade de se adotar soluções que sejam as mais econômicas

possíveis, sem que haja o comprometimento da segurança da obra.

É um problema comum, pois as barragens devem fechar vales ou baixadas onde, em geral,

ocorrem formações geológicas constituídas de solos moles, compressíveis e permeáveis.

No projeto de uma grande barragem, dificilmente a solução será o abandono do local de

barramento por falta de condições adequadas de fundação, a menos que haja um local

próximo, com condições nitidamente melhores e com indiscutível vantagem econômica.

Pode-se mesmo afirmar que é perfeitamente possível construir uma barragem de terra sobre

quase todo os tipos de fundações, desde que o projeto se adapte convenientemente às

condições oferecidas pelo sítio. Neste caso, é a análise econômica das diversas alternativas,

concebidas com o intuito de contornar os problemas apresentados e garantir a funcionalidade

e a segurança da barragem, que apontará a solução definitiva do projeto. Caberá, então,

otimizar, técnica e economicamente, a solução adotada.

Embora possa haver superposição de duas ou mais características desfavoráveis dos solos de

fundação, serão aqui apresentadas três condições que, didaticamente retratam toda a

problemática envolvida.

a. Fundação em solos permeáveis – areias e cascalhos, onde interessa analisar a

quantidade de água perdida por percolação e a grandeza das forças de percolação.

b. Fundações em solos moles – argilas, areias argilosas e siltes argilosos, onde interes

assegurar a estabilidade contra a ruptura por cisalhamento e evitar o aparecimento de

trincas no maciço, devidas a recalques excessivos.



Geotecnia


114

c. Fundações em solos porosos e colapsíveis – de elevada porosidade volumétrica e

baixo grau de saturação, onde interessa evitar ou minimizar os efeitos dos recalques

instantâneos desses materiais.

9.1 Fundação em solos permeáveis

Na engenharia civil, ao se tratar de problemas resultantes da presença inconveniente de água,

muitas vezes inevitável, deve-se ter sempre presente dois preceitos elementares que orientem

sua solução.

Evitar, tanto quanto possível, que a água penetre na região onde é indesejável;

Facilitar, até o “impossível”, a sua saída dessa região.

Em projetos de barragens, para atender ao primeiro preceito, costuma-se adotar elementos ou

medidas que visem a “impermeabilização” da fundação, como por exemplo: substituição do

material permeável ou construção de trincheiras vedantes, cortina de estacas-prancha, paredes

diafragma e tapetes impermeáveis a montante. Para atender ao segundo preceito é usual

utilizar-se tapetes drenantes associados a filtros de pé, trincheiras drenantes e poços de alívio.

Nestes casos o objetivo é minimizar os efeitos, elevadas vazões e sub-pressões, da presença

de água no trecho de jusante das fundações da barragem.

Os métodos para o controle da percolação através das fundações de uma barragem podem ser

classificados pelo próprio efeito que tem sobre a percolação:

Eliminando-a, ou reduzindo-a a valores desprezíveis, através da construção de

“barreiras impermeáveis completas” até o horizonte impermeável;

Reduzindo-a, mediante a construção de uma “barreira impermeável incompleta” que

aumente as linhas de fluxo, proporcionando o aumento de perda de carga e redução

das sub-pressões, do gradiente hidráulico e da vazão;

Apenas controlando-a, mediante a construção de drenos, método este praticamente

imprescindível e que pode ser associado aos dois anteriores.



Geotecnia


115

Antes de 1940, quase todas as grandes barragens fundadas em solos permeáveis foram

construídas com o primeiro método. Ainda hoje, a maioria das barragens é assim projetada,

mas de lá para cá, um número crescente de barragens tem sido fundadas diretamente sobre

solos permeáveis, em locais onde a construção de barreiras impermeáveis completas seria

extremamente onerosa.

Dentro do primeiro método, quatro tipos de obras podem ser utilizadas, elas são:

a. Trincheiras impermeáveis (“cut-offs”) – obtidas compactando-se solo impermeável

em trincheiras escavadas na fundação permeável da barragem;

b. Paredes diafragma – estruturas impermeáveis delgadas que podem ser construídas em

concreto, solo-cimento ou lama;

c. Cortinas de estaca-prancha cravadas a partir da superfície do terreno – natural ou

escavada, não exigem, ao contrário dos tipos de obras anteriores, a substituição do

material da fundação;

d. Injeções de impermeabilização.

A adoção de uma barreira impermeável completa só deve ser descartada por motivos de

ordem econômica, quando, por exemplo, a espessura da camada permeável for muito grande

em relação à base impermeável da barragem.

As cortinas de estacas-prancha metálicas são atualmente pouco utilizadas, principalmente no

Brasil, tendo em vista o alto custo dos perfis metálicos. Só constituirão solução vantajosa em

circunstâncias muito especiais.

Também as paredes de concreto têm sido cada vez menos empregadas, por serem muito caras

e por oferecerem um inconveniente muito sério, sua elevada rigidez torna o maciço da

barragem, muito menos rígido, vulnerável ao fissuramento sob efeito das deformações



Geotecnia


116

9.1.1 Soluções de Eliminação – Trincheiras impermeáveis (“cut-offs”)

A Figura 9.1 mostra uma seção típica de barragem com trincheira preenchida com solo

impermeável compactado. Esta solução tem sido mais intensamente utilizada, em vista da

evolução dos equipamentos de terraplanagem, que a têm tornado mais econômica para

profundidades cada vez maiores. Profundidades até 25 a 30 m são, hoje, perfeitamente

razoáveis.

A principal dificuldade de sua construção é dada pelo lençol freático que exige, muitas vezes,

onerosas instalações de rebaixamento, como mostrada na Figura 9.2.

Figura 9.1 Trincheira impermeável

Esta solução apresenta as seguintes vantagens:

Permite a inspeção visual tanto das paredes como do fundo da escavação;

Permite um bom preparo superficial da base da trincheira;

Permite o uso dos equipamentos convencionais de escavação e terraplanagem;

Possibilita o preenchimento da trincheira com materiais selecionados, compactados

sob controle tecnológico.


N.A.

Tratamento

superficial


N.A.

Tratamento

superficial



Geotecnia


117

Figura 9.2 Esquema da escavação abaixo do lençol freático

A trincheira impermeável é em geral posicionada sob a crista da barragem, onde a maior

compressão, proporcionada pelo peso do aterro, aumenta sua eficiência. Porém, sua posição

poderá ser condicionada pela geometria do topo impermeável, ou seja, deverá situar-se de

forma a minimizar as escavações. Em barragens de enrocamento com núcleo de argila ela

deverá estar, obrigatoriamente, sob a base do núcleo impermeável.

9.1.2 Soluções de Eliminação – Paredes diafragma

Dentre as paredes diafragmas destacam-se os diafragmas plásticos, constituídos por materiais

deformáveis, que se compatibilizam melhor com o maciço da barragem, tornando-o menos

susceptível ao trincamento.

A Figura 9.3 ilustra o efeito de trincamento provocado por um elemento rígido inserido na

fundação, sob o maciço da barragem.

Areia

Base Impermeável Calha de drenantes

Sistema de

Bombeamento

Areia

Base Impermeável Calha de drenantes

Sistema de

Bombeamento



Geotecnia


118

Figura 9.3 Trincamento provocado por um elemento rígido de parede diafragma

Esse método consiste em preencher com concreto plástico uma trincheira, aberta com

utilização de lama bentonítica.

A lama bentonítica tem a finalidade de manter a estabilidade das paredes da trincheira,

atuando duplamente: oferece um grande empuxo estabilizador, proporcionado pela sua alta

densidade, aproximadamente 12 kN/m3, e impermeabilizando as paredes da escavação,

impossibilitando a formação de uma rede hidrodinâmica desfavorável. Além disso, a lama

bentonítica serve de veículo ao transporte do material escavado.

O concreto plástico é obtido mediante a adição de colóides argilosos (argila natural ou

bentonítica), cuja dosagem deve ser controlada por ensaios de laboratório.

Os diafragmas plásticos são, em geral, executados em painéis com cinco metros de

comprimento (5m), em espessuras de 0,50 a 1,50m e podem atingir valores da ordem de

10-6

mm/s.

N.A.

Trincas abertas

Parede de concretoAluvião

Base Rígida

Elevadas tensões de

compressão

N.A.

Trincas abertas

Parede de concretoAluvião

Base Rígida

Elevadas tensões de

compressão



Geotecnia


119

As trincheiras de lama foram pela primeira vez utilizadas em obra permanente na barragem de

Wanapum, construída nos Estados Unidos, em 1958. Essas trincheiras são executadas com o

mesmo processo anterior, porém, em um único painel contínuo, preenchido com lama

plástica, obtida pela mistura de solo com bentonita.

Na barragem de Wanapum, o material de fundação era construído por um depósito aluvionar

de areias, pedregulhos e cascalho com permeabilidade média estimada em 10mm/s.

Os estudos indicaram que a execução de cortina com estacas-prancha ou de uma trincheira

impermeável teriam custo muito elevado. Após testes bem sucedidos de execução no campo a

trincheira de lama foi construída, com 3m de espessura até a profundidade de 25m. Em alguns

trechos, onde a espessura do aluvião era superior a 25m, a camada inferior remanescente foi

injetada com solo-cimento.

A lama foi obtida pela mistura do material escavado, bentonita utilizada na escavação e 15% a

20% de silte natural, obtido de área de empréstimo.

Ensaios de laboratório sobre corpos de prova indicaram permeabilidade de 10-6

mm/s.

As trincheiras de lama oferecem as seguintes vantagens: grande deformabilidade,

continuidade da cortina, boa eficiência, facilidade de execução abaixo do lençol freático,

inclusive em cascalho.

Em contra-partida tem os seguintes inconvenientes: limitação da profundidade, dificuldades

de atravessar materiais compactos ou duros, impossibilidade de engastamento em rocha

alterada e pequena resistência.

9.1.3 Soluções de Eliminação – Injeções de impermeabilização

Até 40 anos atrás, as injeções de cimento eram utilizadas apenas para reduzir a percolação

através de maciços rochosos fraturados. Injeções químicas que pudessem ser executadas em



Geotecnia


120

depósitos de areia eram muito dispendiosas e as tentativas com betume revelaram-se

extremamente desvantajosas.

Engenheiros franceses iniciaram experiências com argilas e caldas para impermeabilizar

areias e obtiveram algum sucesso antes de 1950.

Por volta desse ano teve início o projeto da barragem de Serra-Ponçon, localizada nos Alpes.

A barragem, concluída em 1960, está assentada sobre um aluvião constituído de areia e

pedregulhos, entremeados por camadas e lentes de silte e argila. A permeabilidade média

desse material foi estimada em 5x10-1

a 1mm/s. Esse depósito aluvionar foi injetado com

calda de cimento e argila, até a profundidade de 100m, em largura de 15m. Ensaios realizados

mostraram uma redução da permeabilidade para valores de 1x10-3

a 5x10-4

mm/s e o sucesso

do método pôde ser constatado por piezômetros instalados na fundação, imediatamente a

jusante da cortina, que indicaram apenas 2m acima do nível d’água anterior ao barramento.

As injeções se processam através de numerosas rupturas hidráulicas que permitem a

penetração da calda no aluvião, dificultando a passagem das águas de percolação. Se a

camada for homogênea, essas rupturas ocorrem segundo planos verticais, ou seja, em planos

onde atuam as menores tensões de compressão (3). A penetração da calda nessas fendas

verticais provocam uma compressão dos materiais adjacentes (Aumento de 3) tornando-os

mais compactos e menos permeáveis. As injeções em meios aluvionares têm, portanto, um

duplo efeito: aumentando o caminho de percolação, forçando a água a contornar esses

inúmeros planos injetados e diminuindo a própria permeabilidade do meio entre esses planos,

por onde deve passar a água.

O fato das injeções tornarem mais rígido o trecho de fundação tratado é uma questão que deve

ser considerada no projeto, de forma a compatibilizar as deformações do conjunto

maciço-fundação para que não ocorram trincas indesejáveis.

