Apostila De Barragens: Universidade de Brasília

Universidade de Brasília

Faculdade de Tecnologia Dept. Engenharia Civil & Ambiental Prog. de Pós-Graduação em Geotecnia

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 2006

Universidade Universidade de Brasília Departamento de Engenharia Civil e Ambiental / FT Geotecnia

ÍNDICE

CAPÍTULO 1 1. FASES DE ESTUDO E PROJETO

1 1

1.1 Introdução

1

1.2 Das finalidades de uma barragem

1

1.3 Do estudo global de uma Bacia Hidrográfica 1.3.1 Etapa I – Inventário 1.3.2 Etapa II – Viabilidade 1.3.3 Etapa III – Projeto Básico 1.3.4 Etapa IV – Projeto Executivo

4 4 5 5 5

1.4 Índice custo-benefício e índice ambiental 1.4.1 Índice Custo-Benefício Custo- Benefício Energético Energét ico 1.4.2 Índice Ambiental Ambienta l

6 6 6

CAPÍTULO 2 8 2. FATORES QUE QUE INTERFEREM INTERFEREM NO ARRANJO ARRANJO GERAL GERAL DE UMA BARRAGEM BARRAGEM 8 2.1 Arranjos dos aproveitamentos

8

2.2 Definição do tipo de barragem

11

CAPÍTULO 3 15 3. FATORES PREDOMINANTES PREDOMINANTES NA SELEÇÃO SELEÇÃO DO TIPO DE BARRAGEM BARRAGEM DE TERRA E DE BARRAGEM DE ENROCAMENTO 15 3.1 Introdução

15

3.2 Classificação quanto ao tipo de seção 3.2.1 Barragem Homogênea 3.2.2 Barragem Zoneada 3.2.3 Barragem de Enrocamento Enroca mento

15 15 16 17

3.3 Fatores predominantes no estabelecimento da seção típica 3.3.1 Materiais de construção constr ução 3.3.2 Características Característ icas geotécnicas geotécn icas da fundação 3.3.3 Tempo disponível para construção e Clima da Região 3.3.4 Seqüência de Construção Construçã o e Desvio do Rio 3.3.5 Finalidade do reservatório reservatór io

18 18 20 23 24 25

Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

ii


CAPÍTULO 4 4. ENSAIOS DE LABORATÓRIO

27 27

4.1 Introdução

27

4.2 Ensaios de caracterização e índices físicos 4.2.1 Granulometria Granulometr ia 4.2.2 Limites de Atterberg Atter berg

27 27 30

4.3 Ensaios índices e de compactação

31

4.4 Ensaios Ensaios triaxiais para determinação da resistência ao cisalhamento do solo 4.4.1 Introdução 4.4.2 Ensaios Triaxiais 4.4.3 Representação dos ensaios 4.4.4 Tipos de ensaios

31 31 32 33 33

4.5 Programação dos ensaios triaxiais

38

4.6 Outros ensaios de resistência 4.6.1 Ensaio de cisalhamento direto 4.6.2 Ensaio de compressão simples

42 42 45

4.7 Ensaios de adensamento – Determinação da compressibilidade dos solos

46

4.8 Acondicionamento dos ensaios 4.8.1 Efeito da moldagem 4.8.2 Efeito da pressão atuante 4.8.3 Solos compactados compactado s

46 46 47 48

CAPÍTULO 5 5. PROPRIEDADES GEOTÉCNICAS DE SOLOS COMPACTADOS

49 49

5.1 Introdução

49

5.2 Considerações gerais sobre a compactação 5.2.1 A curva de compactação 5.2.2 Interpretação Interpr etação física e físico – química da curva de compactação

51 51 52

5.3 Interpretação geotécnica da compactação

53

5.4 Efeito da compactação nas propriedades geotécnicas do solo 5.4.1 Permeabilidade 5.4.2 Compressibilidade Compressibil idade 5.4.3 Resistência ao cisalhamento 5.4.4 Flexibilidade

54 54 55 57 59


iii

Universidade de Brasília Departamento de Engenharia Civil e Ambiental / FT Geotecnia

5.5 Especificações de compactação 5.5.1 Da especificação 5.5.2 Considerações estatísticas sobre especificações e controle de compactação

60 60 62

5.6 Observações

62

CAPÍTULO 6 6. PROPRIEDADES DOS ENROCAMENTOS COMPACTADOS

64 64

6.1 Introdução

64

6.2 Deformabilidade e resistência de enrocamentos 6.2.1 Fatores que influenciam a resistência e a deformabilidade dos enrocamentos 6.2.2 Observações com relação à resistência e a deformabilidade

64 65 69

6.3 Recomendações sobre as especificações construtivas 6.3.1 Critérios relativos à granulometria 6.3.2 Critérios relativos à espessura de camadas de compactação 6.3.3 Equipamentos de compactação 6.3.4 Algumas recomendações sobre o processo construtivo

