Barragens Sandroni 2006 6estabilidade 131007183901 Phpapp02

8/16/2019 Barragens Sandroni 2006 6estabilidade 131007183901 Phpapp02

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6 – ESTABILIDADE GEOTÉCNICA DE BARRAGENS

6.1 – ASSUNTOS ABORDADOS

Os assuntos de estabilidade são tratados nos seguintes itens:

6.2 – estabilidade dos aterros durante a construção;6.3 – estabilidade pela fundação dos aterros durante a construção6.4 – estabilidade dos aterros perante rebaixamento rápido6.5 – estabilidade dos aterros com reservatório cheio6.6 – subpressões em estruturas de peso de concreto6.7 – cargas na junção entre aterros e estruturas de concreto

Os aspectos relacionados com tremores de terra não foram incluídos nas presentesnotas. Os terremotos no Brasil são de baixa intensidade. Com exceção da região Atlântica de alto mar (a centenas de quilômetros da costa) e da região mais próximaaos Andes (extremidade Oeste da Amazônia) há pouquíssimos registros de sismoscom intensidade maior do 5 na escala Richter (que são os que causam problemaspara as barragens) e nenhum (que seja do conhecimento do autor) com intensidademaior do que 5,5. Não se tem notícia de nenhum acidente em barragens, mesmosem gravidade, causado por sismos em território Brasileiro. A exclusão desteassunto é provisória, pretendendo-se no futuro incluí-lo nas notas. Em áreasfortemente sísmicas de outros países, onde os engenheiros Brasileiros muitas vezessão chamados a atuar, os efeitos sísmicos são, com freqüência, determinantes dasegurança da barragem.

Os deslizamentos de taludes de ombreiras e cortes, durante a construção, e osdeslizamentos dos taludes da periferia reservatório durante a operação não foram

incluídos nas presentes notas por se tratar de assunto enfocado na cadeira deTaludes.

Os parâmetros de resistência dos aterros e das fundações (seja dos solos naturais,seja dos planos de fraqueza em rochas) também não são enfocados, por doismotivos: (a) trata-se de assunto amplo demais, que requereria um curso específico


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6.2 – ESTABILIDADE DE ATERROS DURANTE A CONSTRUÇÃO

6.2.1 – Aspectos Conceituais

A instabilidade no interior de um aterro compactado pode se manifestar de duasmaneiras: (a) deslizamento ao longo de uma superfície de ruptura definida; (b)deformações laterais excessivas promovendo um "estufamento lateral" do maciçosem que se consiga perceber uma superfície definida de ruptura. Vaughan (1971)associou cada um destes dois comportamentos ao que se observa em laboratório,ver figura 6.1. No primeiro caso estão os materiais cuja trajetória de tensões efetivassob condições não drenadas atinge a envoltória de ruptura apenas durante um breveintervalo de deformações e, em seguida, passam a perder resistência e, porconseqüência, a trajetória de tensões se afasta da envoltória. Estes materiaiscostumam apresentar superfície de ruptura bem definida nos ensaios de laboratório. Ao segundo caso, parte (b) da figura 6.1, pertencem aqueles materiais cujastrajetórias de tensões efetivas sob condições não drenadas após atingir a envoltória

de resistência permanecem mais ou menos sobre ela por um longo intervalo dedeformações. Estes materiais costumam apresentar ruptura por "embarrigamento"nos ensaios.

Seja qual for o tipo de comportamento na ruptura, estufamento ou superfíciesdefinidas, a situação de instabilidade só costuma ser atingida, em aterroscorretamente compactados de barragens, se existirem poropressões positivasconsideráveis no interior do maciço de terra. Se não existirem poropressõespositivas significativas, dificilmente haverá instabilidade durante a construção, poisos solos utilizados na construção de barragens, quando corretamente compactados,apresentam resistência superior à necessária para garantir a estabilidade dosaterros com as inclinações usuais (tipicamente, V:H = 1:2 a 1:3 em aterroshomogêneos, não havendo problema de resistência na fundação). E assim é porquea compactação visa, principalmente, facilitar o tráfego dos equipamentos e evitar ocolapso perante submersão, sendo a boa resistência do aterro um bem-vindo

subproduto.

Dependendo do coeficiente de adensamento do aterro, da velocidade de alteamentoe da geometria das fronteiras drenantes, os excessos de poropressão geradosdurante a construção podem permanecer, caracterizando uma situação nãodrenada, ou se dissipar (equalizar), caracterizando uma situação drenada. Vaughan


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(distância até uma fronteira drenante) entre 10 e 30 metros a situação só seria não

drenada em aterros com permeabilidade da ordem de 1x10 -7 cm/s ou menos.Evidentemente, estimativas como essa são aproximações grosseiras da realidade e,em cada caso, o projetista deverá estudar o assunto com base em suas preferênciase no nível de prudência que julgar cabível, utilizando, se necessário, os poderososrecursos experimentais e computacionais de que se dispõe atualmente.

A geração de poro-pressão não drenada (nem ao ar nem à água) depende,basicamente, da relação entre a compressibilidade do fluido (ar e água) dos vazios ea compressibilidade do arcabouço de grãos do solo. O parâmetro B, para umasolicitação isotrópica não drenada, é dado teoricamente (Skempton, 1954) por:

B = dU / dσ1 = 1 / [ 1 + (n.Cvz / Cas)onde, n = porosidade

C = compressibilidade, definida como a relação entre a variaçãoespecífica de volume e a variação de tensão

Cvz = compressibilidade do fluido dos vaziosCas = compressibilidade do arcabouço de grãos, ou seja, do solo

com a mesma densidade caso estivesse seco

Se o fluido dos vazios é muito mais compressível do que o arcabouço de grãos (Cvz>> Cas) o valor de B tende para zero (caso do solo seco). Se, em vez, Cvz


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Assim, o desenvolvimento de poropressões positivas depende das condições iniciais

do fluido dos vazios (que podem ser expressas pelo grau de aeração, Var/V), darigidez do solo que compõe o aterro (que pode ser expressa por seu módulo deelasticidade, E) e do momento em que o ar dos vazios se torna ocluso.

A oclusão ocorre entre o ponto ótimo da curva de compactação e o ponto quecorresponde ao valor mínimo do grau de aeração como indicado pela “região A” nafigura 6.3. Gilbert (1959) verificou que “os vazios de ar em um solo coesivocompactado deixam de ser conectados por volta da umidade ótima”. Lins & Sandroni(1994) apresentam evidências, obtidas por Lins (1991), através de um conjunto deensaios triaxiais especiais em amostras compactadas estaticamente, de que asporopressões na água se tornam positivas para um grau de aeração praticamenteconstante, independente do grau de aeração original das amostras. Este grau deaeração foi, nos ensaios de Lins, um pouco mais baixo do que o grau de aeraçãocorrespondente ao ponto ótimo da curva de compactação (ou seja, do “lado úmido”)obtida com ensaios Proctor Normal. O solo ensaiado por Lins foi uma argila silto-

arenosa residual, com LL = 78%, LP = 32% e, fração argila = 62%, 4% de silte e34% de grãos tamanho areia.

Quatro formas típicas da curva poro-pressão versus sobrecarga ( γ h, onde γ é o pesoespecífico do aterro e h é a altura de aterro acima do ponto) estão mostradas nafigura 6.4. Os casos A e B representam um solo compactado no estado ocluso ecom compressibilidade alta e baixa respectivamente. Nos casos C e D estãorepresentados solos inicialmente no estado aberto e com compressibilidade alta ebaixa, respectivamente. Como se vê, o espectro de respostas de poropressões émuito amplo.

6.2.2 – Pressão negativa na água dos vazios - Sucção

Por causa da tensão superficial na interface entre o ar e a água, que coexistem nos

vazios de um solo parcialmente saturado, a pressão no ar é maior do que a pressãona água. A diferença entre a pressão no ar e a pressão na água (Uar-Uw) édenominada “sucção”. Logo após a compactação, a pressão no ar é (em termospráticos) igual à zero (ou seja, é igual à atmosférica, posto que, por convenção naengenharia civil, toda e qualquer pressão é considerada como excesso em relação àatmosférica) e a pressão na água é, portanto, negativa.


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(w-wot) medidos em solos compactados de diversos tipos e procedências. Vê-se

que a sucção varia amplamente em um certo solo com o desvio de umidade e,de um solo para o outro no mesmo desvio de umidade;

• Há muitas evidências experimentais mostrando que a sucção em um certo solovaria muito com a técnica de moldagem da amostra. Lambe (1961) observoudiferenças da ordem de 50 kPa na sucção em amostras com umidade e pesoespecífico iguais, compactadas por diferentes procedimentos. Ou seja, não háporque esperar que a sucção em amostras de laboratório seja representativa da

que ocorre nos aterros;• Utilizando um procedimento padronizado de compactação no laboratório, Cruz eFerreira (1993), mediram a sucção em diversos solos com graus decompactação entre 95% e 100%. Os valores de sucção obtidos por essesautores estão lançados contra o grau de aeração e a % de grãos argila nasfiguras 6.5.b e 6.5.c. Vê-se que o valor da sucção é função principalmente dotamanho dos vazios do solo (correlaciona-se bem com a % de grãos argila,figura 6.5.c) e que não se correlaciona com a quantidade de ar nos vazios do

solo (ou seja, não se correlaciona com Var/V, figura 6.5.b). Outra evidência deque a sucção depende (até certo ponto) da granulometria e não correlacionabem com o volume de ar nos vazios são os dados obtidos por Lins (1991) queensaiou uma argila siltosa de região gnáissica e observou que a sucção (porvolta de 100 kPa) variava muito pouco para umidades variando entre –2% e +3%da ótima. Note-se que, devido à influência da técnica de moldagem e dascaracterísticas micro-estruturais dos solos, não é de se esperar que exista umarelação simples (muito menos, com dispersão pequena) entre granulometria esucção. Os pontos com símbolos preenchidos lançados na figura 6.5.c, quefogem totalmente da relação de Cruz & Ferreira (1993), ilustram este aspecto.