Depois de Serra-Ponçon este método foi utilizado, com sucesso, em várias outras barragens de

grande porte como, por exemplo:



Geotecnia


121

Barragem de Terzaghi, no Canadá, em depósitos aluvionares, cortina de até 155m de

profundidade;

Barragem de Sivenstein, na Alemanha, em solo aluvionar, até 90m de profundidade;

Barragem de Assouan, no Egito, em areias finas e grossas, cortina de até 255m de

profundidade;

A redução do coeficiente de permeabilidade após as injeções é muito variável. A experiência

tem mostrado reduções que vão de 20 a 10.000 vezes.

9.1.4 Soluções de redução – Barreiras impermeáveis incompletas

Os métodos de tratamento de fundação que visam apenas aumentar o caminho de percolação,

estão, esquematicamente, apresentadas na Figura 9.4.

Figura 9.4 Métodos de controle de percolação pelas fundações sem construção de barreiras

impermeáveis completas

Quando a permeabilidade dos solos de fundação for praticamente a mesma em todas as

direções, sem decrescer com a profundidade, o “cut-off” parcial terá pouca influência na

N.A.

Aluvião

Base Rígida Impermeável

Tapete impermeável

parcial

N.A.

Aluvião


“cut-off”

parcial

(a) (b)

N.A.

Aluvião


Poço de alivio

Filtro

de pé

(d)

N.A.

Aluvião


Filtro

Horizontal

Filtro

de pé

(c)

N.A.

Aluvião


Tapete impermeável

parcial

N.A.

Aluvião


Tapete impermeável

parcial

N.A.

Aluvião


“cut-off”

parcial

N.A.

Aluvião


“cut-off”

parcial

(a) (b)

N.A.

Aluvião


Poço de alivio

Filtro

de pé

(d)

N.A.

Aluvião


Poço de alivio

Filtro

de pé

(d)

N.A.

Aluvião


Filtro

Horizontal

Filtro

de pé

N.A.

Aluvião


Filtro

Horizontal

Filtro

de pé

(c)



Geotecnia


122

redução das vazões ou pressões. Tanto a teoria como a experiência mostram que seria

necessário penetrar em 95% da espessura total, em solos homogêneos permeáveis, para se ter

um resultado apreciável. Essa é a razão pela qual, nesses solos, apenas o “cut-off” total deve

ser considerado.

Porém, o método será muito útil em casos em que o coeficiente de permeabilidade decresce

com a profundidade, ou quando existir uma camada impermeável contínua que possa ser

atingida pela barreira impermeável (trincheira, diafragma plástico, etc.).

Para os solos homogêneos o tapete horizontal impermeável a montante, Figura 9.4b, terá

melhor eficiência na redução da percolação. Para isso, é necessário que o tapete seja muito

menos permeável que a fundação e se estenda suficientemente para montante, para reduzir as

pressões a jusante, pois estas são inversamente proporcionais ao comprimento do caminho de

percolação. A espessura e o comprimento necessários dependem diretamente do coeficiente

de permeabilidade do material que constitui o tapete, da espessura da camada permeável da

fundação, do coeficiente de permeabilidade dessa camada e da carga hidráulica do

reservatório. Espessuras de 0,6m a 3,0m têm sido freqüentemente empregadas. Costuma-se,

também, aumentar a espessura nas proximidades do pé da barragem, onde o gradiente

hidráulico é maior.

9.1.5 Soluções de controle – Controle de percolação com drenos

A percolação de água através das fundações de uma barragem pode trazer riscos a sua

segurança de formas diferentes: desenvolvendo elevadas sub-pressões sob o espaldar de

jusante, com isto diminuindo as tensões efetivas nessa região e, conseqüentemente, a

resistência ao cisalhamento do talude, ou, proporcionando elevados gradientes hidráulicos na

sua saída, podendo originar erosão regressiva (piping).

Fácil é concluir que a execução de drenos na fundação de uma barragem, se bem projetados e

construídos, constituem uma medida importantíssima para sua segurança, pois possibilita a

redução tanto da sub-pressão a jusante, como do gradiente hidráulico de saída. Os drenos são

mesmo imprescindíveis em obras de barramento.



Geotecnia


123

Na Figura 9.4c, apresenta-se um sistema com filtro horizontal sob o espaldar de jusante, e na

Figura 9.4d, poços de alívio ou trincheira drenante interceptando a camada permeável.

Um sistema de drenagem deve ser dimensionado de forma a captar o fluxo das águas que

percolam pela fundação (e pelo maciço) e conduzi-lo para jusante, de forma controlada.

O máximo cuidado deve ser tomado, tanto no projeto com na sua execução. Vários são os

fatores que intervem no dimensionamento:

a. Geometria do maciço de fundação: Espessura, profundidade, posições relativas das

camadas, existência de lentes impermeáveis ou bolsões permeáveis, etc. Para o

conhecimento deste fator as investigações de campo são extremamente importantes, e

a própria definição de um programa de sondagens, poços, trincheiras, se faz à medida

que o conhecimento geotécnico do local avança.

b. Características geológicas e geotécnicas dos materiais de fundação: permeabilidade,

anisotropia, descontinuidades, etc. Deve-se ter sempre presente que a água “sabe”

onde está o cominho mais fácil e é justamente por esse caminho que ela buscará sua

saída a jusante. Portanto, um “detalhe geológico” praticamente impossível de detectar,

por mais intensas que sejam as investigações, pode por em risco a segurança da

barragem. Daí serem as soluções planas – trincheiras drenantes e tapetes drenantes-

mais recomendáveis que as soluções pontuais – tubos e poços drenates.

c. Geometria da barragem – taludes, dimensões do núcleo impermeável, tapete de

montante etc. A geometria do maciço influi diretamente sobre o comprimento dos

caminhos de percolação.

e. Carga hidráulica. A carga hidráulica é dada pelo nível d’água do reservatório, mais

exatamente, pela diferença entre os níveis d’água de montante e de jusante, e deve ser

sempre considerada para a situação mais desfavorável, ou seja, diferença máxima

possível.

Deve-se salientar que a fundação solicita muito mais (10 a 1000 vezes) o sistema de drenagem

do que o maciço da barragem. A percolação da água é governada pela lei de Darcy que,



Geotecnia


124

mostra que a capacidade de um dreno (transmissibilidade hidráulica) é proporcional a sua área

e ao coeficiente de permeabilidade do material que o constitui.

Assim, pode-se usar materiais mais permeáveis (drenos sanduíche) para reduzir a área

drenada e conseqüentemente a qualidade do material de dreno. Esta poderia ser uma medida

que resulte em economia para a obra, mas os aspectos constitutivos devem ser

cuidadosamente analisados, por exemplo, a espessura mínima do dreno, imposta pelo próprio

método de execução, poderá já ser suficiente.

Em geral, adota-se para a seção drenante obtida nos cálculos, coeficientes de segurança de 10

a 100, dada a grande variação (ou incerteza) dos coeficientes de permeabilidade. Para drenos

horizontais é usual limitar o gradiente hidráulico a valores de 0,05a 0,15.

A vazão afluente ao dreno é determinada pelo traçado da rede de fluxo onde o método dos

elementos finitos é de grande utilidade, principalmente nos casos em que a configuração da

fundação é complexa. O método permite que se obtenha com rapidez o intervalo possível,

obtido pela variação paramétrica dos fatores intervenientes. Também, a interação entre a

barragem e sua fundação deve ser considerada como, por exemplo, a possibilidade de

ocorrência de trincas em zonas estanques provocadas por recalques diferenciais.

Obviamente, os drenos obedecem sempre os critérios de filtro já apresentados nesta apostila

(D15 < (4 a 5)d85 e D15> 5d15) e deverão ter espessuras suficientes para permitir a utilização

dos equipamentos mecânicos e que levem em conta uma certa contaminação por outros

materiais.

A granulometria do material filtrante deve ser suficientemente fina para evitar que partículas

do solo a drenar sejam carregadas para seu interior, e suficientemente grossa para que sua

permeabilidade seja significativamente maior que a do solo drenado, possibilitando o

escoamento fácil das águas.



Geotecnia


125

9.2 Fundações em solos moles

Partindo-se de uma situação em que no local de barramento, já definido em função de estudos

técnico-econômicos que demonstram sua viabilidade, ocorrem solos de baixa resistência e/ou

elevada compressibilidade, o primeiro problema que se impõe é o de melhorar o

conhecimento geológico-geotécnico do local. É necessário que se obtenha um perfil do

terreno que retrate com fidelidade a situação real. Aí devem estar representadas as espessuras

das diferentes camadas, cujas características de resistência e deformabilidade serão

determinadas através de ensaios “in-situ” e em laboratório.

As soluções técnicas discutidas passarão pelo crivo de uma análise econômica que apontará a

melhor solução. É, portanto, muito importante que as diversas alternativas estejam

“homogeneizadas” quanto à segurança e ao funcionamento das obras. O engenheiro projetista

deverá conhecer as implicações de cada uma delas, desde a adoção dos parâmetros

geomecânicos das fundações, passando pelo método teórico de cálculo, até a fase de

construção, de forma a atribuir-lhes justo valor no processo de escolha.

Uma alternativa que se impõe, quase como obrigatória, é a de remover totalmente os solos

que não oferecem condições adequadas de fundação. Porém, desde que se possa conviver com

esses solos, ou com parte deles, dentro dos critérios usuais de segurança, isto nem sempre é

economicamente vantajoso.

No estudo de fundações em solos moles, dois aspectos, em geral interligados, devem ser

considerados: ruptura de base e recalques excessivos.

A ruptura de base consiste no deslizamento de material da fundação e do aterro com

levantamento a uma certa distância. Ocorre quando as tensões cisalhantes, provocadas pelo

peso do aterro, igualam a resistência ao cisalhamento. Isto acontece ao longo da superfície

aproximadamente cilíndrica através do conjunto maciço-fundação.

Em geral, as análises de estabilidade dos taludes seguem o conhecido método de Fellenius e

suas variantes como o método de Bishop, por exemplo. Pode-se também partir de



Geotecnia


126

considerações de capacidade de carga aplicando as teorias de plasticidade (Prandtl, Therzaghi,

Housel) ou a teoria da elasticidade (Boussinesq, Newmark e outros).

Quanto ao aspecto de recalques excessivos, devem ser estudados tanto os recalques (totais,

diferenciais e diferenciais específicos) como o tempo em que os mesmos deverão processar-

se.

Os recalques de fundação, ocorrendo de maneira desuniforme de ponto para ponto, seja em

função da desigualdade das tensões aplicadas, seja em função de mudanças do próprio

material, resulta em tensões adicionais que podem levar à ruptura da barragem.

No que se refere ao tempo de recalque, é desejável que a maior parte deste ocorra até o final

da construção, razão pela qual pode-se, em alguns casos, acelerar o processo de adensamento

mediante sobrecargas ou drenos de areia.

Muitas vezes o solo mole é constituído por argilas sensíveis de baixa plasticidade e baixa

resistência ao cisalhamento no ensaio rápido. Nestes casos, os resultados de ensaios de

laboratório são geralmente falseados pelo inevitável amolgamento das amostras, levando os

resultados a erros apreciáveis.

Faz-se então necessária a realização de ensaios “in situ” que permitam avaliar a resistência do

solo a diversas profundidades, principalmente pretende-se adotar soluções tais como bermas

de equilíbrio, ritmo lento de construção ou drenos verticais de areia.

Mais uma vez, convém ressaltar que, na programação das investigações do sub-solo no local

de barramento, é preciso ter em conta que qualquer custo adicional, para determinar

elementos úteis ao projeto, é sempre muito menor que o preço de eventuais medidas

corretivas posteriores.

A seguir são apresentadas algumas soluções típicas de projeto e métodos construtivos para

fundações em solos moles.

a. Remoção do material mole e sua substituição total ou parcial por aterro compactado.



