12 - Notas de Aulas de Barragens 21-09-2020

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Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
CREA/ PA 9736 – D. CREA/DF 9649 – D. 
Engenharia de Barragens – 1º Semestre de 2017 
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NOTAS DE AULAS DE ENGENHARIA DE BARRAGENS 
1º SEMESTRE DE 2018 
 
 
 
 
 
PROFESSORES: 
RIDECI FARIAS 
HAROLDO PARANHOS 
ANDRÉ P. ASSIS 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 BRASÍLIA/DF 
JULHO / 2018 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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ÍNDICE 
1 FASES DE ESTUDO E PROJETO ............................................................................................. 1 
1.1 INTRODUÇÃO..................................................................................................................... 1 
1.2 OBJETIVOS / FINALIDADES DE UMA BARRAGEM .................................................... 1 
1.2.1 Barragens de Regularização ........................................................................................... 1 
1.2.2 Barragens de Retenção ou Contenção ............................................................................ 1 
1.3 INCIDÊNCIA DOS OBJETIVOS / FINALIDADES EM UMA BARRAGEM .................. 2 
1.4 DO ESTUDO GLOBAL DE UMA BACIA HIDROGRÁFICA .......................................... 3 
1.4.1 Etapa I – Inventário ou Plano Diretor ............................................................................ 3 
1.4.2 Etapa II – Viabilidade .................................................................................................... 3 
1.4.3 Etapa III – Projeto Básico .............................................................................................. 3 
1.4.4 Etapa IV – Projeto Executivo......................................................................................... 3 
1.5 ÍNDICE CUSTO-BENEFÍCIO E ÍNDICE AMBIENTAL................................................... 4 
1.5.1 Índice Custo-Benefício Energético ................................................................................ 4 
1.5.2 Índice Ambiental ............................................................................................................ 4 
2 TIPOS/SEÇÕES DE BARRAGENS ........................................................................................... 6 
2.1 BARRAGENS DE TERRA .................................................................................................. 6 
2.1.1 Barragem de Terra Homogênea ..................................................................................... 6 
2.1.2 Barragem de Terra Zoneada ........................................................................................... 7 
2.2 BARRAGEM DE ENROCAMENTO .................................................................................. 8 
2.2.1 Com Face impermeável (Membrana Externa Impermeável) ......................................... 8 
2.2.2 Com Núcleo Impermeável Interno ................................................................................. 9 
2.3 BARRAGENS DE CONCRETO ........................................................................................ 11 
2.3.1 Gravidade ..................................................................................................................... 11 
2.3.2 Gravidade Aliviada ...................................................................................................... 11 
2.3.3 Em Contraforte ............................................................................................................. 11 
2.3.4 De Concreto Rolado ou Compactado ........................................................................... 12 
2.3.5 Abóbada ou Arco ......................................................................................................... 13 
3 PRINCIPAIS FATORES QUE INTERFEREM NO ARRANJO GERAL DE UMA 
BARRAGEM ..................................................................................................................................... 14 
3.1 ARRANJOS DOS APROVEITAMENTOS ....................................................................... 14 
3.2 ESCOLHA / DEFINIÇÃO DO TIPO DE BARRAGEM ................................................... 19 
4 FATORES PREDOMINANTES NA SEÇÃO DO TIPO DE BARRAGEM DE TERRA E DE 
BARRAGEM DE ENROCAMENTO ............................................................................................... 22 
4.1 INTRODUÇÃO................................................................................................................... 22 
4.2 FATORES PREDOMINANTES NO ESTABELECIMENTO DA SEÇÃO TÍPICA ........ 22 
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4.2.1 Materiais de Construção............................................................................................... 22 
4.2.2 Características Geotécnicas da Fundação .................................................................... 24 
4.2.3 Tempo Disponível para Construção e Clima da Região .............................................. 25 
4.2.4 Sequência de Construção e Desvio do Rio .................................................................. 26 
4.2.5 Finalidade do Reservatório .......................................................................................... 27 
5 ENSAIOS DE CAMPO E DE LABORATÓRIO ...................................................................... 28 
5.1 INTRODUÇÃO................................................................................................................... 28 
5.2 ENSAIOS DE CARACTERIZAÇÃO E ÍNDICES FÍSICOS ............................................ 29 
5.2.1 Granulometria .............................................................................................................. 29 
5.2.2 Limites de Atterberg .................................................................................................... 31 
5.3 Ensaios Índices e de Compactação ...................................................................................... 33 
5.4 ENSAIOS TRIAXIAIS PARA DETERMINAÇÃO DA RESISTÊNCIA AO 
CISALHAMENTO DO SOLO ...................................................................................................... 33 
5.4.1 Introdução ....................................................................................................................33 
5.4.2 Ensaios Triaxiais .......................................................................................................... 34 
5.4.2.1 Representação dos Ensaios ................................................................................... 36 
5.4.2.2 Tipos de Ensaios ................................................................................................... 37 
5.4.3 PROGRAMAÇÃO DOS ENSAIOS TRIAXIAIS ....................................................... 37 
5.5 OUTROS ENSAIOS DE RESISTÊNCIA .......................................................................... 40 
5.5.1 Ensaio de Cisalhamento Direto .................................................................................... 40 
5.5.2 Ensaio de Compressão Simples ................................................................................... 43 
5.6 ENSAIOS DE ADENSAMENTO – DETERMINAÇÃO DA COMPRESSIBILIDADE 
DOS SOLOS .................................................................................................................................. 43 
5.7 ACONDICIONAMENTO DOS ENSAIOS ........................................................................ 43 
5.7.1 Efeito da Moldagem ..................................................................................................... 43 
5.7.2 Efeito da Pressão Atuante ............................................................................................ 44 
5.7.3 Solos Compactados ...................................................................................................... 44 
6 PROPRIEDADES GEOTÉCNICAS DE SOLOS COMPACTADOS ...................................... 45 
6.1 INTRODUÇÃO................................................................................................................... 45 
6.2 DO MACIÇO ...................................................................................................................... 45 
6.3 DOS MATERIAIS DE CONSTRUÇÃO ............................................................................ 45 
6.4 DO CONJUNTO MACIÇO – MATERIAIS DE CONSTRUÇÃO .................................... 45 
6.5 CONSIDERAÇÕES GERAIS SOBRE A COMPACTAÇÃO ........................................... 46 
6.5.1 A Curva de Compactação ............................................................................................ 46 
6.5.2 Interpretação Física e Físico–Química da Curva de Compactação .............................. 46 
6.5.3 Interpretação Geotécnica da Compactação .................................................................. 47 
6.5.4 Efeito da Compactação nas Propriedades Geotécnicas do Solo .................................. 48 
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6.5.4.1 Permeabilidade ..................................................................................................... 48 
6.5.4.2 Compressibilidade ................................................................................................ 49 
6.5.4.3 Resistência ao Cisalhamento ................................................................................ 49 
6.5.4.4 Flexibilidade ......................................................................................................... 50 
6.5.5 Especificações de Compactação .................................................................................. 51 
6.5.5.1 Da Especificação .................................................................................................. 51 
6.5.6 Considerações Estatísticas Sobre Especificações e Controle de Compactação ........... 52 
6.5.7 Observações ................................................................................................................. 52 
7 PROPRIEDADES DOS ENROCAMENTOS COMPACTADOS ............................................ 53 
7.1 INTRODUÇÃO................................................................................................................... 53 
7.2 DEFORMABILIDADE E RESISTÊNCIA DE ENROCAMENTOS ................................ 53 
7.2.1 Fatores que Influenciam a Resistência e a Deformabilidade dos Enrocamentos ......... 53 
7.2.1.1 Mineralogia ........................................................................................................... 54 
7.2.1.2 Resistência / Fraturamento dos Blocos ................................................................. 54 
7.2.1.3 Granulometria e Índice de Vazios ........................................................................ 54 
7.2.1.4 Forma das Partículas ............................................................................................. 54 
7.2.1.5 Saturação ............................................................................................................... 55 
7.2.1.6 Magnitude das Pressões Aplicadas e Tipo de Ensaio ........................................... 56 
7.2.2 Observações com Relação à Resistência e à Deformabilidade .................................... 56 
7.3 RECOMENDAÇÕES SOBRE AS ESPECIFICAÇÕES CONSTRUTIVAS .................... 57 
7.3.1 Critérios Relativos à Granulometria ............................................................................ 57 
7.3.2 Critérios Relativos à Espessura de Camadas de Compactação .................................... 57 
7.3.3 Equipamentos de Compactação ................................................................................... 58 
7.3.4 Algumas Recomendações sobre o Processo Construtivo ............................................ 59 
7.4 PARÂMETROS PARA PROJETO E CONTROLE DE CONSTRUÇÃO ADEQUADOS 
À ATUALIDADE BRASILEIRA ................................................................................................. 60 
8 CONSIDERAÇÕES SOBRE PROJETOS DE BARRAGENS DE TERRA E 
ENROCAMENTO ............................................................................................................................. 61 
8.1 FASE DE VIABILIDADE .................................................................................................. 61 
8.2 FASE DE PROJETO BÁSICO ........................................................................................... 61 
8.2.1 Requisitos Básicos de Projeto e Método de Análise .................................................... 61 
8.2.2 Dos Requisitos Básicos – Interpretação Conjunta ....................................................... 62 
8.2.3 Dos Métodos de Cálculo – Interpretação Conjunta ..................................................... 62 
8.2.4 Exemplos de Concepção Conjunta Maciço – Fundação .............................................. 63 
8.2.4.1 Barragem de Terra–Enrocamento: Posição do Núcleo ......................................... 63 
8.2.4.2 Barragem Homogênea – Sistema Interno de Drenagem ....................................... 63 
8.2.5 Outros Exemplos de Concepção de Projeto ................................................................. 64 
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8.2.5.1 Regularização de Fundação Rochosa ................................................................... 64 
8.2.5.2 Fundações em Solos Argilosos Saturados Moles – Soluções Normalmente 
Adotadas 64 
9 ANÁLISE E CONTROLE DE PERCOLAÇÃO ....................................................................... 66 
9.1 CONSIDERAÇÕES INICIAIS ........................................................................................... 66 
9.2 FLUXO ATRAVÉS DE MEIOS POROSOS (TEORIA DE PERCOLAÇÃO) ................. 66 
9.2.1 Limitações da Teoria .................................................................................................... 66 
9.2.2 Lei de Darcy e Equações de Laplace ........................................................................... 67 
9.2.3 Método Gráfico para o Desenho das Redes de Fluxo .................................................. 68 
9.2.4 Traçado de Redes De Fluxo ......................................................................................... 69 
9.3 FLUXO ATRAVÉS DE ENROCAMENTOS .................................................................... 75 
9.3.1 Equações de Fluxo ....................................................................................................... 75 
9.3.2 Redes de Fluxo ............................................................................................................. 76 
9.4 FLUXO ATRAVÉS DE FISSURAS .................................................................................. 77 
9.5 CONTROLE DA PERCOLAÇÃO ATRAVÉS DOS MACIÇOS COMPACTADOS E 
FUNDAÇÕES ................................................................................................................................ 78 
9.5.1 Projeto De Filtros ......................................................................................................... 78 
9.5.2 Projetos de Drenagem Interna ...................................................................................... 82 
9.5.3 Dimensionamento Hidráulico ...................................................................................... 83 
9.5.4 Fatores de Segurança ................................................................................................... 84 
9.5.5 Capacidade Drenante do Filtro .................................................................................... 85 
9.5.6 Sistema de Alívio de Sub-Pressões .............................................................................. 85 
9.5.6.1 Trincheiras Drenantes ........................................................................................... 86 
9.5.6.2 Poços de Alívio ..................................................................................................... 87 
9.5.7 Tapetes de Impermeabilização a Montante .................................................................. 88 
9.5.8 Trincheira de Vedação (“Cut-Off”) ............................................................................. 88 
9.5.9 Outros Tipos de Estruturas para a Redução da Vazão de Percolação .......................... 89 
9.6 CONTROLE DE PERCOLAÇÃO EM ENROCAMENTOS ............................................. 89 
9.6.1 Estabilização dos Taludes ............................................................................................ 89 
9.6.2 Estabilização dos Taludes em Função do Tamanho dos Blocos e Vazões de Descarga
 90 
9.6.3 Considerações Gerais ................................................................................................... 91 
9.7 VERIFICAÇÃO DO COMPORTAMENTO DAS BARRAGENS DE TERRA E 
ENROCAMENTO EM FACE AOS PROBLEMAS DE PERCOLAÇÃO ................................... 91 
10 FUNDAÇÕES EM SOLO ......................................................................................................... 92 
10.1 FUNDAÇÃO EM SOLOS PERMEÁVEIS .................................................................... 92 
10.1.1 Soluções de Eliminação – Trincheiras Impermeáveis (“cut-offs”) .............................. 93 
10.1.2 Soluções de Eliminação – Paredes Diafragma ............................................................. 94 
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10.1.3 Soluções de Eliminação – Injeções de Impermeabilização ......................................... 96 
10.1.4 Soluções de Redução – Barreiras Impermeáveis Incompletas ..................................... 96 
10.1.5 Soluções de Controle – Controle de Percolação com Drenos ...................................... 97 
10.2 FUNDAÇÕES EM SOLOS MOLES .............................................................................. 99 
10.3 FUNDAÇÕES EM SOLOS POROSOS E COLAPSÍVEIS .......................................... 101 
10.3.1 Características Geotécnicas dos Solos Porosos ......................................................... 102 
10.3.2 Compressibilidade e Colapsibilidade ......................................................................... 103 
10.3.3 Resistência ao Cisalhamento ...................................................................................... 104 
10.3.4 Exemplo de Obras Fundadas em Solos Porosos ........................................................ 105 
10.3.5 Orientações para Projetos........................................................................................... 106 
11 FUNDAÇÕES EM ROCHA .................................................................................................... 108 
11.1 INTRODUÇÃO ............................................................................................................. 108 
11.2 FASE DE CONCEPÇÃO E PROJETO DE APROVEITAMENTOS HIDRÁULICOS
 108 
11.3 TRATAMENTO DA FUNDAÇÃO NA FASE I: CONCEPÇÃO DO ARRANJO 
GERAL 108 
11.4 INTEGRAÇÃO E OTIMIZAÇÃO MACIÇO - FUNDAÇÃO – FASE II.................... 109 
11.4.1 Posição e Extensão do Núcleo da Barragem de Terra – Enrocamento. ..................... 109 
11.4.2 Estabelecimento de Zona Hipotética de Núcleo em Barragem Dita Homogênea ..... 110 
11.4.3 Pormenores de Drenagem Interna .............................................................................. 110 
11.5 TRATAMENTO DE FUNDAÇÃO PROPRIAMENTE DITO – FASE III ................. 110 
11.5.1 Critérios Usualmente Adotados no Tratamento de Fundações Rochosas para Apoio de 
Barragens de Terra e/ou Enrocamento ..................................................................................... 111 
11.5.2 Análise Conceitual dos Critérios Usuais de Tratamento de Fundações Rochosas para 
Apoio de Barragens de Terra e/ou Enrocamento ..................................................................... 112 
11.5.3 Considerações sob o aspecto técnico ......................................................................... 112 
11.5.4 Considerações Construtivas ....................................................................................... 115 
11.6 OBSERVAÇÕES GERAIS ........................................................................................... 115 
12 TRATAMENTO DE FUNDAÇÃO DE BARRAGEM DE TERRA COM CORTINA DE 
INJEÇÃO ......................................................................................................................................... 117 
12.1 INTRODUÇÃO .............................................................................................................117 
12.2 FINALIDADE DAS INJEÇÕES ................................................................................... 117 
12.3 QUANDO EXECUTAR INJEÇÕES ............................................................................ 117 
12.4 QUANTIDADE DE INJEÇÃO E PROFUNDIDADE DA CORTINA ........................ 118 
12.5 PRESSÃO DE INJEÇÃO .............................................................................................. 118 
12.6 ESCOLHA DA CALDA ............................................................................................... 119 
12.7 METODOLOGIA PARA AS INJEÇÕES ..................................................................... 120 
12.8 EFICIÊNCIA DA CORTINA........................................................................................ 120 
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12.8.1 CONSIDERAÇÕES GERAIS ................................................................................... 121 
13 TURBINAS HIDRÁULICAS.................................................................................................. 122 
13.1 PRINCÍPIOS.................................................................................................................. 122 
13.2 TIPOS DE TURBINAS ................................................................................................. 124 
13.2.1 Turbinas Pelton .......................................................................................................... 125 
13.2.2 Turbinas Francis ......................................................................................................... 127 
13.2.3 Turbinas Kaplan ......................................................................................................... 131 
13.2.4 Turbinas Bulbo ........................................................................................................... 134 
13.3 PRINCIPAIS PARTES DE UMA TURBINA HIDRÁULICA .................................... 136 
13.3.1 Rotor........................................................................................................................... 136 
13.3.2 Estator (Armadura) .................................................................................................... 137 
14 VERTEDOUROS (VERTEDOR / SANGRADOR / SANGRADOURO) ............................. 138 
15 DESVIO DE RIOS PARA CONSTRUÇÃO DE BARRAGENS ........................................... 146 
15.1 ENSECADEIRAS ......................................................................................................... 146 
15.2 PRINCIPAIS SOLUÇÕES PARA DESVIOS DE RIOS .............................................. 146 
16 MECANISMOS DE TRANSPOSIÇÃO EM BARRAGENS ................................................. 157 
16.1 SISTEMA DE TRANSPOSIÇÃO DE DESNÍVEL ...................................................... 157 
16.1.1 Eclusas ....................................................................................................................... 157 
16.1.1.1 Funcionamento ................................................................................................... 157 
16.2 SISTEMA DE TRANSPOSIÇÃO DA FAUNA AQUÁTICA MIGRATÓRIA ........... 158 
16.2.1 Tipos de Estruturas de Transposição ......................................................................... 158 
16.2.2 Transposição para Jusante .......................................................................................... 159 
16.2.3 Custo dos Mecanismos............................................................................................... 160 
16.2.4 Legislação .................................................................................................................. 160 
17 BARRAGENS DE REJEITO .................................................................................................. 161 
17.1 INTRODUÇÃO ............................................................................................................. 161 
17.2 DIFERENÇAS ENTRE BARRAGENS CONVENCIONAIS E BARRAGENS DE 
REJEITO ...................................................................................................................................... 162 
17.3 BARRAGENS DE REJEITO ........................................................................................ 163 
17.4 MÉTODOS DE ALTEAMENTO DE BARRAGENS DE CONTENÇÃO DE 
REJEITOS .................................................................................................................................... 164 
17.4.1 Método de Montante .................................................................................................. 164 
17.4.2 Método de Jusante ...................................................................................................... 165 
17.4.3 Método de Linha de Centro ....................................................................................... 166 
17.5 ESCOLHA DO MÉTODO DE ALTEAMENTO DAS BARRAGENS DE REJEITO 167 
17.6 METAIS PESADOS ...................................................................................................... 167 
17.6.1 Principais Metais Pesados Contaminantes ................................................................. 167 
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Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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18 LICENCIAMENTO AMBIENTAL DE BARRAGENS ......................................................... 169 
19 SEGURANÇA EM BARRAGENS ......................................................................................... 169 
20 REFERÊNCIAS ....................................................................................................................... 172 
 