70 70 72 73 73

6.4 Parâmetros para projeto e controle de construção adequados à atualidade brasileira 75

CAPÍTULO 7

77

7. CONSIDERAÇÕES SOBRE PROJETO0S DE BARRAGENS DE TERRA E ENROCAMENTO

77

7.1 Fase de viabilidade

77

7.2 Fase de projeto básico 7.2.1 Requisitos básicos de projeto e método de análise 7.2.2 Dos requisitos básicos – Interpretação conjunta 7.2.3 Dos métodos de cálculo – Interpretação conjunta 7.2.4 Exemplos de concepção conjunta Maciço – Fundação 7.2.5 Outros exemplos de concepção de projeto

78 78 79 80 81 82

CAPÍTULO 8 8. ANÁLISE E CONTROLE DE PERCOLAÇÃO

85 85

8.1 Fluxo através de meios porosos (Teoria de percolação) 8.1.1 Limitações da teoria 8.1.2 Lei de Darcy e Equações de Laplace 8.1.3 Método gráfico para o desenho das redes de fluxo

85 86 86 87


iv


8.2 Fluxo através de enrocamentos 8.2.1 Equações de fluxo 8.2.2 Redes de fluxo

90 90 93

8.3 Fluxo através de fissuras

94

8.4 Controle da percolação através dos maciços compactados e fundações 8.4.1 Projeto de filtros 8.4.2 Projetos de drenagem interna 8.4.3 Sistema de alívio de sub-pressões 8.4.4 Tapetes de impermeabilização a montante 8.4.5 Trincheira de vedação (“cut-off”) 8.4.6 Outros tipos de estruturas para a redução da vazão de percolação

96 96 98 103 106 107 108

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 9. FUNDAÇÕES EM SOLO

113 113

9.1 Fundação em solos permeáveis 9.1.1 Soluções de Eliminação – Trincheiras impermeáveis (“cut-offs”) 9.1.2 Soluções de Eliminação – Paredes diafragma 9.1.3 Soluções de Eliminação – Injeções de impermeabilização 9.1.4 Soluções de redução – Barreiras impermeáveis incompletas 9.1.5 Soluções de controle – Controle de percolação com drenos

114 116 117 119 121 122

9.2 Fundações em solos moles

125

9.3 Fundações em solos porosos e colapsíveis 9.3.1 Características Geotécnicas 9.3.2 Compressibilidade e Colapsibilidade 9.3.3 Resistência ao cisalhamento 9.3.4 Exemplo de obras fundadas em solos porosos 9.3.5 Orientações para projetos

129 131 132 134 136 139

CAPÍTULO 10 10. FUNDAÇÕES EM ROCHA

141 141

10.1 Introdução

141

10.2 Fase de concepção e projeto de aproveitamentos hidráulicos

141


v


10.3 Tratamento da fundação na Fase I: Concepção do arranjo geral 10.3.1 Exemplo 1 – Usina Hidroelétrica Samuel 10.3.2 Exemplo 2 – Usina Hidroelétrica Tucuruí

142 143 146

10.4 Integração e otimização Maciço - Fundação – Fase II 10.4.1 Posição e extensão do núcleo da barragem de terra – enrocamento. 10.4.2 Estabelecimento de zona hipotética de núcleo em barragem dita homogênea 10.4.3 Pormenores de drenagem interna

147 148 148 149

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


vi


LISTA DE TABELAS Tabela 1.1 Índice de impacto ambiental de usinas hidrelétricas brasileiras. Tabela 4.1 Relação dos limites de Atterberg com as propriedades de resistência e compressibilidade Tabela 6.1 Critérios relativos à granulometria de alguns enrocamentos Tabela 6.2 Critérios relativos à espessura das camadas de compactação dos enrocamentos Tabela 6.3 Características de algumas barragens de enrocamento construídas no Brasil e no exterior

7 30 71 72 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


vii


LISTA DE FIGURAS Figura 1.1 Balanço de regularização Figura 1.2 Amortecimento da onda de cheia Figura 1.3 Reservatório de finalidade múltipla, controle de cheias, navegação e produção de energia elétrica

2 3 4

Figura 2.1 Figura 2.2 Figura 2.3 Figura 2.4 Figura 2.5 Figura 2.6 Figura 2.7 Figura 2.8

UHE Funil-RJ – Barragem tipo abóboda de concreto UHE Funil-BA – Barragem de concreto com contrafortes Arranjo típico em vale estreito (UHE Yoshida) Arranjo típico em vale medianamente encaixado (UHE Foz do Areia) Arranjo típico em vale aberto (UHE Tucuruí) Seção típica de barragem homogênea de terra Seção típica de barragem de enrocamento com núcleo de argila vertical Seção típica de barragem de enrocamento com núcleo de argila inclinado 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

9 9 10 10 11 12 13

Figura 3.1 Exemplo de barragem homogênea, Barragem Vigário, Brasil. Figura 3.2 Exemplo de barragem de seção Zoneada, Barragem de São Simão, Brasil. 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. Figura 3.4 Barragem homogênea com dreno horizontal Figura 3.5 Localização da zona denominada “random”, Barragem de Furnas, Brasil. 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. Figura 3.7 Barragem de enrocamento com núcleo argiloso inclinado a montante.