6.2.3 – Metodologias de Análise

Uma vez decidido que os excessos de poropressão não sofrerão dissipação

apreciável (ou seja, que a situação será não drenada), é preciso verificar asegurança através de análises de estabilidade. São utilizadas diversas metodologiasdiferentes que estão explicadas e comentadas a seguir:

1. Com tensões totais (ver, por exemplo, Lowe, 1967) – Realizam-se ensaiostriaxiais adensados não drenados (CU) convencionais (ruptura por carregamento


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dU = (Pari . dV/Vo) / (Viar/Vo + h . Vw/Vo – dV/Vo)

onde,Pari = pressão no ar dos vazios logo após a compactação(praticamente igual à atmosférica e, para efeitos práticos, suposta igualà atmosférica = 100 kPa);dV = variação de volume;Vo = volume total inicial;Viar = volume de ar nos vazios logo após a compactação. A relaçãoVar/Vo, dita “grau de aeração” é dada, em termos das propriedadesíndice usuais, por n(1-S), onde n é a porosidade e S é o grau desaturação;h = constante de Henry = 0,02 (desprezando a variação detemperatura);Vw = volume de água nos vazios (constante por força da hipótese de

drenagem nula). A relação Vw/Vo, que poderia ser chamada de “graude umidade” é dada, em termos das propriedades índice usuais, pornS, onde n é a porosidade e S é o grau de saturação;

Hilf (1948) dá exemplos de diversas barragens em que poropressões forammedidas. Essas medições foram realizadas com piezômetros dotados de pedrasporosas grossas e, portanto, o grosso do que se media eram as pressões no ardos vazios. As medições mostraram, segundo o autor, boa concordância com osvalores calculados pela fórmula acima. Nos casos estudados, acompressibilidade (dV/Vo) foi obtida de observações de recalques no campo nasproximidades dos piezômetros, mas Hilf sugere que resultados de ensaios deadensamento podem ser utilizados.

A teoria de Hilf pode ser verificada aplicando-a a ensaios. Um exercício dessesfoi realizado utilizando os ensaios PH (triaxiais isotrópicos) e PC (compressão

unidimensional) de Casagrande & Hirschfeld (1960), que apresentam as curvasindividuais de tensão axial-deformação (volumétrica nos ensaios PH e axial nosensaios unidimensionais) e de tensão axial-poropressão dos ensaios. Os valoresmédios da relação entre a poropressão obtida pela fórmula de Hilf (U est Hilf) e aporopressão medida nos ensaios (Umed) situaram-se entre 20% e 73%, comoapresentado na tabela 1. Em todos os ensaios examinados (4 PHs e 4 PCs) as


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3. Com parâmetros de poropressão – Skempton (1954) e Bishop (1954) definiramparâmetros de poro pressão A e B, para uma solicitação não drenada, dadospela expressão:

dU = B [dσ3 + A (dσ1 - dσ3)]onde,dU = variação da poro pressãodσ3 = variação da tensão total principal menor

dσ1 = variação da tensão total principal maior A aplicação desta metodologia requer a realização (em amostrasrepresentativas) de ensaios triaxiais não drenados com medição de poropressões nos quais são aplicadas solicitações tão parecidas com as do campoquanto possível. Os parâmetros A e B são obtidos aplicando a fórmula acimaaos resultados desses ensaios. Um procedimento nessa linha, utilizado emdiversas barragens brasileiras (Cruz & Massad, 1966), consiste em realizar

ensaios triaxiais não drenados, com medição de poro pressão, com relaçãoconstante entre as tensões principais (K = dσ3 / dσ1 = constante = 0,5 a 0,7),denominados ensaios PN (Casagrande e Hirschfeld, 1960). Desses ensaios sãoobtidos valores de B = dU / dσ1 (Bishop, 1954). As análises de estabilidade sãorealizadas utilizando os parâmetros efetivos de resistência e obtendo asporopressões através de B, considerando que dσ1 = d γ h. A hipótese de que atensão principal maior é igual ao peso acima do ponto, se apresenta razoável na

maioria dos casos (Costa Filho et al, 1982).Considerando os conceitos expostos acima quanto aos estados aberto e ocluso,os ensaios visando estudar a estabilidade durante a construção deveriam, emprincípio, ser livres para drenar o ar para a atmosfera até que a oclusãoocorresse espontaneamente na amostra. Os ensaios PN usualmente utilizadosnão são abertos para a atmosfera: a amostra fica oclusa (dentro da membranade borracha) desde o início do ensaio, de maneira que existe uma tendência à

geração prematura de poropressões positivas. Este procedimento “fechado”,utilizado nos ensaios PN usuais, embora conservador costuma ser aceitável,porque a maioria dos aterros de grandes barragens no Brasil é compactado dolado seco da ótima e, por conseqüência, as poropressões durante a construçãosão muito baixas. Mas é importante ressaltar que o procedimento “fechado”constitui-se em procedimento de limite superior que leva às maiores


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Como se vê na figura 6.6.b, para aterro com E = 400 kg/cm2, a poropressões

são pequenas (B < 10%) praticamente para qualquer altura de aterro. Já nafigura 6.6.a, onde E = 100 kg/cm2 (um aterro compactado de compressibilidadeelevada), as poropressões se apresentam elevadas a partir dos 30 a 40 m dealtura de aterro. A figura 6.6.c mostra resultados de ensaios PN e PNA emamostras do mesmo solo compactado em condição igual (Sandroni & Silva,1989), podendo-se observar a confirmação experimental do que foi expostoacima. No caso geral de campo, em que a drenagem do ar no estado aberto nãoé perfeita, as poro pressões deverão ficar entre os dois limites representadospelas curvas do ensaio PN e do ensaio PNA.

Os conceitos acima expostos serviram como base para o desenvolvimento dametodologia descrita a seguir.

4. Considerando o solo como linear e aplicando os conceitos de estado abertoe ocluso. Sandroni (1985) sugeriu uma metodologia, para estimar as

poropressões construtivas, baseada nas seguintes hipóteses:• A relação tensão efetiva-deformação do solo é linear. Em particular, para ocaso isotrópico, tem-se D = [variação da tensão isotrópica efetiva] /[deformação volumétrica];

• A oclusão ocorre no grau de aeração (Var/V = n.(1-S)) do ponto ótimo dacurva de compactação Proctor Normal;

• Não há variação de umidade, ou seja, o carregamento é não drenado paraa água;

• Antes da oclusão a pressão no ar permanece atmosférica e toda avariação de volume se deve ao ar que escapa para fora do solo;

• Após a oclusão, toda a variação de volume se deve à compressão do arnos vazios, aplicando-se a lei de Boyle. Ou seja, despreza-se a solução doar na água dos vazios.

A aplicação dessas hipóteses na prática é simples. A seguir estão os passos que

devem ser seguidos: A. Obter D = δσ`o/(δV/V) em ensaios triaxiais drenados isotrópicos sobre

amostras saturadas (por contrapressão) ou em ensaios triaxiais nãodrenados isotrópicos com medição de poropressão e de variaçãovolumétrica. Se os ensaios forem triaxiais tipo PN com um certo valor deK considerar σ` = σ`1 ((1+2K)/3) No caso de utilizar ensaios


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específico seco e umidade especificados para o aterro. As especificações,

em geral, estabelecem grau de compactação (GC= γ dc/ γ dmax) e desvio deumidade (dw = wc-wot) a partir dos quais podem ser fixados um ou maispares de γ dc e wc para cálculo do valor do grau de aeração inicial. Paracada par de γ dc e wc selecionado será feito um estudo separado. Se osestudos indicarem poropressões inaceitavelmente altas, poder-se-á atémudar as especificações;

D. Comparar o grau de aeração inicial com o grau de aeração na oclusão,

para fixar em qual dos dois casos seguintes a situação se insere:CASO 1 - (Var/V)c maior do que (Var/V)ocl CASO 2 - (Var/V)c igual ou menor que (Var/V)ocl

E. No CASO 1, as poropressões são calculadas da seguinte maneira:• Poropressão nula até à oclusão que ocorrerá na seguinte tensão:

σòcl = D . [(Var/V)c - (Var/V)ocl]• Poropressão após a oclusão dada pela fórmula (Sandroni, 1985);

δU=[(δσò+Patm-M+(δσò+Patm-M)2+4Mpatm)1/2]/2-Patm

onde:δU=variação da poropressãoδσò=variação da pressão total, definida como em APatm = pressão atmosférica (1 kg/cm2 ou 100 kPa)M = D x (Var/V)ocl

Neste caso a curva tensão x poropressão terá a forma das curvas C eD da figura 6.4.