LISTA DE TABELAS 
 
Tabela 1.1 - Índice de impacto ambiental de usinas hidrelétricas brasileiras. .................................... 5 
Tabela 5.1 - Relação dos limites de Atterberg com as propriedades de resistência e 
compressibilidade............................................................................................................................... 32 
Tabela 7.1 - Critérios relativos à granulometria de alguns enrocamentos. ........................................ 57 
Tabela 7.2 - Critérios relativos à espessura das camadas de compactação dos enrocamentos. ......... 58 
Tabela 7.3 - Características de algumas barragens de enrocamento construídas no Brasil e no 
exterior. .............................................................................................................................................. 59 
Tabela 9.1 - Raio hidráulico dos vazios para enrocamentos. ............................................................. 76 
Tabela 9.2 - Estabilização dos taludes em função do tamanho dos blocos e vazões de descarga. ....90 
Tabela 11.1 - Principais características de algumas barragens brasileiras ....................................... 110 
Tabela 13.1 – Principais tipos de turbinas hidráulicas. .................................................................... 124 
Tabela 13.2 – Usinas com turbinas bulbo (queda). .......................................................................... 134 
Tabela 14.1 – Características técnicas do vertedouro da UHE Itaipu. ............................................. 140 
Tabela 17.1 – Principais impactos ambientais da mineração no Brasil. .......................................... 162 
 
 
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Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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LISTA DE FIGURAS 
 
Figura 1.1 - Balanço de regularização. ................................................................................................ 1 
Figura 1.2 - Amortecimento da onda de cheia. ................................................................................... 2 
Figura 1.3 - Reservatório de finalidade múltipla, controle de cheias, navegação e produção de 
energia elétrica. .................................................................................................................................... 2 
Figura 2.1 – Tipos / Seções típicas de barragens. ................................................................................ 6 
Figura 2.2 - Exemplo de barragem homogênea, Barragem Vigário, Brasil. ........................................ 7 
Figura 2.3 – Barragem de terra homogênea em construção. ................................................................ 7 
Figura 2.4 - Exemplo de barragem de seção Zoneada, Barragem de São Simão, Brasil. .................... 7 
Figura 2.5 - Barragem de terra zoneada, com núcleo impermeável em construção. ........................... 8 
Figura 2.6 - Enrocamento com face de concreto. ................................................................................ 8 
Figura 2.7 - Barragem de enrocamento com face impermeável (UHE Barra Grande). ....................... 8 
Figura 2.8 - Barragem de enrocamento com face impermeável (UHE Barra Grande). ....................... 8 
Figura 2.9 - Barragem de enrocamento com núcleo argiloso centralizado (Barragem de Lynn). ....... 9 
Figura 2.10 – Barragem de enrocamento com núcleo argiloso inclinado para montante. ................... 9 
Figura 2.11 - Barragem de enrocamento com núcleo argiloso. ......................................................... 10 
Figura 2.12 - Barragem de enrocamento com núcleo asfáltico (UHE Foz do Chapecó, Camargo 
Corrêa). .............................................................................................................................................. 10 
Figura 2.13 - Barragem de enrocamento com núcleo asfáltico (UHE Foz do Chapecó, Camargo 
Corrêa). .............................................................................................................................................. 10 
Figura 2.14 - Barragem de enrocamento com núcleo asfáltico (UHE Foz do Chapecó, Camargo 
Corrêa). .............................................................................................................................................. 10 
Figura 2.15 - Barragem em concreto gravidade. ................................................................................ 11 
Figura 2.16 - Barragem com contrafortes (Valle Grande, rio Atuel, Argentina). .............................. 11 
Figura 2.17 - UHE Itaipu (Trecho da barragem em concreto com contrafortes). ............................. 11 
Figura 2.18 - Execução de concreto compactado com rolo na barragem da UHE Mauá, no Paraná 
Pini). ................................................................................................................................................... 12 
Figura 2.19 - Execução de concreto compactado com rolo na barragem da UHE Mauá, no Paraná 
(Pini)................................................................................................................................................... 12 
Figura 2.20 - Execução de concreto compactado com rolo na barragem da UHE Mauá, no Paraná 
(Pini)................................................................................................................................................... 12 
Figura 2.21 – Hoover Dam (Rio Colorado, Estados de Nevada e Arizona. EUA). ........................... 13 
Figura 2.22 – UHE Funil (Itatiaia, Rio de Janeiro). ........................................................................... 13 
Figura 2.23 – Barragem de concreto em abóbada com arco múltiplo. .............................................. 13 
Figura 3.1 – Vale encaixado. Hoover Dam (Rio Colorado, Estados de Nevada e Arizona. EUA). .. 14 
Figura 3.2 – UHE Funil (Itatiaia, Rio de Janeiro). ............................................................................. 14 
Figura 3.3 - Barragem com contrafortes (Valle Grande, rio Atuel, Argentina). ................................ 15 
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Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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Figura 3.4 - Barragem com contraforte em Roselend / França, (Sayão, 2009). ............................... 15 
Figura 3.5 - Arranjo típico em vale medianamente encaixado (UHE Foz do Areia. Rio Iguaçu/PR).
 ............................................................................................................................................................ 15 
Figura 3.6 – Imagem aérea do arranjo típico em vale medianamente encaixado (UHE Foz do Areia. 
Rio Iguaçu/PR). .................................................................................................................................. 16 
Figura 3.7 – Imagem aérea do arranjo típico em vale medianamente encaixado (UHE Foz do Areia. 
Rio Iguaçu/PR). .................................................................................................................................. 16 
Figura 3.8 - Barragem em CCR para abastecimento. Extravasor direto sobre o maciço com redução 
no custo final da obra (Engº Roberto Facchinetti). ............................................................................ 17 
Figura 3.9 - Barragem em CCR para abastecimento - Barragem de Ponto Novo. Extravasor direto 
sobre o maciço com redução no custo da obra (Cerb/ Bahia). ........................................................... 17 
Figura 3.10 - Barragem em CCR para abastecimento - Barragem de Ponto Novo (Cerb/ Bahia). ... 17 
Figura 3.11 - Arranjo típico em vale aberto (UHE Tucuruí, Rio Tocantins/PA). Barragem de terra.
 ............................................................................................................................................................18 
Figura 3.12 - Arranjo típico em vale aberto (UHE Tucuruí, Rio Tocantins/PA). Barragem de terra.
 ............................................................................................................................................................ 18 
Figura 3.13 - Arranjo típico em vale aberto (UHE Tucuruí, Rio Tocantins/PA). Barragem de terra.
 ............................................................................................................................................................ 18 
Figura 3.14 - Seção típica de barragem homogênea de terra. ............................................................ 19 
Figura 3.15 - Seção típica de barragem de enrocamento com núcleo de argila vertical. ................... 20 
Figura 3.16 - Seção típica de barragem de enrocamento com núcleo de argila inclinado. ................ 20 
Figura 3.17 - Seção típica de barragem de enrocamento com face de concreto. ............................... 20 
Figura 3.18 - Seção típica de barragem de concreto convencional a gravidade. ............................... 21 
Figura 4.1 - Seção típica de barragem homogênea de terra. .............................................................. 23 
Figura 4.2 - Barragem homogênea com dreno horizontal. ................................................................ 23 
Figura 4.3 - Localização da zona denominada “random”, Barragem de Furnas, Brasil. ................... 23 
Figura 4.4 - 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. ............................................................................................................ 25 
Figura 4.5 - Barragem de enrocamento com núcleo argiloso inclinado a montante. ......................... 26 
Figura 5.1 - Execução de sondagem a trado. ..................................................................................... 28 
Figura 5.2 - Execução de sondagem à percussão com SPT. .............................................................. 28 
Figura 5.3 - Execução de sondagem rotativa. .................................................................................... 29 
Figura 5.4 - Testemunhos de rochas obtidos em sondagens rotativas. .............................................. 29 
Figura 5.5 - Investigação do subsolo com georadar. .......................................................................... 29 
Figura 5.6 - Investigação do subsolo com sísmica de refração (geoenergizers.it)............................. 29 
Figura 5.7 - Exemplo de curva granulométrica de um solo. .............................................................. 30 
Figura 5.8 - Resultados dos ensaios de permeabilidade para alguns materiais. ................................. 31 
Figura 5.9 - Exemplo de ensaio de limites de consistência (LL e LP). ............................................. 32 
Figura 5.10 - Exemplo de curva de compactação de um solo. ........................................................... 33 
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Figura 5.11 – Desenho esquemático do ensaio triaxial. ..................................................................... 34 
Figura 5.12 – Equipamento para ensaio triaxial. ............................................................................... 34 
Figura 5.13 – Moldagem da amostra de solo para o ensaio triaxial. .................................................. 35 
Figura 5.14 – Preparação da célula para o ensaio. ............................................................................. 35 
Figura 5.15 – Corpo de prova na célula para o ensaio triaxial. .......................................................... 35 
Figura 5.16 – Corpo de prova após o ensaio triaxial. ........................................................................ 35 
Figura 5.17 – Corpo de prova após o ensaio triaxial. ........................................................................ 35 
Figura 5.18 – Corpo de prova após o ensaio triaxial. ........................................................................ 35 
Figura 5.19 – Envoltórias dos ensaios triaxiais. ................................................................................. 36 
Figura 5.20 - Representação de ensaios triaxiais. .............................................................................. 36 
Figura 5.21 - Tensões principais ao longo de uma superfície de ruptura. ......................................... 37 
Figura 5.22 - Sequência de carregamento de uma barragem. ............................................................ 38 
Figura 5.23 - Equipamento de cisalhamento direto. .......................................................................... 40 
Figura 5.24 – Equipamento para ensaio de cisalhamento direto. ....................................................... 40 
Figura 5.25 – Funcionamento do ensaio de cisalhamento direto. ...................................................... 40 
Figura 5.26 – Detalhe da caixa para a acomodação da amostra de solo. ........................................... 41 
Figura 5.27 – Moldagem do corpo de prova. ..................................................................................... 41 
Figura 5.28 – Componentes do sistema para a acomodação da amostra de solo. .............................. 41 
Figura 5.29 – Caixa para a acomodação da amostra de solo. ............................................................ 41 
Figura 5.30 - 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)................................................................................................... 42 
Figura 5.31 - Equipamento para ensaio de adensamento (labgeo.ufscar.br). .................................... 43 
Figura 5.32 - Ilustração do comportamento de um solo no ensaio de adensamento.......................... 43 
Figura 5.33 - Curva de ensaios oedométricos, amostras remoldadas e indeformadas. ...................... 44 
Figura 6.1 - Curva típica de um ensaio de compactação em um solo coesivo. .................................. 46 
Figura 6.2 – Estrutura dos solos compactados. .................................................................................. 47 
Figura 6.3 - Variação da permeabilidade com as mudanças na umidade de compactação. ............... 48 
Figura 6.4 - Influência da energia de compactação na envoltória de resistência ao cisalhamento .... 50 
Figura 7.1 - Efeito do máximo tamanho de partículas no ângulo de atrito – enrocamentos com 
curvas modeladas (modificado – Marachi, et.al. 1969). .................................................................... 53 
Figura 7.2 - Variação no ângulo de atrito com as mudanças na compacidade relativa do material. . 54 
Figura 7.3 - Evidência de colapso em ensaios oedométricos. ............................................................ 55 
Figura 7.4 - Deformação do enrocamento durante o alteamento da barragem e no primeiro 
enchimento. ........................................................................................................................................ 55 
Figura 7.5 -Envoltória de resistência de alguns enrocamentos. ........................................................ 56 
Figura 8.1 - Evolução do projeto de barragens de terra e seu sistema de drenagem interna ............. 64 
Figura 8.2 – Barragem sobre solo mole. Barragem de Santa Eulália (Cruz, 1996). .......................... 65 
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Figura 9.1 – Erosão interna ou “piping” (Tunbrigde Dam, Austrália – Jeffery Farrar, 2008). .......... 66 
Figura 9.2 – Erosão interna ou “piping” (Hanson e Hunt, USDA, 2007). ......................................... 66 
Figura 9.3 - Redes de fluxo em barragens de seção homogênea. ...................................................... 69 
Figura 9.4 – Exemplo de rede de fluxo em barragem de concreto. ................................................... 70 
Figura 9.5 – Exemplo de rede de fluxo em barragem de concreto. ................................................... 70 
Figura 9.6 – Exemplo de rede de fluxo em barragem de solo. .......................................................... 70 
Figura 9.7 – Exemplos de redes de fluxo em fundações permeáveis. ............................................... 71 
Figura 9.8 – Rede de fluxo pelas fundações de uma barragem de concreto. ..................................... 72 
Figura 9.9 – Rede de fluxo pelas fundações de uma barragem de concreto. ..................................... 73 
Figura 9.10 – Rede de fluxo pelas fundações de uma barragem de concreto. ................................... 74 
Figura 9.11 - Redes de fluxo transformadas e verdadeiras em uma barragem homogênea 
anisotrópica. ....................................................................................................................................... 75 
Figura 9.12 - Redes de fluxo turbulento em enrocamentos. .............................................................. 77 
Figura 9.13 – Sistemas de drenagem interna em barragens de terra: evolução conceitual (Massad, 
2010). ................................................................................................................................................. 79 
Figura 9.14 – Execução de filtro vertical em uma PCH. ................................................................... 80 
Figura 9.15 – Execução de filtro vertical em uma PCH. ................................................................... 80 
Figura 9.16 – Execução de filtro vertical em uma PCH. ................................................................... 80 
Figura 9.17 – Execução de filtro vertical em uma PCH. ................................................................... 80 
Figura 9.18 – Tapete drenante tipo sanduíche. Camada de brita lançada sobre camada de areia (Foto 
da internet). ........................................................................................................................................ 80 
Figura 9.19 – Tapete drenante tipo sanduíche. Lançamento da primeira camada (Foto da internet).80 
Figura 9.20 – Tapete drenante tipo sanduíche. Camada de brita lançada sobre camada de areia (Foto 
da internet). ........................................................................................................................................ 81 
Figura 9.21 – Tapete drenante tipo sanduíche. Camada de brita lançada sobre camada de areia (Foto 
da internet). ........................................................................................................................................ 81 
Figura 9.22 – Núcleo de argila. Filtro vertical de areia e transição (Foto da internet). ..................... 81 
Figura 9.23 – Núcleo de argila. Filtro vertical de areia e transição (Foto da internet). ..................... 81 
Figura 9.24 - Determinação da espessura do filtro-dreno horizontal. ................................................ 84 
Figura 9.25 - Esquema de filtro-dreno horizontal. ............................................................................. 85 
Figura 9.26 - Controle de sub-pressão. .............................................................................................. 86 
Figura 9.27 - Detalhes esquemáticos de trincheiras drenantes. ......................................................... 87 
Figura 9.28 - Detalhes esquemáticos de poços de alívio. .................................................................. 87 
Figura 9.29 - Detalhe esquemático de um tapete de impermeabilização a montante. ....................... 88 
Figura 9.30 - Detalhe esquemático de uma trincheira de vedação..................................................... 89 
Figura 10.1 - Trincheira impermeável. .............................................................................................. 94 
Figura 10.2 - Esquema da escavação abaixo do lençol freático. ........................................................ 94 
Figura 10.3 - Trincamento provocado por um elemento rígido de parede diafragma ....................... 95 
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Figura 10.4 - Métodos de controle de percolação pelas fundações sem construção de barreiras 
impermeáveis completas .................................................................................................................... 97 
Figura 10.5 - Ritmo lento de construção. ......................................................................................... 100 
Figura 10.6 - Influência da sobrecarga no andamento do recalque. ................................................ 101 
Figura 10.7 - Faixas de curvas granulométricas de solos porosos. .................................................. 103 
Figura 10.8 - Gráfico de plasticidade, onde se localizam argilas porosas ....................................... 103 
Figura 10.9 - Ensaio de adensamento duplo em argila porosa vermelha – Bauru, SP. ................... 104 
Figura 10.10 - Resistência ao cisalhamento - Argila porosa vermelha do Terciário São Paulo, SP.
 .......................................................................................................................................................... 105 
Figura 12.1 - Disposição dos furos da cortina de injeção em planta. .............................................. 118 
Figura 12.2 - Curva de injetabilidade. .............................................................................................. 120 
Figura 12.3 - Cortina de injeção convencional, absorção de sólidos por furo. ................................ 121 
Figura 13.1 – Desenho esquemático de uma usina hidrelétrica. ...................................................... 123 
Figura 13.2 – Desenho esquemático de uma usina hidrelétrica. ......................................................123 
Figura 13.3 – Desenho esquemático de uma usina hidrelétrica. ...................................................... 124 
Figura 13.4 – Corte transversal de uma turbina Pelton com seis jatos. ........................................... 125 
Figura 13.5 – Funcionamento de uma pequena turbina Pelton. ....................................................... 126 
Figura 13.6 – Desenho esquemático de uma turbina Pelton. ........................................................... 126 
Figura 13.7 – Desenho esquemático de uma turbina Pelton. ........................................................... 126 
Figura 13.8 – Vista interna de uma turbina Pelton. ......................................................................... 126 
Figura 13.9 – Roda da turbina Pelton. ............................................................................................. 126 
Figura 13.10 – Roda da turbina Pelton. ........................................................................................... 126 
Figura 13.11 – Desenho esquemático do funcionamento de uma turbina Francis. ......................... 127 
Figura 13.12 – Desenho esquemático do funcionamento de uma turbina Francis. ......................... 128 
Figura 13.13 – Desenho esquemático do funcionamento de uma turbina Francis. ......................... 128 
Figura 13.14 – Principais componentes da geração de uma turbina Francis. .................................. 129 
Figura 13.15 – Principais componentes da geração de uma turbina Francis. .................................. 129 
Figura 13.16 – Rotor da turbina Francis. ......................................................................................... 130 
Figura 13.17 – Rotor da turbina Francis. ......................................................................................... 130 
Figura 13.18 – Rotor da turbina Francis. ......................................................................................... 130 
Figura 13.19 – Rotor da turbina Francis. ......................................................................................... 130 
Figura 13.20 – Rotor da turbina Francis. ......................................................................................... 130 
Figura 13.21 – Rotor da turbina Francis. ......................................................................................... 130 
Figura 13.22 – Esquemático do funcionamento de uma turbina Kaplan. ........................................ 131 
Figura 13.23 – Esquemático de uma turbina Kaplan. ...................................................................... 131 
Figura 13.24 – Esquemático de uma turbina Kaplan. ...................................................................... 132 
Figura 13.25 – Pá rotora de uma turbina Kaplan. ............................................................................ 133 
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Figura 13.26 – Pá rotora de uma turbina Kaplan. ............................................................................ 133 
Figura 13.27 – Pá rotora de uma turbina Kaplan. ............................................................................ 133 
Figura 13.28 – Pá rotora de uma turbina Kaplan. ............................................................................ 133 
Figura 13.29 – Pá rotora de uma turbina Kaplan. ............................................................................ 133 
Figura 13.30 – Pá rotora de uma turbina Kaplan. ............................................................................ 133 
Figura 13.31 – Esquemático de uma turbina bulbo. ........................................................................ 134 
Figura 13.32 – Esquemático de uma turbina bulbo. ........................................................................ 135 
Figura 13.33 – Vista interna de uma turbina bulbo. ......................................................................... 135 
Figura 13.34 – Esquemático de uma turbina bulbo. ........................................................................ 135 
Figura 13.35 – Esquemático de uma turbina bulbo. ........................................................................ 135 
Figura 13.36 – Uma das Pás rotora de uma turbina bulbo (UHE Santo Antônio). .......................... 135 
Figura 13.37 – Esquemático de uma turbina bulbo. ........................................................................ 135 
Figura 13.38 – Descida e instalação do rotor de gerador da UHE Teles Pires. ............................... 136 
Figura 13.39 – Descida e instalação do rotor de gerador da UHE Teles Pires. ............................... 136 
Figura 13.40 – Descida e instalação do rotor de gerador da UHE Teles Pires. ............................... 136 
Figura 13.41 – Descida e instalação do rotor de gerador da UHE Teles Pires. ............................... 136 
Figura 13.42 – Descida e instalação do rotor de gerador da UHE Estreito. .................................... 137 
Figura 13.43 – Descida e instalação do rotor de gerador da UHE Tucuruí. .................................... 137 
Figura 13.44 – Estator de motor trifásico de corrente alternada. ..................................................... 137 
Figura 14.1 – Vertedor da UHE Tucuruí. ........................................................................................ 139 
Figura 14.2 – Vertedor da UHE Tucuruí. ........................................................................................ 139 
Figura 14.3 – Vertedor da UHE Tucuruí. ........................................................................................ 139 
Figura 14.4 – Vertedor da UHE Tucuruí. ........................................................................................ 139 
Figura 14.5 – Vertedor da UHE Tucuruí. ........................................................................................ 139 
Figura 14.6 – Vertedor da UHE Tucuruí. ........................................................................................ 139 
Figura 14.7 – Vertedouro da UHE Itaipu. ........................................................................................ 140 
Figura 14.8 – Vertedor da UHE Itaipu. ............................................................................................ 141 
Figura 14.9 – Vertedor da UHE Itaipu. ............................................................................................ 141 
Figura 14.10 – Vertedor da UHE Itaipu. .......................................................................................... 141 
Figura 14.11 – Vertedor da UHE Itaipu. .......................................................................................... 141 
Figura 14.12 – Vertedor da UHE Itaipu. .......................................................................................... 141 
Figura 14.13 – Vertedor da UHE Itaipu. .......................................................................................... 141 
Figura 14.14 – Vertedor da UHE Machadinho. ............................................................................... 142 
Figura 14.15 – Vertedor da UHE Machadinho. ............................................................................... 142 
Figura 14.16 – Vertedor da UHE Machadinho. ...............................................................................142 
Figura 14.17 – Vertedor da UHE Machadinho. ............................................................................... 142 
Figura 14.18 – Vertedor da UHE Machadinho. ............................................................................... 142 
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Figura 14.19 – Vertedor da UHE Machadinho. ............................................................................... 142 
Figura 14.20 – Vertedor labirinto (PCH Figueirópolis). .................................................................. 143 
Figura 14.21 – Vertedor labirinto (PCH Figueirópolis). .................................................................. 143 
Figura 14.22 – Vertedor labirinto, vista de jusante (PCH Figueirópolis). ....................................... 143 
Figura 14.23 – Vertedor labirinto, vista da margem esquerda (PCH Figueirópolis). ...................... 143 
Figura 14.24 – Vertedor labirinto (PCH São Joaquim). .................................................................. 143 
Figura 14.25 – Vertedor labirinto. ................................................................................................... 143 
Figura 14.26 – Vertedor tipo sino. ................................................................................................... 144 
Figura 14.27 – Vertedor tipo sino. ................................................................................................... 144 
Figura 14.28 – Vertedor tipo sino. ................................................................................................... 144 
Figura 14.29 – Vertedor tipo sino. ................................................................................................... 144 
Figura 14.30 – Vertedouro da UHE Fundão. ................................................................................... 144 
Figura 14.31 – Vertedouro da UHE Santa Clara. ............................................................................ 144 
Figura 14.32 – Vertedouro Glory Hole. ........................................................................................... 145 
Figura 14.33 – Vertedouro Glory Hole. ........................................................................................... 145 
Figura 14.34 – Vertedouro Glory Hole. ........................................................................................... 145 
Figura 14.35 – Vertedouro tipo “bico de pato” da UHE Baba (OAS, Equador). ............................ 145 
Figura 15.1 – Exemplo de sistema de lançamento do material em leito de rio para execução de 
ensecadeira (Pini). ............................................................................................................................ 146 
Figura 15.2 – Vista aérea das duas margens na construção da UHE Estreito. Rio escoando pela 
calha natural. (CRT - Consórcio Rio Tocantins). ............................................................................ 147 
Figura 15.3 – Vista aérea da construção da UHE Estreito. Construção do vertedouro e casa de força. 
Rio escoando pela calha natural. ...................................................................................................... 147 
Figura 15.4 – Vista aérea da construção da UHE Estreito. Construção do vertedouro e casa de força. 
Rio escoando pela calha natural. ...................................................................................................... 148 
Figura 15.5 – Vista aérea da construção da UHE Estreito (Rio Tocantins). Vista da casa de força. 
Rio escoando pela calha natural. ...................................................................................................... 148 
Figura 15.6 – Vista aérea da construção da UHE Estreito. Rio escoando pela estrutura de concreto 
de vertedouro.................................................................................................................................... 148 
Figura 15.7 – Vertedouro da UHE Estreito. Rio escoando pela estrutura de concreto de vertedouro.
 .......................................................................................................................................................... 148 
Figura 15.8 – Vertedouro da UHE Estreito...................................................................................... 148 
Figura 15.9 – Vista da UHE Estreito finalizada............................................................................... 148 
Figura 15.10 – Arranjo geral da UHE Foz do Chapecó (Camargo Corrêa / Engº Gustavo Rodrigues).
 .......................................................................................................................................................... 149 
Figura 15.11 – Vista geral da UHE Foz do Chapecó (Camargo Corrêa / Engº Gustavo Rodrigues).
 .......................................................................................................................................................... 149 
Figura 15.12 – Etapa I: 1ª. Fase de desvio do rio............................................................................. 149 
Figura 15.13 – Etapa II: 1ª. Fase de desvio do rio. .......................................................................... 150 
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Figura 15.14 – Etapa II: Tratamento da fundação. .......................................................................... 150 
Figura 15.15 – Etapa III: 1ª. Fase de desvio do rio. ......................................................................... 150 
Figura 15.16 – Etapa III: conclusão do vertedouro. ......................................................................... 150 
Figura 15.17 – Etapa IV: Remoção da ensecadeira do vertedouro. ................................................. 151 
Figura 15.18 – Etapa IV: Remoção da ensecadeira do vertedouro. ................................................. 151 
Figura 15.19 – Etapa IV: Construção das ensecadeiras no leito do rio. .......................................... 151 
Figura 15.20 – Etapa V: 2ª. Fase de desvio do rio. .......................................................................... 151 
Figura 15.21 – Ilustração aérea da UHE Barra Grande (Rio Pelotas). Durante a construção o rio foi 
desviado por dois túneis executados na margem direita. ................................................................. 152 
Figura 15.22 – Vista dos dois túneis executados na margem direita para desvio do rio durante a 
construção da UHE Barra Grande. ................................................................................................... 152 
Figura 15.23 – Arranjo geral da UHE Barra Grande (Rocha, 2006). ..............................................152 
Figura 15.24 – Arranjo geral de execução da UHE Barra Grande (Rocha, 2006). .......................... 152 
Figura 15.25 – Emboque dos túneis de desvio (Rocha, 2006). ........................................................ 153 
Figura 15.26 – Desemboque dos túneis de desvio (Rocha, 2006). .................................................. 153 
Figura 15.27 – UHE Barra Grande. Fechamento da ensecadeira de montante. Terra e enrocamento 
lançada por ponta de aterro em duas frentes. ................................................................................... 153 
Figura 15.28 – UHE Barra Grande. Fechamento da ensecadeira de montante. Terra e enrocamento 
lançada por ponta de aterro em duas frentes. ................................................................................... 153 
Figura 15.29 – Vista de montante da UHE Barra Grande. Vale encaixado. .................................... 153 
Figura 15.30 – Vista do eixo para montante e jusante da UHE Barra Grande. ............................... 153 
Figura 15.31 – UHE Barra Grande finalizada. ................................................................................. 154 
Figura 15.32 – Vertedouro da UHE Estreito. Rio escoando pela estrutura de concreto de vertedouro.
 .......................................................................................................................................................... 154 
Figura 15.33 – Leito original do rio Paraná, com a pedras da ilha de Itaipu. Local escolhido para a 
barragem principal da UHE Itaipu (1973). ...................................................................................... 155 
Figura 15.34 – Início das obras do canal de desvio do rio para permitir a construção da barragem 
principal (1975 / 76). ........................................................................................................................ 155 
Figura 15.35 – Detalhe das obras do canal de desvio do rio Paraná (1975 / 76). ............................ 155 
Figura 15.36 – UHE Itaipu. Passagem da água pelo canal de desvio. Execução das ensecadeiras para 
construção da barragem (1976 / 77). ................................................................................................ 155 
Figura 15.37 – UHE Itaipu. Passagem da água pelo canal de desvio. Execução das ensecadeiras para 
construção da barragem (1978). ....................................................................................................... 155 
Figura 15.38 – UHE Itaipu. Passagem da água pelo canal de desvio (1979). ................................. 155 
Figura 15.39 – Construção da parte central da barragem da UHE Itaipu (1980). ........................... 156 
Figura 15.40 – Enchimento do reservatório. Vista a partir de jusante (1982). ................................ 156 
Figura 15.41 – Enchimento do reservatório. Vista a partir de montante (1982). ............................. 156 
Figura 15.42 – UHE Itaipu. Barragem finalizada e formação do reservatório (1989). ................... 156 
Figura 16.1 – Eclusa da UHE Tucuruí. ............................................................................................ 157 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
CREA/ PA 9736 – D. CREA/DF 9649 – D. 
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Figura 16.2 – Escada para migração de peixes na UHE Luis Eduardo Magalhães (Lajeado). ........ 159 
Figura 16.3 – Escada para migração de peixes na UHE Belo Monte. ............................................. 159 
Figura 16.4 – Elevador para peixes na UHE Porto Primavera. ........................................................ 159 
Figura 16.5 – Elevador para peixes na UHE Funil. ......................................................................... 159 
Figura 16.6 – Elevador para peixes na UHE Funil. ......................................................................... 160 
Figura 16.7 – Elevador para peixes na UHE Funil. ......................................................................... 160 
Figura 17.1 – Barragem de rejeito da Aroeira, Vazante/MG (Fonte: Internet). .............................. 161 
Figura 17.2 – Barragem de rejeito de mineração (Fonte:Internet). .................................................. 161 
Figura 17.3 – Métodos de alteamento em barragens. (Espósito, 2000). .......................................... 164 
Figura 17.4 – Método construtivo de montante (Albuquerque Filho, 2004). .................................. 165 
Figura 17.5 – Método construtivo de jusante (Albuquerque Filho, 2004). ...................................... 166 
Figura 17.6 – Método construtivo de linha de centro (Albuquerque Filho, 2004). ......................... 166 
 
