,intr
P,T
Abras de Terra
() modelo matemático elaborado para a interpretação dos res es'u'tad da» medidas é bastante el«gante, e as deduções matemáticas foran 1 f,, eiras 1 on1 base em poucas hipóteses simplificacloras: solo saturado; ensaio sem drenagem; estado de tensões em detormação Plana, e inexistência nela dde zonas tracionadas durante o ensaio. ~ã «
le a ta d a n e nh uma hippte
'luanto ã curva tensão-deformação que resulta dos cálculos; a tensãoverti ai c adn1itida como sendo a tensão principal intermediária, As reslriçÕes quanto ao uso da técnica de autoperfuração refer -se a Impossibilidade de penetração em solos com pedregulhos ou con h necessidade do motor, clue imprime rotação ao sistema, trabalhar „ solida, evitando rotaçÕes exccntrlcas; e 'a lrnpossibilidadde resultados de ensaios lentos. No entanto, o pressiômetro pode pen
em solos com resistência de Ponta (R~) do DeeP Sounategde ate 3() jqíPa
2.5 Ensaios de Permeabilidade In Situ 2.5.1 Bombeamento de água de poqos ou de furos de sondagens A maneira mais simples e direta de se mechr a permeabilidade de uma camada de solo in litu é através de poços, ou furos de sondagens, com o n a s d ua s si tuaçoes Impermeável
indicadas nas Figs. 2.12 e 2.13. A água é bombeada do poço, até se atingir um regime
permanente de fluxo, quando então se Fluxo radial
~ — Aquifero
Impermeável
procede a medida da vazão. A primeira situação g ig. 2.12) refere-~e a um poço atravessando uma can1a« permeável, confinada no topo e na base p« solos impermeáveis.
p modelo matemático associado
Fig. 2.f 2 essa
Ensaio de
sit uação é
b a st a n t e ™ P
Reportando-se novamente a Fig 2'"' pode-se escrever:
permeabi%da4e: bombeamento de água de um poço em aquíferoton finado
• a -'sQí upe«ície cilíndrica de raio .x e altura [) a área: v sad p io tl xo é2 gy .() (-omo o 0 gracl iente é,ddado l por- gl-ít' rt ' r..«lt' então a exnr ssão (i)1 aplicaçao direta da Lei de /arc)' Dc fato P
A cxpi css;lo
(9) p()(lc scr
i caírall]ad(i para
Capítulo 2
r/x.
g
(10)
2R . I). k
Exploração cio Subsolo 53
.' introduxir Para fixar a» con(liçõcs d» c(inror no Jo p rro ( iblc z , é: ncccssârio > cma, d o conceito clc raio de int luência (R) dc um p(iço. (iço. (.(>mo .()mo o próprio nome sugci e, 'f. é a distância além da qual o p(iç o não exerc«nenhuma ' ui a ininfluê ncia no aquirero, ' ada 1 crmcâvcl d c s p cs suraD. Dessa f(ince,, uiva primeira p ii condição de d ( Qntorno é H = 0 para .v = R; uma scgund;i condição í imccliata:H = hH ,
,
'
,
para.x" = r (raio do poço). Após a integração da ecluação (10), tcm-se: I»
2z D k
R r
e, finalmente:
g. /a (R /r) 2 K I) hl ! quc possibilita a
determinaçãoda permeabilidade do solo.
Para avaliar a impor tân cia do raio dc inf luê ncia, considere-se o seguinte
exemplo: = 20cm
diârrietro do poço (2r) espessura do estrato pcrmeâvel
=10m
(0)
(AI-I) varão bombeada do poço (g)
=10m
diferença de carga total
= 21/s
Substituindo-se em (11) resulta, com k em m/ s:
k = 7,2. 10
/o g ( R / r )
(12)
«)uadro abaixo mostra que não é necessârio conhecer R com grande precisão.