F. No CASO 2, considerar σòcl = zero e calcular δU com a fórmula de Eacima, utilizando M = D x (Var/V)c, ou seja, com o grau de aeração inicialprevisto para o campo.Neste caso a curva tensão x poropressão terá a forma das curvas A e Bda figura 6.4.

Esta metodologia, tal como a de Hilf, pode ser verificada aplicando-a a ensaios. Averificação foi feita por aplicação aos mesmos ensaios PH e PC de Casagrande& Hirschfeld (1960) utilizados acima para testar a metodologia de Hilf. Os valoresmédios da relação entre a poropressão obtida pela aplicação da metodologia(notar que todos os ensaios, por não serem conectados ao ar, caem no CASO 2)e a poropressão medida nos ensaios (Umed) situaram-se entre 41% e 106%,como apresentado na tabela 1. Nos oito ensaios examinados, as curvas[t ã ] [ ã ti d ] it b i ti t


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Evidentemente, em casos que disponham do tempo e dos recursos, podem serrealizados ensaios tipo PNA, como sugerido por Sandroni & Barbosa, 1988).

NOTA: depois de publicado o trabalho, Sandroni & Barbosa tomaramconhecimento dos trabalhos de Pacheco Silva, da década de 60, nos quais osconceitos de estado aberto e ocluso, bem como os ensaios drenados ao ar,foram estabelecidos.

6.2.4 – Casos históricos

Existem registrados, no Brasil, dois casos de deslizamento de maciços de terradurante a construção: os de Cocorobó e Açú. Em ambos os casos a ruptura se deusegundo superfície de ruptura bem definida e os maciços eram compostos por solosargilosos de plasticidade alta e compressibilidade relativamente elevada, oriundos

de jazidas aluvionares nas quais as argilas se encontravam praticamente saturadas(ou seja, em condição oclusa).

Sobre o acidente de Cocorobó encontra-se alguma informação em Mello (1976). Abarragem de terra homogênea, com 35 m de altura, sofreu um deslizamento em finalde construção, no talude de montante. A seção da barragem, com a posição dasuperfície de ruptura, está mostrada na figura 6.7.a. O talude médio era por volta de1:3,3 (V:H). O solo utilizado possuía hot = 20 a 22%, γ dmax = 1,62 a 1,68 t/m

3, LL =57% e LP = 19% e sua compactação teria sido controlada ao redor de 1% abaixo daótima. Para corrigir o acidente, uma parte do aterro foi removida com trator formandouma ”ensecadeira” de emergência a montante (que veio a funcionar também comoberma) e a seção foi reconstruída com talude mais suave do que o original, comoindicado na figura 6.7.b.

Para o caso de Açú, rompida em 15 de dezembro de 1981, foram desenvolvidos,

depois da ruptura, diversos estudos visando apurar as causas e definir o projeto dereconstrução (Nunes & Mello, 1982; Sandroni, 1985 e 1986). A seguir sãocomentados alguns aspectos desse deslizamento:

• A ruptura do maciço principal ocorreu em uma largura de 700 m, com altura de35 m, com talude médio de 1:3,7 (V:H) e envolveu um volume da ordem de 2


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testemunhas, os eventos resumidos na parte central da figura 6.8;

• Antes da ruptura do maciço principal, ocorreram duas rupturas rotacionais(contíguas e praticamente simultâneas), com 150 m de largura cada, naensecadeira incorporada cuja altura era de 14 m e cujo talude era 1:1,5 (V:H).Esta geometria está mostrada no detalhe da parte superior da figura 6.8. A retro-análise dessas rupturas, considerando coeficiente de segurança igual a 1 e φ =0, resulta em Cu = 49 kPa. Aplicando esse valor de Cu à ruptura maior obtém-secoeficiente de segurança praticamente igual a 1. Qualquer outro par deparâmetros de resistência obtido por retroanálise da ensecadeira, considerandoφ diferente de zero, se aplicado à ruptura maior, resulta em coeficiente desegurança superior à unidade;

• O material argiloso, um aluvião obtido na planície de enchente do rio, possuía,na jazida, elevado grau de saturação e densidade seca semelhante à de ProctorNormal. Essas características de densidade e saturação não foramsignificativamente modificadas durante as operações de carregamento,transporte, lançamento, espalhamento e “compactação” (com rolo pé de

carneiro), de maneira que o solo não foi compactado e sim apenas retrabalhadoquando colocado no aterro. Os exames posteriores indicaram a existência,freqüente e disseminada, de laminações na argila. O material argiloso do aterroexibia grau de saturação entre 92% e 95%, porcentagem de compactação entre96% e 104% e desvio de umidade entre -2% e +1% (em relação ao ProctorNormal);

• As especificações construtivas iniciais exigiam desvios de umidade entre -1,5%e +1,5% e grau de compactação médio maior do que 98%. A partir de março de1981, após a ruptura das ensecadeiras e já com toda a argila abaixo daelevação 38 m colocada, o limite superior de desvio de umidade foi reduzidopara +0,5%;

• As especificações de projeto recomendaram, ainda, compactar as primeiras trêscamadas de argila, junto à fundação, com desvio de umidade entre +2% e +4%,facultando a criação de uma superfície preferencial de fraqueza. As observaçõesdiretas em poços mostraram, contudo, que a superfície de ruptura passou 2 a 3

metros acima desta região. É provável que o trecho de maior umidade tenhadrenado para a areia sotoposta, propiciando que a parte horizontal da superfíciede ruptura se desenvolvesse mais acima, na elevação onde a poropressão foimáxima;

• As análises da ruptura com tensões efetivas apontaram dois mecanismosigualmente passíveis de terem ocorrido não sendo possível definir qual


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Otter Brook, mostrado na figura 6.9 (Linell & Shea, 1960). O estado de ruptura é

nitidamente demonstrado pelos deslocamentos do pilar de ponte, situado no taludede montante. O acompanhamento piezométrico evidenciou poropressões elevadas,destacando-se os valores de B da ordem de 40 a 60 % e os níveis piezométricosmuito acima do nível do aterro. Outros dois casos, das barragens de Truscott eSkiatook, são apresentados por Walker & Duncan (1984).

Um outro tipo de maciço terroso que sofreu diversos acidentes dispendiosos durantea construção foram os aterros hidráulicos. Esta técnica, muito em voga na primeirametade do século, inclusive no Brasil, seria hoje em dia econômica em diversassituações. Ela segue sendo utilizada no Leste Europeu. Nas Américas porém, devidoa acidentes como o de Alexander, Fort Peck, Necaxa e outros, os aterros hidráulicosforam abandonados. Os acidentes ocorreram por instabilidade dos espaldares dematerial grosseiro sob os empuxos do material mais fino em estado semilíquido dazona central. Hoje se dispõe de conhecimentos sobre os fenômenos envolvidos(resistência ao cisalhamento, empuxos, liquefação, adensamento, etc.) suficientes

para tornar anacrônicas as incertezas de há décadas.

6.3 – ESTABILIDADE PELA FUNDAÇÃO DO MACIÇO DURANTE ACONSTRUÇÃO

A ampla maioria dos acidentes por deslizamento durante a construção ocorre emlocais com fundações compostas por materiais de baixa resistência, contendo

camadas ou superfícies de fraqueza. O caso de Carsington na Inglaterra, figura 6.10,foi explicado por Skempton et al (1985) como devido à existência, na camada deargila amarela superficial da fundação, de paleosuperfícies de ruptura cujaresistência fora reduzida ao valor residual. O deslizamento construtivo da barragemde Waco, figura 6.11, deveu-se à existência de um folhelho de baixa resistência(Pepper), em um trecho da fundação.

No Brasil não se conhece registro de instabilidade de barragem de terra grande pelafundação durante a construção. Existe reportado um caso de tendência àinstabilidade por cisalhamento pela fundação na barragem Água Vermelha (Silveiraet. al., 1978), onde deslocamentos concentrados em planos de fraqueza nafundação basáltica, detectados por inclinômetros, levaram à antecipação daexecução e ao re-dimensionamento de bermas anteriormente previstas. O reforço foi


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6.4 – ESTABILIDADE DE ATERROS PERANTE REBAIXAMENTO RÁPIDO

6.4.1 – Aspectos conceituais

Os deslizamentos de montante perante rebaixamento, embora graves, em geral, nãocolocam a barragem sob risco de desastre imediato, pois o nível d'água fica abaixoda crista da massa afetada. Sherard (1953) estudou 12 casos com ruptura deste tipoe concluiu que os acidentes ocorreram durante variações do lago entre o nívelmáximo e a meia altura da barragem, com velocidades entre 9 e 15 cm/dia e que seconstituíram nos rebaixamentos mais rápidos ou de maior amplitude que já haviamocorrido na obra. Sherard menciona que tais escorregamentos costumam serprofundos e estar associados a fundações de baixa resistência e, que a ocorrênciade rupturas superficiais é bem menos freqüente.