16

Figura 4.1 Resultados dos ensaios de permeabilidade para alguns materiais Figura 4.2 Representação dos ensaios triaxiais; (a) Representação no diagrama de circulo de Mohr; (b) Trajetória de tenções Figura 4.3 Envoltórias de resistência; (a) Representação no diagrama de circulo de Mohr; (b) Trajetória de tenções Figura 4.4 Ensaios triaxiais adensados rápidos anisotrópicos 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 Figura 4.6 Tensões principais ao longo de uma superfície de ruptura Figura 4.7 Seqüência de carregamento de uma barragem Figura 4.8 Equipamento de cisalhamento direto. 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). Figura 4.10 Curva de ensaios oedométricos, amostras remoldadas e indeformadas

29


13 14 14

16 17 19 20

22 24

34 35 36 37 38 39 43 45 47 viii


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 Figura 6.2 Figura 6.3 Figura 6.4 Figura 6.5

Efeito do máximo tamanho de partículas no ângulo de atrito – enrocamentos com curvas modeladas (modificado – Marachi, et.al. 1969) Variação no ângulo de atrito com as mudanças na compacidade relativa do material Evidência de colapso em ensaios oedométricos Deformação do enrocamento durante o alteamento da barragem e no primeiro enchimento Envoltória de resistência de alguns enrocamentos

65 67 68 68 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 Figura 8.2 Redes de fluxo transformadas e verdadeiras em uma barragem homogênea anisotrópica. Figura 8.3 Redes de fluxo turbulento em enrocamentos Figura 8.4 Determinação da espessura do filtro-dreno horizontal Figura 8.5 Esquema de filtro-dreno horizontal Figura 8.6 Controle de sub-pressão Figura 8.7 Detalhes esquemáticos de trincheiras drenantes Figura 8.8 Detalhes esquemáticos de poços de alívio Figura 8.9 Detalhe esquemático de um tapete de impermeabilização a montante Figura 8.10 Detalhe esquemático de uma trincheira de vedação Figura 9.1 Figura 9.2 Figura 9.3 Figura 9.4

Trincheira impermeável Esquema da escavação abaixo do lençol freático Trincamento provocado por um elemento rígido de parede diafragma Métodos de controle de percolação pelas fundações sem construção de barreiras impermeáveis completas Figura 9.5 Ritmo lento de construção Figura 9.6 Influência da sobrecarga no andamento do recalque Figura 9.7 Faixas de curvas granulométricas de solos porosos Figura 9.8 Gráfico de plasticidade, onde se localizam argilas porosas Figura 9.9 Ensaio de adensamento duplo em argila porosa vermelha – Bauru, SP Figura 9.10 Resistência ao cisalhamento - Argila porosa vermelha do Terciário São Paulo, SP

89 91 93 101 102 104 105 106 107 108 116 117 118 121 128 129 132 132 134 135

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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

162 ix


Figura 11.2 Curva de injetabilidade Figura 11.3 Cortina de injeção convencional, absorção de sólidos por furo.


165 167

x


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.


1


Q Vazões Naturais

Vazão Média

Armazenamento

Suprimento Déficit

s e õ z a V

Período de Armazenamento Período de Regularização Ano Hidrológico

t

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


2


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.

Q Descarga Máxima Natural Natural s e õ z a V

Volume Acumulado

Vazão Amortecida Descarga Efluente

Descarga Máxima Efluente Amortecimento da Onda de Cheia

Tempo (t)

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.


3

Universidade de Brasília Departamento de Engenharia Civil e Ambiental / FT Geotecnia Barragem

Volume de Controle de Cheia Volume p/ Regularização Sazonal Navegação a Jusante Volume para Regularização de Vazões Turbinadas (Energia Elétrica) Corredeira

Casa de Força

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.


4


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, fiscalização, teste de funcionamento e orientação para treinamento de operadores.


5


1.4 Índice custo-benefício e índice ambiental ambiental 1.4.1 Índice Custo-Benefício Custo- Benefício Energético Energét ico 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.


6


Tabela 1.1 Índice de impacto ambiental de usinas hidrelétricas brasileiras.