R - Raio de Influência (m)
100 1 f)()0
k (10.s m/s)
Obras de Terra
frisar que, em face da concentração do tluxo d e ágUa Ctii i estreitam, travessando seções clue se as forças de p Percoladir~ç1o io poço bati i~e c . , l . multo mui t o altos. De tato, reton1ando s o, e tcntio iltingeI11 valoies 1'' inteiessaili e
. ssoes (10) e (11), pode-se escrever a s em vista as expresso 54
Rp
t hi d r éu lico junto ãs paredes do poço í ~par a o gr ad iente
.9 2it; D.k.r
r /n(14/r)
, para ~ = 100 m chega-se a ~ da o , adapt extremamente elevado, que Pode Perturbar o solo nas imediaçoes do poçp Em hfecãnjca dos Solos, num fluxo ascendente, valores unjtérios do ~ <; lente igualam a força de percolação com a da gravid ide, provocando o feno prn cnp de arei'i n1ovediça Para redu7ir 0 g ad ente a niveis aceitáveis inferiore (
seria necessério trabalhar com valores de h.H mais baixos ou expr pregar ponteiras com pedras porosas (ou mesmo piezômetros ) para evit, perturb;1ções no solo quando a água for bombeada. Para a si t ua ção i nd ic ada I'ig. 2.13, tem-se um poço em aquifeto não confinado, com lluxo mavitacional. Nessas con di ço es, va le a seguinte expressão, semelhante a Equação de
Dupuit (expressão 29, Cap. 1):
Fiei. 2.1$ Ensaio de
perma e bilidade:
hg
Aquífero
k (ú~ — A()
h<
bombeamento de água de um poqo em aquífero
ln (R /r)
nõo con finado
da qual se extrai o valor de k.
impermeável
2.5.2 2 Permeâmetro de campQ Trata-se de uma sonda a, co com um elemento poroso cii'nd ' intro introduz>da .. no solo concornit rnitantemente a perfuração, a exemp viu antes para o pressiômetro a etro autoperfurante. Ao se ating~~ a co executa-se um bombeamento de égua. No caso de solos ar argiilosos osos o bomb ei me nto de " ""' adensa ta o permeâmetro, possibji tan ermea1i i mbirn o coeticiente de adensa sao neutra em fface ao bo bto so tensão mbeamento de égua C)s entraves . o eensao e 'cu a e solo ren1old, l sond '
'
Unia „teit("
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Capítulo 2 f )([alt)í 3 í;
l(: .4 t)t)t)
i 10 II < > I' < 4>l
l
Obras de Terra
" IR Qg(gS1fíF>(S PAIRA t'í~ll~iSA~ 0 que são os ensaios in situ ou de campo? De um modo geral, par q„, servem? fin«ndc se pol- eni,1josi»! >tuou íl(.' «an1 po os ensaios feitos no local dí const~Cã a obra, nos solos que int«rcssam ã ob ra. l. lcs per mi tem ob t«r parãnaetros coa,ó p«rn>cabilid;>dc, a d«tor inabill
20
q u e o en genheiro precisa saber antes de realizar um ensajo jr> sjtu>
honres da rcahza«ão d«qualquer eni:uo d«campo o engenheiro deve ter <>ma d() iubs vlo, a I11'lls real posilv «l, 0 qile tol'na jn1piescj(1dís el a execuCão d, g dc Stmpl«s Rcconhec>mento. Assim, é preciso í lispo r de in tn rm aCões co iro t>pnsd solos qu«c om põe m as ca madas, sua compa cida d« ou c on si stísncia e a posiC>o do trcãnco.
lençol
3. Ern que situa(;ões extremas os ensaios in sjtu podem ser indispensáveis! Os ensai<)s ()> «teorpodem se tornar indispensáveis quando as anlostragca'
jnd«tormadas são ditíceis ou im possíveis de obter, como é 0 caso das a«>a-' c dos solos extremam«nte moles. Ou então «luanílo os resultados dns cf>aa»' d e l a b o r a t ó r i o s ã < > d e p o u c a s er v e n t i a , c o n l o a d e t e r n 1 j n a ç ãó pcrm«abilldade dc
de pó sit os na tu rai s ou do ( o e f i c !e nte de Ad e(>s'>n>e"'"
(C) de uma argila mole.