No Brasil ocorreu justamente um caso de deslizamento superficial, o da barragem deBanabuiú, na qual a capa superficial de rip-rap deslizou em um trecho no qual a

compactação do solo sob o rip-rap, próximo à face externa do maciço, foi deficiente.

Convém notar que, embora não se constituindo em ameaça imediata de desastre, osescorregamentos de montante costumam implicar em despesas consideráveis, ematrasos e em inconveniências graves para a operação da obra.

A estabilidade do talude de montante perante rebaixamento depende dasporopressões que existirão no maciço argiloso após o rebaixamento. A estimativa

dessas poropressões pode, em princípio, ser feita a partir dos valores deporopressão existentes antes do rebaixamento (obtidos da rede de fluxo em regimepermanente, como mostrado na figura 6.12, equação [1]) somando-sealgebricamente a variação de poropressão, ∆U, induzida pelo rebaixamento (figura6.12, equação [2]).

A situação de fluxo permanente pode levar muito tempo para se instalar em aterros

constituídos por solos finos. Considerações teóricas simples utilizando a lei ded`Arcy (Vaughan, 1974) podem ser utilizadas para mostrar que o regime depercolação permanente pode levar vários séculos para se desenvolver em um aterroargiloso compactado. Mesmo em solo siltoso, podem ser necessárias váriasdécadas.


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1. da variação não drenada de U causada pelas variações das tensões totais

induzidas pelo rebaixamento. A variação de tensões totais peranterebaixamento compreende uma diminuição da tensão principal maior e umadiminuição maior da tensão principal menor, de modo que a tensão cisalhanteaumenta. Além de se estimar as variações de tensões totais, tem-se quedispor de parâmetros de poropressão (tipo A e B de Skempton (1954), porexemplo) relacionando-as com as variações de poropressão para o tipo desolicitação em pauta;

2. da drenagem durante o rebaixamento, que é governada pela relação entre avelocidade de rebaixamento do lago (VRR) e a permeabilidade do maciço (k).Os trabalhos de Reinius (1948 e 1954) mostram que a questão éadequadamente representada pelo parâmetro adimensional k/(n.VRR), onde né a porosidade do maciço. Valores deste parâmetro inferiores 2,5 indicamuma situação “não drenada”, isto é, na qual o nível de água do maciçopermanece muito acima do nível de água rebaixado do lago. Já valores dek/(n.VRR) maiores do que 25 correspondem às situações “drenadas”, ou seja,

aquelas nas quais o nível de água do maciço desce praticamente junto com odo lago. A figura 6.13 mostra uma relação aproximada entre a velocidade de rebaixamento e a permeabilidade, indicando as zonas drenadas e nãodrenadas, segundo os critérios acima. Para as situações intermediárias,Casagrande (ver Sherard et al, 1963, pgs. 375 e 376) desenvolveu umametodologia aproximada que permite determinar a posição do nível de águano maciço em qualquer tempo “t” após rebaixamento total e instantâneo. É dese ressaltar a natureza muito aproximada das considerações teóricas acima

apresentadas;3. do estado em que o solo se encontrava antes do rebaixamento, o qual pode

ser ocluso ou saturado. O simples estabelecimento da rede de percolaçãogarante que o solo estará no estado ocluso. Nos maciços de maiorpermeabilidade (arenosos) o fluxo pode “lavar” o ar dos vazios porque acapilaridade é baixa. Sherard et al (1963, pg 246) sugerem que em maciçoscom permeabilidade maior do que 1x10-4 cm/s (100 ft/year), o fluxo,

provavelmente, lavará todo o ar dos vazios e o solo ficará saturado. Nos maciços de menor permeabilidade (argilosos) a capilaridade impedirá queo fluxo leve o ar dos vazios e a saturação só será atingida se o solo tiver sidopressurizado até níveis que dissolvam o ar dos vazios. Sabe-se, da práticaem laboratório (ver, por exemplo, Lowe & Johnson, 1960), que sãonecessárias pressões elevadas na água dos poros para saturar os vazios de


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será rápida também em comparação com o coeficiente de adensamento

aplicável ao caso.

Visando investigar os valores de ∆U em laboratório, Cruz (1973, 1996) realizou umasérie de ensaios especiais em amostras de quatro diferentes locais, compactadaspor pisoteamento próximo às condições ótimas de Proctor Normal. Os ensaios,realizados em células triaxiais que podiam controlar as tensões principais e apressão neutra (por contrapressão), procuravam simular toda a história de tensõesde elementos de solo situados no corpo de uma barragem para as situações deconstrução, de percolação com reservatório cheio e de rebaixamento. Tal comoLowe & Karafiath (1959) e Lowe (1967), Cruz escolheu cinco pontos situados nabase de lamelas de uma hipotética análise de estabilidade e obteve as tensõesprincipais nesses pontos através de hipóteses simplificadoras razoáveis. Asporopressões construtivas foram calculadas considerando B = 0,12 e asporopressões de regime permanente de fluxo e de fluxo perante rebaixamento foramobtidas de redes de fluxo. Quanto à fase de ruptura dos ensaios, Cruz optou por três

procedimentos: A – pressão neutra no início da fase de ruptura igual à da rede derebaixamento e ruptura provocada pela redução da tensão confinante, registrando-se as pressões neutras; B – pressão neutra no início da fase de ruptura estabelecidalivremente no estágio anterior do ensaio (correspondente ao lago com nível máximo)e ruptura provocada pela redução da pressão na câmara registrando-se as pressõesneutras; C – pressão neutra durante a fase de ruptura mantida igual à da rede defluxo de rebaixamento e ruptura provocada pela redução da pressão confinante. Asprincipais conclusões desse estudo experimental foram as seguintes: (a) a envoltória

efetiva para o caso de rebaixamento rápido se apresentou um pouco mais alta doque a envoltória convencional (obtida em ensaios triaxiais CD ou CU com mediçãode poropressões, com compressão axial e velocidade controlada). Os resultadossugerem c` algo como 5 a 20 kPa mais alto e φ` algo como 1 a 2 graus mais alto; (b)excluindo o procedimento de ruptura C (que impõe a poropressão), os excessos deporopressão observados nos ensaios foram menores (entre 60% e 80%) do que osda rede de rebaixamento.

6.4.2 – Metodologias de análise

A determinação do valor de ∆U é, como visto acima, complexa e sujeita a grandeincertezas. Por esta razão (principalmente), alguns projetistas de barragens de terra


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adensados não drenados, cujas tensões da etapa de adensamento são estimadas

para a situação de reservatório cheio e regime permanente de percolação instalado.Essa estimativa de tensões é feita, para algumas das lamelas, por equilíbrio limite,considerando os parâmetros efetivos de resistência e as poropressões depercolação. O adensamento das amostras pode ser anisotrópico e a trajetória detensões deve ser compatível com o que ocorre durante o rebaixamento no ponto emfoco. Obtida a envoltória, realiza-se a análise de estabilidade (em termos de tensõestotais) considerando o nível rebaixado do lago.

Johnson (1975) apresenta uma metodologia utilizada pelo Corps of Engineers, queconsiste em realizar análises de estabilidade com o reservatório rebaixado e comuma envoltória de resistência bi-linear constituída pela envoltoria triaxial adensada-drenada (CD) para baixas tensões e, pela envoltória adensada-não drenada (CU)para tensões mais altas. Wilson & Marsal (1979) também recomendam esteprocedimento. As análises são realizadas em termos de tensões totais, isto é, semconsiderar as poropressões. A idéia básica da utilização da envoltória efetiva no

trecho inicial é evitar a consideração implícita das poropressões negativas que,sabidamente, ocorrem nos solos compactados sob níveis baixos de tensão. Johnsonressalta que o uso dessa envoltória bi-linear pode levar a excesso deconservadorismo se o solo impermeável está muito perto do talude de montante,pois, nesse caso, costuma-se encontrar superfícies críticas rasas, paralelas aotalude e com coeficiente de segurança baixo.

As metodologias que utilizam envoltória de tensões efetivas e valores de

poropressões obtidos de ensaios, requerem a realização de estudos de percolação ede ensaios especiais, como explicado anteriormente (Cruz, 1973, 1996; Lowe &Karafiath, 1959; Lowe, 1967).

A utilização de partidos com valores estimados da poropressão implica em fazerhipóteses simplificadoras para a determinação de ∆U. Bishop (1952 e 1954)recomenda usar B = 1, ou seja, ∆U = ∆γ h, onde ∆γ h é a variação de tensão devida à

redução de peso na vertical acima do ponto (que, em muitos casos, é praticamenteigual à variação da tensão principal maior). No cálculo de ∆γ h deve ser levado emconta a variação da coluna de água e a variação de peso específico de solo cujonível de água tenha sido rebaixado. O valor ∆U assim obtido deve ser deduzido daporopressão obtida da rede de fluxo de regime permanente existente antes dorebaixamento O valor de ∆γh é evidentemente negativo implicando em uma


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poropressão e, assim, o valor de ∆U tenderá a ser pequeno (ou nulo). Nos pontos

saturados a queda de poropressão será mais acentuada pois a tendência àexpansão aliviará significativamente a poropressão. A quantificação, no entanto, émuito difícil devido aos aspectos mencionados anteriormente e, sua confirmação sópoderia ser justificada à luz de medições em diversas obras (dados de que não sedispõe).