UHE

Esta do / Pa ís

B albina AM B elo Mont e* PA S amuel RO Lajeado** TO S erra da Mesa GO Tuc uruí PA Mal. Cas telo B ranco MA/P I Itaparic a P E / BA Mox otó BA / A L P aul o Afons o IV BA S obradinho BA Três Marias MG Xingó SE / A L Funil RJ Lajes RJ B arra Bonit a SP Capi vara SP / P R Corumbá GO E mborcaç ão MG/GO Foz do A reia PR Furnas MG Igarapava MG/SP Ilha Solteira SP/ MS Itaipu Bras il/Paraguai Itumbiara MG/GO Marimbondo MG/SP Nova Pont e MG P orto Colômbia MG/SP Rosana SP / P R S alto Grande MG S ão Simão MG/GO S egredo PR Taquaruç u SP / P R Campos Novos * SC Itá SC/ RS Mac hadinho SC/ RS Obs.: ** Em construção * Previsto para construção const rução

Ba cia Rio Amaz onas Rio Amaz onas Rio Amaz onas Rio Toc ant ins Rio Toc ant ins Rio Toc ant ins At lântic o, t recho norte/nordes te Rio São Franc is c o Rio São Franc is c o Rio São Franc is c o Rio São Franc is c o Rio São Franc is c o Rio São Franc is c o At lântic o, t recho les le At lântic o, t recho les le Rio Paraná Rio Paraná Rio Paraná Rio Paraná Rio Paraná Rio Paraná Rio Paraná Rio Paraná Ri Rio Paraná Rio Paraná Rio Paraná Rio Paraná Rio Paraná Rio Paraná Rio Paraná Rio Paraná Rio Paraná Rio Paraná Rio Uruguai Rio Uruguai Rio Uruguai


Índice Potência Área do reservatório ambiental instalada (MW) (km2) (Km2/MW) 250 11000 217 903 1293 7960 216 1500 440 2460 1050 388 3000 216 144 144 662 375 1192 2511 1216 210 166 14000 2280 188 510 320 320 104 1710 1260 515 880 294 1140

2360 400 600 630 1784 2430 363 828 93 17 4214 1142 60 39 30 308 515 65 455 139 1450 39 1200 1350 760 438 447 140 217 5. 8 722 82 74 24 141 79

9.44 0.04 2.76 0.70 1.38 0.31 1.68 0.55 0.21 0.01 4.01 2.94 0.02 0.18 0.21 2.14 0.78 0.17 0.38 0.06 1.19 0.19 7.23 0.10 0.33 2.33 0.88 0.44 0.68 0.06 0.42 0.07 0.14 0.03 0.48 0.07

7


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.


8


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

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


9


Tomada de água Barragem Vertedouro

Casa de força

Figura 2.3 Arranjo típico em vale estreito (UHE Yoshida)

Ensecadeira Túnel de desvio

Barragem

Vertedouro Tomada de água Casa de força

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


10


Eclusa Vertedouro Barragem

Casa de Força Canal de fuga

Barragem

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.


11


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.

NAmax NAmin 1

B 2,5

30

aterro

1

Hba

filtro

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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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NA

transição

10,0 B 0,2 1

1

0,2 1

H ba

El te

enrocamento

núcleo de argila

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

transição Elcr B

NAmax 1

1 0,8 1

Hba

1 0,5

Elte núcleo de argila enrocamento

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


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B

NAmax laje de concreto 1

Hba enrocamento

Elte

transição

plinto

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

8,0 NAma

Elcr Hbl

1

Hba

Elte

Figura 2.10 Seção típica de barragem de concreto convencional a gravidade


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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.


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Universidade Universidade de Brasília Departamento de Engenharia Civil e Ambiental / FT Geotecnia Nível Normal 2,5 4 1

Terreno Original

Filtro Vertical

Argila Compactada

1

Dreno Horizontal Linha de Escavação

Enrocamento

Linha de Rocha

Figura 3.1 Exemplo de barragem homogênea, Barragem Barrage m 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.

Terraço Terraço Núcleo Zona 3 Grandes Blocos

Zona 3 – Grandes Blocos

Cascalho Random

Areia

Enrocamento Random

3 ou 5 5

8A

5

Cascalho

5 Areia

Balanço de Regularização

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


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3.2.3 Barragem de Enrocamento 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, 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 enrrocamento com face de concreto devido aos seguintes motivos principais. N.A. Máximo Normal IB Primeiro Estagio

IVA

IIB

IC

IIID

IB IA

(a) Enrocamento com face de concreto

N.A. Máximo Normal

Cortina de Injeções

(b) Enrocamento com núcleo impermeável Figura 3.3 Exemplo de barrage barragem m de enrocamento, enrocamento , Alternat Alternativas ivas da barragem Foz de Areia, (a) Enrocamento com face de concreto; (b) Enrocamento com núcleo impermeável.