4. É verdade que os ensaios in situ só devem ser feitos ern ultimo cas ójs e muito mais fácil, barato e confiável executar ensaios de laboratório o"níle sã< cont oladastod s a variáve' (te peratu a, pressão atmo
«ca
etc
possam influenciar os resultados? Assim, ao invés de Ví>r>eTest po« se fazer ensaios decompressãosimples,em amostrasindeformadas,quedao s mesmós resultados? custo in" gíral, os ensaios~ .ri/» sao mais t>tc«ii de c x e I Ot(lt()fl() baixo e fornecet11 resultados mais rápidos do que os en iaios de lab" ' en-aios « l a b or atõt io re luer«m mtijtas y czí s a ext r aCao d 1(11( • ensalns (.'t )l'n>ad'ls, 0 quc os torn a íl ii pc ní ll os os (" .nlotosos . (~uand(( ' l(), L;ssc' os ensaios i» i >«>(ião tã<) contt>veis quanto os ens>lins de labor 1t<)l" ,
•
'
,
'
,
,
, n()<)(
gcn1 úe p<.rnlllll' 1;lrlto un1 nlelhof controle íl:ls 1"ill« . si()>c(> atctaroi l esu ilaí 3oi qi i' ,in
•
,
•
.
-
,
.
-
.
.
-
'
laiores como a ani sot opi a e o ti po de s ol ic itaç ão; e, os ensaios de com pr essão simples, a valores inferiores ao re al, pela pertu rbação das amo stras ditas "indeformadas", que sempre ocorre , em ma ior ou me nor grau
Capítulo 2 Exploraqão do Subsolo
5. Cite tr ês ti po s de en saios in situ q u e l e v a m o s o l o a r upt u r a .
57
Para cada um deles, descreva os parâm etros de solos passíveis de
serem deter min ados . Ensaio de palheta (ou une Test), o penetrométrico (do o o CPT o. Nesses tres ens aios, o so lo pr ss o dife t e . : a) po r o tação, nos ensaios de palh ta b) d I en tios ensaios penetrométricos; e c ) por expansão de cavidade cilíndrica, nos ensaios pressiométr ic os . parâmetros de resistência dos solos passíveis de serem obtidos: a) no Vane Test,a coesão e a sensibilidade de argilas muito moles a moles;
b) no ensaio do cone, a coesão de argilas muito moles a moles e o ângulo de atrito de areias, entre out ros ; c) nos ensaios pressiométncos, mais completos, as características de deforrnabilidade e de resistência ao cisalhamento, além do coeficiente de empuxo em repouso.
6. Descreva um proce dimento de campo para det erminar valores da coesão não drenada de um depósito d e argila mole, Indique como usa r esses valores em projeto. A coesão pode ser ob ti da no ca mp o pe lo Vane Tert. 0 aparelho de ensaio é consutuído de um torquímeiro, acoplado a utn conjunto de hastes cilíndricas rígitlas, tendo na sua outra extremidade uma "palh eta" fo rm ada por duas lâininas retangulares, delgadas, dispostas perpendicul arm ente entre si. 0 co nj un to hastes-palheta é cravado no solo estaucamente, até o ponto de ensaio, quando é impresso um movimento de rotação a palheta, até a ruptur a do s olo , por cisa lhamento. São feitos registros dos pares de valores torque-ângulo dc r otação. 0 En saio de Palheta possibilita determ inar , erri várias profundidades, a resistência não drenada (coesão) de argilas muito moles
e moles. l or diversos fatores, como a anisotropia, tipo de solicitação do solo no ensaio etc.,
» valores da coesão do Vacine Tests uperestimam o valor "real". Bjerrum, um engenheiro dinamarquês, por meio de retroanâlises de diversos casos de ruptura de aterros sobre solos moles, concluiu que a coesão do I ane Testdeveria ser reduzida
de um certo valor p., variável de 0,6 a 1,0, em função do IP do solo. Para as argilas tnoies de Santos, este parâmet ro v ale c erca de 0 ,7 (ver serão 5.1.3). Explique, em linhas gerais, o que é um ensaio pressiométrico. Qual a sua utilidades llasicamente, a sonda pressiométri ca é constitu ída de um tubo c ilí ndri co, metáli co,
envolto por uma membrana de borracha, que pode ser expandida pela aplicação de pressões através de água (ou outro fluido) tnjetada da superfície. A quantidade de
Obras de Terra
aqua inletada permite inferir a deformação do solo lu nto a sonda, mas iiã so„d equipadas com medidores de deformação. 0 ensaio é caro e o mais com pleto: quando sao em pregados p,e„„ . modernos, de autocravação, como o Carnkometer, e possível obter a ) o y,- ~ «le empuso em r epouso ); e b) cur vas tensão-deformação co mple „ possibilidade de determinar os tnc>dulos de elasticidade dos so]<,s e de reststencia.