Quando se utiliza a envoltória efetiva para superfícies rasas, em geral, costuma-seencontrar coeficientes de segurança baixos. Quando isto ocorrer, convém exercer julgamento em cada caso, para evitar abater desnecessariamente o talude demontante da barragem. Deve-se lembrar que, junto à periferia, a drenagem (ou adissipação) são muito rápidas. Também a ser considerado é o fato de que parabaixos níveis de tensão a envoltória tende a ser curva, podendo ser representadapor parâmetros de resistência mais altos do que para tensões mais elevadas. Hámuitos casos em que as rupturas rasas podem ser tratadas com análise tipo taludeinfinito, considerando fluxo horizontal para fora do talude e parâmetros adaptados

para o caso. Em outros casos, revela-se econômico aumentar a espessura dematerial granular que capeia o talude.

Para concluir, sugere-se a seguinte metodologia (com tensões efetivas e estimativateórica das poropressões): (a) utilizar parâmetros efetivos de resistência; (b) adistribuição de poropressões deve ser obtida partindo da rede de fluxo permanentecom reservatório cheio e aplicando ∆U = 0 à zona oclusa e ∆U = ∆γ h à zonasaturada; (c) as zonas oclusa e saturada devem ser definidas a partir das pressões

da rede de fluxo escolhendo-se valor de contrapressão de saturação prudente (umpouco mais baixo do que o médio esperável); (d) deve-se estudar em separado assuperfícies de ruptura mais rasas. De qualquer forma, é de se ressaltar que aquestão de estabilidade de taludes de montante de barragens de terra peranterebaixamento rápido é um aspecto que se ressente profundamente de uma maiorquantidade dados de observação direta em obras.

6.4.3 – Casos históricos

Existem poucos relatos publicados sobre medições de poropressões, em aterrosargilosos, durante rebaixamento rápido. Um dos raros exemplos é o da barragem de Alcova (Glover, Gibbs & Daehn, 1948). Este caso, apresentado na parte inferior da


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uma hipótese razoável mas que pode ser contra a segurança.

6.5 – ESTABILIDADE COM RESERVATÓRIO CHEIO

Os escorregamentos do talude de jusante de barragens de terra com reservatóriocheio são acidentes extremamente graves por terem tendências degenerativas, istoé, uma vez ocorrido o deslizamento a massa remanescente costuma se apresentar

mais instável ainda e o processo volta a ocorrer até que advenha um desastre. Atécnica atual, de projeto, construção e controle, permite a virtual eliminação deeventos deste tipo. Os acidentes reportados são antigos (anteriores à década de 60do século passado). Não foi possível encontrar nenhum caso brasileiro de rupturapor cisalhamento do talude de jusante de barragem em operação.

6.6 – SUBPRESSÕES EM ESTRUTURAS DE PESO DE CONCRETO

6.6.1 – Aspectos Conceituais

A estabilidade das barragens de peso concreto (ou seja, barragens de concreto cujaestabilidade estrutural não depende de armaduras de aço) deve ser calculada de

forma a garantir segurança quanto ao deslizamento, quanto à capacidade de carga equanto ao tombamento, tal como qualquer muro de peso. A grande diferença é acarga de água e a subpressão que ela exerce sob a barragem, tanto na superfíciede apoio do concreto como em qualquer plano de fraqueza que exista no terreno(rocha, em geral) de fundação.

Até o final do século 19 o assunto de subpressões em barragens de peso estavapouco explorado, não existindo conceituações claras para projeto nemprocedimentos consagrados para utilização nas obras. Diversos acidentesimportantes exigiram atenção para o assunto e resultaram em muito estudo eexperimentação na primeira metade do século 20. A partir da década de 30 assubpressões na base de diversas barragens de concreto nos EUA foram medidas,principalmente pelo USBR (United States Bureau of Reclamation), pela TVA


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do maciço de concreto e implantando cortina(s) de injeções para reduzir as vazões

nos drenos. Tanto a posição como a profundidade das galerias, dos drenos e dasinjeções são definidas a partir de detalhado estudo das condições geológicas domaciço em que se apoia a barragem. Em muitos casos a água dos drenos écoletada em nível inferior ao nível de água externo de jusante e removida porbombeamento. Os drenos possuem diâmetro entre 5 e 7,5 cm e seu espaçamento é,em quase todas as obras Brasileiras, igual a 3 m. A cortinas de injeções possuemtipicamente três linhas paralelas ao eixo da barragem, executando-se as externas(montante e jusante) primeiro e a central por último. Em cada linha, cuja distância

inicial entre furos é tipicamente entre 12 e 6 m, podendo chegar aos 3 m, costuma-se alternar os furos diminuindo gradativamente o espaçamento à luz das tomadas decalda observadas. Diversos dos aspectos envolvidos e uma detalhada análise sobrea geometria e os princípios de projeto utilizados em barragens Brasileiras podemser encontrados em Guidicini & Andrade (1983).

A figura 6.15, extraída do trabalho de Casagrande (1961), mostra a distribuição de

subpressões em algumas situações hipotéticas. A distribuição de subpressão para ocaso de fundação homogênea e nenhum tratamento (ou seja, sem drenos e seminjeções), denominada de “subpressão plena” está indicada por linha tracejada emtodos os esquemas desta figura. Cabem os seguintes comentários:

caso (a) mostra uma situação de fundação homogênea, com injeções e semdrenagem. Vê-se que a injeção sozinha tem algum efeito de redução dassubpressões, por criar uma barreira de permeabilidade mais baixa. A figura 6.16

(ASCE, 1952) mostra as subpressões em 3 barragens (Willwood, Wheeler eNeye) com injeções e sem drenagem e as compara com as médias dasbarragens com drenos e com injeções do USBR e da TVA. Vê-se que assubpressões, para os casos em que só havia injeções, são mais altas do QUEnos casos com drenos porem, são consideravelmente mais baixas do que asituação de subpressão plena;

o caso (b) mostra uma situação com drenos perfeitamente eficientes cuja saída(boca dos drenos na galeria de drenagem) se encontra em nível mais baixo doque o nível de água de jusante. A distribuição de subpressão para este casohipotético é uma reta entre montante e a linha de drenos e é nula entre esteponto e o paramento de jusante. A realidade é diferente porque a linha de drenosnunca é perfeitamente eficiente. A figura 6.16 mostra as médias das subpressõesobservadas em 8 barragens do USBR e 4 barragens da TVA, todas dotadas de


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A figura 6.18 mostra o caso (Abraham & Lundim, 1976) da barragem Wheeler (que é

uma das 3 barragens sem drenos da figura 6.16) na qual os drenos foram colocadoscom a obra em operação. Pode-se observar a expressiva queda da subpressãodepois da instalação dos drenos.

Outro caso interessante (Rhodes & Dixon, 1976), que ressalta a importância doespaçamento entre drenos para a eficiência do sistema de drenagem, é o dabarragem de Chief Joseph mostrado na figura 6.19. Observa-se a queda dassubpressões nesta barragem (que entrou em operação em 1954) na qual o

espaçamento dos drenos foi diminuído em duas ocasiões: de 6 para 3 m, em 1959,e para 1,5 m, em 1961. A figura mostra que, 1 ano após a diminuição doespaçamento dos drenos para 3 m, as subpressões voltaram a subir. Os autoresrelatam (em 1976) que depois que o espaçamento foi diminuído para 1,5 m asubpressão se manteve baixa.

6.6.2 – Definição das subpressões em projeto A definição do diagrama de subpressões a utilizar em cada caso deve se basear, naprática, em precedentes e em avaliacões geológicas. Não existe ainda, apesar domuito que foi estudado e escrito sobre o assunto, um conjunto de estipulações quepermitam ao projetista definir de maneira padronizada o diagrama de subpressõesnas situações práticas mais complexas. No que se segue são enfocados algunsaspectos desta questão.

Nas acima mencionadas barragens do TVA e do USBR havia uma única galeriapróxima do paramento de montante (dele distante de cerca de 20% da largura dabase). A figura 6.17 mostra as indicações utilizadas por essas duas entidades paraconsiderar a subpressão em casos desse tipo. A maioria dos casos práticos não étão simples quanto o dessa figura, pelos seguintes motivos: a superfície de maior risco de deslizamento, em muitos casos, não coincide com

o contato entre o concreto e a rocha. Em geral, o maior risco de deslizamentoreside em superfície(s) de fraqueza no interior do terreno;

em algumas obras utiliza-se mais do que uma galeria de drenagem ou utiliza-segaleria de drenagem no interior da rocha de fundação;

em diversas obras a superfície de contato entre a estrutura de concreto e afundação apresenta degraus e diferenças de nível, tanto transversal como


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a ocorrência ou não de “trincas de tração” no pé de montante, que permitiriam a

comunicação integral da pressão de montante abaixo da superfície. O critério dafigura 6.20, por exemplo, considera que isto ocorre. Em algumas obras foiutilizada laje a montante (ligada à estrutura por junta estanque articulada) parafazer frente a este (suposto) problema. Encontram-se na literatura diversos casosde observações de obras atestando que esta “trinca de montante” não ocorreu;

as trincas e fissuras de contorno e a relaxação de descontinuidades da rocha,causados pelas detonações realizadas para as escavações. Guidicini & Andrade(1983) estimam que, em basaltos, essa faixa superficial tenha espessura da

ordem de 2 a 3 m e permeabilidade dezenas (e até centenas) de vezes maior doque a do resto do maciço rochoso.