 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
CREA/ PA 9736 – D. CREA/DF 9649 – D. 
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APRESENTAÇÃO 
 
Este material foi organizado para os alunos de graduação em Engenharia Civil na disciplina de 
Engenharia de Barragens com o objetivo de familiarizar os futuros Engenheiros com a área em 
questão. Entretanto, pode ser utilizado por qualquer Faculdade, desde que seja para fins 
educacionais, sem consulta prévia aos autores. 
O material que serviu de base para a elaboração desta apostila foi: 
a) Experiências dos professores Rideci Farias e Haroldo Paranhos na Área Geotécnica / Geológica e 
Ambiental; 
b) Livros, apostilas, notas de aulas, entre outros materiais, diversos; 
c) “Sites” diversos consultados na “Internet”; 
d) Notas de Aulas do Professor André Assis do Programa de Pós-Graduação da Universidade de 
Brasília. 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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1 FASES DE ESTUDO E PROJETO 
1.1 INTRODUÇÃO 
A conscientização humana, notadamente nas três últimas décadas, da limitação dos recursos 
naturais da terra, aliada à crescente demanda, tem conduzido cada vez mais à exploração de modo 
racional e otimizado, reduzindo o desperdício ao mínimo. 
Dentro do contexto hídrico, tem-se que barragens são estruturas comumente construída em vales, de 
rios ou mesmo topográficos, de uma margem à outra com o objetivo de elevar o nível de água até 
determinada altitude pré-estabelecida. 
Sob este enfoque são desenvolvidosos 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 
40 anos, enquanto que, o associado a finalidades múltiplas, tem sido cada vez mais adotado, 
principalmente nos últimos 30 a 35 anos. 
1.2 OBJETIVOS / FINALIDADES DE UMA BARRAGEM 
Com algumas exceções as barragens podem ser reunidas, quanto aos objetivos, em dois grupos: 
Barragens de Regularização e Barragens de Retenção. 
1.2.1 Barragens de Regularização 
Tem por objetivo regularizar o regime hidrológico de um rio, ou seja, armazena água no período em 
que a afluência é maior que a 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. 
Ano Hidrológico t
V
az
õ
es
Armazenamento
Suprimento Déficit
Vazão Média
Período de Armazenamento
Período de Regularização
Vazões Naturais
Q
Ano Hidrológico t
V
az
õ
es
Armazenamento
Suprimento Déficit
Vazão Média
Período de Armazenamento
Período de Regularização
Vazões Naturais
Q
Ano Hidrológico t
V
az
õ
es
Armazenamento
Suprimento Déficit
Vazão Média
Período de Armazenamento
Período de Regularização
Vazões Naturais
Q
 
Figura 1.1 - Balanço de regularização. 
1.2.2 Barragens de Retenção ou Contenção 
Tem por objetivo a retenção de água, amortecendo a onda de cheias para evitar inundações (Figura 
1.2), podem ser utilizadas também para a retenção de sedimentos ou resíduos 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. 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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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. 
Volume 
Acumulado
Amortecimento da Onda de Cheia Tempo (t)
V
az
õ
es
Vazão Amortecida
Descarga Efluente
Descarga Máxima Natural
Q
Descarga Máxima Efluente
Natural
Volume 
Acumulado
Amortecimento da Onda de Cheia Tempo (t)
V
az
õ
es
Vazão Amortecida
Descarga Efluente
Descarga Máxima Natural
Q
Descarga Máxima Efluente
Natural
Volume 
Acumulado
Amortecimento da Onda de Cheia Tempo (t)
V
az
õ
es
Vazão Amortecida
Descarga Efluente
Descarga Máxima Natural
Q
Descarga Máxima Efluente
Natural
 
 
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 se pode 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. 
 
Figura 1.3 - Reservatório de finalidade múltipla, controle de cheias, navegação e produção de 
energia elétrica. 
1.3 INCIDÊNCIA DOS OBJETIVOS / FINALIDADES EM UMA BARRAGEM 
A escolha do melhor local para implantação de uma barragem e do tipo de obra mais adequada 
costuma ser influenciada pela finalidade específica a que se destina. 
A seguir, resume-se, as principais finalidades específicas de uma barragem, ressaltando-se que essas 
especificidades estão mais comumente ligadas às barragens de regularização: 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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01) Aproveitamento Hidrelétrico (geração de energia) – 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; 
02) Navegação – Também neste caso há um benefício duplo: 
a) Para jusante, por meio da regularização do período de estiagem; 
b) Para montante, pelo afogamento de eventuais corredeiras e cachoeiras. 
c) Abastecimento d’Água – Para fins industriais, de irrigação ou doméstico, dessedentação de 
animais, paisagismo e urbanismo, entre outros; 
03) Piscicultura; 
04) Turismo. 
1.4 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. 
1.4.1 Etapa I – Inventário ou Plano Diretor 
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. 
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%. 
1.4.2 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. 
1.4.3 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 à licitação para sua 
adjudicação. 
1.4.4 Etapa IV – Projeto Executivo 
É realizado o detalhamento do projeto básico contendo todos os pormenores para a execução de 
obrascivis, montagens de equipamentos permanentes, fiscalização, teste de funcionamento e 
orientação para treinamento de operadores. 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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1.5 ÍNDICE CUSTO-BENEFÍCIO E ÍNDICE AMBIENTAL 
1.5.1 Índice Custo-Benefício Energético 
Durante a fase de inventário são selecionadas as melhores alternativas de divisão de quedas, ou seja, 
aquelas que resultem em máxima produção de energia elétrica, dentro dos limites estabelecidos para 
o custo unitário de referência. Em cada uma destas alternativas, os aproveitamentos deverão ser 
ordenados segundo o índice custo-benefício que cada um apresenta ao ser incorporado como 
próxima adição à configuração do sistema de referência. 
O índice custo-benefício 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. 
1.5.2 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. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
CREA/ PA 9736 – D. CREA/DF 9649 – D. 
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Tabela 1.1 - Índice de impacto ambiental de usinas hidrelétricas brasileiras. 
UHE Estado / País Bacia
Potência 
instalada 
(MW)
Área do 
reservatório 
(km2)
Índice 
ambiental 
(Km2/MW)
Balbina AM Rio Amazonas 250 2360 9,440
Belo Monte** PA Rio Amazonas 11000 400 0,036
Samuel RO Rio Amazonas 217 600 2,765
Lajeado TO Rio Tocantins 903 630 0,698
Serra da Mesa GO Rio Tocantins 1293 1784 1,380
Tucuruí PA Rio Tocantins 7960 2430 0,305
Mal. Castelo Branco MA/PI Atlântico, trecho norte/nordeste 216 363 1,681
Itaparica PE/BA Rio São Francisco 1500 828 0,552
Moxotó BA/AL Rio São Francisco 440 93 0,211
Paulo Afonso IV BA Rio São Francisco 2460 17 0,007
Sobradinho BA Rio São Francisco 1050 4214 4,013
Três Marias MG Rio São Francisco 388 1142 2,943
Xingó SE/AL Rio São Francisco 3000 60 0,020
Funil RJ Atlântico, trecho lesle 216 39 0,181
Lajes RJ Atlântico, trecho lesle 144 30 0,208
Barra Bonita SP Rio Paraná 144 308 2,139
Capivara SP/PR Rio Paraná 662 515 0,778
Corumbá GO Rio Paraná 375 65 0,173
Emborcação MG/GO Rio Paraná 1192 455 0,382
Foz do Areia PR Rio Paraná 2511 139 0,055
Furnas MG Rio Paraná 1216 1450 1,192
Igarapava MG/SP Rio Paraná 210 39 0,186
Ilha Solteira SP/MS Rio Paraná 166 1200 7,229
Itaipu Brasil/Paraguai Rio Paraná 14000 1350 0,096
Itumbiara MG/GO Rio Paraná 2280 760 0,333
Marimbondo MG/SP Rio Paraná 188 438 2,330
Nova Ponte MG Rio Paraná 510 447 0,876
Porto Colômbia MG/SP Rio Paraná 320 140 0,438
Rosana SP/PR Rio Paraná 320 217 0,678
Salto Grande MG Rio Paraná 104 5,8 0,056
São Simão MG/GO Rio Paraná 1710 722 0,422
Segredo PR Rio Paraná 1260 82 0,065
Taquaruçu SP/PR Rio Paraná 515 74 0,144
Campos Novos SC Rio Uruguai 880 24 0,027
Itá SC/RS Rio Uruguai 294 141 0,480
Machadinho SC/RS Rio Uruguai 1140 79 0,069 
 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
CREA/ PA 9736 – D. CREA/DF 9649 – D. 
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2 TIPOS/SEÇÕES DE BARRAGENS 
Quanto aos tipos as barragens, pode-se dividir em dois grandes grupos: 
a) as barragens convencionais, que são as mais utilizadas; e, 
b) as não convencionais, com menor utilização. 
 