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a). Condições Condições Geológicas – Adequadas Adequadas para os dois tipos tipos de barragens. Entretanto, 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 resulto numa economia de 9 a 15 milhões de dólares a favor da barragem com face de concreto. d). Clima – Maior interferência interferência climática para a barragem de núcleo impermeável, impermeável, que qu e 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 constr ução 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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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).

N.A. Máximo Normal Fluxo Preferencial (Possibilidade de Piping)

Freática Teórica

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.


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N.A. Máximo Normal

1,8 1 2 1

t o e n a m o c r E n

a ç ã o i l s i rg an A e r d T o e m d c le o a d ú n n a o N Z R

o ã çi s n a r T e d a n o Z

Enrocamento Random

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.


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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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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.

Nível de Água E A

F

B C

D

Fundação Permeável

G

Base Impermeável

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.


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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, disponível, o projeto de um u m maciço homogêneo homogêneo de material bem argiloso, 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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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. asfalto.

N.A. Máximo Normal

Enrocamento Executado Injeções Razas Cortina de Injeção

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

3.3.4 Seqüência de Construção Construç ão e Desvio do Rio 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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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, desvio, é reduzido. Nestes casos, nesta seção de fechamento, 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 reservatór io 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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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”.


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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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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- 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.

SCS



%  0,005mm sem defloculante %  0,005mm com defloculante

(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.


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- 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).

Faixa granulométrica para areias finas utilizadas em filtros k=0,01 m/min

Faixa granulométrica para britas utilizadas em concreto k=15m/min

100 ) % ( 

e u q r 50 o n e m %

0 0,01

0,1

1,0

10

100

(mm)

Diâmetro dos Grãos (mm) 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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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


32


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.


33


 

 1

  3 2

Envoltória em termos de Tensão Efetiva

’

Envoltória em termos de Tensão Total u<0

u>0

3

’31



u

’11

1



(a) Representação no diagrama de circulo de Mohr q

 1

  3 2 u

Trajetória de Tensões Totais

Trajetória de Tensões Efetivas 45º p



 1

  3 2

p

(b) Trajetória de tenções Figura 4.2 Representação dos ensaios triaxiais; (a) Representação no diagrama de circulo de Mohr; (b) Trajetória de tenções


34


 

 1

  3 2

Resistência em termos de Tensões Totais   c

’

  tg 

Resistência em termos de Tensões Efetivas  '  c'   ' tg  '



c c’

’31 ’32

31

32

’11 ’12 11

12 

(a) Representação no diagrama de circulo de Mohr

q



 1

  3 2 q

 d  p tg 

onde:



d  c '  cos  tg   sen 

d p



 1

  3 2

p

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

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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

35


Kf = Kc = 4.0



Kc = 3.0 K c



Kc = 2.0

 1c  3c

Kc = 1.5 Kc = 1.0 Envoltória de Remitência Kc = 4.0

c

c’

Kc=1.5 Kc = 1.0  fc

Kc = 2.0

Kc = 3.0 Círculos de Adensamento

Tensão Normal



Figura 4.4 Ensaios triaxiais adensados rápidos anisotrópicos


36


o t n e m a h l a s i C o a a i c n ê t s i s e R

S

’ i v a f e t E ã o n s T e

Tensão de Consolidação

45º+ /2

c

f f f c f t

Tensão Normal

1

u f f



(a) Ensaios C.U.  

’ Amostras parcialmente Saturadas

Amostras com 100% de Saturação



c

c

c’





(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


37


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 .

1

1

N.A. Máximo Normal

f 3



3

1 3 1 3

1 3

Figura 4.6 Tensões principais ao longo de uma superfície de ruptura


38


Escavação

Compactação

Carregamento devido ao peso do material sobrejacente

Saturação

Rebaixamento do nível do reservatório Figura 4.7 Seqüência de carregamento de uma barragem


39


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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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próxima de  1c  3c  2 , 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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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.

Caixa Superior móvel

N Extensômetros

T

Amostra de Solo Pedra Porosa Caixa Inferior Fixa

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.


43


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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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). Envoltória de Ruptura

 n

R D



T



1

3

O

P

C

A

B

3 n 1

(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.


45


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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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. e

Indeformada

Remoldada

Log (

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.


47


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.


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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.


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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.


50


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.

) m / N k ( o c e S o c i f i c e p s E o s e P

3

S = 1 0 0 %

Teor de Umidade (%

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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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.


52


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 < w ot) do que quando compactado do lado úmido(w > w ot)”. 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 préadensado (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 préadensamento 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.


53


- 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.


54


) c e s / m ( e d a d i l i b a e m r e P ) m / N k ( o c e S o c i f i c e p s E o s e P

3

S = 1 0 0 %

Teor de Umidade (%

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.


55


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.


56


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 préadensado, 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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

57


 ’

Energia de Compactação

Pa1

Pa2

Pa3



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.


58


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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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:


60


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.