No caso geral devem ser realizados estudos detalhados da geologia da fundação e,à luz desses estudos, da geometria da obra e das experiências disponíveis, devemser fixados os níveis das galerias, a posição, a profundidade e a geometria daslinhas de drenos e das cortinas de injeção. Como parte dos estudos, alguns

projetistas, alem de montar modelos geológicos da fundação, realizam análisesteóricas numéricas de subpressão.

Seja qual for a postura de projeto e a profundidade ou sofisticação dos estudosrealizados, deve-se sempre:

Instalar piezômetros em pontos representativos do contato e da fundação e empontos sobre os quais tenham pairado dúvidas no projeto. Os piezômetros

devem ser acompanhados até que se assegure que as subpressões queocorrem são inferiores àquelas utilizadas no projeto. Caso isto não aconteça,novos drenos e injeções podem se fazer necessários. Os piezômetros devemser acompanhados por toda a vida da obra e substituídos quando apresentaremdefeito;

Medir as vazões nos drenos individualmente e manter histórico. Uma queda devazão um certo dreno, em relação às vazões nele observadas para os mesmosníveis de reservatório, pode significar que há necessidade de limpar ousubstituir este dreno. Uma queda de vazão continuada e lenta em um conjuntode drenos pode resultar da natural colmatação dos caminhos de percolação ouda vedação por siltagem do terreno a montante da barragem. No entanto, seesta queda de vazão vier acompanhada de uma elevação da subpressão,particular atenção deverá ser dada ao trecho;


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6.6.3 – Casos de rupturas por subpressão

Está apresentado na figura 6.21(a) o caso da barragem de Bouzey, na França.Completada em 1880, esta barragem sofreu um acidente estrutural em 1884 e, apósreparos, sofreu desastre em 1895. O primeiro acidente consistiu numa separaçãoentre a cortina incorporada de montante e o corpo barrante, situado a jusante dacortina (ponto 2 da figura). Os reparos consistiram em lançamentos de materialimpermeabilizante a montante e na construção de um apoio no pé de jusante. Asegunda (e desastrosa) ruptura se deu por cisalhamento através do corpo da

barragem (ponto 4 da figura). A análise de acidentes como este trouxe à baila asquestões de pressão de água no interior e na base de estruturas de concreto.

O caso da barragem de Gleno, construída e desastrosamente rompida em 1923 naItália, está apresentado na figura 6.21(b). A barragem foi originalmente concebidacomo uma estrutura maciça de concreto (barragem de peso) e a correspondentebase de apoio foi construída. Sobre a base, porém, foi erigida uma barragem de

arcos múltiplos, muito mais leve, sem que providenciassem o correspondenteindispensável alívio de subpressões. A barragem rompeu bruscamente portombamento no primeiro enchimento. Como se vê na figura 6.21(b) a resultante dasforças incidiu praticamente na aresta externa da base de apoio.

Um dos mais impressionantes e traumáticos desastres que já ocorreram embarragem de concreto foi o de Malpasset (ICOLD,1974) ocorrido em 1959 na França,cujos principais elementos estão mostrados na figura 6.22. Trata-se de uma

barragem em arco, com 66 metros de altura máxima e 222 metros de coroamentoconstruída em 1954. A barragem foi destruída de maneira quase instantânea em 2de dezembro de 1959 restando apenas uma parte do seu lado direito. Do ladoesquerdo a barragem foi totalmente destruída, observando-se uma grandeindentação (largura 40 metros, profundidade 30 metros) em forma de diedro narocha de fundação. Partes do concreto do trecho destruído, ainda perfeitamentesolidárias à rocha de fundação, foram encontradas a centenas de metros a jusante.O acidente se deveu a uma conjugação de fatores cuja atuação simultânea não foiprevista. Havia uma falha, cujo plano se constituía numa superfície impermeável,praticamente perpendicular ao vale mergulhando cerca de 45 graus de jusante paramontante. Agravando a presença da falha, a estrutura de foliação, contendo planosde fraqueza, mergulhava de montante para jusante com disposição praticamenteparalela à tangente do arco na ombreira esquerda. O conhecimento destas


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fundação encontrados a jusante, evidenciam que a ruptura não ocorreu na superfície

de contato concreto-rocha.No Brasil ocorreu o desastre no vertedouro da barragem de Santa Helena, na Bahia,devido à subpressão, cujos principais elementos estão mostrados na figura 6.23. Alaje do rápido do vertedouro era simplesmente apoiada sobre um aterro arenoso emcomunicação com o nível d'água a jusante (através do próprio sistema de drenagemda laje). A ruptura adveio quando, para uma certa vazão (a maior registrada noscerca de 5 anos de vida da barragem, correspondente à maior abertura das

comportas), o ressalto hidráulico fez com que a subpressão fosse superior ao pesoda laje e da lâmina d'água que passava sobre ela. A laje foi levantada e removida(ver detalhe na parte inferior da figura). A areia escapou e o vertedor colapsou parao interior da cavidade assim formada. É interessante notar que o aterro da barragemde terra de Santa Helena, homogêneo e com altura de cerca de 18 m, se apoiavaem sedimentos argilosos moles (ver seção AA na figura 6.23). O projeto dabarragem de terra foi cercado de grandes cuidados: foram utilizados drenos verticais

aceleradores de recalques e a construção do aterro foi realizada em etapas. A obrafoi instrumentada com piezômetros e medidores de recalque. Os resultados depiezômetros foram utilizados para liberar as etapas de construção do aterro.Recalques de até 2 m foram registrados no aterro durante a construção (ver planta,figura 6.23) e foram observados diversos trincamentos. O resultado final foi bemsucedido, não se registrando rupturas durante a construção, nem vazões excessivasa jusante durante a operação. É de se imaginar que a complexidade geotécnica doaterro tenha distraído a atenção dos projetistas dos perigosos “detalhes” do

vertedouro. Recentemente (2000) a barragem de Santa Helena foi recuperada,construindo-se novo vertedouro e aproveitando-se praticamente todo o aterrooriginal.

6.7 – CARGAS EM JUNÇÕES ENTRE ATERROS E ESTRUTURAS DECONCRETO

O valor do esforço exercido por aterros compactados sobre estruturas é umaquestão complexa. Alem das incertezas geotécnicas usuais associadas à escolha deparâmetros, homogeneidade, representatividade, etc dois aspectos contribuemparticularmente para a complexidade: (a) o fato da estrutura, em geral, não se


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envolvidas e aproveitando a disponibilidade de uma quantidade considerável de

medições de tensões com células de carga em obras Brasileiras e estrangeiras, foidado um tratamento empírico à questão. Através de uma seleção em que se isolouas medições julgadas confiáveis (segundo critério em parte baseado no histórico dasmedições e em parte no bom senso) foram reunidas medições em 63 células decarga de 11 obras com aterro argiloso (Gould,1971; Wilson & Pimley, 1971; Vaughan& Kennard, 1972; Jones & Sims, 1975; Mellios & Sverzut, 1975; Nakao, 1981; Viotti,1980; Silveira et al, 1980; Eletronorte, 1988; Brandt, 1985) e medições de 32 célulasde carga de 6 obras nas quais o aterro era arenoso (Muhs, 1947; Gould, 1971;

Broms & Ingelson, 1971 e 1972; Coyle & Butler, 1974). Em nenhum dos casos havianível de água ou poropressões significativas no interior dos aterros. Foram incluídoscasos nos quais os muros possuíam inclinações entre a vertical e 8:1 (V:H). Aosdados referentes a aterros arenosos foi ajustada, de forma a se constituir como umaenvoltória, uma relação entre tensão total horizontal (

h , em kPa) e a profundidade(z , em metros) dada por:

Profundidade z entre zero e 3,5 m - h = 13,5 + 9z

Profundidade z entre 3,5 e 5,0 m - h = 45 Profundidade z maior do que 5,0 m - h = 9z

A relação envoltória ajustada aos dados de aterros argilosos foi a seguinte: Profundidade z entre zero e 3,5 m - h = 18 + 12z

Profundidade z entre 3,5 e 5,0 m - h = 60

Profundidade z maior do que 5,0 m - h = 12zCabem os seguintes comentários sobre as distribuições de tensão horizontal, acimaapresentadas: Elas são puramente empíricas e, nesta medida, prestam-se apenas como

prescrições preliminares a serem utilizadas com tirocínio. O simples fato delasnão levarem em conta os parâmetros geotécnicos das diferentes areias ouargilas é uma evidência desse caráter puramente empírico;

Elas se baseiam em situações em que a água estava ausente (fase deconstrução dos aterros). As pressões de água que vierem a ocorrer na junção,no caso geral, somar-se-ão a elas (ver, por exemplo, Herkenhoff & Dib, 1986),aqui também sendo necessário exercer bom julgamento.