Geotecnia


127

Neste caso poderão ser empregados vários métodos construtivos tais como: escavação

mecânica, remoção por bombas de sucção, deslocamento por jatos d’água e deslocamento

pelo peso do aterro.

A remoção parcial é indicada quando o solo apresenta um aumento de resistência e

redução da compressibilidade com a profundidade.

b. Lançamento do aterro sobre o solo mole:

- Adensamento normal: Se a barragem for construída em seu ritmo normal, deve-se esperar

elevadas pressões neutras na fundação. Pode-se, então, abater os taludes da barragem ou

construir bermas de equilíbrio.

- Construção demorada: Se o cronograma de implantação do projeto permitir pode-se

adotar um ritmo lento de construção ou construção por etapas.

- Adensamento acelerado: Neste caso, como a intenção é antecipar a ocorrência dos

recalques, pode-se sobrecarregar a fundação mediante o alteamento do aterro, desde que

as pressões neutras na fundação não ponham em risco a estabilidade do aterro. Pode-se

também executar drenos verticais de areia, para acelerar um processo de adensamento

típico.

Convém lembrar que é de extrema importância o acompanhamento da construção do aterro

mediante instalação de instrumentos que permitam a observação do comportamento da obra,

principalmente de piezômetros e medidores de recalques. Uma instrumentação adequada

possibilita, se necessário, a adoção de medidas corretivas que garantam a segurança da obra,

além de fornecer dados de grande valia para projetos futuros que apresentem problemas

análogos.

Na Figura 9.5 é apresentado o resultado da construção por etapas de um aterro em Senaca

Lake- New York. Após alcançar certa altura, a construção do aterro foi interrompida por 6

meses e retomada com redução da velocidade. Com isto foi possível manter o coeficiente de

segurança acima de 1,25, quando em velocidade normal conduziria a valores quase iguais a

1,0.



Geotecnia


128

Figura 9.5 Ritmo lento de construção

A Figura 9.6 ilustra o andamento dos recalques no tempo, com e sem sobrecarga. A

sobrecarga deve ser levada acima da assíntota prevista para carga de projeto, pois nessa

região, embora haja um ligeiro inchamento após sua retirada, este é pequeno e, em geral, não

prejudicial. Além de acelerar os recalques, a sobrecarga provoca um efeito de

pré-adensamento nas argilas, aumentando a segurança da obra para as cargas de trabalho.

Quando se trata de aumentar a segurança quanto à ruptura de base, pode-se construir bermas

de equilíbrio junto aos pés dos taludes do aterro. Estas bermas funcionam como contrapesos

que atuam contrariamente à tendência de escorregamento.

As bermas de equilíbrio têm, entretanto, o inconveniente de aumentar os recalques na

fundação, pois aumenta o bulbo de pressões. Seu emprego deve, portanto, se restringir

unicamente aos casos em que se deseja aumentar a segurança à ruptura de base.

0

Tempo Decorrido (Meses)

0,5

2,0

0

20 60 t (meses)40

Coef

icie

nte

de

Seg

ura

nça

A

ltura

da

Bar

ragem

(%

de

H)

100

50

t (meses)

1,0

Velocidade Lenta

Normal

Velocidade Lenta

Normal

FS mínimo

1,25

0

Tempo Decorrido (Meses)

0,5

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0

20 60 t (meses)40

Coef

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nte

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Seg

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nça

A

ltura

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Bar

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(%

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H)

100

50

t (meses)

1,0

Velocidade Lenta

Normal

Velocidade Lenta

Normal

FS mínimo

1,25



Geotecnia


129

Figura 9.6 Influência da sobrecarga no andamento do recalque

Para se determinar a resistência ao cisalhamento do solo é recomendável fazer-se uma série de

ensaios Rsat para várias tensões confinantes 3, de forma a avaliar as diversas fases pelas quais

passará o solo de fundação durante a construção do maciço da barragem. A construção do

maciço, por seu turno, pode ser simulada considerando várias etapas de carregamento,

associando o terreno a uma pilha de fatias horizontais, e calculando-se os efeitos acumulados

dos incrementos de carga (peso de cada fatia) sobre a fundação. A estabilidade dos taludes da

barragem pode então ser verificada a cada etapa de carregamento. O método dos elementos

finitos é uma ferramenta extremamente útil, neste caso.

Quando se trata de evitar abertura de trincas devidas a recalques acentuados, pode-se

compactar o aterro do lado úmido, tornado-o mais deformável e menos suscetível ao

trincamento. O abatimento dos taludes pode também resultar em recalques diferenciais

(específicos) menores, embota os recalques totais permaneçam elevados e até maiores.

9.3 Fundações em solos porosos e colapsíveis

De um modo geral denomina-se, entre nós, solos porosos aqueles que apresentam macroporos

visíveis a olho nu, com conseqüente alto grau de porosidade (e daí a denominação poroso) e

com baixo teor de umidade (em geral abaixo do limite de plasticidade), resultando ainda em

Tempo

Rec

alq

ue

Assintota horizontal sob a carga

prevista


prevista + sobrecarga

Linha apos a retirada da sobrecarga

Carga prevista

Carga prevista + sobrecarga

Tempo

Rec

alq

ue


prevista


prevista + sobrecarga

Linha apos a retirada da sobrecarga

Carga prevista

Carga prevista + sobrecarga



Geotecnia


130

baixo grau e saturação. Tem uma estrutura complexa, a qual é instável, pois em geral sofre

colapso quando o solo é saturado e, quando isso acontece, são denominados, também, como

solos colapsíveis. São extremamente compressíveis e muito pouco resistentes à erosão.

Esse tipo de solo recobre uma grande área do Brasil Central-Sul, conhecendo-se a ocorrência

do mesmo até Brasília, ao norte, e Londrina, ao Sul.

Esses solos constituem uma espessa camada de solo superficial e podem ser solos residuais

típicos e solos coluviais.

Provavelmente se originam numa evolução pedogênica de solos superficiais preexistentes,

quer sejam esses residuais ou transportados. Tem-se conhecimento de camadas superficiais

porosas de solos nitidamente residuais, de solos coluviais e também de argilas terciárias.

Parece claro que as camadas porosas superficiais se originam da lixiviação de óxidos de ferro

e de frações do solo, pela ação da água da chuva e conseqüente precipitação desses óxidos e

frações finas na camada subjacente.

Assim, muitas vezes, as camadas subjacentes aos solos porosos são duras. Na linha divisória

entre as duas camadas aparecem freqüentemente leitos ou lentes de limonita.

A fundação de barragens sobre camadas de solos porosos e colapsíveis está associada a

recalques acentuados, praticamente instantâneos, que se processam com a construção do

aterro e com o enchimento do reservatório. Durante a construção, a pressão aplicada pelo peso

próprio da barragem à camada de solo da fundação é crescente no sentido dos pés dos taludes

para a região do eixo e, sendo o solo também muito compressível, é de se esperar recalques

acentuados, crescentes no mesmo sentido.

Sendo o solo de fundação colapsível, com o enchimento do reservatório o fenômeno se

processa no sentido inverso: os recalques serão maiores junto aos pés dos taludes, onde as

pressões atuantes, anteriormente à saturação, são menores.



Geotecnia


131

Ao longo do eixo longitudinal da barragem, a carga aplicada pelo aterro à fundação varia com

a altura da barragem e a camada de solo poroso pode também ter espessura variável. É de

esperar, então, recalques diferenciais na seção longitudinal que podem, eventualmente,

provocar o aparecimento de trincas transversais, que são as mais perigosas, pois podem

comunicar a face de montante com a face de jusante da barragem.

9.3.1 Características Geotécnicas

As principais características dos solos porosos são sua elevada porosidade volumétrica e seu

baixo teor de umidade, o que resulta em solo de baixo grau de saturação. É comum

observarem-se nesses solos porosidade volumétrica e grau de saturação da ordem de 50% e

40%, respectivamente.

A Figura 9.7 mostra faixas de curvas granulométricas de solos porosos típicos, bem como

apresenta valores da espessura da camada (1) onde esses solos ocorrem, porosidade

volumétrica média (n) e grau de saturação médio (S) correspondentes.

A Figura 9.8 mostra o gráfico de plasticidade com zonas delimitadas de plasticidade dos

solos porosos típicos já mencionados na Figura 9.7.

Investigações feitas por Grim e Bradley em solos porosos mostram que a fração argila é

constituída por caolinita e gibsita com elevado teor de óxido de ferro, enquanto que a

montmorilonita só foi encontrada na camada de solo não porosa inferior.

Ensaios químicos em solos porosos típicos determinaram a relação molecular

sílica/sesquióxidos (SiO2/Al2O3 + Fe2O3) entre 0,8 e 1,4. De acordo com o LNEC (laboratório

Nacional e Engenharia Civil, de Lisboa), essa relação molecular indica que esses solos

sofreram processos de laterização. Não são lateritas, pois não existem concreções, porém, são

solos lateríticos.



Geotecnia


132

Figura 9.7 Faixas de curvas granulométricas de solos porosos

Figura 9.8 Gráfico de plasticidade, onde se localizam argilas porosas

9.3.2 Compressibilidade e Colapsibilidade

De um modo geral a compressibilidade dos solos porosos, a exemplo dos outros solos,

aumenta com o aumento de seu limite de liquidez. Porém, a estrutura do solo influi mais


% m

enor

que

(%)

1

0

0

0,001 100,1

100

50

(mm)1,00,010,0001

2

3


% m

enor

que

(%)

1

0

0

0,001 100,1

100

50

(mm)1,00,010,00010

0

0,001 100,1

100

50

(mm)1,00,010,0001

2

3

Limite de Liquidez

Índic

e de

Pla

stic

idad

e

0 50 100

50

1

2

3

Limite de Liquidez

Índic

e de

Pla

stic

idad

e

0 50 100

50

1

2

3

1

2

3



Geotecnia


133

acentuadamente na sua compressibilidade. Assim, um solo poroso de arenito, com LL=22%

terá índice de compressibilidade Cc=0,200. Porém, esse mesmo solo amolgado e moldado na

umidade correspondente ao LL terá Cc’ = 0,100. Outro exemplo: uma argila porosa do

terciário de São Paulo, com LL=75%, terá Cc=0,500; esse solo amolgado em sua umidade

natural terá Cc’= 0,400 e, compactada na umidade ótima, terá Cc”=0,150. Nota-se portanto, a

grande influência da estrutura do solo poroso na sua compressibilidade.

Esses solos, quando submetidos à saturação, sem acréscimo de carga, sofrem recalques

bruscos. Jennigs interpretou esse fenômeno como proveniente de um colapso da estrutura do

solo devido à saturação; para estudar a compressibilidade, propôs um ensaio de adensamento

duplo, adensando-se um corpo de prova na umidade natural e outro corpo de prova, da mesma

amostra, depois de saturado.

Entretanto, deve ser observado que o recalque do colapso da estrutura do solo não será para

diferentes condições de carga previamente aplicadas ao solo no momento da saturação. Os

recalques por colapso tendem a diminuir com o aumento do valor da carga já aplicada ao solo

no momento da saturação até que, após certo valor da carga aplicada não ocorre mais colapso.

A Figura 9.9 mostra resultados de ensaios duplos de adensamento para amostras de solo

poroso típico. Para facilitar a comparação das curvas de adensamento em vários corpos de

prova da mesma amostra, as curvas estão desenhadas no mesmo gráfico, bem como os

recalques dos colapsos observados devido à saturação aplicada para diferentes valores de

pressão atuantes no corpo de prova.

Nos solos porosos aparece muito bem determinada a carga de pré-adensamento. Alguns

ensaios mostram que tal carga tem a tendência de obedecer ao valor do peso de terra existente

sobre o ponto onde se colheu a amostra. Entretanto, essa tendência é constantemente

perturbada pelo secamento do solo nas camadas superiores e pelo endurecimento das camadas

profundas em virtude da precipitação dos finos provenientes das camadas superiores pela

lixiviação.