61


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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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.


63


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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

64




Oroville Dam Material

55

’3

e = 0.45

45

35

0,1

1,0

10,0

D100

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.


65


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.


66




Tamanho máximo de partículas 125mm

52

’ 3 44

Dr = 85% 36

120

Dr = 50% 80

40

0

%

Compacidade Relativa (%)

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.


67


e

Saturação

Log (

Figura 6.3 Evidência de colapso em ensaios oedométricos

0% ) % ( o ã s s e r p m o C

1er Enchimento

100% Altura do aterro (% de H

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


68


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.

) a P k ( o t n e m a h l a s i C o a a i c n ê t s i s e R

400

200

0 0

200

400

600

(kPa)

Tensão Normal (kPa)

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


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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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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Tabela 6.1 Critérios relativos à granulometria de alguns enrocamentos AUTOR Marsal

RECOMENDAÇÕES 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 Mori & Freitas

Menos que 30% em peso menor que 25 mm Menos que 40% em peso menor que 5mm, com (D 60 /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.


71


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  max   1 ; máximo 1,0 m e 3

Penman & Charles

 max e

Sherard

 1 ; máximo 0,9 m

e = 1 a 2 max ; máximo 0,9 m

Itaipú, Foz de Areia e  max 1 Tucuruí 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.


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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.


73


Tabela 6.3 Características de algumas barragens de enrocamento construídas no Brasil e no exterior Barragem

Altura (m) 125

Porfirito

max (mm) 1000

Tooma

68

Quartzito

150

e (mm) 20003000 3000

M.D.W.R.*

61

-

200

Cethane

110

Quartzito

Brianne

91

Blowering Embankment Gepatsck Rockfill Shihmen

Trangslet

Material

max / e %max < CU 5mm D60 /D10 ½-1/3 5 5 1/20

-

-

600

1/3

7

18

600

900

2/3

40

8

-

300

500

3/5

24

>80

112

Quartzito, filito

1000

1000

1

10

20

153

Gnaisse

1800

2000

1

24

17

110

“seixos”

300

-

-

18

>80

El Infiernillo

148

Diorito

450

600

¾

10

12

Mont-Cenis

120

-

1000

1-1/2

5

3

Cougar

157

Basalto

450

10002000 600

¾

15

8

Mica

244

Quartzito

300

300

1

52

15

45

Gnaisse

400

500

4/5

25

12

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

Nyumba Mungu Paraibuna

Ta

*: 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.


74


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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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.


76


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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

77


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;


78


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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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“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


80


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.


81

Universidade de Brasília Departamento de Engenharia Civil e Ambiental / FT Geotecnia 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.

N.A.

N.A.

Caso 1

Caso 2

N.A.

N.A. Caso 3b Caso 3a

N.A.

N.A.

Caso 4

Caso 5

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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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.


84


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”.


85


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:

V  k  i  K

dh dl

Q  k  i  A

(8.1) (8.2)

Onde: V: velocidade de descarga; Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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:

 2 h  2h  2 h   0  x 2  y 2  z 2

(8.3)

Considerando fluxo bidimensional, geralmente admitido nas barragens de terra e enrocamento, pode-se usar a fórmula simplificada da equação de Laplace:

 2 h  2h  0  x 2  y 2

(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.


87


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 l1 b1  l2 b2  cte , 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.

q  k  i  A  k 

h L

 A  k 

h nq

(8.5)

Onde: nq: número de equipotenciais. A vazão total por unidade de comprimento é:

Q  k 

nf nq

 h


(8.6)

88


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. N.A.

h h h

h h h

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.


89

Universidade de Brasília Departamento de Engenharia Civil e Ambiental / FT Geotecnia k x

 2h  2h  k 0  x 2 y  y 2

(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 k h k v

.

A vazão de percolação pode ser calculada pela utilização da permeabilidade equivalente apresentada na Equação (8.8). k equiv



k h  k v

(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 (k h /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.


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Universidade de Brasília Departamento de Engenharia Civil e Ambiental / FT Geotecnia N.A.

Seção Transformada h

N.A.

Seção Original kh = 0,5 kv h

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). V V

 C  N a  M b  i n


(8.9)

91


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: V V

 W  m0,5  i 0,54

(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) ¾

M (polegada) 0,09

M0,5 (polegada 0,5) 0,30

W. M0,5 (polegada/seg) 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


92


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:

l1 l2

n

 h    1   n  1,85  h2 

(8.11)

Como no fluxo laminar, no regime turbulento, entre duas equipotenciais sucessivas existe a mesma perda de carga. N.A.

h 1,85

 l1   b1        l2   b2 

b1

h

l1 b2

l2

h h h

Figura 8.3 Redes de fluxo turbulento em enrocamentos Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

93


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 -7cm/s a 10 -11cm/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

V  K f  J f

(8.12)

Regime Turbulento

V  K ' f  J f 

(8.13)


94


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. V  K  J

(8.14)

Para um sistema de fissuras contínuas:

K 

e b

 K f  K m

(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.