A Figura 2.1 mostra os principais tipos / seções típicas de barragens. 
1.1.1) Homogêneas
1.1) Barragens de Terra
1.1.2) Zoneadas
1.2.1) Com Face Impermeável
1.2) Barragens de Enrocamento
1.2.2) Com Núcleo Impermeável
1.3.1) Gravidade
1.3.2) Gravidade Aliviada
01) Convencionais 1.3) Barragens de Concreto 1.3.3) Em Contraforte
1.3.4) Concreto Rolado ou Compactado
1.3.5) Abóbada
1.4.1) Terra / Enrocamento
1.4) Barragens Mistas 1.4.2) Enrocamento / Concreto
1.4.3) Outras
1.5) Barragens de Rejeito (Mineração)
2.1) Barragem em Gabião
02) Não Convencionais 2.2) Barragem de Madeira
2.3) Barragem de Alvenaria de Pedra
TIPOS (SEÇÕES) DE 
BARRAGENS
 
Figura 2.1 – Tipos / Seções típicas de barragens. 
2.1 BARRAGENS DE TERRA 
As barragens de terra possuem grande volume, pois funcionam pelo peso do aterro, composto por 
solo que possui peso específico menor que o do concreto. Os taludes, suaves, devem ser 
compatíveis com a resistência ao cisalhamento do material após compactação. Tem base larga para 
distribuir o peso e aumentar a seção de percolação. Podem ter seção homogênea ou zonada, 
dependendo da disponibilidade de materiais de construção nas proximidades do barramento. Nas 
barragens zonadas há um núcleo de material impermeável e duas zonas externas, em geral 
construídas com materiais mais permeáveis e mais resistentes aos deslizamentos. 
2.1.1 Barragem de Terra 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 2.2 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. 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc.Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
CREA/ PA 9736 – D. CREA/DF 9649 – D. 
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Linha de Rocha
Linha de Escavação
Terreno 
Original
Argila 
Compactada
Filtro 
Vertical
Dreno Horizontal
Nível Normal
1
4
Enrocamento
2,5
1
Linha de Rocha
Linha de Escavação
Terreno 
Original
Argila 
Compactada
Filtro 
Vertical
Dreno Horizontal
Nível Normal
1
4
Enrocamento
2,5
1
Linha de Rocha
Linha de Escavação
Terreno 
Original
Argila 
Compactada
Filtro 
Vertical
Dreno Horizontal
Nível Normal
1
4
Enrocamento
2,5
1
 
Figura 2.2 - Exemplo de barragem homogênea, Barragem Vigário, Brasil. 
 
 
Figura 2.3 – Barragem de terra homogênea em construção. 
2.1.2 Barragem de Terra Zoneada 
Denominação dada quando não há um único material predominante. Conforme será visto no item 
subsequente, a escolha entre seção homogênea ou zoneada depende dos materiais de construção 
disponíveis e seus respectivos custos. Na Figura 2.4 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. 
Balanço de Regularização
Cascalho Enrocamento
Cascalho
Areia Areia
Random Random
Terraço
Núcleo
Terraço
3 ou 5
8A 5 5
5
Zona 3 -
Grandes 
Blocos
Zona 3 –
Grandes 
Blocos
Balanço de Regularização
Cascalho Enrocamento
Cascalho
Areia Areia
Random Random
Terraço
Núcleo
Terraço
3 ou 5
8A 5 5
5
Zona 3 -
Grandes 
Blocos
Zona 3 –
Grandes 
Blocos
Balanço de Regularização
Cascalho Enrocamento
Cascalho
Areia Areia
Random Random
Terraço
Núcleo
Terraço
3 ou 5
8A 5 5
5
Zona 3 -
Grandes 
Blocos
Zona 3 –
Grandes 
Blocos
 
Figura 2.4 - Exemplo de barragem de seção Zoneada, Barragem de São Simão, Brasil. 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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Figura 2.5 - Barragem de terra zoneada, com núcleo impermeável em construção. 
2.2 BARRAGEM DE ENROCAMENTO 
Quando há predominância de material rochoso na sua seção. É um maciço formado por fragmentos 
de rocha compactados em camadas cujo peso e imbricação colocam entre si a estabilidade do corpo 
submetido às forças hidrostáticas. Em geral existem dois tipos de barragem de enrocamento. 
2.2.1 Com Face impermeável (Membrana Externa Impermeável) 
Neste tipo de barragem a vedação da água é garantida pela impermeabilização da face de montante 
da barragem, geralmente em concreto, asfalto, entre outros. 
N.A. Máximo Normal
IB
IB
IC
IIB
IA
IIID
Primeiro 
Estagio
IVA
N.A. Máximo Normal
IB
IB
IC
IIB
IA
IIID
Primeiro 
Estagio
IVA
N.A. Máximo Normal
IB
IB
IC
IIB
IA
IIID
Primeiro 
Estagio
IVA
 
Figura 2.6 - Enrocamento com face de concreto. 
 
 
Figura 2.7 - Barragem de enrocamento com face 
impermeável (UHE Barra Grande). 
 
Figura 2.8 - Barragem de enrocamento com face 
impermeável (UHE Barra Grande). 
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Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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2.2.2 Com Núcleo Impermeável Interno 
O material rochoso é predominante e a vedação da água é comumente feita por meio de um núcleo 
argiloso, ou asfáltico, separado do enrocamento por zonas de transição, para evitar o carreamento 
do material fino para o interior do enrocamento. O núcleo pode ficar centralizado ou inclinado para 
montante. 
 
Figura 2.9 - Barragem de enrocamento com núcleo argiloso centralizado (Barragem de Lynn). 
 
 
 
 
1 
Hba 
Elcr 
NAmax 
B 
1 
0,8 
1 
Elte 
1 
0,5 
núcleo de argila 
enrocamento 
transição 
 
Figura 2.10 – Barragem de enrocamento com núcleo argiloso inclinado para montante. 
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0
 
 
Figura 2.11 - Barragem de enrocamento com núcleo argiloso. 
 
 
Figura 2.12 - Barragem de enrocamento com núcleo asfáltico (UHE Foz do Chapecó, Camargo 
Corrêa). 
 
Figura 2.13 - Barragem de enrocamento com 
núcleo asfáltico (UHE Foz do Chapecó, Camargo 
Corrêa). 
 
Figura 2.14 - Barragem de enrocamento com 
núcleo asfáltico (UHE Foz do Chapecó, Camargo 
Corrêa). 
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Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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2.3 BARRAGENS DE CONCRETO 
2.3.1 Gravidade 
São barragens maciças de concreto, com pouca ou nenhuma armação, cuja característica física é ter 
a estrutura trabalhando predominantemente à compressão. Geralmente tem o traçado (crista) 
retilíneo ou em curva. 
 
Figura 2.15 - Barragem em concreto gravidade. 
2.3.2 Gravidade Aliviada 
Trata-se de uma estrutura mais leve, em que a gravidade tradicional encontra-se vazada com o 
objetivo de imprimir menor pressão as fundações ou economizar concreto. Neste tipo de barragem 
ocorrem esforços consideráveis de tração que exigem um maior uso de armação. A exemplo da 
barragem de gravidade tem o traçado (crista) retilíneo ou em curva. 
2.3.3 Em Contraforte 
Esta barragem assemelha-se à de gravidade aliviada, porém ainda mais leve. Por concentrar em 
pequena área da fundação os esforços causados pela pressão hidrostática, apresenta maiores tensões 
de concreto, exigindo uma maior armação. Das três barragens de concreto, é a que apresenta menor 
volume de concreto. 
 
Figura 2.16 - Barragem com contrafortes (Valle 
Grande, rio Atuel, Argentina). 
 
Figura 2.17 - UHE Itaipu (Trecho da barragemem concreto com contrafortes). 
 
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2.3.4 De Concreto Rolado ou Compactado 
Trata-se de uma barragem de gravidade em que o concreto é espalhado com trator de esteira e 
depois compactado com rolo. A estanqueidade é garantida por uma camada de concreto 
convencional construída no paramento de montante. 
 
Figura 2.18 - Execução de concreto compactado com rolo na barragem da UHE Mauá, no Paraná 
Pini). 
 
 
Figura 2.19 - Execução de concreto compactado 
com rolo na barragem da UHE Mauá, no Paraná 
(Pini). 
 
Figura 2.20 - Execução de concreto compactado 
com rolo na barragem da UHE Mauá, no Paraná 
(Pini). 
 
 
 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
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2.3.5 Abóbada ou Arco 
As barragens de concreto abóbadas ou em arco são aquelas em que a curvatura ocorre em duplo 
sentido, ou seja, na horizontal - ao longo de seu traçado, e na vertical. São por assim chamadas de 
barragens de dupla curvatura, e os arcos formados podem ser simples ou múltiplos. Neste tipo de 
obra, parte das pressões hidráulicas é transmitida às ombreiras pelo efeito de arco. Por ser uma obra 
esbelta, é a que consome menos volume de concreto por metro quadrado de superfície represada. 
 
Figura 2.21 – Hoover Dam (Rio Colorado, 
Estados de Nevada e Arizona. EUA). 
 
Figura 2.22 – UHE Funil (Itatiaia, Rio de 
Janeiro). 
 
Figura 2.23 – Barragem de concreto em 
abóbada com arco múltiplo. 
 
 
 
 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
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3 PRINCIPAIS FATORES QUE INTERFEREM NO ARRANJO GERAL DE UMA 
BARRAGEM 
3.1 ARRANJOS DOS APROVEITAMENTOS 
Os arranjos dos aproveitamentos são estudados para cada local, considerando-se principalmente: 
a) Condições topográficas locais (forma do vale); 
b) Materiais de construção disponíveis; 
c) Clima da região; 
d) Condições gerais do ponto de vista geológico-geotécnico e hidrogeologia; 
e) Natureza das fundações; 
f) Prazos construtivos. 
 
Outros fatores podem influenciar ou mesmo ser determinantes na escolha dos arranjos de uma 
barragem, fatores com: o provável apoio logístico na fase de construção; a possibilidade de 
evacuação de cheias durante a construção; a potência instalada e calculada para o aproveitamento; a 
descarga calculada para o vertedouro; tipos de equipamentos e recursos de laboratório; custo da 
mão de obra; legislação local referente às leis sociais e à segurança da obra; condições econômicas; 
questões ambientais, resultados dos estudos especiais, aspectos políticos e demagógicos, 
experiência do projetista e das empreiteiras, entre outros. 
O arranjo de um aproveitamento hidrelétrico é bastante influenciado pelo tipo de vale, podendo este 
ser encaixado e estreito, semi-encaixado ou aberto. Em termos gerais, tem-se: 
 
a) Vales encaixados e estreitos: barragens de concreto tipo gravidade (menor utilização) ou concreto 
tipo arco (Figura 3.1 e Figura 3.2); 
b) Vales semi-encaixados: barragens do tipo gravidade, com contrafortes (Figura 3.3 e Figura 3.4) 
ou mesmo barragens de enrocamento (Figura 3.5 à Figura 3.7); 
c) Vales muito abertos: barragens do tipo gravidade de concreto convencional ou concreto 
compactado com rolo (CCR, Figura 3.8 à Figura 3.10) e barragens de terra (Figura 3.11 à Figura 
3.13). 
 
Figura 3.1 – Vale encaixado. Hoover Dam (Rio 
Colorado, Estados de Nevada e Arizona. EUA). 
 
Figura 3.2 – UHE Funil (Itatiaia, Rio de 
Janeiro). 
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Figura 3.3 - Barragem com contrafortes (Valle 
Grande, rio Atuel, Argentina). 
 
Figura 3.4 - Barragem com contraforte em 
Roselend / França, (Sayão, 2009). 
 
 
 
 
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Figura 3.5 - Arranjo típico em vale medianamente encaixado (UHE Foz do Areia. Rio Iguaçu/PR). 
 
 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
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Figura 3.6 – Imagem aérea do arranjo típico em vale medianamente encaixado (UHE Foz do Areia. 
Rio Iguaçu/PR). 
 
Figura 3.7 – Imagem aérea do arranjo típico em vale medianamente encaixado (UHE Foz do Areia. 
Rio Iguaçu/PR). 
 
Observação 3.1 - Barragem de enrocamento compactado, impermeabilizada por face de concreto. 
Esta solução foi imposta pela falta no local de argila que pudesse ser usada como núcleo, e também 
porque o regime pluvial não permitia um cronograma de construção flexível se fosse adotado o uso 
de argila, uma vez que o avanço das escavações e a construção da parte de enrocamento ficariam 
dependentes do avanço do núcleo de argila. 
 
http://pt.wikipedia.org/wiki/Concreto
http://pt.wikipedia.org/wiki/Argila
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Figura 3.8 - Barragem em CCR para 
abastecimento. Extravasor direto sobre o maciço 
com redução no custo final da obra (Engº 
Roberto Facchinetti). 
 
 
Figura 3.9 - Barragem em CCR para 
abastecimento - Barragem de Ponto Novo. 
Extravasor direto sobre o maciço com redução 
no custo da obra (Cerb/ Bahia). 
 
 
 
Figura 3.10 - Barragem em CCR para abastecimento - Barragem de Ponto Novo (Cerb/ Bahia). 
 
 
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Casa de Força 
Barragem 
Vertedouro 
Canal de fuga 
Eclusa 
Barragem 
 
 
Figura 3.11 - Arranjo típico em vale aberto (UHE Tucuruí, Rio Tocantins/PA). Barragem de terra. 
 
 
Figura 3.12 - Arranjo típico em vale aberto (UHE Tucuruí, Rio Tocantins/PA). Barragem de terra. 
 
 
Figura 3.13 - Arranjo típico em vale aberto (UHE Tucuruí, Rio Tocantins/PA). Barragem de terra. 
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3.2 ESCOLHA / DEFINIÇÃO DO TIPO DE BARRAGEM 
A escolha do tipo de barragem dependerá, principalmente, da existência de material qualificado 
para a construção, dos aspectos geológicos e geotécnicos, e da conformação topográfica do local da 
obra. Outros fatores igualmente importantes para a seleção são: 
a) 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; 
b) 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 rocha; 
c) 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. 
 
Um local poderá ser considerado propício para construção de barragem de terra homogênea (Figura 
3.14) 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 
2,5 
1 
Hba 
3,0 
1 
filtro 
NAmin 
B 
aterro 
 
Figura 3.14 - Seção típica de barragem homogênea de terra. 
 
O local poderá ser considerado propício para construção de barragem de enrocamento com núcleo 
de argila (Figura 3.15 e Figura 3.16) ou com face de concreto (Figura 3.17) 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 3.18) 
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. 
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1 1 H ba 
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núcleo de argila 
 
enrocamento 
transição 
B 
 
Figura 3.15 - Seção típica de barragem de enrocamento com núcleo de argila vertical. 
 
 
 
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Hba 
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NAmax 
B 
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1 
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núcleo de argila 
enrocamento 
transição 
 
Figura 3.16 - Seção típica de barragem de enrocamento com núcleo de argila inclinado. 
 
 
 
NAmax B 
1 Hba 
Elte 
plinto transição 
enrocamento 
laje de concreto 
 
Figura 3.17 - Seção típica de barragem de enrocamento com face de concreto. 
 
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Figura 3.18 - Seção típica de barragem de concreto convencional a gravidade. 
 
 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
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4 FATORES PREDOMINANTES NA SEÇÃO DO TIPO DE BARRAGEM DE TERRA E 
DE BARRAGEM DE ENROCAMENTO 
4.1 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 à otimização do arranjo geral do 
barramento como um todo, e não a sua otimização isolada. 
Não raras 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. 
4.2 FATORES PREDOMINANTES NO ESTABELECIMENTO DA SEÇÃO TÍPICA 
Os principais fatores no estabelecimento da seção típica de uma barragem são: 
a) Materiais de Construção; 
b) Características Geotécnicas da Fundação; 
c) Tempo Disponível para Construção e Clima da Região; 
d) Sequência de Construção e Desvio do Rio; 
e) Finalidade do Reservatório. 
4.2.1 Materiais de Construção 
A principal vantagem das barragens de terra e de 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 à determinação das dimensões mais econômicas 
da barragem, associadas às características do material e respectiva especificação de compactação, 
bem como as características geotécnicas da fundação. 
Se o material é de baixa permeabilidade, o projeto consistirá em um maciço homogêneo com um 
sistema interno de drenagem. Neste tipo de barragem é prática corrente utilizar um filtro septo 
vertical (Figura 4.1) ou inclinado para montante (Figura 4.5), 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 4.2. 
De fato, o filtro vertical ou inclinado para montante, aumenta a estabilidade da região a jusante do 
maciço e evita a possibilidade do fluxo atingir o talude de jusante, o que levaria a possível formação 
de “piping” (erosão regressiva). 
 
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Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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NAmax 
2,5 
1 
Hba 
3,0 
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filtro 
NAmin 
B 
aterro 
 
Figura 4.1 - Seção típica de barragem homogênea de terra. 
 
N.A. Máximo Normal
Freática Teórica 
Fluxo Preferencial 
(Possibilidade de Piping)
N.A. Máximo Normal
Freática Teórica 
Fluxo Preferencial 
(Possibilidade de Piping)
N.A. Máximo Normal
Freática Teórica 
Fluxo Preferencial 
(Possibilidade de Piping)
 
Figura 4.2 - 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 4.3. 
 
N.A. Máximo Normal
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Enrocamento
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N.A. Máximo Normal
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Enrocamento
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Figura 4.3 - Localização da zona denominada “random”, Barragem de Furnas, Brasil. 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
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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. 
4.2.2 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 à erodibilidade. 
Quanto à resistência ao cisalhamento da fundação, o conceito de resistência baixa ou alta, tem como 
referência a resistência do material do maciço. 
De fato, de um modo geral, quando a resistência da fundação é inferior à 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 certa homogeneidade. 
No caso de terrenos de baixa resistência as soluções comumente utilizadas são as seguintes: 
a) Projeto de taludes mais abatidos e/ou bermas de equilíbrio; 
b) Remoção parcial da camada de baixa resistência; 
c) Remoção total da camada de baixa resistência; 
d) 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 fissuramentodo maciço e pela redução do bordo 
livre “freeboard”. 
Além dos recalques imediatos e por adensamento, bastante conhecidos, 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. 
Quanto à permeabilidade, três aspectos básicos devem ser considerados: 
a) A perda d’água pela fundação não deve ser excessiva; 
b) 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; 
c) Os gradientes na saída, a jusante do pé do talude, devem ser tais que não provoquem “piping”. 
 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
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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 4.4 são 
indicados os métodos mais utilizados para o controle da percolação em solos permeáveis. 
 