8. É verdade que os ensaios de permeabilidade in situ, num depósito de a
«ila
marinha mole, de grande espessura, permitem estimar os valores do coefjcient i iente de adensamento equivalentes aos dos ensaios de adensamento? isto é, tanto f usar um ou o o utro desses ensaios? Não. Os ensaios de permeabilidade i» situ, por abrangeretn um maior ir>l
umede
solo, permitem estimar. o C de forma mais realista. I evam em c<>nta a presença de
eventuais camadas ou lentes finas de areia, clue facilitam a drenagem, e difi
cilem nt e
sao detectadas pelas sondagens. Os ensaios de adensamento envolvem pequenr>s volumes de material (corpos de prova pequenos ) e, por isso, ret1etem as caracteristicas das argilas e não do conjunto argilas-lentes de areia.
8 5'ir~~]oJ D
Capítulo 2
éxp loraqão do Subsolo
Ensaios de Mecânica das gocgas Em várias situações, o engenheiro defronta-se com obras ue se a oiam
em ma ciços rochosos. O exemplo clássico é a barragem de concreto tipo
59
gravidade, que tem de se apoiar em material de fundação com características
adequadas de capacidade de suporte, de resistência ao cisalhamento e que apresenta estanqueidade. Entende-se por maciço roch oso o con junt o ro cha-descontinui dades, isto e a rocha intacta, em for ma de bl oc os, e as fraturas (juntas ou d iácl ases;
falhas etc.) que separam esses blocos. 0 e ngenhetro civil projeta obras na superfície do g}obo, onde as rochas se encontram fraturadas, ou seja, ele tem de se haver com os maciços rochosos, com a "rocha" e a "não rocha"
(as
descontinuidades). E, a rigor, é nessas descontinuidades que residem os problemas.
1.1 Ensaios de perda d' água Ao se pensar no problema de uma barragem de concreto gravidade,
apoiada num maciço rochoso, interessa saber como será o fluxo de água através das frat uras (juntas). Os bl oc os de ro cha são pr at]camente impermeáveis. Nessas circunstâncias, costuma-se realizar o ensaio de perda d' água, desenvolvido pelo geólogo sutço IVIaurice Lugeon, por volta de 1900.
Bomba
pidrômetro Manô metro
NA I
•p
Fenda II
Obturador P — PMan L=05a 5m
(b) de carga
Fig. 2.14 Ensaio de perda d'águo em maciços
rochosos
decaemrotativa, em que se us Trata-se de ensaio feito em furo de sondage 's de obturadores (l'ig. 2.14a), coroa adiamantada para perfurar a rocha. Através é possíve~ deumitar um trecho de ens%o, de 055 aa 5 m de comprimento (L),
Obras de Terra
por onnde e a agua e jnletada da superfície soa1uma certa pressã """ Pl, rlla~<~ 4 Quando se atinge o regime Pe™anente, registra-se a ccons nstante. - e a vazãsor"ão" (Q1 em l/min. Repete-se o ensaio para outras pres e p>— - 2, p>, na ida; e p< = p~ e p- Pi " " ' olt a. Comisso, e possí l também o "coeftciente de petda d' água" (H), dado pof: .-
60
L p isto é, pela relação entre a absorção por unidade de cc>mprimento ( e a pressão de ensaio (p), medida no centro do trecho de ensaio Pode-se variar o comprimento do trecho de ensaio (L ) na „ro „ subtrechos onde, eventualmente, se ccncentram as fendas
No caso de existir uma única fenda horizontal no trecho de ens'
comprimento L (I ig. 2.14b), e do fluxo ser l aminar, pode-se esc«ver.
g L
n /og ( R / r)
(16)
sendo cr, uma const ante; p é pr essão no ce nt ro do t r ec ho ensa cado; 11 < q abertura da fenda; R e r são, respectivamente, o raio de intluéncia e ó raio tio
furo de sondagem. Com as expressões (15) e (16) e o fa to da r« laçã<.> R/r afetar pouco no~ cálculos, como se viu no contexto dos ensaios de p
erma ebilidadeem solo<,
pode-se escrever; H -
GO/IS' .