Geotecnia


134

Figura 9.9 Ensaio de adensamento duplo em argila porosa vermelha – Bauru, SP

Os solos “porosos” são também muito compressíveis por possuírem estrutura instável. A

argila porosa do terciário da cidade de São Paulo, por exemplo, quando submetida a uma

carga de 100kPa, pode recalcar cerca de 3% e, se sofrer saturação, mais um recalque adicional

de 3% ocorre.

Portanto uma camada dessa argila com 5m de espessura, pode sofrer recalques de 0,3m, se

submetida a uma pressão de 100kPa e for submetida à saturação.

9.3.3 Resistência ao cisalhamento

Um grande número de ensaios de cisalhamento direto lento, executados sobre amostras

indeformadas de solos porosos de diversas origens, mostrou que a resistência ao cisalhamento

desses solos, em termos de pressão efetiva, é, principalmente, devido ao atrito interno. Seu

ângulo de atrito varia desde 28º a 35º. A coesão, em amostras saturadas, é desprezível.

Colapso

Log (

e

Umidade Natural

Pré-saturado

Pressão

Índic

e d

e V

azio

s Colapso

Log (

e

Umidade Natural

Pré-saturado

Pressão

Índic

e d

e V

azio

s



Geotecnia


135

A Figura 9.10 mostra resultados de ensaios triaxiais (Rsat) drenados rápidos executados em

corpos de prova saturados para quatro amostras, de argila “porosa” de São Paulo, coletadas

em profundidades diferentes, comparadas com envoltórias de ensaios de cisalhamento direto

lento para as mesmas amostras. Pode-se perceber que o ângulo de atrito obtido nos ensaios

Rsat (=13,5º) é da ordem de (1/2 a 2/3) do ângulo de atrito obtido em cisalhamento direto

(=29º)

Figura 9.10 Resistência ao cisalhamento - Argila porosa vermelha do Terciário São Paulo, SP

A Tabela 9.1 apresenta resultados de ensaios triaxiais em solos “porosos” de origem de

arenito e basaltos (areias e argilas). Nesta tabela são apresentados limites de Atterberg,

porcentagem de fração argilosa, densidade dos grãos, umidade natural, índice de vazios, e

grau de saturação natural, além de parâmetros de resistência total e efetiva (c, ) e (c’, ’)

obtidos em ensaios triaxiais Qnat e Rsat.

Pode-se dizer que os solos “porosos” têm resistência ao cisalhamento muito alta: ângulo de

atrito da ordem de 30º e coesão, embora desprezível para amostras saturadas,

consideravelmente alta para umidades naturais baixas.

Cisalhamento Direto’= 29o

’= 13,5o

Ensaios Triaxiais

Tensão Normal

Ten

são

Cis

alh

ante

Cisalhamento Direto’= 29o

’= 13,5o

Ensaios Triaxiais

Tensão Normal

Ten

são

Cis

alh

ante



Geotecnia


136

Tabela 9.1 Resistência ao cisalhamento de solos porosos

Tipo de Solo Areia Porosa Argila Porosa

Localização Bauru (SP) Rio das Pedras (SP)

Propriedade

Prof. (m) 1 4 5 2 3 4 8

LL (%) 21 29 31 43 43 45 42

IP (%) 6 12 12 13 11 15 9

<2 (%) 17 18 16 8 6 8 5

s (kN/m3) 26.5 26.5 26.5 29.0 29.1 29.8 30.0

wnat (%) 6.5 10.0 12.0 27.0 25.0 25.0 24.5

e 0.78 0.82 0.72 1.05 1.10 0.90 1.05

s (%) 22 32 44 75 68 82 70

Qnat c (kPa) 40 30 20 40 30 50 20

(º) 25.0 24.0 26.0 12.0 12.5 12.5 19.0

c' (kPa) 30 40 10 15 10 10 0

' (º) 28.0 27.0 31.0 31.0 27.0 25.0 26.5

Rsat c (kPa) 0 0 0 0 10 10 20

(º) 16.0 13.5 20.0 20.0 27.0 14.0 24.0

c' (kPa) 15 15 20 0 0 10 10

' (º) 30.0 30.0 32.0 35.0 35.0 28.0 30.0

9.3.4 Exemplo de obras fundadas em solos porosos

a. A barragem da Ilha Solteira, no rio Paraná, teve maciço de terra da margem direita, desde o

início até a estaca 70, assentado sobre um solo poroso derivado por um processo pedogenético

sobre um coluvião de solo vermelho argiloso, com w=22%, ei=1,4, S=45%, LL=45% e

IP=15%.

Este solo apresenta uma compressibilidade elevada, Cc da ordem de 0,60, e o efeito de

colapso de sua estrutura pela saturação torna-se desprezível para valores de pressões aplicadas

superiores a cerca de 800kPa.

A Figura 9.11 apresenta a seção transversal da barragem pela estaca 65 e o perfil geológico do

eixo longitudinal da barragem pela ombreira direita. Para reduzir ao mínimo os recalques, foi

feita a escavação do solo de fundação em forma de calha, atingindo-se no eixo longitudinal da

barragem, cota correspondente ao topo da camada de solo residual. Dessa forma, os recalques



Geotecnia


137

ao longo do eixo, devido à compressibilidade do solo poroso, serão nulos, (espessura da

camada igual a zero) e pequenos nos pés de montante e jusante, por não existirem, nesses

pontos, pressões atuantes. Porém, serão nesses pontos (pés de montante e jusante) que os

efeitos da saturação serão máximos, já que o colapso é máximo onde atuam pequenas

pressões. Os recalques observados na barragem, na estaca 65, apenas devidos as cargas

aplicadas foram de 4mm no eixo, 0,5mm a jusante, 2,5mm no pé de jusante e 6,5mm a

montante. Esses recalques se deram durante a própria aplicação das cargas (construção do

aterro), após o que se estabilizara. Infelizmente não se tem dados de recalques devido à

saturação.

b. Canal Principal CP-1, parte do projeto de irrigação do Distrito Agro-Industrial de Jaíba

(PRODAIJ), município de Manga, Norte de Minas Gerais, margem direita do rio São

Francisco. O canal foi dimensionado para uma vazão de 80m3/s, possuindo trechos totalmente

em aterro e outros completamente em corte no terreno natural.

Devido às características de erodibilidade dos solos da região, foi previsto revestimento em

concreto simples, com 100mm de espessura. Já o fenômeno de colapsibilidade foi constatado

nos horizontes superficiais.

Os testes de laboratório, aplicados sobre nove amostras indeformadas, contaram de ensaios

executados em edômetros, seguindo-se dois critérios:

- Ensaios edométricos completos, realizados sobre corpos de prova “gêmeos” de uma

mesma amostra, sendo um na umidade natural da amostra e outro inundado desde o

início. Este procedimento, não apresentou resultados muito úteis devido à

heterogeneidade das características geotécnicas dos corpos de prova “gêmeos”.

-Ensaios edométricos com um único estágio de carregamento em pressões pré-

determinadas e posterior inundação do corpo de prova. Este procedimento, também

utilizado por Holtz e Hilf (1961) e M. Vargas (1973) mostrou ser de mais fácil análise,

obtendo-se dados mais coerentes, apesar da extrema dispersão dos resultados.



Geotecnia


138

Nestes ensaios, semelhantes aos já anteriormente descritos, constatou-se que para ocorrer

colapso da estrutura do solo são necessárias a saturação e o acréscimo de pressão.

Observou-se, também, uma certa tendência de aumento das deformações com o aumento da

pressão de inundação.

Para definir o comportamento de colapsibilidade em verdadeira grandeza foram executados

dois ensaios “in situ” (de tanqueamento), de maneira análoga ao processo de tratamento de

fundações utilizado com sucesso no San Louis Canal, California (Gibbs e Bara, 1967).

Dos ensaios “in situ” pode-se depreender que:

- O aterro recalcou de forma quase monolítica, não havendo recalques nas regiões

circunvizinhas, ficando evidente a necessidade de cargas (peso de terra) e inundação

para a ocorrência de colapso.

- Os graus de saturação do solo de fundação passaram de valores iniciais da ordem de

60% para valores finais entre 70% e 90%, não tendo sido constatada saturação

completa como nos ensaios de laboratório.

- Não ocorreram deformações verticais no corpo do aterro, restringindo-se os recalques

ao solo de fundação.

- Os maiores recalques ocorreram justamente nos pontos onde a fundação estava

carregada por aterros, onde não foi feita remoção parcial da camada porosa.

- Comparando-se os recalques estimados com os recalques medidos no ensaio de

tanqueamento, verificou-se que estes são 2,2 vezes menores, próximo do valor

indicado por Dudley (1970).

Essas reduções podem ser atribuídas a vários fatores, entre os quais a diferença de condições

de “saturação” do solo no campo e no laboratório, a rigidez do próprio aterro e as

heterogeneidades de ordem geológica. Os resultados dos ensaios “in situ” levaram à solução

de se remover uma camada superficial do solo de fundação de apenas 1,0m.

c. A barragem Três Marias no rio São Francisco, Minas Gerais, teve um trecho de seu aterro,

com altura acima de 23m, apoiado em uma camada de argila vermelha porosa proveniente de



Geotecnia


139

processo pedogenético sobre um coluvião, (patenteado pela existência de cascalho inferior),

de idade incerta. A porosidade volumétrica média desse material é cerca de 55% quando sua

umidade é de aproximadamente 19% e, portanto, o grau de saturação médio é 45%. Ensaios

de adensamento feitos sobre amostras indeformadas com saturações em corpos de prova

submetidas a pressões crescentes, mostraram que o efeito de colapso era máximo para pressão

aplicada de 50kPa. Com o aumento da pressão esse efeito vai diminuindo até tornar-se

desprezível com 550kPa.

Os recalques médios na barragem por efeito de compressão da camada porosa foram da

ordem de 70% dos recalques calculados e, como se previa, ocorreram imediatamente após a

aplicação das cargas. Infelizmente não se têm dados devido à saturação. Porém, os recalques

devido à saturação, nesse caso, devem ter sido mínimos, sob o eixo da barragem, já que a

carga mínima aplicada pelo peso do aterro é da ordem do valor da carga a partir da qual não

mais ocorre colapso da estrutura do solo por efeito da saturação.

9.3.5 Orientações para projetos

Os tratamentos requeridos para fundações constituídas por solos porosos e colapsíveis são

orientados pelas propriedades de compressibilidade do solo. Estas são bem determinadas por

ensaios de laboratório em amostras indeformadas e irão indicar se os recalques pós-

construção submetidos à saturação serão significativos.

Para barragens pequenas (até 15m de altura), pode ser utilizado, preliminarmente, um critério

empírico, desenvolvido pelo “Bureau of Reclamation”, que correlaciona D a h para níveis de

carga limitado a essa barragem, sendo:

)(

"

sec

""sec

max proctor

usitin

NormalproctordomáximaaDensidade

situinaDensidadeD

s

s

h = (umidade ótima do Proctor Normal) – (umidade natural) = ho - hnat



Geotecnia


140

Foram ensaiadas 112 amostras provenientes de áreas “loessiais” que segundo o Sistema

Unificado de Classificação, eram constituídas por ML – 51%, CL – 23%, ML-CL – 13%, SM

– 8% e MH – 5%.

Se a fundação está sujeita a recalques consideráveis pós-construção, devido ao carregamento

ou à saturação, é necessário um tratamento. Caso a camada de solo “poroso” ou colapsível

superficial seja pouco espessa, pode ser economicamente vantajoso escavar o material e

recolocá-lo como aterro compactado.

Se a camada de solo poroso foi muito espessa para uma remoção econômica, ou constituir um

tapete “impermeável” natural sobre uma camada subjacente muito permeável, pode-se ter as

seguintes situações:

- O solo poroso é muito compressível, mas não colapsível. Neste caso, estudos de

recalque devem ser feitos visando, por exemplo, uma remoção parcial do solo, como

foi feito para a barragem de Promissão.

- O solo poroso é colapsível. Neste caso devem ser tomadas medidas que assegurem a

ocorrência dos recalques da fundação durante a construção. Isto pode ser conseguido

por meio de uma pré-saturação do material de fundação.