Fundação 
Permeável
A
C
B
D
E
G
F
Base Impermeável 
Nível de Água
Fundação 
Permeável
A
C
B
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F
Base Impermeável 
Fundação 
Permeável
A
C
B
D
E
G
F
Base Impermeável 
Nível de Água
 
Figura 4.4 - 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. 
4.2.3 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, sempre é recomendo a incorporação ao maciço dos materiais rochosos provenientes das 
escavações obrigatórias (vertedouro, tomada d’água, entre outras). Entretanto, dependendo do 
tempo disponível de construção, pode não ser viável, num cronograma de construção otimizado, em 
relação ao tempo, a utilização de todos os materiais rochosos provenientes das escavações 
obrigatórias. 
Um parâmetro relacionado diretamente com o tempo de construção é o clima da região. Em locais 
de pluviosidade elevada e sem estação seca definida, dependendo do tempo de construção 
disponível, o projeto de um maciço homogêneo de material bem argiloso, pode ser antieconômico 
sob ponto de vista global. Nestes locais, deve-se sempre que possível restringir o volume de 
material argiloso a um mínimo compatível com as necessidades técnicas do projeto, mesmo que 
esta não seja a solução mais econômica isoladamente. 
Nestes locais de pluviosidade elevada, sempre que possível, tem-se utilizado no projeto de 
barragem de terra, seções zoneadas, com núcleo de material areno-argiloso e espaldares constituídos 
de materiais granulares (cascalho, cascalho arenoso, etc), mesmo que estes materiais se encontrem a 
distâncias maiores, ou adotadas seções de terra enrocamento. Outra alternativa é a utilização de 
taludes mais brandos, porém aceitando-se um controle de compactação menos rigoroso, no que 
concerne a umidade de compactação. Esta alternativa nem sempre é possível na prática, devido às 
limitações dos grandes equipamentos de compactação atuais. 
A escolha de uma barragem de enrocamento é muitas vezes ditada pelo tempo disponível para 
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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 4.5 
apresenta-se a sequência 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. 
N.A. Máximo Normal
Enrocamento 
Executado 
Cortina de 
Injeção
Injeções Razas
N.A. Máximo Normal
Enrocamento 
Executado 
Cortina de 
Injeção
Injeções Razas
 
Figura 4.5 - Barragem de enrocamento com núcleo argiloso inclinado a montante. 
4.2.4 Sequência de Construção e Desvio do Rio 
De um modo geral a sequência de construção de uma barragem envolve duas grandes fases. Na 
primeira fase, o rio continua passando pela calha natural (total ou parcial). Durante esta 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 têm 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 à 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 conclusãodo maciço no trecho do canal da primeira 
fase, após o desvio, é reduzido. Nestes casos, nesta seção de fechamento, a barragem possui seção 
diferente da do resto da obra. Quando este período coincide com o início do período chuvoso, é 
adotada com frequência uma seção de enrocamento (por exemplo, Barragem de Tucuruí 
apresentada na Figura 4.5). 
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4.2.5 Finalidade do Reservatório 
Dependendo da finalidade do reservatório, diferentes tipos de projeto são justificáveis, para um 
mesmo local. 
Quando a quantidade d’água disponível é da mesma ordem de grandeza da demanda, a perda d’água 
por infiltração, através do maciço e da fundação, deve ser reduzida ao máximo. Esta necessidade é 
comum em barragens de regularização, de porte médio, para abastecimento de cidades. Neste caso, 
deve-se utilizar, para o maciço, materiais de baixa permeabilidade, e tratamento de fundação, 
visando reduzir ao máximo a percolação, em algumas condições será 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 supressões 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 à existência ou não de um regime instabilizante de rebaixamento 
rápido, bem como o dimensionamento do “rip-rap”. 
 
 
 
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5 ENSAIOS DE CAMPO E DE LABORATÓRIO 
5.1 INTRODUÇÃO 
Neste Capítulo procura-se dar ênfase especial à 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. São tecidas também considerações críticas a 
respeito da obtenção dos parâmetros de engenharia a partir dos ensaios de laboratório englobando as 
incertezas envolvidas. 
Ressalte-se que além dos ensaios em laboratório são realizados amplos estudos geológico-
geotécnicos de campo que visam uma perfeita caracterização de todas as feições geológicas e 
geotécnicas passíveis de serrem relacionadas com a implantação da obra. Para isso, dentre outros 
estudos, são realizados principalmente: 
a) Eletroresistividade; 
b) Sísmica; 
c) Georadar; 
d) Sondagem a varejão; 
e) Sondagem a trado; 
f) Sondagem à percussão; 
g) Sondagem rotativa; 
h) Sondagens mistas; 
i) Sondagem com rotopercussão; 
j) Abertura de poços; 
k) Trincheiras; 
l) Túneis. 
 
A Figura 5.1 à Figura 5.6 mostram alguns tipos de investigações para reconhecimento do subsolo 
utilizados em estudos para implantação de barragens. 
 
Figura 5.1 - Execução de sondagem a trado. 
 
Figura 5.2 - Execução de sondagem à percussão 
com SPT. 
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Figura 5.3 - Execução de sondagem rotativa. 
 
Figura 5.4 - Testemunhos de rochas obtidos em 
sondagens rotativas. 
 
 
Figura 5.5 - Investigação do subsolo com 
georadar. 
 
Figura 5.6 - Investigação do subsolo com 
sísmica de refração (geoenergizers.it). 
 
5.2 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. 
5.2.1 Granulometria 
Às curvas granulométricas podem ser atribuídas algumas funções básicas como são: 
a) Caracterização dos solos; 
b) Determinação/estimativa do coeficiente de permeabilidade em solos granulares; 
c) Projetos de filtros; 
d) Comportamento qualitativo dos solos granulares em relação às propriedades de engenharia. 
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Figura 5.7 - Exemplo de curva granulométrica de um solo. 
 
A seguir serão apresentadas algumas considerações que devem ser levadas em conta na 
determinação das curvas granulométricas de materiais coesivos e não coesivos. 
a) 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 0,002mm. 
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 queem muitos 
casos não tem nenhum significado. 
Como conceito geral, em que se pesem 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 da história 
geológica. 
Do ponto de vista da erodibilidade/dispersibilidade os ensaios sedimentométricos comparativos 
(SCS), que se baseiam fundamentalmente na comparação de curvas granulométricas, sem e com 
defloculante, parecem dar boa indicação das suscetibilidades de erosão dos materiais finos. 
 
  
 tedefloculancommm
tedefloculansemmm
SCS
005,0%
005,0%



 
 
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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b) 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 5.8 são apresentadas algumas curvas granulométricas e resultados de ensaios de 
permeabilidade indicando a possibilidade de associação a curvas granulométricas similares, 
permeabilidade equivalentes (em 1° de aproximação). 
Diâmetro dos Grãos (mm)
%
 m
en
o
r 
q
u
e 

(%
)
Faixa granulométrica para areias 
finas utilizadas em filtros
k=0,01 m/min
0 
0,01 1001,0
100
50 
(mm)100,1
Faixa granulométrica para 
britas utilizadas em concreto
k=15m/min
Diâmetro dos Grãos (mm)
%
 m
en
o
r 
q
u
e 

(%
)
Faixa granulométrica para areias 
finas utilizadas em filtros
k=0,01 m/min
0 
0,01 1001,0
100
50 
(mm)100,1
0 
0,01 1001,0
100
50 
(mm)100,1
Faixa granulométrica para 
britas utilizadas em concreto
k=15m/min
 
Figura 5.8 - 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. É 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 mesmo estado de 
compacidade maior resistência, menor compressibilidade e menor permeabilidade que uma areia 
uniforme. 
5.2.2 Limites de Atterberg 
A classificação dos solos finos, é complementada pelos limites de Atterberg, os limites de liquidez e 
de plasticidade (exemplo de ensaio mostrado na Figura 5.9). 
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 5.1. Também têm sido postuladas algumas regressões estatísticas 
relacionando quantitativamente os limites com algumas propriedades de engenharia para solos 
sedimentares. 
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Figura 5.9 - Exemplo de ensaio de limites de consistência (LL e LP). 
 
Tabela 5.1 - 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 
 
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Estas tentativas de correlacionar-se os limites às propriedades de resistência e compressibilidade 
devem ser encaradas 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 a 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 solos. 
Outra aplicação dos ensaios LP é com relação ao limite de trabalhabilidade de um material na praça 
de compactação, pois 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. 
5.3 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. 
 
 
Figura 5.10 - Exemplo de curva de compactação de um solo. 
5.4 ENSAIOS TRIAXIAIS PARA DETERMINAÇÃO DA RESISTÊNCIA AO 
CISALHAMENTO DO SOLO 
5.4.1 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: 
a) Estimativa das pressões totais que atuam sobre o solo e das condições de drenagem; 
b) Determinação da resistência do solo por meio de ensaios de laboratório que reproduzamas 
tensões que agem no solo e as condições de drenagem previstas; 
c) Comparação das tensões totais previstas com a resistência em termos de pressões totais obtidas 
no ensaio. 
A análise de um problema em termos de pressões efetivas consiste das seguintes fases: 
a) Estimativa das pressões totais e pressões neutras (estimadas ou medidas) que atuam sobre o solo; 
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b) Determinação das pressões efetivas que agem sobre o solo em função das pressões totais e 
pressões neutras; 
c) Determinação no laboratório da resistência ao cisalhamento do solo em termos de pressão 
efetiva; 
d) 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. 
5.4.2 Ensaios Triaxiais 
Estes ensaios têm sido extensivamente adotados na engenharia de barragens de terra na 
determinação dos parâmetros de resistência, para análise de estabilidade e, em alguns casos, análise 
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 aplicadas nos 
corpos de prova, as tensões confinante e axial serão iguais às tensões principais atuantes no corpo 
de prova. 
 
Figura 5.11 – Desenho esquemático do ensaio 
triaxial. 
 
 
Figura 5.12 – Equipamento para ensaio triaxial. 
 
 
 
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Figura 5.13 – Moldagem da amostra de solo 
para o ensaio triaxial. 
 
Figura 5.14 – Preparação da célula para o 
ensaio. 
 
Figura 5.15 – Corpo de prova na célula para o 
ensaio triaxial. 
 
Figura 5.16 – Corpo de prova após o ensaio 
triaxial. 
 
Figura 5.17 – Corpo de prova após o ensaio 
triaxial. 
 
Figura 5.18 – Corpo de prova após o ensaio 
triaxial. 
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5.4.2.1 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 5.19 contém uma 
representação gráfica de um ensaio triaxial nos diagramas de círculo de Mohr. Já Figura 5.20 
contém as envoltórias de resistência obtidas da representação de ensaios triaxiais em tensões totais e 
tensões efetivas. 
São realizados três ou quatro ensaios sobre corpos-de-prova idênticos com pressões hidrostáticas 3 
diferentes, determinando as tensões principais na ruptura. Traçam-se os círculos de Mohr 
correspondentes a cada um dos estados de tensão dos corpos-de-prova na ruptura. 
A experiência mostra que se pode traçar uma envoltória a estes círculos que pode ser considerada, 
em primeira aproximação, como uma reta. Esta reta é chamada de envoltória de ruptura e é 
caracterizada pelos parâmetros c e . 
 



C
  
 
Figura 5.19 – Envoltórias dos ensaios triaxiais. 
 
 
Figura 5.20 - Representação de ensaios triaxiais. 
 
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5.4.2.2 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. 
a) 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. 
b) 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 à ruptura sem drenagem. 
c) 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. 
5.4.3 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 consideradas o tipo e as tensões de adensamento, a forma com 
que estas solicitações são feitas (compressão axial, extensão axial, compressão lateral e extensão 
lateral) e a velocidade de carregamento. 
Na Figura5.21 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. 
N.A. Máximo Normal
1
3
3
1
1
3
3
1 1
3
f
N.A. Máximo Normal
1
3
3
1
1
3
3
1 1
3
f
1
3
f
 
Figura 5.21 - Tensões principais ao longo de uma superfície de ruptura. 
 
A Figura 5.22 apresenta as condições normais de solicitação de uma barragem de terra. 
 
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Figura 5.22 - Sequência de carregamento de uma barragem. 
 
A programação dos ensaios deve ser realizada em função do tipo de solicitação que se terá nas 
condições de campo. Em função desta consideração são apresentadas algumas considerações com 
relação a cada uma das faces da barragem. 
Carregamento devido ao peso do material sobrejacente 
Escavação 
Compactação 
Carregamento devido ao peso do material sobrejacente 
Saturação 
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a) 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 à 
velocidade lenta de construção). 
 
b) 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 próxima 
de 231 cc  , no entanto, é uso corrente na engenharia de barragens, procede-se a ensaios com 
adensamento isotrópico, que apresentam condições mais conservativas. 
Em análises em termos de pressões efetivas, as pressões neutras desenvolvidas devido à 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. 
 
c) 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: 
a) Análise em termos de tensões efetivas 
a.1) A única envoltória em termos de tensões efetivas não sujeita às vicissitudes (variação) de 
determinação da pressão neutra é a do ensaio lento; 
a.2) 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. 
Apesar das trajetórias de tensões efetivas terem formas diferentes para os vários tipos de ensaios 
(CU, UU, S) a envoltória é a mesma e a resistência o cisalhamento é dependente da tensão de 
confinamento na ruptura; 
a.3) 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. 
a.4) 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. 
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b) Análise em termos de pressões totais 
b.1) 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. 
5.5 OUTROS ENSAIOS DE RESISTÊNCIA 
5.5.1 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 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 normalno 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 5.23 à Figura 5.29 é possível verificar a aparelhagem e funcionamento do cisalhamento 
direto. 
 
 
 
 
Figura 5.23 - Equipamento de 
cisalhamento direto. 
 
Figura 5.24 – Equipamento para ensaio de 
cisalhamento direto. 
 
 
 
 
Figura 5.25 – Funcionamento do ensaio de 
cisalhamento direto. 
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Figura 5.26 – Detalhe da caixa para a 
acomodação da amostra de solo. 
 
 
Figura 5.27 – Moldagem do corpo de prova. 
 
Figura 5.28 – Componentes do sistema para a 
acomodação da amostra de solo. 
 
Figura 5.29 – Caixa para a acomodação da 
amostra de solo. 
Há 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. 
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 
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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 5.30, se apresenta o círculo 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 5.30a (Juarez & Rico, 1976). 
 
1 3
n


R
T


Envoltória de Ruptura
A B
D P
CO
3
n
1

1 3
n


R
T
1 3
n


1 3
n


R
TTT


Envoltória de Ruptura
A B
D P
CO
3
n
1


Envoltória de Ruptura
A B
D P
CO
3
n
1

 
 (a) (b) 
Figura 5.30 - 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). 
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5.5.2 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 bordasdo 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. 
5.6 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 à 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. 
 
Figura 5.31 - Equipamento para ensaio de 
adensamento (labgeo.ufscar.br). 
 
 
Figura 5.32 - Ilustração do comportamento de um 
solo no ensaio de adensamento. 
 
5.7 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. 
5.7.1 Efeito da Moldagem 
A amostragem, tanto por cravação do amostrador quanto por abertura de poços, provocam, sem 
dúvidas, perturbações nas amostras que influenciam o resultado final tanto mais quanto maior o 
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amolgamento. Nos ensaios de adensamento oedométricos a influência do amolgamento está 
representada na Figura 5.33. 
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. 
Log (
e
Indeformada
Remoldada
Log (
e
Indeformada
Remoldada
 
Figura 5.33 - Curva de ensaios oedométricos, amostras remoldadas e indeformadas. 
5.7.2 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. 
5.7.3 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 quando compactadas no laboratório. 
 
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6 PROPRIEDADES GEOTÉCNICAS DE SOLOS COMPACTADOS 
6.1 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 as 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, pode não ser conceitualmente 
correto. De fato, subentende-se 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 ideais os materiais disponíveis, por meio da concepção 
conveniente do maciço, de modo que resulte num custo global mínimo para a obra. 
6.2 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 à 
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. 
6.3 DOS MATERIAIS DE CONSTRUÇÃO 
As propriedades geotécnicas de um solo compactado dependem 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. 
6.4 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, assimcomo 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 pela 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 
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reorientação dos conceitos de projeto e sendo estes reavaliados com uma nova campanha de ensaios 
de laboratório. 
6.5 CONSIDERAÇÕES GERAIS SOBRE A COMPACTAÇÃO 
6.5.1 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 6.1. 
Teor de Umidade (%
P
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s
o
 E
s
p
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c
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ic
o
 S
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c
o
 (
k
N
/m
3
)
S
=
100%
Teor de Umidade (%
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 S
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c
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 (
k
N
/m
3
)
S
=
100%
 
Figura 6.1 - 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 da curva para 
cima e para a esquerda (um maior peso específico a um menor teor de umidade). 
6.5.2 Interpretação Física e Físico–Química da Curva de Compactação 
a) 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 à 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. 
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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. 
 
b) 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. 
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 (decomposição por meio de correntes elétricas), tendo 
como resultado uma expansão da película d’água. 
Lambe apresenta a seguinte interpretação da curva de compactação com relação à estrutura do solo: 
“para um dado esforço de compactação um dado solo tende a ter uma estrutura mais floculada 
representada por um baixo grau de orientação das partículas de argila quando compactado do lado 
seco (w < wot) do que quando compactado do lado úmido (w > wot)”. O mesmo autor também 
postula que o esforço de compactação, para um mesmo solo e a uma mesma umidade, tende a 
aumentar a “dispersão” do solo, ou seja, a orientação das partículas. 
Embora a mudança da estrutura do solo com o teor de umidade de compactação, acima descrita, 
pode não desenvolver em todos os solos coesivos, ou melhor, desenvolve a graus quantitativos 
diferentes, este modelo é útil na interpretação das propriedades geotécnicas de solos compactados, 
associados ao desvio de umidade de compactação. 
A Figura 6.2 dá uma ideia dos tipos de estruturas formadas nos solos compactados. 
d
w (%) 
Figura 6.2 – Estrutura dos solos compactados. 
6.5.3 Interpretação Geotécnica da Compactação 
Analisando a sequência 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 sequência de carregamento de um solo pré-adensado (com 
exceção do tempo de aplicação da carga). Partindo deste raciocínio Victor de Mello idealizou como 
modelo geotécnico de um solo compactado, o modelo comumente adotado na engenharia 
geotécnica para um solo pré-adensado, sendo a pressão de pré-adensamento a carga efetiva 
absorvida pelo solo devido ao esforço de compactação. 
O modelo anterior, representativo de um solo pré-adensado, e o estudo do efeito de compactação 
permitem a seguintes interpretações. 
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a) 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. 
b) Como o efeito da compactação é restrito à faixa de pressões inferiores à 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. 
c) 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. 
d) Devido à energia absorvida pelo solo no campo, o estado inicial da tensão principal maior 
corresponde à pressão horizontal. O valor de ko variar 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. 
6.5.4 Efeito da Compactação nas Propriedades Geotécnicas do Solo 
6.5.4.1 Permeabilidade 
De um modo geral, no ramo seco, o aumento do teor de umidade provoca uma redução marcante do 
coeficiente de permeabilidade. No ramo úmido, o aumento do teor de umidade provoca apenas um 
pequeno aumento da permeabilidade. Este fenômeno pode ser observado na Figura 6.3. 
Teor de Umidade (%
P
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100%
 
Figura 6.3 - Variação da permeabilidade com as mudanças na umidade de compactação. 
Da Figura 6.3 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, onde 
um solo com estrutura “dispersa”, a mesma densidade, é mais permeável do que com estrutura 
“floculada”. 
 