B 3
ou ainda: H = 5 - 10 '
83.X
(17)
válida para várias fendas horizontais. Nessa fórmula, devida a Botelho (1~ (~' N é dado em níímero níí de fendas por ce ntí me tro no tr ech o de ensato' ~ ' abertura das fendas ndas, em centímetro e H r e su lta em litr os por ~n u' ' ~ of
unidade de comprimento de trecho ensaiado e por unidade de pressão ~ "" '
mLg
o n d o 1 li t o / ( rr un,m, 1 Jgfp) po . emplo, existirem 10 fenddas com 0,10 mm de abertura cada, em um " "c tem-se, aplicando a expressão
ol
(l7):
!
10//(500 ( 5 esg) e P = 007 r~g donde II = 1 0+
"
Para furos de sond dagens de 5 a 10 cm de diâmetro, 1 «ge " a um k de mais ou menos 10 3 a 2.10 3 cm
/s.
,,- onu ~
() cn»air> «>rnecc iamh<'m infr>rrnaçr>es '>«quanto ao upo de escoamento de á<( u«peia» fratur;i», isto e, »e r> fiuxr> é l„m;'na«>u turbulento sc as Fendas se abrem «la»trcamente ou irreversivelmentee, se á carreamento dc material a» lencla» etc.
a "permeabilidade" do rnacico
- b'l'd d " d portanto, o en»aio pr>»sibiirta avaliar a "pa e co com rochr>»r> e a»»ua» c'>ncliçõe» de in je tabilid ad» m nata de d - cimento, para t<>mar mai» estanques a» fundaçr>es ícomn será vist e C . ó, , nh 'n ormações sobre tipr> de c»coam«ntr> pc-.ias fraturas e obter in(irma b o estacio ci clcle fraturamenro da rocha.
Capítulo 2 Exploração do Subsolo 61
'f.2 Deterrninaqão do módulo de elasticidade
maciços
A determinação do Mr>dulo de Elasticidade em r ochosos ou na rocha intacta, interessa a problemas hiperestáucos, como, por exemplo, no estudo das íundaçc>c» de barzagens em arco de dupla cure.atura. Ela pode »er feita por meio de várias técnicas, arecidas com as emp regadas para maciços terrosos. Trata-se aqui de apenas listar algumas dessas técnicas, serr> entrar em detalhes, pois e»caparn ao escopo deste livr o.
algumas p
Provas de carga em placas, a exemplo do que se faz em solos. 1'.nsaios dilatometricos, em furos de sondagens, semelhantes aos ensaios prcssic>métricos. I:n»aios em galer ias ou t ún ei s (trechos de galerias encamisadas e subrni-Gelas a pressões de água, por exemplo) . Macacos planos, que são "almofadas" metálicas de pequena espessura, inAávei», intrr>duvidas em ranhu ras feitas na r ocha com serras especiais.
> 3 Ensaio de cisalhamento direto Em muitas circunst âncias, interessa saber a resistência ao cisalharnento
'e maciços rochosos, isto é, a resistência ao longo de de»continuidades. Para s» medida, pode-se usar o Ensaio de Cisalharnento Direto i>r si(rr, que é m lhante ao ensaio feito em amostras de solos, abordado no curso de '"' «« r ír>s Sr>ks (Sousa Pinto, 2000). ~ diferença é que o ensaio é Feito campo, em co rp os de pr ov a co m
'mensões na escala do metro. Além "»o, corno mostra a l=ig. 2.l5, aplica-se a «>rça normal ma nu da co nstante ! e Fc> ça pouco Inchnada em relação ã '~r>ntal (p. ex„15 ), que é variável "'sa «rça é aumentada até a ruptura, o possibilita a definição de um circulo
Bloco de rocha
Fic,. 2.15 Ensaio de cisalhamento direto ln situ em macir,os roc'.f>osos
Obras de Terra
62
tura. Diante dos custos envolvidos no preparo dps ptpp) ) de ),lohr na ruptura. -se ao ao qque se chama ensaio em estagios m 1„. > Ístp e prova, recorre-se >e a força após a ruptura aumenta s e prova p 'epete >, o mesmo corpoo de uptura, o que define o novo círculo d r e assir„ o ensaio até nova rup sucessivamente até a obtenção da envol tói'a de i~loh -Coulomb
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tt
onPrPres~ ttr rr@
.-,c ~.io
rlci
( ~ii)< •
@~Ali'Íi7JL'QQ o
ANÁLISE DE ESTABILIDADE
DE TALuDES
ps métodos para a análise da estabihdade de taludes, atualmente e~ uso, baseiam-se na hipótese de haver equilíbrio numa massa de solo, t omada como co rp o r í gi do -p lás tico, na im in ênci a de ent rar em um eral de "métodos de processo de escorregamento. Daí a equilíbrio-limite".