Nos Estados Unidos tem sido usados, com sucesso, aspersão de água e tanqueamento

da camada de solo poroso em áreas “loessiais” que constituem fundação de barragens.

Esse método é perfeitamente aplicável nos casos em que a barragem possa ser

assegurada por uma camada permeável inferior.



Geotecnia


141

CAPÍTULO 10

10. FUNDAÇÕES EM ROCHA

10.1 Introdução

Critérios de projeto e métodos de execução de tratamento de fundações de barragens de terra e

enrocamento, em trechos críticos de cronograma, são abordados neste capítulo, associados as

fases principais de concepção e projeto de grandes aproveitamentos hidráulicos.

Diferentes exemplos enfatizam a importância de participação prévia do especialista de

geotecnia nas duas fases iniciais de projeto: definição do arranjo geral e interação entre a

estrutura e a fundação.

Quanto ao detalhamento do tratamento de fundação, o trabalho é restrito somente ao caso

particular de fundação em rocha. São apresentados, inicialmente, os critérios de projeto

presentemente adotados no Brasil, posteriormente é feita uma análise conceitual destes

critérios, tendo em mente a redução do tempo de tratamento da fundação.

10.2 Fase de concepção e projeto de aproveitamentos hidráulicos

As barragens de terra e/ou enrocamento, quando existentes, constituem sempre uma das

estruturas de um aproveitamento hidráulico. Como nas demais estruturas do aproveitamento, a

concepção e projeto das mesmas, deve visar a unidade e otimização do aproveitamento como

um todo. Esta meta quase sempre não é alcançada, quando se deseja otimizar, isoladamente,

técnica e economicamente, cada estrutura.

Em geral, existem três fases de concepção e projeto:

a. Fase I – Estabelecimento do arranjo geral, incluindo a disposição das estruturas, fases de

construção da obra, seqüência e tipo de desvio do rio, cronograma de construção, apoio

logístico necessário, etc.



Geotecnia


142

b. Fase II – Interação técnica – econômica entre a estrutura e a fundação; concepção

integrada da estrutura e da fundação.

c. Fase III – Detalhamento da estrutura e do tratamento da fundação propriamente dito.

Do exposto acima, verifica-se que:

- As fases I e II constituem as premissas do projeto para a fase III. Adicionalmente, a fase I é

a premissa da fase II.

- A importância da contribuição de cada especialista, em termos de benefício técnico e

econômico ao empreendimento, decresce, exponencialmente, da fase I para a fase III.

Esta metodologia de concepção e projeto, constitui a evolução a que chegou a técnica

brasileira de projetos de grandes complexos hidráulicos, após cerca de três décadas, no que

concerne a integração das várias especialidades envolvidas.

É importante observar que, há cerca de 30 anos, quando iniciaram os grandes aproveitamentos

hidráulicos no Brasil, a atuação do especialista se resumia à fase III, com tentativas, após o

projeto já definido, de “remendos” nas fases I e II. Sob este enfoque é desenvolvido o tema

em questão.

10.3 Tratamento da fundação na Fase I: Concepção do arranjo geral

Na fase I, conforme comentado acima, após a análise conjunta das variáveis intervenientes, é

estabelecido o arranjo e concepção geral das estruturas. No que concerne ao tema específico

deste capítulo – Tratamento de fundação em trechos críticos de cronograma – o que se

procura é introduzir, como variantes de decisão, para cada possível arranjo, os

correspondentes tratamentos de fundação, respectivos prazos estimados e grau de

confiabilidade destes prazos. Quase sempre, sob o ponto de vista de otimização global,

predominando o tempo de construção da barragem de terra e/ou enrocamento no trecho de



Geotecnia


143

fechamento final do leito do rio, por sua vez, em grande parte, condicionado pelo tempo de

tratamento da fundação neste trecho.

Este tempo de construção tem interferência direta no dimensionamento das estruturas de

desvio, equipamentos mecânicos de desvio, volume de ensecadeira e muros provisórios, etc.

Nos casos em que a construção deste trecho de barragem é possível em um único período de

estiagem, as obras provisórias supracitadas são sensivelmente diminuídas, uma vez que são

dimensionadas para as correspondentes vazões do período de estiagem. O exemplo 1,

referente à Usina Hidrelétrica de Samuel, apresentado em seguida, ilustra esta situação.

Há casos entretanto, que devido ao vulto das obras envolvidas na fase de fechamento final do

rio, não é possível a complementação desta parte da obra num único período de estiagem.

Também, nestes casos, é importante a escolha de uma alternativa que minimize o tempo de

construção desta fase, a fim de que não ultrapasse mais de dois anos hidrológicos. Caso

contrário, além de onerar ainda mais as estruturas de desvio (o dimensionamento é função do

tempo de utilização das mesmas), pode condicionar o início da operação da obra. O exemplo

2, referente à Usina Hidrelétrica de Tucuruí, apresentado em seguida, ilustra este caso.

10.3.1 Exemplo 1 – Usina Hidroelétrica Samuel

A alternativa de arranjo das estruturas da Usina Hidrelétrica de Samuel, consistiram

basicamente em dois grupos:

a. Alternativas Grupo “A” – Estruturas de concreto localizadas próximas à margem direita, e

estruturas de terra – enrocamento próxima à margem esquerda. A Figura 10.1a apresenta

de forma esquemática a disposição destas estruturas.

b. Alternativa Grupo "B” – Estruturas de concreto localizadas próximas à margem esquerda

do rio, e estruturas de terra – enrocamento próximas à margem direita. A Figura 10.1b

apresenta de forma esquemática a disposição destas estruturas.



Geotecnia


144

(a)

(b)

Figura 10.1 Hidrelétrica Samuel – (a) Alternativa “A” de arranjo, Fechamento final margem

esquerda; – (b) Alternativa “B” de arranjo, Fechamento final margem direita

Rio

Jamari

N

Área de Montagem

Casa de Força

Vertedouro

Região de Grandes

Blocos

Rio

Jamari

N

Área de Montagem

Casa de Força

Vertedouro

Região de Grandes

Blocos

Rio

Jamari

N

Área de Montagem

Casa de Força

Vertedouro

Região de Grandes

Blocos

Canal de Desvio

Rio

Jamari

N

Área de Montagem

Casa de Força

Vertedouro

Região de Grandes

Blocos

Canal de Desvio



Geotecnia


145

Foram considerados os seguintes dados geológicos – geotécnicos e hidrológicos para análise e

escolha da alternativa de arranjo.

Geológicos Geotécnicos – A geologia local é constituída por uma intrusão granítica no leito

do rio, pouco fraturada e intemperizada, a não ser próximo da margem esquerda. Este trecho,

que constitui o canal principal do rio, é caracterizado por um conjunto de blocos de dimensões

variadas (2 a 6 metros) originados pelo intenso fraturamento do granito nesta região. Observe-

se que o rio procurou esta zona de fraqueza para estabelecer o seu leito principal.

Hidrológicos – Vazões para dimensionamento das obras de desvio:

- Correspondentes somente ao período da estiagem – 900 m3/s;

- Englobando o período de cheias – 3000 m3/s.

Em todas as alternativas de arranjo analisadas, verificou-se a grande conveniência na

construção do trecho de fechamento do rio, num único período de estiagem, devido a

economia nas seguintes obras:

- Adufas (redução do número de adufas, de 10 para 4);

- Ensecadeiras de montante e jusante, envolvendo a tomada d’água e a casa de força;

- Muro de abraço da ensecadeira de montante, da tomada d’água, tendo este, interferência no

fluxo da tomada d’água no caso da ensecadeira ser dimensionada para o período de cheia.

No caso da alternativa “A”, a incerteza de poder cumprir o cronograma ideal (fechamento

final num único período da estiagem), era grande principalmente quanto às dificuldades de

vedação das ensecadeiras no caso de incorporação ao maciço (premissa básica para redução

do tempo de construção do maciço), e ao tratamento superficial demorado, devido à existência

de grandes blocos de rocha. Tinham-se também, a considerar, as incertezas associadas às

alternativas do prazo de tratamento profundo, devido ao intenso fraturamento da área.

Por outro lado, no caso da alternativa “B”, havia a necessidade de prévia construção de um

canal de desvio na margem direita, que consistiria na região do fechamento final. As

investigações geotécnicas, nesta área, não indicaram qualquer anomalia tectônica. Além disto,



Geotecnia


146

parte do tratamento da fundação poderia ser feita durante a escavação do canal, sem prejuízo

para o cronograma desta obra. Deste modo, durante o fechamento final do rio, o tratamento da

fundação seria totalmente previsível e bastante reduzido.

No contexto global, devido aos fatos acima analisados, restringiu-se às alternativas de arranjo

precedentes ao grupo “B”.

10.3.2 Exemplo 2 – Usina Hidroelétrica Tucuruí

Na fase inicial de construção da Usina Hidroelétrica de Tucuruí, já com uma razoável

logística de apoio, foram intensificados os levantamentos geológicos e topobatimétricos.

Levantamentos de sísmica de reflexão subaquática no canal central do leito do rio, indicaram

a presença de dois “canalões” profundos, com profundidade superior a 25m. Adicionalmente,

nesta região, já conhecida desde os estudos de viabilidade, localiza-se a principal estrutura

tectônica da área da barragem: uma falha de empurrão, atravessando o eixo com o ângulo

próximo de 60º, separando os metassedimentos da margem esquerda, dos metabasitos, filitos

e cloritaxistos do canal central e da margem direita. No canal da margem direita, estes

levantamentos complementares, confirmaram os dados previamente obtidos com relação a

rocha de fundação, geotecnicamente bem mais favorável do que a rocha do canal central.

No arranjo inicial, o fechamento final seria feito através do canal central. Após estes novos

dados, foi questionado o tempo estimado para construção da barragem no canal central,

principalmente no que concerne ao tratamento da fundação, devido aos seguintes motivos:

- Dificuldade de vedação da pré-ensecadeira do fechamento, e conseqüente incerteza quanto

ao tempo de bombeamento interno, e possíveis controle de infiltrações;

- Dificuldades de execução do tratamento superficial da fundação, devido a grande

heterogeneidade da topografia da rocha, inclusive associadas às dificuldades de acesso e

peculiaridades climáticas da região.

- Imprevisibilidade no tempo necessário para tratamento profundo na região da falha de

empurrão, e outras estruturas geológicas existentes.



Geotecnia


147

Todos os tratamentos pertencentes aos itens 2 e 3 acima, deveriam ser feitos num período de

6 meses, coincidindo com o período chuvoso, a fim de não elevar subitamente, o já elevado

pico de aterro compactado (núcleo de barragem) neste trecho de obra.

A outra alternativa, consistia em deixar como trecho final de fechamento do rio, o canal da

margem direita, cuja fundação apresentava características geotécnicas bem mais favoráveis do

que a do canal central.

No contexto global entre as alternativas, considerando outras variáveis de decisão envolvidas,

tendo porém, como peso maior, o tempo estimado para o tratamento da fundação e o grau de

confiabilidade desta estimativa, foi decidido pela alternativa que consistia no fechamento final

do canal da margem direita, em lugar do canal central. Após ensecada a área do canal central

e realizados os tratamentos de fundação superficiais e profundos veio a ser confirmado o

acerto da decisão tomada.

10.4 Integração e otimização Maciço - Fundação – Fase II

Conforme mencionado anteriormente, depois de estabelecido o arranjo geral do

aproveitamento e definida a concepção de cada estrutura em termos globais, a fase seguinte

consiste na integração e otimização da estrutura – fundação.

Restritos ao tema específico deste capitulo, são abordados, neste item, alguns pormenores de

projeto da estrutura que levam a requisitos de tratamento de fundação menos rigorosos ou de

mais rápida execução.

É enfatizado, mais uma vez, a tese deste capítulo, de que reduções sensíveis no tratamento de

fundação são obtidas nas fases de concepção e projeto (fases I e II) e não do detalhamento do

mesmo (fase III).