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6.5.4.2 Compressibilidade 
A seguir serão ressaltadas algumas observações feitas com relação à compressibilidade dos solos 
compactados. 
a) subsidiado 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) 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 estrutural do solo é função da origem geológica e das condições de 
umidade na compactação; 
c) Tem-se verificado que alguns dados disponíveis e no modelo de estruturas de solos compactados, 
a possibilidade de se estabelecer as seguintes tendências, resguardadas as observações acima: 
c.1) No universo pré-adensado o índice de recompressão de um solo compactado com umidade 
inferior à ótima é menor do que compactado no lado úmido, por apresentar aquela menor expansão 
quando aliviadas as tensões; 
c.2) 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. 
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. 
6.5.4.3 Resistência ao Cisalhamento 
São 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. 
a) Resistência Drenada 
a.1) 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. 
a.2) 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. 
a.3) Com relação à energia de compactação – o aumento da energia de compactação aumenta a 
pressão de pré-adensamento e, conseqüentemente, a resistência do solo no trecho pré-adensado, 
conforme pode ser observado na Figura 6.4. Na prática a envoltória de resistência é ajustada a uma 
ou duas retas. 
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b) 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. 


’
Energia de Compactação
Pa1 Pa2 Pa3 

’
Energia de Compactação
Pa1 Pa2 Pa3
 
Figura 6.4 - Influência da energia de compactação na envoltória de resistência ao cisalhamentoEstes 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. 
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. 
6.5.4.4 Flexibilidade 
Uma das falácias da engenharia geotécnica é associada à 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 
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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 a tração no fissuramento > extensão 
máxima de tração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 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, pelo 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 pela 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. 
6.5.5 Especificações de Compactação 
6.5.5.1 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: 
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, pelas propriedades geotécnicas fundamentais como 
permeabilidade, resistência, compressibilidade etc., ou pelos parâmetros índices como, por 
exemplo, grau de compactação relativo a uma dada energia e desvio de umidade. 
 
A especificação do produto acabado pelas propriedades fundamentais, embora seja o procedimento 
mais cômodo para o projetista, é inviável na prática. A especificação pelos parâmetros índices ou do 
método construtivo, apresentam, cada uma, vantagens e desvantagens. Deste modo, o procedimento 
mais correto é um procedimento híbrido-iterativo (repetido) conforme a sequência apresentada a 
seguir. 
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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 – Por meio dos parâmetros de compactação é realizado o ajuste 
do método construtivo com a finalidade de obter o resultado desejado. 
c) Adequação da especificação – Por meio 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 consequência no método construtivo. 
d) Adequação do métodode controle – Na medida em que o método construtivo ajustado vai 
fornecendo os parâmetros–índices especificados, com razoável confiabilidade, o método de controle 
vai passando gradualmente de controle por meio dos parâmetros de compactação para controle 
através do método construtivo. 
6.5.6 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 à 
dispersão da energia aplicada, à dispersão do empréstimo e à 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. 
6.5.7 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 também 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 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. 
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7 PROPRIEDADES DOS ENROCAMENTOS COMPACTADOS 
7.1 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. Emborcação, entre outras. 
O enrocamento como material de construção é utilizado na maioria dos grandes projetos 
hidrelétricos brasileiros atuais, apresentando grandes vantagens do ponto de vista de facilidade 
construtiva e aspectos econômicos. 
7.2 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 7.1 apresenta o efeito do máximo tamanho de partículas sob o ângulo de atrito para 
diferentes enrocamentos modelados. 
 Oroville Dam Material
0,1
’3
D100
35
45
55
1,0 10,0
e = 0.45
 Oroville Dam Material
0,1
’3
D100
35
45
55
1,0 10,0
e = 0.45
 
Figura 7.1 - Efeito do máximo tamanho de partículas no ângulo de atrito – enrocamentos com 
curvas modeladas (modificado – Marachi, et.al. 1969). 
7.2.1 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; b) Resistência / Fraturamento dos Blocos; 
c) Granulometria e Índice de Vazios; d) Forma das Partículas; 
e) Saturação; f) Magnitude das Pressões Aplicadas e Tipo de Ensaio. 
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A seguir serão discutidos alguns destes fatores. 
7.2.1.1 Mineralogia 
Há 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. 
Na prática é 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. 
7.2.1.2 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 
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. 
7.2.1.3 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 materiaismal 
graduados, quando submetidos às mesmas condições de compactação. O efeito do índice de vazios 
na resistência, representado pela compacidade relativa, é apresentado na Figura 7.2. 
7.2.1.4 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. 

Tamanho máximo de partículas 125mm
120
’3
Compacidade Relativa (%)
36 
44 
52 
80 0
Dr = 85%
%40
Dr = 50%

Tamanho máximo de partículas 125mm
120
’3
Compacidade Relativa (%)
36 
44 
52 
80 0
Dr = 85%
%40
Dr = 50%
 
Figura 7.2 - Variação no ângulo de atrito com as mudanças na compacidade relativa do material. 
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7.2.1.5 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. A Figura 7.3 e Figura 7.4 apresentam a ocorrência de colapso 
em enrocamentos durante a realização de ensaios oedométricos e durante o enchimento de alguns 
reservatórios. 
Log (
e
Saturação
Log (
e
Saturação
 
Figura 7.3 - Evidência de colapso em ensaios oedométricos. 
 
Altura do aterro (% de H
C
o
m
p
re
s
s
ã
o
 (
%
)
100%
1er Enchimento
0%
Altura do aterro (% de H
C
o
m
p
re
s
s
ã
o
 (
%
)
100%
1er Enchimento1er Enchimento
0%
 
 
Figura 7.4 - Deformação do enrocamento durante o alteamento da barragem e no primeiro 
enchimento. 
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7.2.1.6 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 que 
para baixas tensões confinantes. A Figura 7.5 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 ao 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. 
0
Tensão Normal (kPa)
0
200
400 
200 600 (kPa)400
R
es
is
tê
n
ci
a 
ao
 C
is
al
h
am
en
to
 (
k
P
a)
0
Tensão Normal (kPa)
0
200
400 
200 600 (kPa)400
R
es
is
tê
n
ci
a 
ao
 C
is
al
h
am
en
to
 (
k
P
a)
 
 
Figura 7.5 - Envoltória de resistência de alguns enrocamentos. 
7.2.2 Observações com Relação à Resistência e à 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 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). 
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7.3 RECOMENDAÇÕES SOBRE AS ESPECIFICAÇÕES CONSTRUTIVAS 
Serão relacionados alguns procedimentos construtivos e alguns critérios básicos que têm sido 
adotados na construção de enrocamentos compactados. 
7.3.1 Critérios Relativos à Granulometria 
Na Tabela 7.1 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. 
Tabela 7.1 - Critérios relativos à granulometria de alguns enrocamentos. 
AUTOR RECOMENDAÇÕES 
Marsal Menos que 10% em peso menor que 0,2mm e  máximo entre 200 e 
300 mm, com (D60/D10) > 15 
Henry & Thomas Menos que 15% em peso menor que 25 mm 
T. Leps Menos que 30% em peso menor que 25 mm 
Mori & Freitas Menos que 40% em peso menor que 5mm, com (D60/D10) > 15 
Sherard De 30 a 40% em peso menor que 25,4 mm 
Foz de Areia Menos que 25% em peso menor que 25 mm com 50% em peso maior que 
75 mm 
Itaipu Isentosde 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: 
a) Um aumento da quantidade de finos pode ocasionar a diminuição da permeabilidade e o 
desenvolvimento de pressões neutras durante a construção. 
b) 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 obtido ao processo 
construtivo e ao projeto da barragem, utilizando o conceito de zoneamento de materiais. 
7.3.2 Critérios Relativos à Espessura de Camadas de Compactação 
Algumas recomendações de diversos autores são relacionadas na Figura 7.2, considerando como 
critério o diâmetro máximo do enrocamento. 
 
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Tabela 7.2 - Critérios relativos à espessura das camadas de compactação dos enrocamentos. 
AUTOR RECOMENDAÇÕES 
Mori & Freitas 
1
3
1 max 
e

 ; máximo 1,0 m 
Penman & Charles 
1max 
e

 ; máximo 0,9 m 
Sherard e = 1 a 2 max ; máximo 0,9 m 
Itaipú, Foz de Areia e Tucuruí 
1max 
e

 
Mello De 1,5 a 2,0 m 
Thomas Máximo 1,0 m 
Casagrande Máximo 0,6 m 
 
Vale acrescentar que estes dados relativos a espessuras da camada são apenas indicativos e são 
função do tipo de enrocamento e de equipamentos a serem adotados e da seção transversal da 
barragem. 
Teoricamente, a determinação da espessura ótima de compactação deve ser feita não só com o 
objetivo de maximizar a eficácia do equipamento de compactação, mas também, levar em 
consideração o produto final que se deseja obter do ponto de vista de deformações e resistência. 
Intuitivamente, pode-se inferir que menores espessuras de camada devem gerar um maciço mais 
rígido e mais resistente pela maior densificação produzida e consequentemente menor índice de 
vazios. 
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. 
7.3.3 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 7.3. 
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Tabela 7.3 - Características de algumas barragens de enrocamento construídas no Brasil e no 
exterior. 
Barragem Altura 
(m) 
Material max 
(mm) 
e 
(mm) 
max / e %max < 
5mm 
CU 
D60/D10 
Trangslet 125 Porfirito 1000 2000-3000 ½-1/3 5 5 
Tooma 68 Quartzito 150 3000 1/20 - - 
M.D.W.R.* 61 - 200 600 1/3 7 18 
Cethane 110 Quartzito 600 900 2/3 40 8 
Brianne 91 - 300 500 3/5 24 >80 
Blowering 
Embankment 
112 Quartzito, filito 1000 1000 1 10 20 
Gepatsck 
Rockfill 
153 Gnaisse 1800 2000 1 24 17 
Shihmen 110 “seixos” 300 - - 18 >80 
El Infiernillo 148 Diorito 450 600 ¾ 10 12 
Mont-Cenis 120 - 1000 1000-2000 1-1/2 5 3 
Cougar 157 Basalto 450 600 ¾ 15 8 
Mica 244 Quartzito 300 300 1 52 15 
Nyumba Ta 
Mungu 
45 Gnaisse 400 500 4/5 25 12 
Paraibuna 94 Biotita gnaisse 1000 1100 -1 12 30 
Paraitinga 104 Biotita gnaisse 1000 1100 -1 12 30 
Itumbiara 105 Anfibolito 600 600 1 35 30 
Estreito 92 Quartzito 150 500 3/10 42 15 
Furnas 125 Quartzito 300 700 3/7 45 15 
*: Mauthaus Drinking Water Reservoir 
7.3.4 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 bulldozer. 
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Blocos maiores que a espessura da camada devem ser empurrados para as bordas do aterro. 
Constituindo-se prática frequente se prever no projeto uma zona de 5,0 m, junto aos taludes para a 
colocação destes blocos. 
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 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: 
a) Efeito Mecânico: A molhagem proporciona uma melhor distribuição de finos, escarificando a 
superfície da camada e forçando a penetração dos finos paraos vazios formados na parte interna da 
camada. 
b) 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. 
7.4 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 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 frequência, 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 ser considerada como uma 
medida da homogeneidade do material de construção. 
 
 
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8 CONSIDERAÇÕES SOBRE PROJETOS DE BARRAGENS DE TERRA E 
ENROCAMENTO 
O presente capítulo visa servir 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 os 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 
consequente controle contra “piping”, bem como, otimizar o talude de jusante, aumentando a 
estabilidade ao deslizamento pela fundação, mas também de redução da sub-pressão na fundação. 
Outro aspecto interessante a abordar neste capítulo é o referente à 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, procura-se mostrar alguns exemplos usuais de concepção e 
respectivas vantagens técnicas. 
8.1 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, 
sequência construtiva e cronograma das obras. 
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. 
8.2 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, por meio das 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. 
8.2.1 Requisitos Básicos de Projeto e Método de Análise 
O corpo de engenheiros dos Estados Unidos estabelece os seguintes requisitos básicos que devem 
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; 
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b) O maciço não deve impor tensões excessivas à fundação; 
c) A percolação pelo 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 barragemde 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 subsequentes é apresentada 
uma interpretação conjunta dos mesmos e sua interdependência. 
8.2.2 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 frequência, interpretações erradas, associando segurança ao 
“piping”, somente à redução dos gradientes de percolação. A análise de segurança ao “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, consequentemente, 
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. 
8.2.3 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. 
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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 à 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 à 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 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. 
8.2.4 Exemplos de Concepção Conjunta Maciço – Fundação 
8.2.4.1 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 à 
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. 
8.2.4.2 Barragem Homogênea – Sistema Interno de Drenagem 
Na Figura 8.1 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. 
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Figura 8.1 - Evolução do projeto de barragens de terra e seu sistema de drenagem interna 
 
8.2.5 Outros Exemplos de Concepção de Projeto 
8.2.5.1 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. 
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, pela suavização das irregularidades; 
b) Fixação da sequência construtiva de modo a reduzir os recalques diferenciais; 
c) Adequação dos materiais do maciço e/ou respectivasespecificações, 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. 
8.2.5.2 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; 
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b) Aumento da resistência ao cisalhamento utilizando o procedimento da construção por etapas 
associada ou não à aceleração do adensamento pela utilização de drenos verticais de areia, 
geodrenos; 
c) Diminuição da solicitação cisalhante da fundação mediante a adaptação da seção transversal do 
maciço pela suavização dos taludes e/ou com emprego de bermas de equilíbrio (Figura 8.2). 
 
 
Figura 8.2 – Barragem sobre solo mole. Barragem de Santa Eulália (Cruz, 1996). 
 
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 frequente, interfere no 
projeto somente no que refere a diminuição do bordo livre, necessitando, portanto, de uma 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 sequência 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. 
 
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9 ANÁLISE E CONTROLE DE PERCOLAÇÃO 
9.1 CONSIDERAÇÕES INICIAIS 
Problemas causados por percolação através de barragens podem ser resumidos em três principais 
tipos: 
a) “Piping” – ou erosão regressiva – pode ocorrer pela migração de partículas de solo devido às 
forças de percolação, desenvolvendo na fundação e (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. A Figura 9.1 e Figura 9.2 mostram 
erosão tipo “piping” no maciço de duas barragens. 
 
Figura 9.1 – Erosão interna ou “piping” 
(Tunbrigde Dam, Austrália – Jeffery Farrar, 
2008). 
 
Figura 9.2 – Erosão interna ou “piping” (Hanson 
e Hunt, USDA, 2007). 
 
b) 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. 
c) Perda excessiva de água – Principalmente em reservatórios alimentados por rios de pequena 
vazão, estes problemas podem assumir sérias 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. 
9.2 FLUXO ATRAVÉS DE MEIOS POROSOS (TEORIA DE PERCOLAÇÃO) 
A quantidade de água que percola através e (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”. 
9.2.1 Limitações da Teoria 
Em análises de percolação o projetista deve ter em mente sempre as hipóteses básicas da teoria, que 
são: 
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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 mais bem 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. 
9.2.2 Lei de Darcy e Equações de Laplace 
A Lei de Darcy (1856) de fluxo laminar para a percolação de água através dos solos pode ser escrita 
da seguinte forma: 
dl
dh
KikV  AikQ  
Em que: 
V: velocidade de descarga; 
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: 
0
2
2
2
2
2
2









z
h
y
h
x
h
 
Considerando fluxo bidimensional, geralmente admitido nas barragens de terra e enrocamento, 
pode-se usar a fórmula simplificada da equação de Laplace: 
0
2
2
2
2






y
h
x
h
 
Esta última equação representaduas famílias de curvas que se interceptam ortogonalmente, 
formando figuras “quadradas” conhecidas como redes de fluxo. Uma das famílias de curvas é 
chamada 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. 
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9.2.3 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. 
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: 
 b.1) Linhas equipotenciais limites; 
 b.2) Linhas de fluxo limites. 
 
c) Traçado das linhas de fluxo e equipotenciais por tentativas obedecendo as relações constantes 
entre as distâncias entre duas equipotenciais e duas linhas de fluxo adjacentes, de forma que 
cteblbl  2211 , num mesmo canal de fluxo. Por conveniência este fator constante é tomado igual 
à unidade para facilidade de visualização das figuras que, neste caso, são aproximadamente 
quadradas. 
 
No traçado das linhas de fluxo e equipotenciais deve sempre ser observado o ortogonalismo entre as 
linhas. 
 
d) Entre duas equipotenciais sucessivas as perdas de carga são constantes; 
e) A vazão por canal de fluxo por unidade de comprimento é calculada pela equação de Darcy. 
nq
h
kA
L
h
kAikq



 
Onde: 
nq: número de faixas de perda de potencial; 
A vazão total por unidade de comprimento é: 
h
nq
nf
kQ  
Em que: 
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. 
h) No caso da Figura 9.3 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. 
 
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Lembrar que as equipotenciais são perpendiculares à 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
N.A.N.A.
h
h
h
h
h
h
 
Figura 9.3 - Redes de fluxo em barragens de seção homogênea. 
 
Se considerar anisotropia, permeabilidades horizontais e verticais diferentes, a equação de Laplace 
que governa a percolação é dada dela seguinte expressão. 
0
2
2
2
2






y
h
k
x
h
k yx 
Esta solução pode ser convertida na solução simples de Laplace pela transformação da escala 
geométrica. Assim, para permeabilidades horizontais maiores que as verticais (caso mais comum 
em maciços compactados em camadas), a escala horizontal deve ser reduzida no fator vh kk . 
A vazão de percolação pode ser calculada pela utilização da permeabilidade equivalente 
apresentada na Equação: 
vhequiv kkk  
A Figura 9.11 apresenta as redes de fluxo transformadas e verdadeiras para uma barragem de 
maciço homogêneo anisotrópico. 
Normalmente considera-se para maciços compactos anisotropia (kh/kv) da ordem de 4 a 16. Nas 
fundações a anisotropia pode ser considerada nos casos de xistosidade, acamamentos, 
estratificações ou qualquer descontinuidade que indique fluxos preferenciais em uma determinada 
direção. Deve-se sempre que possível verificar, quer para o maciço compactado quer para as 
fundações, as permeabilidades no sentido vertical e horizontal através de ensaios de permeabilidade. 
9.2.4 Traçado de Redes De Fluxo 
Principais critérios a serem obedecidos no traçado de uma rede de percolação: 
a) As superfícies horizontais do terreno, a montante e a jusante são consideradas equipotenciais; 
b) O contato impermeável do solo com o substrato é uma linha de fluxo; 
c) O contorno do diagrama impermeável é também uma linha de fluxo; 
d) Procurar sempre traçar redes de formas semelhantes com elementos de fluxo próximos a de 
quadrados; 
e) As linhas de fluxo têm de partir e de chegar normais (perpendiculares) às fronteiras 
equipotenciais, e têm de se cruzar ortogonalmente com as equipotenciais. 
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0
 
A Figura 9.4 à Figura 9.7 mostram alguns exemplos de redes de fluxo para determinados tipos de 
obras. 
N. A.
Barragem de concreto
 
Figura 9.4 – Exemplo de rede de fluxo em barragem de concreto. 
 
N. A.
Tapete impermeável
 
Figura 9.5 – Exemplo de rede de fluxo em barragem de concreto. 
 