O t it ã d j t é ti ti d d t b


25/55

REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ABRAHAM, T.J. & LUNDIN, L.W. (1976), “TVA`s design practices and experiences in dam andfoundation drainage systems”, 12o ICOLD, Q.45 R.7, Mexico ALMEIDA, M.S.S. DE (1996) “Aterros sobre solos moles - Da concepção á avaliação dodesempenho”, Editora UFRJ, Rio de Janeiro. ANDRADE, R.M. (1982), “A drenagem nas fundações das estruturas hidráulicas”, Engevix, Rio deJaneiro ASCE (1952) “Uplift in mansonry dams – Final report of the subcommittee on uplift in mansonry dams

of the committee on mansonry dams of the power division, 1951”, Transactions, Paper No. 2531 ASCE (1967) "Current United States Practice on the Design and Construction of Arch Dams,Embankment dams and Concrete Gravity Dams", American Society of Civil Engineers.BAZZET, D.J. (1961), “Written discussion”, Conf on Pore Pressure and Suction in Soils, ICE,Butterworks, London, pg 134.BISHOP, A.W. (1952), “The stability of earth dams”, Tese de Doutorado, Imperial College,Universidade de LondresBISHOP, A.W. (1954), “The use of pore pressure coefficients in practice”, Geotechnique, Vol. 4BISHOP, A .W. & BLIGHT, G.E. (1963), “Some aspects of effective stress in saturated and partly

saturated soils”, Geotechnique, Vol. 13BRANDT, J.R.T. (1985), “Behaviour of soil-concrete interfaces”, Ph.D. Thesis, University of Alberta,Edmonton, Canada.BRAHTZ, J.H.A., ZANGAR, C.N. & BRUGGEMAN, J.R. (1939), “Notes on analytical soil mechanics”,Technical memorandum No. 592, USBR – citado por Hilf (1948)BROMS, B.B. & INGELSON, I. (1971), “Earth pressure against the abutment of a rigid frame bridge”,Geotechnique, Vol 21, No. 1.BROMS, B.B. & INGELSON, I. (1972), “Lateral earth pressure on a bridge abutment”, 5a ConfEuropéia de Mec Solos, Madrid.

CASAGRANDE, A. (1961), “Control of seepage through foundations and abutments of dams”,Primeira Aula Rankine, Gotechnique.CASAGRANDE, A & HIRSCHFELD, R.C. (1960), “Stress-deformation and strength characteristics of aclay compacted to a constant dry unit weight”, Research Conf on Shear Strength of Cohesive Soils, ASCE, Boulder.CAVALCANTE, M.C.R. & SANDRONI, S.S. (1992), “Estudos pseudo-tridimensionais das tensões emgalerias no interior de barragens de terra utilizando o método dos elementos finitos”, XX SeminárioNacional de Grandes Barragens, Curitiba.COSTA FILHO, L.M., ORGLER, B. & CRUZ, P.T. (1982), “Algumas considerações sobre a previsão

de pressões neutras no final de construção de barragens por ensaios de laboratório”, 7

o

Cong. Bras.Mec Solos e Eng Fundações, Recife, Volume 4COYLE, H.M. & BUTLER, H.D. (1974), “Filed measurements of lateral earth pressures on a cantileverretaining wall”, Transportation Research Board, No. 517, TRB, USA.CRUZ, P.T. (1967), “Propriedades de engenharia de solos residuais compactados da região centro-sul; do Brasil”, DLP/EPUSPCRUZ, P.T. (1973), “Estabilidade de taludes”, DLP/EPUSP


26/55

GLOVER, R.E., GIBBS, H.J. & DAEHN, W.W. (1948), “Deformability of earth materials and its effecton the stability of earth dams following a rapid drawdown”, 2nd Int. Conf. Soil Mechanics and

Foundation Engineering, Vol. V, Rotterdam.GOULD, J.P. (1971), “Lateral pressures on rigid permanent structures”, Specialty Conference onLateral Stress, ASCE, Ithaca, NY.ICOLD (1974) "Lessons from Dam Incidents", Int. Com. On Large Dams, Paris.HERKENHOFF, C.S. & DIB, P.S. (1986), “UHE Tucuruí: percolação d`água nas interfacesaterros/muros de concreto”, 8o Cong. Bras. Mec Solos e Eng Fundações, Porto Alegre, Volume 4HILF, J. (1948), “Estimating construction pore pressures in rolled earth dams, 2nd Int. Conf. SoilMechanics and Foundation Engineering, Vol. IV, Rotterdam.JONES, C.J.F.P. & SIMS, F.A. (1975), “Earth pressure against the abutment and wing walls of

standart motorway bridges”, Geotechnique, Vol 25, No. 4.JOHNSON, S.J. (1975), “Analysis and design relatimg to embankments: A state-of-the-art review”,Miscellaneous Paper S-75-3, U.S. Army Engineer Waterways Experiment Station, Vicksburg, EUALAMBE, T.W. (1961), “Residual pore pressures in compacted clay”, 5th Int. Conf. Soil Mechanics andFoundation Engineering, Vol. 1, Paris.LINELL, K.A. & SHEA, H.F. (1960), “Strength and deformation characteristics of various glacial tills inNew England”, Research Conf on Shear Strength of Cohesive Soils, ASCE, Boulder.LINS, A.H.P. (1991), “Resistência e poro-pressões desenvolvidas em um solo compactado nãosaturado em laboratório”, Tese de Doutorado, COPPE/UFRJ, Rio de Janeiro.

LINS, A.H.P. & SANDRONI, S.S. (1994), “The development of pore-water pressure in a compactedsoil”, XIII ICSMFE, Vol. 1, New Delhi, India.LOWE III, J. & KARAFIATH, L. (1959), “Stabilkity of earth dams upon drawdown”, 1 o Cong.Panamericano Mec Solos e Eng de Fundações, México.LOWE III, J. (1967), “Stability analysis of embankments”, Journal ASCE, Vol. 93 SM 4 julho, 1967LOWE III, J. & JOHNSON, S.J. (1960), “Use of back pressure to increase degree of saturation oftriaxial test specimem”, Research Conf on Shear Strength of Cohesive Soils, ASCE, Boulder.MELLIOS, G. & SVERZUT Jr, H. (1975), “Observações de empuxos de terra sobre os muros deligação – Ila Solteira”, X Seminário Nacional de Grandes Barragens, Curitiba.

MELLO, V.F.B. (1976), “Algumas experiências Brasileiras e contribuições a engenharia debarragens”, Revista Latinoamericana de Geotecnia, Caracas, Vol III, No. 2MORGENSTERN, N. (1963), “Stability charts for earth slopes during drawdown”, Geotechnique, Vol.13MUHS, H. (1947), “Erdruckmessugen na Einer 24 m hohen starren Wand”, Bauplanung undBautechnik, Vol 1, No. 1. Citado por Tschebotarioff, 1973.NAKAO, H. (1981), “Pressões de terra na superfície de muros de concreto em contato com barragensde terra”, XIV Seminário Nacional de Grandes Barragens, Recife.NUNES, A.J.C. & MELLO, V.F.B. (1982), “Barragem de Açu – Estudo sobre deslizamento em período

construtivo”, Revista Andrade Gutierrez;PATON,J. & SEMPLE, N.G. (1961), “Investigation of the stability of na earth dam subject to rapiddrawdown including details of pore pressures recorded during a controlled drawdown test”, Conf onPore Pressure and Suction in Soils, ICE, Butterworks, London.REINIUS, E. (1948), “The stability of upsteam slopes of earth dams”, Swedish State Committee forBuilding Research, Bull. No. 12REINIUS E (1954) “The stabilit of the slopes of earth dams Geotechniq e Vol 4


27/55

Barragens, Vol. 1, São Paulo.SILVEIRA, J.F.A., MYIA, S. & MARTINS, C.R.S. (1980), “Análise das tensões medidas na interface

solo-concreto dos muros de ligação da barragem de Água Vermelha”, XIII Seminário Nacional deGrandes Barragens, Rio de Janeiro.SKEMPTON, A.W. (1954), “The pore pressure coefficients A and B”, GeotechniqueSKEMPTON, A.W. ET AL (1985), " Carsington Dam Failure", Institution of Civil Engineers, Londres.VAUGHAN, P.R. (1971), " Undrained Failure of Clay Embankments", Stress-Strain Behaviour of Soils,Roscoe Memorial Symposium, G.T. Foulis & Co., Cambridge.VAUGHAN, P.R. (1974), “Notas de aula, Mestrado em Mecânica dos Solos, Imperial College,Universidade de Londres”, não publicadoVAUGHAN, P.R. & KENNARD, M.F. (1972), “Earth pressure at a junction between na embankment

dam and a concrete dam”, 5a Conf Européia de Mec Solos, Madrid.VIOTTI, C.B. (1980), “Estudo das interfaces barragens de terra – estruturas de concreto: Jaguara,Volta Grande e São Simão”, XIII Seminário Nacional de Grandes Barragens, Rio de Janeiro.WALKER, W.L. & DUNCAN, J.M. (1984), “Lateral bulging of earth dams”, Journal Geot Eng ASCE,Vol. 110 No. 7, julho, 1984WILSON, D.S. & PIMLEY, B. (1971), “Earth pressure measurement in pulverized fuel ash behind arigid retaining wall”, Road Research Laboratory, Department of the Environment, Report No. 392, UK.WILSON, S.D. & MARSAL, R.J. (1979), “Current trends in the design and construction of embankmentdams”, ASCE, ICOLD, New York, USA


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ANEXO 6.1 - PARÂMETRO B EM SOLO PARCIALMENTE SATURADO

DEMONSTRAÇÃO DE SKEMPTON (1954)

Ensaio isotrópico não drenado em solo parcialmente saturado, no qual se aplica uma

variação de tensão total isotrópica δσ que causa uma variação de tensão no fluido

dos poros (ar + água) δUp e uma variação de volume δV.