Adicionalmente, neste item e no subseqüente, só são considerados tratamentos de fundação

em rocha, uma vez que constituem os casos mais freqüentes, relativos a fase crítica de

cronograma, sendo em geral, associados aos trechos de fechamento final do leito do rio.



Geotecnia


148

10.4.1 Posição e extensão do núcleo da barragem de terra – enrocamento.

A fim de que o núcleo cumpra sua função (elemento impermeável da estrutura) as tensões

totais no contato núcleo – fundação devem ser de compressão e superiores às pressões

intersticiais na fundação, imediatamente abaixo deste contato. Esta condição deve ser

satisfeita durante a fase do enchimento e ao longo da operação do reservatório.

A obtenção desta condição é acentuadamente melhorada pela inclinação do núcleo para

montante, bem como procurando, através de especificações de compactação criteriosa,

minimizar as diferenças entre os módulos de compressibilidade do núcleo, transição e

espaldar.

Satisfeitas as condições antes mencionadas, contatos da ordem de 0,25H tem sido utilizados

com sucesso. No Brasil, contatos de 0,4H a 0,5H são comuns, o que corresponde a uma

otimização tanto do maciço quanto dos tratamentos de fundação.

A utilização de tapete impermeável interno (núcleo em “L” inclinado) que consiste, sem

dúvida uma segurança adicional, com relação a percolação pela fundação, pode representar

acréscimos importantes de tempo no tratamento da fundação, caso sejam estendidos os

rigorosos critérios da zona de núcleo, para esta zona de núcleo adicional. Em adição, deve-se

considerar que esta extensão do núcleo pode comprometer o início do lançamento do

enrocamento a jusante do núcleo, que representa, uma frente de trabalho importante,

independente do tratamento da fundação do núcleo, no caso de barragens de enrocamento

com núcleo inclinado para montante. Deve-se enfatizar, entretanto, a não necessidade de

critérios de tratamento de fundação rigorosos na zona adicional do núcleo.

10.4.2 Estabelecimento de zona hipotética de núcleo em barragem dita homogênea

Tem sido ultimamente adotado, em barragens ditas homogêneas, zoneamentos internos

criados por especificações distintas de compactação. Este conceito de zoneamento também

tem sido estendido até a fundação, onde é delimitada uma zona de tratamento mais rigoroso,



Geotecnia


149

correspondente a um núcleo hipotético ou núcleo efetivo. Este conceito constitui uma

importante evolução, em relação aos projetos passados, onde especificações uniformes de

tratamentos da fundação eram especificadas para toda a extensão da base da barragem.

Zonas mais rigorosas de tratamento, da ordem de 0,5H a 1,0H, tem sido adotadas com sucesso

em barragens homogêneas, reduzindo deste modo, consideravelmente, os trabalhos de

tratamento da fundação.

10.4.3 Pormenores de drenagem interna

Uma das finalidades das cortinas de injeções consiste em reduzir a percolação pela fundação,

portanto, não sobrecarregando o sistema de drenagem e, conseqüentemente, limitando as

sub-pressões na base do talude de jusante.

Tendo em vista a redução do prazo de tratamento da fundação, uma economia de tempo

muitas vezes é conseguida, limitando as injeções a uma homogeneização da fundação, pelo

preenchimento somente das fendas maiores, associado a um sistema de drenagem sem maior

capacidade e de mais rápida execução.

10.5 Tratamento de fundação propriamente dito – Fase III

Neste item são discutidos os critérios concernentes ao tratamento de fundação,

particularmente considerados neste trabalho, adotados em cinco grandes barragens brasileiras

recentemente construídas, algumas características destas barragens são apresentadas na

Tabela 10.2. Posteriormente é feita uma análise conceitual destes critérios, tendo em mente a

redução do tempo de tratamento da fundação.



Geotecnia


150

Tabela 10.2 Principais características de algumas barragens brasileiras

BARRAGEM TIPO ALTURA (m)

Marimbondo Homogênea 60 – 90

São Simão Zoneada: Núcleo argiloso,

zonas de cascalho e enrocamento

120

Foz de Areia Enrocamento com face de

concreto

160

Emborcação Terra – enrocamento 160

Tucuruí Terra – enrocamento 80 – 100

10.5.1 Critérios usualmente adotados no tratamento de fundações rochosas para apoio de

barragens de terra e/ou enrocamento

a. Escavação da fundação; área de contato do núcleo ou núcleo hipotético

- Taludes máximos admissíveis – Em todas as especificações analisadas prevê-se a

remoção de saliências pontiagudas e retaludamento de taludes negativos. Taludes

máximos admissíveis variam em geral, de 1,0H:3,0V a 1,5H:1,0V, sendo, em alguns

casos, dependentes da profundidade das depressões. Na barragem São Simão –trecho do

canal profundo– nos 25,0m inferiores, a inclinação adotada foi de 70º (1,0H:2,5V). Na

barragem de Emborcação, o retaludamento adotado foi função do ângulo () entre a

direção do eixo e da barragem e da depressão: para <20º o retaludamento foi de 70º, e

para > 20º retaludamento de 45º.

- Especificações da escavação – Em todas as barragens analisadas foi previsto o controle

do método de escavação, a fim de não provocar danos na rocha de fundação, através de

limitação de carga e utilização de pré-fissuramento no 1,0 a 1,5m.

b. Escavação da fundação, área dos espaldares de enrocamento

Em geral, especifica-se remoção de todo o solo até a rocha alterada, com trator de peso

equivalente ao D-8 ou similar, permitindo a permanência de aluviões quando



Geotecnia


151

confinados em depressão e com pequena espessura (limite permitido de 1,0m numa das

barragens analisadas).

Somente em uma das barragens, foi especificado talude máximo admissível para a rocha da

fundação neste trecho (1,0H:10,0V, para alturas superiores a 5,0m).

c. Tratamento superficial, área do núcleo

- Estado e qualidade da rocha de fundação – Em todos os casos foi especificado o apoio do

núcleo em rocha sã, com a superfície final sendo limpa através de jatos de ar e água.

Em alguns casos foi prevista remoção manual adicional.

- Zona de juntas e falhas abertas ou preenchidas – Em todos os casos foi especificado a

remoção do material de preenchimento com jatos de ar e água, completado por remoção

manual, sendo previsto, em seguida, preenchimento com calda de cimento, argamassa

ou concreto. Injeções de contato são requeridas nas zonas mais críticas.

Em um caso foi especificado a remoção “do material de preenchimento até encontrar

material são” e em outro, “no caso do material de preenchimento ser compressível, a

remoção deverá ir até espessura de 5mm”.

Na barragem de Emborcação a remoção de material decomposto foi limitada a uma

profundidade mínima igual a duas vezes a largura da zona decomposta, com posterior

preenchimento com argamassa ou concreto.

- Da utilização de concreto dental e recobrimento com argamassa ou concreto – Em todos

os casos foi especificada a utilização de concreto dental para regularização de

depressões ou para eliminar pequenos taludes negativos. Em um caso foi especificado

regularização final em toda a área do núcleo com argamassa.

Na barragem de Tucuruí foi previsto, por razões técnicas, recobrimento de concreto nas

áreas de intenso fraturamento, ou com descontinuidades de grande desenvolvimento

montante – jusante. Nesta obra, foi deixado a critério da fiscalização, a execução de



Geotecnia


152

recobrimento de concreto nas áreas que pudessem apresentar vantagens logísticas e de

cronograma.

d. Tratamento superficial, área dos espaldares de enrocamento

Filtros invertidos – Somente em uma barragem não foi exigido filtro invertido nas caixas de

falha preenchidas por materiais sujeitos a erosão. Nos casos especificados foram

adotados os critérios usuais de filtro. Na barragem de Foz de Areia o tratamento com

filtro invertido foi limitado à região compreendida entre o plinto e o eixo da barragem.

e. Tratamento profundo

- Injeções rasas – Nas barragens de Emborcação e Tucuruí (enrocamento com núcleo

argiloso) injeções rasas foram previstas sob todo o núcleo (“área Grouting”).

Posteriormente, na barragem de Tucuruí, com o andamento das injeções e

interpretações judiciosas das absorções de cimento e respectivas feições geológicas, o

critério geométrico foi substituído por critério geológico, consistindo na execução de

injeções rasas somente naquelas feições geológicas necessárias.

Na barragem de São Simão, devido às características da rocha de fundação, não foram

executadas injeções rasas sob todo o núcleo da barragem, restringindo o tratamento

profundo, à cortina de injeção. Já na barragem de Foz de Areia (enrocamento com face

de concreto) injeções rasas foram realizadas somente na zona do plinto.

Na barragem de Marimbondo foi executado um “cut-off” na camada superficial de

basalto fraturado, executando-se injeções somente na base do mesmo.

As profundidades de injeções variam de 4,0 a 10,0m, e as pressões de injeções em torno

de 25kPa, por metro de profundidade.

- Injeções profundas – Todas as especificações são concordantes numa programação

dinâmica, com os espaçamentos sendo reduzidos (furos exploratórios, furos primários,

furos secundários, etc.) em função das absorções verificadas ou critérios de perda

d’água. Em geral critérios menos rígidos de tratamento são especificados para as

maiores profundidades.



Geotecnia


153

Condicionantes geológicos e tipo de barragem determinam as profundidades dos furos

exploratórios, bem como, de toda a cortina de injeção.

10.5.2 Análise conceitual dos critérios usuais de tratamento de fundações rochosas para apoio

de barragens de Terra e/ou Enrocamento

Embora enfatizado ao longo deste capítulo, as grandes reduções no prazo de tratamento de

fundação são obtidas no desenvolvimento das fases I e II, retro-definidas. É importante frisar

que a garantia técnica da obra, bem como considerável parte da otimização no tempo de

tratamento da fundação, depende, fundamentalmente, do detalhamento do mesmo (fase III),

conforme e exemplificado a seguir.

Quanto aos critérios apresentados neste item, deve-se observar que os mesmos devem ser

interpretados como conceitos gerais e não como regras fixas.

Adicionalmente, embora o tema tratamento de fundação nesta fase de detalhamento deva ser

analisado de modo amplo, englobando o projeto propriamente dito, a forma de atuação do

empreitero e da fiscalização, uma abordagem mais detalhada é restrita somente aos aspectos

de projeto.

10.5.2.1 Considerações sob o aspecto técnico

a. Escavações da fundação e ombreira, zona do núcleo – Dois importantes parâmetros devem

ser considerados na definição do retaludamento de depressões: o ângulo entre a direção da

depressão e o eixo da barragem, e a altura da barragem sobre a fundação. Como conceito

geral, condições menos severas de projetos e especificações – taludes mais íngremes-

podem ser aceitas no caso de retaludamento sub-paralelo ao eixo da barragem (Barragem

de Emborcação) e no caso de grande altura de aterro – pressões superiores a de pré-

adensamento do solo – pois, neste caso, não há possibilidade de abertura de fendas de

tração ou por fraturamento hidráulico (barragem de São Simão).



Geotecnia


154

b. Escavações das fundações e obreiras: barragens de Terra/Enrocamento, Zona de

enrocamento – Como os espaldares de uma barragem zoneada só têm função estabilizante,

somente os aspectos relativos à influência da resistência ao cisalhamento e

deformabilidade da fundação neste trecho devem ser considerados.

Quanto ao aspecto de estabilidade, em primeiro grau de aproximação, e do lado

conservativo, a remoção da fundação deve alcançar material com características de

resistência equivalentes a do enrocamento. De fato, adotando este critério, o talude da

barragem ainda continua sendo comandado pela resistência ao cisalhamento do

enrocamento. Análise de estabilidade judiciosa, só considerando as superfícies de ruptura

cinematicamente possíveis, leva a requisitos ainda menos rígidos para a fundação.

Portanto, não há necessidade, neste trecho, de atingir rocha sã ou mesmo rocha alterada

em alguns casos.