95


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.


96


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

D15

Permeabilidade

D15

d 85

d 15

4

(8.16)

4

(8.17)

5

(8.18)

5

(8.19)

Sherard Piping

D15

Permeabilidade

D15

d 85

d 15

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 5

D50 d 50

 10

(8.20)

- Solos bem graduados, partículas arredondadas do material de filtro 12 

D50

12 

D15

d 50

d 15

 58

(8.21)

 40

(8.22)

- Solos bem graduados, partículas angulares do material de filtro


97


9

D50

6

D15

d 50

d 15

 30

(8.23)

 18

(8.24)

D5 > 0,074mm e D100 < 3” O solo uniforme é aquele que D 95 < 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.


98


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:

Q

K h 2

2 L

(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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

99


A primeira hipótese pode ser reformulada através da seguinte equação:

Q

K h 2

 h j 2 

(8.26)

2 L

Onde: h j : 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:

Q

Q

h L

K

2 L

 K  A

(8.27)

2 A  h  A2  h 2 j

(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;


100

Universidade de Brasília Departamento de Engenharia Civil e Ambiental / FT Geotecnia 

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.

Q

K h 2

2 L

h=A

hj

Q

L

(a) Q

h L

 K  A

h A

Q

L

(b) Q

K

2 L

2 A  h  A2  h 2 j

h

Q

A

hj

L

(c)

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.


101


- 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.

N.A.

Linha de saturação

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 cm 3 /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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

102


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.


103


N. A. Berma para estabilização do pé da barragem Linha de subpressão AB

Filtro

Solo Impermeável

A

B

Solo Permeável Base Impermeável

(a) N. A. Linha de subpressão AB

Linha de subpressão AB com trincheira

Filtro

Solo Impermeável

A

B

Solo Permeável Base Impermeável

(b)

N. A. Linha de subpressão AB com o poço de alívio

A

Linha de subpressão AB

Filtro

Solo Impermeável

Solo Permeável

B

Base Impermeável

(c)

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.


104


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.

Pé da Barragem Tubulação Perfurada

Camada Impermeável Brita Pedrisco Aqüífero

Filtro de Areia

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.


105


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.

Brita

Tubo de PVC

Solo Impermeável Lama Bentonítica Aqüífero

Areia

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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

106


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.

N.A. Poço de alivio

Camada de areia protetora

Tapete Impermeável

Fundação Permeável

Base Impermeável

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). Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

107


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.

N.A.

H Tratamento superficial

Areia 0,10 a 0,30 H

Base Impermeável

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;


108


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),

 w 

 b 


(8.29) 109


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. T  W  U  tg 

(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.


110


Tabela 8.1 Estabilização dos taludes em função do tamanho dos blocos e vazões de descarga Talude Jusante Tamanho dominante (H:V)

dos blocos (mm)

1,5:1 1,5:1 1,5:1 5:1 5:1 5:1 5:1 5:1 10:1 10:1 10:1 10:1 10:1

600 1200 1500 300 600 900 1200 1500 300 600 900 1200 1500

Vazão permissível (m 3 /s /m) Fofo Denso 0,37 1,40 1,86 0,46 1,86 3,25 5,11 6,96 1,39 4,18 7,43 11,15 15,79

0,93 3,72 5,11 1,39 5,11 8,83 13,94 18,58 3,72 11,15 20,44 30,66 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.


111


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.


112


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.


113


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.


114


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


115


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.

N.A.

Tratamento superficial

Areia

Base Impermeável

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.


116


Sistema de Bombeamento

Areia

Calha de drenantes

Base Impermeável

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.


117


N.A.

Elevadas tensões de compressão

Trincas abertas Aluvião

Parede de concreto

Base Rígida

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/m 3, 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.


118


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 -6mm/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


119


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 -4mm/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:


120


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.

N.A.

N.A. Tapete impermeável parcial

“cut-off” parcial Aluvião

Aluvião Base Rígida Impermeável

Base Rígida Impermeável

(a)

(b)

N.A.

N.A. Filtro Horizontal

Filtro de pé

Filtro de pé Aluvião

Aluvião


(c)

Poço de alivio


(d)

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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

121


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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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 drenantesmais 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,


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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.


124


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


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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 processarse. 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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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Neste caso poderão ser empregados vários métodos construtivos tais como: escavação mecânica, mecânica, remoção re moção por bombas de sucção, deslocamento deslocamento por jatos d’água e deslocamento 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.