N. A.
Dreno
 
Figura 9.6 – Exemplo de rede de fluxo em barragem de solo. 
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Figura 9.7 – Exemplos de redes de fluxo em fundações permeáveis. 
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2
 
Exercício 9.1: Determinar a vazão diária que ocorre pela fundação da barragem mostrada na Figura 
9.8, considerando k = 10-4 m/s. 
 
N. A.
Barragem de Concreto
40 m
5 m
15,4 m
 
Figura 9.8 – Rede de fluxo pelas fundações de uma barragem de concreto. 
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Exercício 9.2: Determinar qual é a subpressão total que a barragem apresentada na Figura 9.9 sofre 
quando a água acumulada no reservatório atinge a cota 15,4m acima da cota de jusante, 
considerando que a base da barragem tem 56 metros de comprimento. 
N. A.
Barragem de Concreto
40 m
5 m
15,4 m
 
Figura 9.9 – Rede de fluxo pelas fundações de uma barragem de concreto. 
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Exercício 9.3: Examine a rede de fluxo apresentada na Figura 9.10 sob o ponto de vista de 
possibilidade de ocorrência de areia movediça. 
N. A.
Barragem de Concreto
40 m
5 m
15,4 m
 
Figura 9.10 – Rede de fluxo pelas fundações de uma barragem de concreto. 
 
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9.3 FLUXO ATRAVÉS DE ENROCAMENTOS 
9.3.1 Equações de Fluxo 
Os fluxos nos 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. 
 
N.A.
h
N.A.
h
Seção Transformada
Seção Original 
kh = 0,5 kv
N.A.
h
N.A.
h
N.A.
h
N.A.
h
Seção Transformada
Seção Original 
kh = 0,5 kv
 
Figura 9.11 - Redes de fluxo transformadas e verdadeiras em uma barragem homogênea 
anisotrópica. 
A complexidade do regime de fluxo que se processa em enrocamentos é aumentada pela 
impossibilidade de construção de maciços com gramulometrias uniformes, considerando que as 
operações de carga e descarga, espalhamento e construção produzem inevitável segregação do 
material. Desta forma o maciço de enrocamento possui heterogeneidades intrínsecas do próprio 
processo de construção, com volumes de vazios variáveis em seções adjacentes. 
Devido a esta heterogeneidade, a vazão estimada através de enrocamentos normalmente é 
multiplicada por fatores de 2 a 5. 
A partir de ensaios de laboratório é proposta a seguinte equação, para a determinação da velocidade 
através dos vazios (velocidade de descarga dividido pela velocidade). 
 
nba
V iMNCV  
Onde: 
C: fator de forma; N: viscosidade da água; M: raio hidráulico médio dos vazios; 
i: gradiente hidráulico; a, b, n: coeficientes empíricos. 
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Esta equação pode ser simplificada para: 
 
54,05,0 imWVV  
Onde: 
W: varia de aproximadamente 33 a 46 para enrocamentos com superfícies rugosas 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 9.1. 
 
Tabela 9.1 - Raio hidráulico dos vazios para enrocamentos. 
Tamanho dos Blocos 
(polegada) 
M 
(polegada) 
M0,5 
(polegada0,5) 
W. M0,5 
(polegada/seg) 
¾ 0,09 0,30 10 
2 0,24 0,49 16 
6 0,75 0,87 28 
8 0,96 0,98 32 
24 3,11 1,76 58 
48 6,43 2,54 84 
As principais limitações para as fórmulas de fluxo turbulento, desenvolvidas para enrocamentos 
uniformes, estão ligadas à dificuldade de medir ou determinar o raio hidráulico dos vazios dos 
enrocamentos bem graduados. 
9.3.2 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 9.12 mostra uma rede de fluxo turbulento para dois quadrados adjacentes, localizados no 
mesmo canal de fluxo. As relações entre os lados dos mesmos guardam a seguinte proporção: 
 
85,1
2
1
2
1 





 n
h
h
l
l
n
 
 
Como no fluxo laminar, no regime turbulento, entre duas equipotenciais sucessivas existe a mesma 
perda de carga. 
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N.A.
h
h
h
h
h
l1b1
l2
b2
85,1
2
1
2
1















b
b
l
l
N.A.
h
h
h
h
h
l1b1
l2
b2
85,1
2
1
2
1
















b
b
l
l
 
Figura 9.12 - Redes de fluxo turbulento em enrocamentos. 
9.4 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 à 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 à abertura da fissura são, portanto, muito importantes. 
As leis de escoamento numa fissura elementar são: 
a) Regime Laminar ff
JKV 
 
 
b) Regime Turbulento ff JKV  ' 
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. 
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c) Sistema de Fissuras 
Basicamente o que se deseja determinar é a condutividade hidráulica do sistema de fissuras para a 
aplicação nas fórmulas de escoamento laminar e/ou turbulento. 
 
JKV  
Para um sistema de fissuras contínuas: 
mf KK
b
e
K  
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. 
9.5 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 subpressões na fundação. 
Basicamente existem dois tipos de soluções: 
a) Soluções de Drenagem: Filtros inclinados ou verticais, filtros drenos horizontais, poços de alívio, 
trincheiras de drenagem; 
b) 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. 
9.5.1 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. A Figura 9.13 mostra sistemas de drenagem interna em barragens de terra com a 
breve evolução conceitual apresentada por Massad (2010) no livro Obras de Terra. 
 
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Figura 9.13 – Sistemas de drenagem interna em barragens de terra: evolução conceitual (Massad, 
2010). 
O caso (a), sem drenos, consistia na saída de água na face do talude de jusante e a consequente 
possibilidade de ocorrência de "piping". 
Nos casos (b) e (c) teoricamente o problema seria resolvido se o solo compactado fosse isotrópico, 
o que não corresponde à realidade, mas também com a perda de eficiência dos drenos o que 
ocasionaria a elevação da linha freática e assim retornando ao caso (a). 
O caso (d) corresponde a solução encontrada por Terzaghi em que se combinam o filtro vertical 
(chaminé) com o dreno horizontal, interceptando o fluxo de água antes que ele saia na face do 
talude de jusante. Note-se que os filtros desempenham um papel importante na dissipação das 
pressões neutras, que de jusante, em final de construção, que de montante, para situações de 
rebaixamento rápido do N. A. do reservatório. 
Os demais casos correspondem a ideias mas recentes, de se inclinar um dos filtros para montante, 
caso (e), o que melhora as condições de estabilidade do talude de montante, quando do 
rebaixamento rápido do N. A. do reservatório; ou para jusante, caso (f), mais favorável quando as 
fundações são permeáveis, pois aumenta o caminho de percolação; ou ainda o caso (g), proposto 
por Victor de Mello (1975), que procura combinar as vantagens dos dois casos anteriores. 
 
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0
 
 
Figura 9.14 – Execução de filtro vertical em 
uma PCH. 
 
Figura 9.15 – Execução de filtro vertical em 
uma PCH. 
 
Figura 9.16 – Execução de filtro vertical em 
uma PCH. 
 
Figura 9.17 – Execução de filtro vertical em 
uma PCH. 
 
Figura 9.18 – Tapete drenante tipo sanduíche. 
Camada de brita lançada sobre camada de areia 
(Foto da internet). 
 
Figura 9.19 – Tapete drenante tipo sanduíche. 
Lançamento daprimeira camada (Foto da 
internet). 
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Figura 9.20 – Tapete drenante tipo sanduíche. 
Camada de brita lançada sobre camada de areia 
(Foto da internet). 
 
Figura 9.21 – Tapete drenante tipo sanduíche. 
Camada de brita lançada sobre camada de areia 
(Foto da internet). 
 
Figura 9.22 – Núcleo de argila. Filtro vertical de 
areia e transição (Foto da internet). 
 
Figura 9.23 – Núcleo de argila. Filtro vertical de 
areia e transição (Foto da internet). 
 
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. 
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. 
a) Critério de Terzaghi: 
Piping 4
85
15 
d
D
 
Permeabilidade 4
15
15 
d
D
 
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2
 
b) Critério de Sherard: 
Piping 5
85
15 
d
D
 
Permeabilidade 5
15
15 
d
D
 
 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. 
 
c) USBR 
c.1) Solos não coesivos e solos uniformes 
 105
50
50 
d
D
 
c.2) Solos bem graduados, partículas arredondadas do material de filtro 
 5812
50
50 
d
D
 
 4012
15
15 
d
D
 
c.3) Solos bem graduados, partículas angulares do material de filtro 
 309
50
50 
d
D
 
 186
15
15 
d
D
 
 D5 > 0,074mm e D100 < 3” 
Observação 9.1: O solo uniforme é aquele que D95 < 8 x D5 (aproximadamente). 
 
Estas regras empíricas são válidas geralmente para solos não coesivos. Para solos coesivos 
representam critérios conservadores, parecendo mais lógico, caso se deseje aplicar os critérios de 
filtro, executar ensaios de granulometria sem defloculante, utilizando como dispersante apenas 
água. 
9.5.2 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) 
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3
 
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. 
 
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, mas também promover a 
drenagem das águas de percolação através da fundação e do maciço compactado. 
9.5.3 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 por meio 
do conjunto aterro-fundação-filtro. 
No primeiro caso apresentado na Figura 9.24a, pode-se utilizar a fórmula geral seguinte: 
L
hK
Q
2
2
 
Sendo: 
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) A área drenante tende a zero na saída do dreno; 
b) A linha de saturação não se eleva acima da superfície superior do tapete; 
c) O fluxo d’água (vazão total do maciço e da fundação) penetra inteiramente através do limite de 
montante do tapete. 
 
A primeira hipótese pode ser reformulada através da seguinte equação: 
 
L
hhK
Q
j
2
22 
 
Sendo: 
hj : carga hidráulica na saída do filtro. 
Esta formulação é conservativa, pois não admite saturação do maciço. Em geral pode ser admitido 
que o filtro-dreno trabalhe sob carga hidráulica, de tal forma que se mantenham ainda baixos os 
gradientes hidráulicos no filtro, como estabelecidos nas Figuras 9.24b e 9.24c. 
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4
 
Desta forma podem ser utilizadas as Equações a seguir para uma destas condições respectivamente: 
AK
L
h
Q 

 
 22
2
2
jhAhA
L
K
Q  
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. 
9.5.4 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: 
a) Incerteza com relação às permeabilidades dos materiais notadamente da fundação; 
b) As permeabilidades variam em escala logarítmica; 
c) Heterogeneidade tanto dos materiais de maciço quanto da fundação; 
d) Incertezas com relação à colmatação dos filtros; 
e) Correções do sistema de drenagem interna são difíceis e onerosas; 
f) Incertezas com relação ao fluxo através da rocha; 
g) Incertezas com relação aos fluxos tridimensionais. 
(a)
Qh = A
L
hj
L
hK
Q
2
2

(b)
(c)
L
h
QA
AK
L
h
Q 


Q
h
L
hj
A
 22
2
2
jhAhA
L
K
Q 
(a)
Qh = A
L
hj
L
hK
Q
2
2
 Qh = A
L
hj
L
hK
Q
2
2

(b)
(c)
L
h
QA
AK
L
h
Q 


L
h
QA
AK
L
h
Q 


Q
h
L
hj
A
 22
2
2
jhAhA
L
K
Q 
Q
h
L
hj
A
 22
2
2
jhAhA
L
K
Q 
 
Figura 9.24 - 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. 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
CREA/ PA 9736 – D. CREA/DF 9649 – D. 
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5
 
9.5.5 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 9.25 ilustra a variação da linha de saturação em função da capacidade drenante do 
tapete horizontal. 
N.A.
Linha de saturação
N.A.
Linha de saturação
N.A.
Linha de saturação
 
Figura 9.25 - 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 
9.25). Por exemplo, com a utilização de filtros de areia de 2,0m de espessura (k = 10-2 cm/seg), a 
vazão por centímetro que percola é de 2 i cm3/seg.cm. Num filtro sanduíche contendo uma camada 
de brita (k = 1cm/seg) de 0,20m para o mesmo gradiente hidráulico a vazão é de 20 i cm3/seg.cm. 
Desta forma, a utilização dos filtros sanduíche pode representar a diminuição das espessuras de 
filtro e consequentemente de seu volume. 
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. 
9.5.6 Sistema de Alívio de Sub-Pressões 
Os sistemas de alívio de subpressões mais comumente utilizados são as trincheiras de drenagem e 
poços de alívio, como apresentados na Figura 9.26a e Figura 9.26b. 
As subpressões 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 aquífero). 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 9.26c. De preferência estas bermas devem ser feitas 
totalmente com material drenante ou no mínimo com material drenante junto ao terreno natural. 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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Linha de subpressão AB
A
Berma para estabilização do pé 
da barragem
Solo Permeável 
Filtro
Base Impermeável 
N. A.
Solo Impermeável B
Solo Permeável 
Filtro
Base Impermeável 
N. A.
Solo Impermeável
Linha de subpressão AB 
com trincheira
A B
Linha de subpressão AB
Solo Permeável 
Filtro
Base Impermeável 
N. A.
Solo Impermeável
Linha de subpressão AB 
com o poço de alívio
A B
Linha de subpressão AB
(a)
(b)
(c)
Linha de subpressão AB
A
Berma para estabilização do pé 
da barragem
Solo Permeável 
Filtro
Base Impermeável 
N. A.
Solo Impermeável BA
Berma para estabilização do pé 
da barragem
Solo Permeável 
Filtro
Base Impermeável 
N. A.
Solo Impermeável B
Solo Permeável 
Filtro
Base Impermeável 
N. A.
Solo Impermeável
Linha de subpressão AB 
com trincheira
A B
Linha de subpressão AB
Solo Permeável 
Filtro
Base Impermeável 
N. A.
Solo Impermeável
Linha de subpressão AB 
com trincheira
A B
Linha de subpressão AB
Solo Permeável 
Filtro
Base Impermeável 
N. A.
Solo Impermeável
Linha de subpressão AB 
com o poço de alívio
A B
Linha de subpressão AB
Solo Permeável 
Filtro
Base Impermeável 
N. A.
Solo Impermeável
Linha de subpressão AB 
com o poço de alívio
A B
Linha de subpressão AB
(a)
(b)
(c)
 
Figura 9.26 - Controle de sub-pressão. 
 
9.5.6.1 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. 
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 
consequentemente de altos gradientes de entrada. 
Sãobastante utilizadas mantas de material sintético tipo Bidim como filtro para os materiais mais 
grossos. A Figura 9.27 apresenta uma seção transversal de trincheira drenante. 
 
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Filtro de Areia
Pedrisco
Brita
Tubulação Perfurada
Camada Impermeável 
Aqüífero
Pé da Barragem
Filtro de Areia
Pedrisco
Brita
Tubulação Perfurada
Camada Impermeável 
Aqüífero
Pé da Barragem
 
Figura 9.27 - Detalhes esquemáticos de trincheiras drenantes. 
9.5.6.2 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 a capacidade de vazão. 
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 9.28 apresenta alguns detalhes do poço de alivio. 
Areia 
Brita
Tubo de PVC
Lama Bentonítica
Aqüífero
Solo Impermeável
Areia 
Brita
Tubo de PVC
Lama Bentonítica
Aqüífero
Solo Impermeável
 
Figura 9.28 - Detalhes esquemáticos de poços de alívio. 
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9.5.7 Tapetes de Impermeabilização a Montante 
Os tapetes de impermeabilização são utilizados na redução das vazões de percolação, gradientes 
hidráulicos e subpressões, pelo aumento do caminho de percolação. 
O cálculo da espessura de tapete pode ser feito a partir do traçado de redes de fluxo ou por 
formulações matemáticas. 
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 9.29 apresenta um esquema da disposição do tapete a montante. 
Fundação Permeável 
Base Impermeável 
N.A.
Tapete Impermeável
Camada de areia protetora
Poço de 
alivio 
Fundação Permeável 
Base Impermeável 
N.A.
Tapete Impermeável
Camada de areia protetora
Poço de 
alivio 
 
Figura 9.29 - Detalhe esquemático de um tapete de impermeabilização a montante. 
9.5.8 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: 
a) É um elemento adicional para as investigações geológico – geotécnicas; 
b) Permite uma boa execução do preparo superficial da base e paredes da trincheira; 
c) 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). 
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 se evitar 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 9.30 apresenta um detalhe de uma trincheira de vedação. 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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Areia
Base Impermeável 
N.A.
0,10 a 0,30 H
H
Tratamento 
superficial
Areia
Base Impermeável 
N.A.
0,10 a 0,30 H
H
Tratamento 
superficial
 
Figura 9.30 - Detalhe esquemático de uma trincheira de vedação. 
9.5.9 Outros Tipos de Estruturas para a Redução da Vazão de Percolação 
Outras soluções para a redução das vazões de percolação são: 
a) Diafragmas plásticos ou de concreto; 
b) Cortinas de estacas pranchas; 
c) Cortinas de injeções. 
 
Os dois primeiros tipos de estruturas têm sido utilizados nos Estados Unidos e na Europa com 
bastante frequência. No Brasil, por critérios econômicos, eles têm sido preteridos. 
Quanto às cortinas de injeção são descritas com detalhe em um capítulo específico. 
9.6 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. 
9.6.1 Estabilização dos Taludes 
Um talude construído próximo ao seu ângulo de repouso (), quando submetido à percolação, torna-
se instável, a menos que o mesmo seja abatido (w), 


 bw  
Em que: 
b : Peso específico submerso do material;  : Peso específico do material. 
Rideci Farias.Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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0
 
No caso de estabilização dos taludes, o projetista possui dois caminhos a seguir. 
a) Abater os taludes especificando um enrocamento adicional no pé da estrutura; 
b) Prover o talude original com um sistema de ancoragem que suporte as tensões que seriam 
absorvidas pelo enrocamento adicional. 
 
O dimensionamento da ancoragem pode ser feito pelo equilíbrio de forças. 
  tgUWT  
Em que: 
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. 
9.6.2 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 9.2 contém um resumo destas relações. 
 
Tabela 9.2 - Estabilização dos taludes em função do tamanho dos blocos e vazões de descarga. 
Talude Jusante Tamanho dominante Vazão permissível (m3/s /m) 
(H:V) dos blocos (mm) Fofo Denso 
1,5:1 600 0,37 0,93 
1,5:1 1200 1,40 3,72 
1,5:1 1500 1,86 5,11 
5:1 300 0,46 1,39 
5:1 600 1,86 5,11 
5:1 900 3,25 8,83 
5:1 1200 5,11 13,94 
5:1 1500 6,96 18,58 
10:1 300 1,39 3,72 
10:1 600 4,18 11,15 
10:1 900 7,43 20,44 
10:1 1200 11,15 30,66 
10:1 1500 15,79 43,66 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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9.6.3 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. 
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. 
9.7 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: 
a) Reavaliar a segurança da obra em qualquer fase de seu funcionamento; 
b) Tomar medidas oportunas de controle; 
c) 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. 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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10 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 todos 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) Fundaçõesem solos moles – argilas, areias argilosas e siltes argilosos, onde interessa assegurar 
a estabilidade contra a ruptura por cisalhamento e evitar o aparecimento de trincas no maciço, 
devidas a recalques excessivos. 
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. 
10.1 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. 
a) Evitar, tanto quanto possível, que a água penetre na região onde é indesejável; 
b) 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 à “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: 
a) Eliminando-a, ou reduzindo-a a valores desprezíveis, com construção de “barreiras 
impermeáveis completas” até o horizonte impermeável; 
Welson
Realce
Welson
Realce
Welson
Realce
Welson
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Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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b) 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; 
c) Apenas se controlando, mediante a construção de drenos, método este praticamente 
imprescindível e que pode ser associado aos dois anteriores. 
 