Quanto a deformação, absoluta ou diferencial, somente condições muito extremas, de

bolsões de solos compressíveis localizados, ou de grandes taludes verticais, podem

provocar transferências de recalques importantes à zona do núcleo. Assim sendo, a

limitação de aluviões remanescentes, em bolsões, a profundidade de 1,0m, ou mesmo

10,0m, bem como a especificação de retaludamento de depressões da fundação,

constituem, em geral, critérios extremamente conservativos e desnecessários.

c. Tratamento superficial, área do núcleo

- Qualidade da fundação – A obrigatoriedade constante em todas as especificações, de apoio

do núcleo sobre rocha sã, pode ser, em alguns casos, desnecessária. Adicionalmente, os

tratamentos superficiais em rocha sã, sempre conduzem a trabalhos sensivelmente mais

demorados, quando comparados com os necessários para apoio do núcleo sobre solo.

De fato, desde que o trecho em solo não removível, apresente características de

permeabilidade e erodabilidade satisfatórias, em seu estado natural, ou, quando necessário,

após a execução de injeções (neste caso implicitamente considerando a propriedade

injetabilidade da rocha), não há razões técnicas para impor o apoio do núcleo sobre rocha

sã.



Geotecnia


155

- Limpeza final – No caso de apoio em rocha, após a limpeza com jatos de ar e água, não há

necessidade de remoção manual adicional de fragmentos de rocha. O somatório de

pequenas exigências desnecessárias, como esta, pode atrasar o tratamento de fundação em

caminho crítico do cronograma.

- Zona de juntas e falhas abertas ou preenchidas – As especificações que prevêem a remoção

do material de preenchimento até encontrar material são, ou que limitam a espessura de

material de preenchimento compressível a casa dos milímetros ou mesmo de alguns

centímetros, são muito conservadoras, e, em muitos casos, impossível de serem cumpridas.

De fato, os recalques que tais lentes provocam são totalmente desprezíveis perante o vulto

da obra.

No caso de falhas subverticais, com material de preenchimento decomposto, a remoção até

cerca de duas vezes a largura da falha, com posterior preenchimento com concreto, na

maioria das vezes, é suficiente perante problemas de redistribuições de tensões no núcleo e

de proteção contra erosão.

- Da utilização de concreto dental e recobrimento de grande área com concreto – Concreto

dental tem sido cada vez mais usado com a finalidade única de acelerar o tratamento

superficial da fundação. Em muitos casos o conceito de concreto dental tem sido estendido

a grandes áreas sob o núcleo formando uma verdadeira “laje contínua de concreto”.

Também tem sido usado em regiões de grande densidade de fraturas, em substituição ao

tratamento superficial constituído por preenchimento individual de fratura por fratura. Este

procedimento é tecnicamente eficaz quando o traço do concreto é ajustado às condições de

penetrabilidade nestas fissuras. No caso de ocorrência de fraturas maiores, o lançamento de

argamassa nas mesmas, deve ser imediatamente antes do lançamento do concreto.

As vantagens da utilização de concreto dental têm sido ignoradas em algumas

especificações. De fato, é comum constar nestas especificações, o prévio preenchimento de

fissura por fissura, independente de sua espessura, antes do lançamento da “laje de

concreto”.



Geotecnia


156

- Tratamento superficial, filtro invertido na zona de enrocamento – Nos locais de falha com

materiais de preenchimento susceptíveis a erosão, tem sido utilizados filtros invertidos,

satisfazendo os rígidos critérios de filtro camada por camada. Como o carregamento de

partículas é função do balanço entre a força gravitacional restritiva devido ao peso da

barragem e a força de percolação, muitas vezes, uma camada de material bem graduado,

com a finalidade de melhor distribuir os esforços do enrocamento, pode substituir com a

mesma eficiência técnica as múltiplas camadas de filtro.

- Requisitos de compactação da primeira camada do núcleo – Em fundações rochosas é

freqüente a existência de áreas com infiltração, tornando necessários serviços provisórios

para captação destas águas, a fim de permitir o lançamento da primeira camada de núcleo a

seco. Adicionalmente, alguns destes serviços necessitam de um tratamento posterior para

não comprometer a obra em sua fase de operação (injeção em drenos franceses, por

exemplo).

Por outro lado, o lançamento das primeiras camadas com teores de umidade mais elevados,

acarretam somente um acréscimo de recalque nas mesmas, desprezível perante o recalque

de toda a barragem.

Assim sendo, especificações de compactação menos rígidas no que concerne ao teor de

umidade para as primeiras camadas podem reduzir consideravelmente estes serviços

provisórios de tratamento, além de conduzir, no conjunto, a uma melhor solução.

- Tratamento profundo, injeções rasas – Estas injeções visam evitar a migração de material

do núcleo para a fundação, reduzir a potencialidade de curto circuito hidráulico por sobre a

cortina de injeção e reduzir eventuais pressões de percolação elevadas no contato fundação

–maciço, no pé de jusante do núcleo.

Quanto à distribuição destas injeções, adota-se usualmente uma malha regular (“critério

geométrico”) ou condicionadas pelo fraturamento da fundação (“critério geotécnico”). Um

procedimento híbrido, com a seqüência adiante detalhada, é mais eficiente e mais rápido:

Realização de injeções segundo critério geométrico no início dos trabalhos; correlação



Geotecnia


157

entre as absorções e respectivas feições geológicas; prosseguimento das injeções somente

naquelas feições geológicas que apresentam absorções acima de determinados limites.

Nos locais de estruturas geológicas importantes e contínuas montante-jusante, deve-se

entretanto, utilizar os dois critérios simultaneamente: realização inicial de injeções em

malha regular, complementada por injeções adicionais segundo critérios geológicos –

geotécnicos.

Quando as profundidades das injeções rasas, em geral não necessitam ir além de 6,0 a

9,0m. Em adição reduções importantes de tempo são obtidas quando injeções rasas são

injetadas num único estágio.

- Tratamento profundo, injeções profundas – Este assunto é extremamente vasto apresentando

inúmeras facetas, que merece trabalho à parte. Entretanto, dentro do espírito das presentes

considerações, será escolhido somente um item para uma abordagem mais detalhada:

pressões de injeção.

No Brasil, seguindo o critério Norte-Americano, as pressões de injeção são limitadas ao

peso de material sobrejacente. Entretanto, a prática tem indicado que em alguns casos

pressões bem superiores àquelas do peso de material sobrejacente não provocam

levantamento do terreno. Em outros casos, ocorre com pressões ligeiramente superiores

àquelas.

A explicação usual é que deve ser incluída a direção do sistema de fraturamento e as

tensões internas do maciço com variáveis adicionais na análise deste fenômeno. Victor de

Melo, considera, para total explicação do mesmo, além das variáveis acima, o estágio de

injeção associado às vazões de injeção, do seguinte modo: no estágio inicial de injeção,

enquanto ocorre absorção da calda – “estágio hidrodinâmico de injeção”- as perdas de

carga provocam uma redução exponencial da pressão, ao longo das fissuras, em relação ao

centro de injeção. Assim sendo, a pressão média no raio de influência da injeção, é bem

inferior à pressão no ponto de injeção; no estágio final de injeção, quando inicia a rejeição

de calda –“estágio hidrostático de injeção”- a pressão ao longo da fissura é bastante

uniforme, funcionando como um macaco hidráulico plano tendendo a separar as fraturas.



Geotecnia


158

Deste modo é explicado porque pressões superiores ao peso do material sobrejacente não

provocam, necessariamente, levantamentos do maciço.

Utilizando o conceito advogado por Victor de Mello, pressões de injeção superiores as

usualmente especificadas podem ser utilizadas na fase inicial de injeção, obtendo um raio

de penetração da calda maior , e, conseqüentemente, reduzindo o número de furos de

injeção.

10.5.2.2 Considerações construtivas

a. Injeções através do maciço – Em determinadas regiões as estações secas e chuvosas são

bem definidas. No caso em que os tratamentos profundos da fundação não estiverem

concluídos por ocasião do início da estação seca, a fim de não atrasar a construção do

maciço terroso ou núcleo, as injeções profundas devem ser postergadas para o período

chuvoso subseqüentemente realizando as mesmas, através de perfurações ao longo do

maciço.

Ainda existem certas restrições com relação à injeção ao longo do maciço, associadas a

problemas de fraturamento hidráulico provocado pelas pressões d’água de perfuração.

Esta preocupação, entretanto, deixa de existir quando é utilizada perfuração a ar em lugar

de avanço de perfuração por água sob pressão, ou perfuração a seco (trado espiral

mecanizado).

b. Da atuação da fiscalização – Tratamento de fundação, de uma maneira geral, constitui num

exemplo típico em que a definição final do tratamento somente é obtida à medida que os

serviços vão sendo executados.

Neste tipo de serviços, os projetos devem ter uma característica mais conceitual do que

determinística, explicando o porque, quando e onde determinado tratamento deve ser

adotado. Por outro lado, a fiscalização deve ter uma autoridade de decisão ampla, a fim de

obter um produto melhor e em prazo menor.



Geotecnia


159

10.6 Observações Gerais

Analisando os grandes aproveitamentos hidráulicos construídos no Brasil nos últimos 30

anos, verifica-se uma sensível evolução na técnica de projeto, com acentuados benefícios

técnicos econômicos, pela integração das várias especialidades envolvidas, nas fases iniciais

de projeto: fase de definição do arranjo (I) e fase de interação estrutura fundação (II).

Por outro lado, restrito somente ao tema específico deste capítulo, e analisado o estado atual

brasileiro na técnica de detalhamento de projeto, bem como a interação projeto-construção,

verifica-se um retrocesso evolutivo nos últimos anos.

De fato, quanto ao projeto, observa-se que os requisitos técnicos de um determinado

tratamento da fundação são especificados como se este fosse o único tratamento adotado, não

levando em consideração os demais tratamentos projetados. Por exemplo, tratamentos

superficiais diversos e superpostos, tratamentos profundos (injeções profundas e superficiais

em área), muitas vezes são incorporados e especificados num mesmo projeto como se os

demais não existissem. Quanto ao empreiteiro, este tem sido, ultimamente, relegado a um

mero executor de especificações rígidas sem responsabilidades quanto ao método executivo e

ao produto final, e finalmente, quanto à fiscalização, sua autoridade de decisão não tem sido

compatível com as características dinâmicas deste tipo de serviço.

Em síntese, embora enfatizado ao longo do capítulo, de que as grandes reduções no prazo de

tratamento da fundação são obtidas no desenvolvimento das fases I e II, a forma de

detalhamento do tratamento e da interação projeto – construção, tem muitas vezes

comprometido o cronograma de construção, necessitando, portanto, mudanças urgentes de

conceitos e procedimentos.



Geotecnia


160

CAPÍTULO 11

11. TRATAMENTO DE FUNDAÇÃO DE BARRAGEM DE TERRA

ATRAVÉS DE CORTINA DE INJEÇÃO

11.1 Introdução

Entre os vários tipos de tratamento a que são submetidas às fundações das barragens de terra

deve-se destacar as injeções de calda de cimento, particularmente no caso de fundação em

maciço rochoso fraturado. Esse tipo de tratamento consiste em injetar na fundação uma

mistura (basicamente água + cimento) capaz de solidificar e obstruir os vazios (fendas,

fraturas, etc.) do maciço rochoso, dificultando a percolação d’água, ou seja, reduzindo a

permeabilidade.

11.2 Finalidade das injeções

Em função da barragem de terra a principal finalidade das injeções é obstruir os caminhos

preferenciais de percolação do maciço rochoso, eliminando assim o risco de carregamento de

finos (sejam do aterro ou da fundação), com o que se evita o risco de “piping”.

Para fundações muito permeáveis as injeções podem ser executadas visando não apenas

eliminar o risco de “piping”, mas também com a finalidade de reduzir as vazões.

Os maciços rochosos em geral são meios anisotrópicos, com caminhos preferenciais de

percolação onde há concentração de fluxos. As injeções têm pois a finalidade de obstruir esses

caminhos preferenciais, redistribuindo o fluxo, sendo assim uma maneira de tornar o maciço

mais homogêneo.