Seja CS a compressibilidade do arcabouço de grãos do solo e, Cp a do fluido dos

vazios (ar + água) do solo. A compressibilidade é definida como a relação entre avariação específica de volume (δV/V) e a variação de tensão isotrópica (δσ).

A variação de volume do arcabouço de grãos é:

)( UpV CsVs δ δσ δ −××−=

A variação de volume do fluido dos vazios é:

UpV nCpVp δ δ ×××−=

lembrando que nV é o volume dos vazios.

Como os grâos do solo e a água são praticamente incompressíveis por comparaçãocom o arcabouço de grãos e a mistura de ar e água dos vazios, pode-se afirmar que:

δVs = δVp

logo,=−× )( UpCs δ δσ UpnCp δ ××

portanto,

CsCpn

Cs BUp

+×==

δσ

δ

ou,

BUp

==1δ


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ANEXO 6.2 - POROPRESSÕES EM SOLO LINEAR ISOTRÓPICO,

PARCIALMENTE SATURADO OCLUSO, CARREGADO ISOTROPICAMENTE(SANDRONI, 1985)

Seja um elemento de solo parcialmente saturado, no estado ocluso (água contínua,ar em bolhas), com volume total V e volume de vazios nV (onde n é a porosidade),

submetido a uma variação de tensão total isotrópica δσ sem que se permita escapede ar ou de água.

Considerando a água e os grãos sólidos como incompressíveis, a variação devolume do elemento de solo (δV) será igual à variação de volume no ar dos vazios

(δVar), ou seja:

(δV) = (δVar) [1]

O volume inicial de ar, lembrando que a relação entre o volume de ar e o volume dosporos é igual a 1-S (onde S é o grau de saturação), é igual a:

Vari = n (1-S) V [2]

Com a aplicação de δσ a pressão absoluta no ar dos vazios passa de um valor inicialPo para um valor final P. Utilizando a lei de Boyle e desprezando a pressão parcialde vapor d´água e a solução do ar na água, tem-se:

Var.Par = Vari. Pari [3]

Com [2] em [3], vem:

Var = n (1-S) V. Pari/Par [4]

Diferenciando [4] vem:

2.).1.( P

Par PariS n

V

Var δ δ −−= [5]

Ou seja,

)1( Par

P iVSV δ

δ [6]


30/55

D = -

V V δ

δσ '= -

( )

−

V V

Par

δ

δ δσ [8]

Ou seja,

).(.1

Par V D

V δ δσ δ −

−= [9]

Com [6] e [9] em [1], vem:

δσ δ .

1).1.(.

1

2

+−

=

P

PariS n D

P [10]

A fórmula [10] expressa o valor do parâmetroδσ

δ P B = e esclarece a influência dos

diversos fatores que determinam o seu valor, a saber: a quantidade de ar existentenos poros, expressa pelo grau de aeração = Var/V = n.(1-S), a compressibilidade doarcabouço de grãos, D, e as pressões (absolutas) inicial (Pari) e final (P) no ar dosvazios.

A expressão PariS n

p).1.(

2

− é uma “compressibilidade equivalente” do fluido

(ar+água) existente nos poros, como se depreende da fórmula 6.

A relação entre a poropressão e a tensão total pode ser obtida da fórmula [10], porintegração:

P P

PariS n Dtecons δ δσ ).1

).1.(.(tan

2

+−

=+

∫ ∫ [11]

ou seja,

P

PariS n D P tecons

).1.(.tan

−−=+σ [12]


31/55

M = D.n.(1-S) [15]

Resolvendo a equação [14] e desprezando a raiz que daria P menor do que zero (oque não é possível por se tratar de pressão absoluta), vem:

P = [ ( ) ( ) )..42 Pari M M Pari M Pari oo +−+−+−+− σ σ σ σ ]/2 [16]

Para obter o valor da poropressão com referência atmosférica (U = P - Patm, ondePatm é a pressão atmosférica), evidentemente:

U = [ ( ) ( ) )..42 Pari M M Pari M Pari oo +−+−+−+− σ σ σ σ ]/2 - Patm [17]

onde, σ = tensão total final;

σo = tensão total inicialPari = pressão inicial no ar dos poros (no caso mais comum, atmosférica)M = D.n.(1-S), sendo D = módulo efetivo de compressão isotrópica,

n porosidade inicial e S grau de saturação inicialPatm = pressão atmosférica.

Nos casos práticos de construção de aterro, tem-se as seguintes condições eaproximações:

• A tensão total final é a carga de aterro acima do ponto que, em muitos casos,pode ser expressa, sem grande perda de precisão, pelo produto do peso

específico do aterro pela altura de aterro acima do ponto ( γ .h);

• A tensão total inicial, σo, é a tensão em que ocorre a oclusão. Se o solo estiver

ocluso desde o início, evidentemente, σo = 0;• Quando o solo se encontra inicialmente no estado aberto a pressão no ar é

atmosférica. No instante da oclusão a pressão no ar permanece atmosférica demodo que Pari = Patm. Quando o solo é compactado no estado ocluso, poderestar uma pequena pressão no ar após a compactação, mas este valor, emgeral será muito pequeno de maneira que se pode considerar Pari = Patm


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33/55

FIG 6.1 – RELAÇÃO ENTRE OCOMPORTAMENTO NO

CAMPO E NO LABORATÓRIO(Vaughan, 1971)

FIG 6 2 EXEMPLO DE ESTUDO DA DISSIPAÇÃO DE POROPRESSÕES DURANTE A CONSTRUÇÃO EM


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FIG 6.2 EXEMPLO DE ESTUDO DA DISSIPAÇÃO DE POROPRESSÕES DURANTE A CONSTRUÇÃO EMBARRAGENS DE TERRA

( baseado em Vaughan. 1975)E = 400kg/cm2 Tempo de construção = tc =1 ano


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FIG 6.3

RESULTADOSTÍPICOS DE ENSAIOS

DE COMPACTAÇÃO


36/55

FIG 6.4

DESENVOLVIMENTO

DE POROPRESSÕESDURANTE A

CONSTRUÇÃO


37/55

FIG. 6.5

SUCCÇÃO APÓS ACOMPACTAÇÃO EM

LABORATÓRIO

FIG 6 6


38/55

FIG. 6.6

POROPRESSÕESNAS CONDIÇÕES

ABERTA E FECHADA

FIG 6 7 BARRAGEM DE COCOROBÓ


39/55

FIG. 6.7 - BARRAGEM DE COCOROBÓ


40/55

FIG. 6.8

BARRAGEM DO AÇÚ


41/55

FIG. 6.9

BARRAGEM DE OTTERBROOK


42/55

FIG. 6.10

BARRAGEM DECARSINGTON

FIG 6 11


43/55

FIG. 6.11

BARRAGEM DEWACO


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FIG. 6.12

POROPRESSÕESTEÓRICAS PERANTE

REBAIXAMENTO

INSTANTÂNEO


45/55

FIG. 6.13


46/55

FIG. 6.14

POROPRESSÕESPRÁTICAS PERANTE

REBAIXAMENTO

FIG 6 15


47/55

FIG. 6.15

CASOS HIPOTÉTICOSDE SUBPRESSÃO EM

BARRAGENS DECONCRETO

(Casagrande ,1964)

FIG. 6.16


48/55

FIG. 6.16

SUBPRESSÕESOBSERVADAS EM 3BARRAGENS DECONCRETO COM

INJEÇÕES E SEMDRENOS( ASCE, 1962)

FIG. 6.17 SUBPRESSÃO NA BASE DE BARRAGENS DE CONCRETO


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50/55

FIG. 6.18

SUBPRESSÕES NABARRAGEN DE

WHEELER ANTES EDEPOIS DOS DRENOS


51/55

FIG. 6.19

QUEDA NASSUBPRESSÕES DA

BARRAGEM DE CHIEFJOSEPH POR CAUSA DADIMINUIÇÃO DO

ESPAÇAMENTO ENTRE

DRENOS

FIG. 6.20

PRESCRIÇÕES PARA


52/55

PRESCRIÇÕES PARASUBPRESSÕES EM

CASO PRÁTICO(Cruz e Barbosa,1961)


53/55

FIG. 6.21

RUPTURAS PORSUBPRESSÃO EMBARRAGENS DE

CONCRETO ANTIGAS

FIG. 6.22

BARRAGEM DE


54/55

BARRAGEM DEMALPASSET


55/55

FIG. 6.23

BARRAGEM DE SANTAHELENA

Documents

Barragens Sandroni 2006 6estabilidade 131007183901 Phpapp02