127


Normal

) H 100 e d % ( m e g a r r a B a d a r u t l A

50 Velocidade Lenta 0 t (meses) 2,0

a ç n a r u g e S e d e t n e i c i f e o C

Velocidade Lenta

1,0

Normal

FS mínimo 1,25

0,5 0

20

40

60

t (meses)

Tempo Decorrido (Meses)

Figura 9.5 Ritmo lento de construção A Figura 9.6 ilustra o andamento dos recalques no tempo, t empo, com e sem sobrecarga. so brecarga. 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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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Carga prevista + sobrecarga sobrecarga

e u q l a c e R

Assintota horizontal sob sob a carga prevista + sobrecarga

Linha apos a retirada da sobrecarga Assintota horizontal sob a carga carga prevista

Carga prevista

Tempo

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 solos porosos e colapsíveis De um modo geral denomina-se, 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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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.


130


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 (SiO 2 /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.


131


100 ) % (

3



e u q r o n e m %

50 2 1

0 0

0,0001

0,01 0,001 0,1 Diâmetro dos Grãos (mm)

1,0

10

(mm)

Figura 9.7 Faixas de curvas granulométricas de solos porosos

e d 50 a d i c i t s a l P e d e c i d n Í

2 3 1

0

50 Limite de Liquidez

100

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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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.


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e Umidade Natural

Pré-saturado Colapso

s o i z a V e d e c i d n Í

Pressão

Log (

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.


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A Figura 9.10 mostra resultados de ensaios triaxiais (R sat) 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)



e t n a h l a s i C o ã s n e T

Cisalhamento Direto

’= 29o ’= 13,5o

Ensaios Triaxiais Tensão Normal



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 Q nat 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.


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Tabela 9.1 Resistência ao cisalhamento de solos porosos

Tipo de Solo Localização

Areia Porosa Bauru (SP)

Prof. LL IP <2

(m) (%) (%) (%)

1 21 6 17

4 29 12 18

s

(kN/m3)

26.5

26.5

wnat e

(%)

6.5 0.78

s

(%)

Qnat c

 c' ' Rsat

c

 c' '

Argila Porosa Rio das Pedras (SP)

Propriedade 5 31 12 16

2 43 13 8

3 43 11 6

4 45 15 8

8 42 9 5

26.5

29.0

29.1

29.8

30.0

10.0 0.82

12.0 0.72

27.0 1.05

25.0 1.10

25.0 0.90

24.5 1.05

22

32

44

75

68

82

70

(kPa) (º) (kPa) (º)

40 25.0 30 28.0

30 24.0 40 27.0

20 26.0 10 31.0

40 12.0 15 31.0

30 12.5 10 27.0

50 12.5 10 25.0

20 19.0 0 26.5

(kPa) (º) (kPa) (º)

0 16.0 15 30.0

0 13.5 15 30.0

0 20.0 20 32.0

0 20.0 0 35.0

10 27.0 0 35.0

10 14.0 10 28.0

20 24.0 10 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%, e i=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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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 80m 3 /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 prédeterminadas 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.


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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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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 pósconstrução 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:

D 

Densidade sec a " in situ " Densidade sec a máxima do proctor Normal



 s " in sit u   s max ( proctor )

h = (umidade ótima do Proctor Normal) – (umidade natural) = h o - hnat


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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.


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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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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Vertedouro

N

Região de Grandes Blocos

Área de Montagem Casa de Força

Rio Jamari

(a) N

Vertedouro Região de Grandes Blocos

Canal de Desvio Área de Montagem

Casa de Força

Rio Jamari

(b) Figura 10.1 Hidrelétrica Samuel – (a) Alternativa “A” de arranjo, Fechamento final margem esquerda; – (b) Alternativa “B” de arranjo, Fechamento final margem direita


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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. Observese 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, Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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.


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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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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, Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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.


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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


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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


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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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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 íngremespodem 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 préadensamento do solo – pois, neste caso, não há possibilidade de abertura de fendas de tração ou por fraturamento hidráulico (barragem de São Simão).


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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.


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Universidade de Brasília Departamento de Engenharia Civil e Ambiental / FT Geotecnia - 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”.


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Universidade de Brasília Departamento de Engenharia Civil e Ambiental / FT Geotecnia - 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


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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. Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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.


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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.


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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.


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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


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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.

Primários Secundários

Linha Montante

Terciários Linha Jusante Linha Central 12,0 6,0 3,0

3,0 1,5

Figura 11.1 Disposição dos furos da cortina de injeção em planta


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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 3a. 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.


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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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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.

t o t n e m a o c s E e d o p m e T

Relação Água-Cimento Ensaiada Caldas Ideais

Fator de Sedimentação



Figura 11.2 Curva de injetabilidade


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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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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.

(ton.) ) n o t ( s o d a t e j n I s o d i l ó S

Primários Secundários Terciários

Furos da Linha Montante

(m)

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 Barragens – Apostila G.AP-AA006/02

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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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Apostila De Barragens: Universidade de Brasília

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