Geotecnia


161

11.3 Quando executar injeções

A decisão quanto à necessidade ou não de injeções em uma fundação depende

fundamentalmente das características do maciço rochoso de fundação, bem como do tipo de

seção da barragem.

Em um maciço rochoso estanque ou com fraturas de pequena abertura as injeções clássicas

geralmente são desnecessárias e mesmo que executadas são totalmente ineficientes. A maior

dificuldade contudo é o conhecimento das reais características do maciço rochoso, para que a

decisão seja tomada. Em geral a decisão quanto à necessidade e quantidade de injeções a

serem executadas, é tomada em função da permeabilidade do maciço rochoso, dado esse

obtido através de ensaios de perda d’água em furos de sondagens.

Basicamente tem-se considerada desnecessária a injeção em maciço rochoso com

permeabilidade inferior a 1x10-6m/s, não apenas por ser uma fundação relativamente pouco

permeável, mas também porque a injeção clássica terá muito pouco ou nenhum efeito como

redutor dessa permeabilidade. A utilização do valor da permeabilidade como indicador da

necessidade ou não de injeções tem entretanto muitas ressalvas uma vez que os ensaios de

perda d’água não esclarecem sobre o estado de fraturamento do maciço rochoso, pois uma

determinada permeabilidade pode ser devida tanto a uma única fratura espessa que deve ser

injetada, como a diversas fraturas pouco espessas onde a injeção é desnecessária ou

ineficiente.

Dado às incertezas quanto às reais características do maciço rochoso, o melhor método para

avaliar a necessidade ou não de cortina de injeções é a execução de furos exploratórios. Em

função das absorções da calda de cimento nos furos exploratórios toma-se a decisão quanto à

necessidade ou não de execução da cortina.

Em geral as injeções exploratórias são executadas a cada 12m ou 24m, podendo esse

espaçamento ser maior ou menor em função do conhecimento que se tem do maciço rochoso

bem como do tipo de seção da barragem. Para uma seção de barragem de enrocamento com

núcleo argiloso as injeções assumem uma importância maior, devido ao menor caminho de



Geotecnia


162

percolação e dificuldades de intervenções futuras em caso de necessidade, motivo pelo qual o

espaçamento deve ser menor.

11.4 Quantidade de injeção e profundidade da cortina

Uma cortina de injeção clássica é constituída por furos primários, secundários e terciários,

podendo essa cortina ser constituída por uma ou mais linhas de injeção. Em geral inicia-se a

cortina pelos furos primários, diminuindo-se o espaçamento com furos intermediários

(secundários), seguindo-se com furos terciários e mesmo quaternários, até que as absorções de

calda sejam inferiores aos limites pré-estabelecidos. Em geral, o espaçamento final é função

da absorção de calda nos furos precedentes, sendo a cortina iniciada com espaçamento da

ordem de 12m e chegando ao final com espaçamento de 3m ou 1,5m. A Figura 11.1

apresenta a disposição típica dos furos primários, secundários e terciários em uma cortina de

injeção.

Figura 11.1 Disposição dos furos da cortina de injeção em planta

Primários

Secundários

Terciários

Linha Jusante

Linha Central

Linha Montante

3,0

6,0

12,0

3,0

1,5

Primários

Secundários

Terciários

Linha Jusante

Linha Central

Linha Montante

Primários

Secundários

Terciários

Linha Jusante

Linha Central

Linha Montante

3,0

6,0

12,0

3,0

6,0

12,0

3,0

1,5

3,0

1,5



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163

Uma cortina pode ser constituída por uma única linha de furos pouco espaçados ou por 2 ou

mais linhas com furos mais espaçados (assunto esse ainda bastante controvertido no meio

técnico). Um critério bastante utilizado, é o de executar uma primeira linha e reforçá-la com

uma 2a. ou mesmo 3

a. linha nos trechos onde as absorções de calda foram superiores aos

limites pré-estabelecidos.

Como regra geral procura-se executar furos pouco espaçados nos primeiros metros a partir do

contato aterro x fundação onde os riscos de carregamento são maiores, aumentando-se o

espaçamento para furos mais profundos. Nesse critério são programados furos intermediários

ou adicionais sempre que:

a. O furo precedente tenha absorvido quantidade de sólidos superior a 25 ou 50 kg/m até 5 ou

10m de profundidade;

b. O furo precedente tenha absorvido quantidade superior a 100kg/m abaixo de 10m de

profundidade, e assim por diante.

Quanto à profundidade máxima da cortina tem-se adotado até 2/3 da altura da barragem

(2/3H), pelo menos para alguns furos exploratórios, mas a profundidade de 0,5H pode ser

considerada como suficiente a menos que ocorram grandes cavidades abaixo dessa

profundidade.

11.5 Pressão de injeção

Esse é outro assunto controvertido, existindo duas escolas distintas onde as pressões aplicadas

variam de 25kPa por metro de profundidade (escola americana) a 100kPa por metro de

profundidade (escola européia). No caso da escola americana a pressão aplicada equivale ao

peso do terreno, de maneira que durante o processo de injeção não ocorram deformações do

maciço rochoso, sendo injetadas apenas as fraturas com aberturas superiores a dimensão dos

grãos de cimento. Na escola européia, com aplicações de altas pressões, podem ser injetadas

fraturas menores que a dimensão dos grãos graças à abertura forçada dessas fraturas.



Geotecnia


164

Se por um lado as altas pressões favorecem a injeção de fraturas menores, podendo ainda

reduzir o número de furos pelo maior raio de alcance da calda, por outro lado podem

corresponder a um maior consumo de cimento que irá atingir distâncias desnecessárias, além

de poder danificar o maciço rochoso.

Para as fundações de barragens de terra, onde somente interessa injetar as fraturas maiores, as

baixas pressões têm sido usadas com sucesso.

Para a aplicação da pressão devem ser levados em conta: o peso próprio da calda, o nível do

lençol freático e perdas de carga na tubulação.

11.6 Escolha da calda

A calda para injeções é constituída basicamente por uma mistura de água e cimento.

Eventualmente outros componentes podem entrar na mistura como areia, pozolana, bentonita,

etc., sejam para melhorar as características da calda ou mesmo como medida de economia.

Antes do início das injeções as caldas devem ser dosadas procurando-se obter uma relação

água:sólidos que tenha boa fluidez ou seja boa capacidade de penetração nas fraturas. Uma

calda bastante fluida (rala) entretanto apresenta alto fator de sedimentação (F.S.) ou seja uma

maior facilidade de separação dos constituintes da mistura, resultando o preenchimento

apenas parcial dos vazios.

A calda ideal seria aquela que apresentasse baixa sedimentação e elevada capacidade de

penetração nas fraturas.

Para a obtenção da calda apropriada existem dois ensaios simples de laboratório, que embora

não representem as condições ideais de campo, podem ser utilizados com sucesso. Esses

ensaios consistem na obtenção do “Tempo de Escoamento” (T.E.) e do “Fator de

Sedimentação” (F.S.).



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165

O “tempo de escoamento” é o tempo necessário para a passagem de 1 litro de calda por um

funil padrão. A calda escoada é coletada em uma proveta graduada, após 2 horas de repouso é

obtido o “fator de sedimentação” que é a relação entre a coluna de água limpa e a coluna da

mistura assentada, expressa em porcentagem.

Com o T.E. e o F.S. obtém-se “curvas de injetabilidade” para várias misturas água:sólidos, o

que permite a escolha da calda. Na Figura 11.2 é mostrada a curva de injetabilidade obtida em

Tucuruí para um determinado cimento. Pelo gráfico verifica-se que a calda ideal está no ponto

da inflexão da curva onde são menores o tempo de escoamento e o fator de sedimentação.

Embora seja ainda um ponto de discordância, havendo quem prefira caldas mais ralas, tem-se

chegado a bons resultados com calda de relação água:cimento de 0,7:1 em peso, ou mesmo

calda 1:1 com adição de 1% de bentonita.

Figura 11.2 Curva de injetabilidade

t

Caldas Ideais

Fator de Sedimentação

Tem

po d

e E

scoam

ento

Relação Água-Cimento

Ensaiada

t

Caldas Ideais

Fator de Sedimentação

Tem

po d

e E

scoam

ento

Relação Água-Cimento

Ensaiada



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166

11.7 Metodologia para as injeções

As caldas são preparadas no campo, em recipientes onde são agitadas a altas velocidades para

a separação dos grãos de cimento, sendo em seguida injetadas com auxílio de bombas de

pressão. Os furos para as injeções em geral são executados com equipamentos a

roto-percussão, eventualmente rotativos, com diâmetro mínimo de 63,5mm (2½”). Antes de

iniciar-se a injeção os furos são limpos com jatos de ar e água, até que a água saia isenta de

impurezas.

O método de injeção mais comum e também mais econômico, é o ascendente, onde a injeção

é efetuada em trechos de 3 a 5m a partir do fundo do furo, com auxílio de obturador para

isolar o trecho a ser injetado. A injeção de um determinado trecho deve ser contínua devendo

somente ser suspensa quando for atingida a pressão especificada e não ocorrendo mais

absorção da calda.

Em maciços rochosos muito fraturados, onde ocorre desmoronamento das paredes do furo

e/ou quando o maciço não permite fixar o obturador, a injeção deve ser efetuada pelo

processo descendente, onde é necessário perfurar novamente o trecho injetado para prosseguir

com a injeção. O trecho previamente injetado estará apto para fixar o obturador após a pega

da calda.

A injeção de um determinado trecho deve ser contínua até a recusa, porém, para grandes

absorções de calda pode-se estabelecer volumes a partir dos quais a injeção é paralisada

temporariamente até o início da pega, visando limitar o consumo de cimento. Outro

procedimento usual é engrossar a calda com areia quando o trecho está absorvendo grandes

volumes de calda.

11.8 Eficiência da cortina

Para avaliar a eficiência de uma cortina em geral são executados ensaios de perda d’água nos

furos a serem injetados. Assim, a eficiência da cortina pode ser avaliada comparando-se as



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167

permeabilidades dos furos iniciais (exploratórios, primários, etc.) com as permeabilidades dos

furos finais.

Afora a permeabilidade, a eficiência também pode ser avaliada em função das absorções de

calda nos furos iniciais, bem como pela execução de sondagens de controle que poderão

mostrar testemunhos com as fraturas obturadas, pelo cimento da injeção.

Na Figura 11.3 é mostrado um exemplo prático de redução das absorções entre os furos

iniciais e finais.

Figura 11.3 Cortina de injeção convencional, absorção de sólidos por furo.

11.9 Considerações gerais

O assunto cortina de injeções em função de barragens de terra ainda é bastante polêmico,

havendo muitas críticas a esse tipo de tratamento, mas para determinadas condições as

injeções são extremamente úteis, particularmente no caso de núcleos estreitos apoiados em

Primários

Secundários

Terciários

(m)

(ton.)

Furos da Linha Montante

Só

lid

os

Inje

tad

os

(to

n) Primários

Secundários

Terciários

Primários

Secundários

Terciários

(m)

(ton.)


Só

lid

os

Inje

tad

os

(to

n)

(m)

(ton.)


Só

lid

os

Inje

tad

os

(to

n)



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168

maciços rochosos muito fraturado. Embora haja críticas a esse tipo de tratamento deve-se

lembrar que esse é um dos primeiros procedimentos que se lança mão quando ocorre algum

problema de vazamento durante ou após o enchimento do reservatório.

No que se refere aos procedimentos para execução das injeções, tipos de calda, pressão,

espaçamento, profundidade, etc., os critérios são bastante variáveis tanto no Brasil como no

exterior, embora já se tenha feito várias tentativas de uniformização.

Um aspecto importante a destacar é que quando se lança mão de um rigoroso tratamento

superficial pode-se abrir mão de intensos tratamentos com injeções e vice-versa, logicamente,

decisão esta fundamentada no conhecimento das características da fundação.



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169

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Documents