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, são elas: 
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 
10.1.1 Soluções de Eliminação – Trincheiras Impermeáveis (“cut-offs”) 
A Figura 10.1 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 terraplenagem, 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 10.2. 
 
Welson
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Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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Areia
Base Impermeável 
N.A.
Tratamento 
superficial
Areia
Base Impermeável 
N.A.
Tratamento 
superficial
 
Figura 10.1 - Trincheira impermeável. 
 
Esta solução apresenta as seguintes vantagens: 
a) Permite a inspeção visual tanto das paredes como do fundo da escavação; 
b) Permite um bom preparo superficial da base da trincheira; 
c) Permite o uso dos equipamentos convencionais de escavação e terraplenagem; 
d) Possibilita o preenchimento da trincheira com materiais selecionados, compactados sob controle 
tecnológico. 
Areia
Base Impermeável 
Calha de drenantes
Sistema de 
Bombeamento
Areia
Base Impermeável 
Calha de drenantes
Sistema de 
Bombeamento
 
Figura 10.2 - 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. 
10.1.2 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. 
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A Figura 10.3 ilustra o efeito de trincamento provocado por um elemento rígido inserido na 
fundação, sob o maciço da barragem. 
 
N.A.
Trincas abertas
Parede de concreto
Aluvião 
Base Rígida
Elevadas tensões de 
compressão
N.A.
Trincas abertas
Parede de concreto
Aluvião 
Base Rígida
Elevadas tensões de 
compressão
 
Figura 10.3 - Trincamento provocado por um elemento rígido de parede diafragma 
 
Esse método consiste em preencher com concreto plástico uma trincheira, aberta com utilização de 
lama bentonítica. 
A lama bentonítica tem a finalidade de manter a estabilidade das paredes da trincheira, atuando 
duplamente: oferece um grande empuxo estabilizador, proporcionado pela sua alta densidade, 
aproximadamente 12 kN/m3, e impermeabilizando as paredes da escavação, impossibilitando a 
formação de uma rede hidrodinâmica desfavorável. Além disso, a lama bentonítica serve de veículo 
ao transporte do material escavado. 
O concreto plástico é obtido mediante a adição de colóides argilosos (argila natural ou bentonítica), 
cuja dosagem deve ser controlada por ensaios de laboratório. 
Os diafragmas plásticos são, em geral, executados em painéis com cinco metros de comprimento 
(5m), em espessuras de 0,50 a 1,50m e podem atingir valores da ordem de 10-6 mm/s. 
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. 
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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. 
10.1.3 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 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: 
a) Barragem de Terzaghi, no Canadá, em depósitos aluvionares, cortina de até 155m de 
profundidade; 
b) Barragem de Sivenstein, na Alemanha, em solo aluvionar, até 90m de profundidade; 
c) 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. 
10.1.4 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 10.4. 
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N.A.
Aluvião 
Base Rígida Impermeável
Tapete impermeável 
parcial 
N.A.
Aluvião 
Base Rígida Impermeável
“cut-off”
parcial 
(a) (b)
N.A.
Aluvião 
Base Rígida Impermeável
Poço de alivio
Filtro 
de pé
(d)
N.A.
Aluvião 
Base Rígida Impermeável
Filtro 
Horizontal
Filtro 
de pé
(c)
N.A.
Aluvião 
Base Rígida Impermeável
Tapete impermeável 
parcial 
N.A.
Aluvião 
Base Rígida Impermeável
Tapete impermeávelparcial 
N.A.
Aluvião 
Base Rígida Impermeável
“cut-off”
parcial 
N.A.
Aluvião 
Base Rígida Impermeável
“cut-off”
parcial 
(a) (b)
N.A.
Aluvião 
Base Rígida Impermeável
Poço de alivio
Filtro 
de pé
(d)
N.A.
Aluvião 
Base Rígida Impermeável
Poço de alivio
Filtro 
de pé
(d)
N.A.
Aluvião 
Base Rígida Impermeável
Filtro 
Horizontal
Filtro 
de pé
N.A.
Aluvião 
Base Rígida Impermeável
Filtro 
Horizontal
Filtro 
de pé
(c)
 
Figura 10.4 - 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 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. 
10.1.5 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. 
Na Figura 10.4c, apresenta-se um sistema com filtro horizontal sob o espaldar de jusante, e na 
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Figura 10.4d, 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 intervêm no dimensionamento: 
 
a) Geometria do maciço de fundação: Espessura, profundidade, posições relativas das camadas, 
existência de lentes impermeáveis ou bolsões permeáveis, etc. Para o conhecimento deste fator as 
investigações de campo são extremamente importantes, e a própria definição de um programa de 
sondagens, poços, trincheiras, se faz à medida que o conhecimento geotécnico do local avança; 
b) Características geológicas e geotécnicas dos materiais de fundação: permeabilidade, anisotropia, 
descontinuidades, etc. Deve-se ter sempre presente que a água “sabe” onde está o cominho mais 
fácil e é justamente por esse caminho que ela buscará sua saída a jusante. Portanto, um “detalhe 
geológico” praticamente impossível de detectar, por mais intensas que sejam as investigações, pode 
por em risco a segurança da barragem. Daí serem as soluções planas – trincheiras drenantes e 
tapetes drenantes- mais recomendáveis que as soluções pontuais – tubos e poços drenantes; 
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; 
d) 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, 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. 
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10.2 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 
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 considerações de 
capacidade de carga aplicando as teorias de plasticidade (Prandtl, Therzaghi, Housel) ou a teoria da 
elasticidade (Boussinesq, Newmark e outros). 
Quanto ao aspecto de recalques excessivos, devem ser estudados tanto os recalques (totais, 
diferenciais e diferenciais específicos) como o tempo em que os mesmos deverão processar-se. 
Os recalques de fundação, ocorrendo de maneira desuniforme de ponto para ponto, seja em função 
da desigualdade das tensões aplicadas, seja em função de mudanças do próprio material, resulta em 
tensões adicionais que podem levar à ruptura da barragem. 
No que se refere ao tempo de recalque, é desejável que a maior parte deste ocorra até o final da 
construção, razão pela qual pode-se, em alguns casos, acelerar o processo de adensamento mediante 
sobrecargas ou drenos de areia. 
Muitas vezes o solo mole é constituído por argilas sensíveis de baixa plasticidade e baixa resistência 
ao cisalhamento no ensaio rápido. Nestes casos, os resultados de ensaios de laboratório são 
geralmente falseados pelo inevitável amolgamento das amostras, levando os resultados a erros 
apreciáveis. 
Faz-se então necessária a realização de ensaios “in situ” que permitam avaliar a resistência do solo a 
diversas profundidades, principalmente pretende-se adotar soluções tais como bermas de equilíbrio, 
ritmo lento de construção ou drenos verticais de areia. 
Mais uma vez, convém ressaltar que, na programação das investigações do sub-solo no local de 
barramento, é preciso ter em conta que qualquer custo adicional, para determinar elementos úteis ao 
projeto, é sempre muito menor que o preço de eventuais medidas corretivas posteriores. 
A seguir são apresentadas algumas soluções típicas de projeto e métodos construtivos para 
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fundações em solos moles. 
 
a) Remoção do material mole e sua substituição total ou parcial por aterro compactado. 
Neste caso poderão ser empregados vários métodos construtivos tais como: escavação mecânica, 
remoção por bombas de sucção, deslocamento por jatos d’água e deslocamento pelo peso do aterro. 
A remoção parcial é indicada quando o solo apresenta um aumento de resistência e redução da 
compressibilidade com a profundidade. 
b) Lançamento do aterro sobre o solo mole: 
b.1) 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. 
b.2) Construção demorada: Se o cronograma de implantação do projeto permitir pode-se adotar um 
ritmo lento de construção ou construção por etapas. 
b.3) 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 necessária, 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 10.5 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. 
0
Tempo Decorrido (Meses)
0,5 
2,0
0 
20 60 t (meses)40
C
o
ef
ic
ie
n
te
 d
e 
S
eg
u
ra
n
ça
 
A
lt
u
ra
 d
a 
B
ar
ra
g
em
 (
%
 d
e 
H
)
100
50 
t (meses)
1,0
Velocidade Lenta 
Normal
Velocidade Lenta 
Normal
FS mínimo 
1,25 
0
Tempo Decorrido (Meses)
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20 60 t (meses)40
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H
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50 
t (meses)
1,0
Velocidade Lenta 
Normal
Velocidade Lenta 
Normal
FS mínimo 
1,25 
 
Figura 10.5 - Ritmo lento de construção. 
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1
 
A Figura 10.6 ilustra o andamento dos recalques no tempo, com e sem sobrecarga. A sobrecarga 
deve ser levada acima da assíntota prevista para carga de projeto, pois nessa região, embora haja um 
ligeiro inchamento após sua retirada, este é pequeno e, em geral, não prejudicial. Além de acelerar 
os recalques, a sobrecarga provoca um efeito de pré-adensamento nas argilas, aumentando a 
segurança da obra para as cargas de trabalho. 
Quando se trata de aumentar a segurança quanto à ruptura de base, pode-se construir bermas de 
equilíbrio junto aos pés dos taludes do aterro. Estas bermas funcionam como contrapesos que atuam 
contrariamente à tendência de escorregamento. 
As bermas de equilíbrio têm, entretanto, o inconveniente de aumentar os recalques na fundação, 
pois aumenta o bulbo de pressões. Seu emprego deve, portanto, se restringir unicamente aos casos 
em que se deseja aumentar a segurança à ruptura de base. 
Tempo
R
ec
al
q
u
e
Assintota horizontal sob a carga 
prevista
Assintota horizontal sob a carga 
prevista + sobrecarga
Linha apos a retirada da sobrecarga
Carga prevista
Carga prevista + sobrecarga
Tempo
R
ec
al
q
u
e
Assintota horizontal sob a carga 
prevista
Assintota horizontal sob a carga 
prevista + sobrecarga
Linha apos a retirada da sobrecarga
Carga prevista
Carga prevista + sobrecarga
 
Figura 10.6 - 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. 
10.3 FUNDAÇÕES EM SOLOS POROSOS E COLAPSÍVEIS 
De um modo geral denomina-se, entre nós, solos porosos aqueles que apresentam macroporos 
visíveis a olho nu, com conseqüente alto grau de porosidade (e daí a denominação poroso) e com 
baixo teor de umidade (em geral abaixo do limite de plasticidade), resultando ainda em 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. 
Welson
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Welson
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Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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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. 
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. 
10.3.1 Características Geotécnicas dos Solos Porosos 
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 10.7 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 10.8 mostra o gráfico de plasticidade com zonas delimitadas de plasticidade dos solos 
porosos típicos já mencionados na Figura 10.7. 
Investigações feitas por Grim e Bradley em solos porosos mostram que a fração argila é constituída 
por caolinita e gibsita com elevado teor de óxido de ferro, enquanto que a montmorilonita só foi 
encontrada na camada de solo não porosa inferior. 
Ensaios químicos em solos porosos típicos determinaram a relação molecular sílica/sesquióxidos 
(SiO2/Al2O3 + Fe2O3) entre 0,8 e 1,4. De acordo com o LNEC (laboratório Nacional e Engenharia 
Civil, de Lisboa), essa relação molecular indica que esses solos sofreram processos de laterização. 
Não são lateritas, pois não existem concreções, porém, são solos lateríticos. 
 
 
 
Welson
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Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
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Diâmetro dos Grãos (mm)
%
 m
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r 
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0,001 100,1
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Diâmetro dos Grãos (mm)
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(mm)1,00,010,0001
2
3
 
Figura 10.7 - Faixas de curvas granulométricas de solos porosos. 
 
Limite de Liquidez
Ín
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e 
d
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P
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Limite de Liquidez
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2
3
 
Figura 10.8 - Gráfico de plasticidade, onde se localizam argilas porosas 
10.3.2 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 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 
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momento da saturação até que, após certo valor da carga aplicada não ocorre mais colapso. 
A Figura 10.9 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. 
Colapso
Log (
e
Umidade Natural
Pré-saturado
Pressão
Ín
d
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e
 d
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 V
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s Colapso
Log (
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Umidade Natural
Pré-saturado
Pressão
Ín
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Figura 10.9 - 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. 
10.3.3 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. 
A Figura 10.10 mostra resultados de ensaios triaxiais (Rsat) drenados rápidos executados em corpos 
de prova saturados para quatro amostras, de argila “porosa” de São Paulo, coletadas em 
profundidades diferentes, comparadas com envoltórias de ensaios de cisalhamento direto lento para 
as mesmas amostras. Pode-se perceber que o ângulo de atrito obtido nos ensaios Rsat (=13,5º) é da 
ordem de (1/2 a 2/3) do ângulo de atrito obtido em cisalhamento direto (=29º) 
 
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
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Cisalhamento Direto
’= 29o
’= 13,5o
Ensaios Triaxiais
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Cisalhamento Direto
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’= 13,5o
Ensaios Triaxiais
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Figura 10.10 - Resistência ao cisalhamento - Argila porosa vermelha do Terciário São Paulo, SP. 
 
10.3.4 Exemplo de Obras Fundadas em Solos Porosos 
01) A barragem da Ilha Solteira, no rio Paraná, teve maciço de terra da margem direita, desde o 
início até a estaca 70, assentado sobre um solo poroso derivado por um processo pedogenético sobre 
um coluvião de solo vermelho argiloso, com w=22%, ei=1,4, S=45%, LL=45% e IP=15%. 
Este solo apresenta uma compressibilidade elevada, Cc da ordem de 0,60, e o efeito de colapso de 
sua estrutura pela saturação torna-se desprezível para valores de pressões aplicadas superiores a 
cerca de 800kPa. 
 
02) Canal Principal CP-1, parte do projeto de irrigação do Distrito Agro-Industrial de Jaíba 
(PRODAIJ), município de Manga, Norte de Minas Gerais, margem direita do rio São Francisco. O 
canal foi dimensionado para uma vazão de 80m3/s, possuindo trechos totalmente em aterro e outros 
completamente em corte no terreno natural. 
Devido às características de erodibilidade dos solos da região, foi previsto revestimento em 
concreto simples, com 100mm de espessura. Já o fenômeno de colapsibilidade foi constatado nos 
horizontes superficiais. 
Os testes de laboratório, aplicados sobre nove amostras indeformadas, contaram de ensaios 
executados em edômetros, seguindo-se dois critérios: 
a) Ensaios edométricos completos, realizadossobre 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”. 
b) Ensaios edométricos com um único estágio de carregamento em pressões pré-determinadas e 
posterior inundação do corpo de prova. Este procedimento, também utilizado por Holtz e Hilf 
(1961) e M. Vargas (1973) mostrou ser de mais fácil análise, obtendo-se dados mais coerentes, 
apesar da extrema dispersão dos resultados. 
 
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 
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utilizado com sucesso no San Louis Canal, California (Gibbs e Bara, 1967). 
Dos ensaios “in situ” pode-se depreender que: 
a) 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. 
b) 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. 
c) Não ocorreram deformações verticais no corpo do aterro, restringindo-se os recalques ao solo de 
fundação. 
d) Os maiores recalques ocorreram justamente nos pontos onde a fundação estava carregada por 
aterros, onde não foi feita remoção parcial da camada porosa. 
e) 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. 
03) 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 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. 
10.3.5 Orientações para Projetos 
Os tratamentos requeridos para fundações constituídas por solos porosos e colapsíveis são 
orientados pelas propriedades de compressibilidade do solo. Estas são bem determinadas por 
ensaios de laboratório em amostras indeformadas e irão indicar se os recalques pós-construção 
submetidos à saturação serão significativos. 
Para barragens pequenas (até 15m de altura), pode ser utilizado, preliminarmente, um critério 
empírico, desenvolvido pelo “Bureau of Reclamation”, que correlaciona D a h para níveis de carga 
limitado a essa barragem, sendo: 
 
)(
"
sec
""sec
max proctor
usitin
NormalproctordomáximaaDensidade
situinaDensidade
D
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s

 
 
 
h = (umidade ótima do Proctor Normal) – (umidade natural) = ho - 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: 
a) 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. 
b) 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 usado, 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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11 FUNDAÇÕESEM ROCHA 
11.1 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 às 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. 
11.2 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, sequência e tipo de desvio do rio, cronograma de construção, apoio logístico 
necessário, etc. 
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: 
a) As fases I e II constituem as premissas do projeto para a fase III. Adicionalmente, a fase I é a 
premissa da fase II. 
b) 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. 
11.3 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 
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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 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. 
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. 
11.4 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 capítulo 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 à fase crítica de cronograma, 
sendo em geral, associados aos trechos de fechamento final do leito do rio. 
11.4.1 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 têm 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 à 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 
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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. 
11.4.2 Estabelecimento de Zona Hipotética de Núcleo em Barragem Dita Homogênea 
Têm 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, 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, têm sido adotadas com sucesso em 
barragens homogêneas, reduzindo deste modo, consideravelmente, os trabalhos de tratamento da 
fundação. 
11.4.3 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. 
11.5 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 11.1. 
Posteriormente é feita uma análise conceitual destes critérios, tendo em mente a redução do tempo 
de tratamento da fundação. 
Tabela 11.1 - 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 
 
 
 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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11.5.1 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 
a.1) 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. 
a.2) 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 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 
c.1) 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. 
c.2) 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. 
 
c.3) 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 recobrimento de concreto nas áreas 
que pudessem apresentar vantagens logísticas e de cronograma. 
 
Rideci Farias. Haroldo Paranhos. 
Engenheiro Civil e Geotécnico, D. Sc. Engenheiro Civil e Geotécnico, M. Sc. 
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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 
e.1) 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, como 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. 
e.2) 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. 
Condicionantes geológicos e tipo de barragem determinam as profundidades dos furos 
exploratórios, bem como, de toda a cortina de injeção. 
11.5.2 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. 
11.5.3 Considerações sob o aspecto técnico 
a) Escavações da fundação e ombreira, zona do núcleo – Dois importantes parâmetros devem ser 
considerados na definição do retaludamento de depressões: o ângulo entre a direção da depressão e 
o eixo da barragem, e a altura da barragem sobre a fundação. Como conceito geral, condições 
menos severas de projetos e especificações – taludes mais íngremes- podem ser aceitas no caso de 
retaludamento sub-paralelo ao eixo da barragem (Barragem de Emborcação) e no caso de grande 
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altura de aterro – pressões superiores a de pré-adensamento do solo – pois, neste caso, não há 
possibilidade de abertura de fendas de tração ou por fraturamento hidráulico (barragem de São 
Simão). 
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 à 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 
c.1) 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. 
c.2) 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. 
c.3) 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. 
c.4) 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 
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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”. 
c.5) Tratamento superficial, filtro invertido na zona de enrocamento – Nos locais de falha com 
materiais de preenchimento susceptíveis a erosão, tem sido utilizado 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. 
c.6) 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. 
c.7) 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 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. 
c.8) 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 
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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. 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. 
11.5.4 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. 
11.6 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