denominaçãog
Com base no co nh ec im ent o da s fo rç as atuantes, deterrninam-se as
tensoes de cisalhamento induzidas, por tneio das equações de equiHbno. A análise termin a cora a c o m p ar ação dessas tensões com a re sistência ao cisalhamento do sol o em q u e st ão .
A observação dos escorregarnentos na natureza levou as análises a considerar a massa de solo corno um todo (Método do Círculo de Atrito), ou sub(dividida em lamelas (Método Sueco), ou em cunhas ( étodo das Cunhas). A partir de 1916, moóvados pelo escorregamento que ocotreu no cais «Sngberg, em Gotemburgo, os suecos desenvolveram os métodos de anahse »i«m uso, baseados no conceito de "equilíbrio-limite", tal como foi d efinido a'™a. Constataram que as jinhas de ruptura eram aproximadarnente circulares ' que o escorregarnento ocorria de tal modo que a massa de solo instabilizada í»gmentava em fatias ou lamelas, com faces verticais. 0 conceito de c'rculo de atrito" e a divisão da massa de solo em "l amelas" (ou fatias) j' " m praticadas naquele tempo, e o que Fellenius fez, na década dde 1930 foi 's«nder a análise para levar em conta também a coesão na resistência ao " l>amento do solo, além de considerar casos de solo estratificado. ru tura não circular, ~«urnentaram-se escorregamentos com linha deeruptu CO ' Por o s escorregamentos p lanares q«ue ocorrem na Serra
exemplo,
pi
ue serão objeto de estudo no Cap. 4. Outros exemplos estão na emq ue as análises de d em .1. Trata-se de seções de barragens zoneadas, e sao feitas com superfícies de ruptura planas, representa as no Por "linhas" de ruptura poligonais.
Obras de Terra
No estudoda estabilidade de taludes naturais e de taludes d e 'Darra e -se definir o coeficiente de segurança (F ) co~ rrio a c * ao c' cisalhairiento do solo {s) e a tensão cisaihaarite entre a resistencia ao 'z (Z), esta ultima obtida por ou resistencia inoobilizada ' çpes de equilíbrio, isto é '
"
.
64
s em termos de tensões eíetivas, é dada por: l
s=e+Õ fgt s
cf
a~ eo oop <~ p
D
Linha de
C7
ruptura
o ~ii c1 Õ
~ Enroca mento WQ
~ o ~o o ~
fig. 3.1 Exemplos de casos em que a linha de ruptura é nao circular
~ E nroca- b. ~~ 0 ~mento o~p
D
Og
Núcleo +p
D ~ > g >Op ~ o @q, o ~Q < 5 0 ~ ~g 4 p >Q~
d e ar gila ao oz o o
Aterro
Aterro Urnido" 'I
I
vo o ~o pt o
Linha de ruptura
seco '
f
Solo de baixa resistência I
Evidentemente, não se conhece a posição da linha de ruptura « "a "linha crítica", isto é, da linha a qual está associado o coeficiente de seguranP mínimo, o que se consegue por tentativas. Atualmente, essa tarefa é facíjj<~a graças aos recursos de computação eletrônica disponíveis.
3.I Métodas deEquilsíbrio-Limite Os Métodos de EquH brio-L
te partem dos seguintes pressup""' a ) o solo se comporta como material rígido-plástico, is« e ' primor-sc bruscamente,sem se deformar;
) s eq uações de equilíbrio estático são vái id» a t e ruptura, quando, na realidade, o procesSo é dína~
c) o o <
t des g,
ç , (p ) . o t t o lo go d' ~ " '
isto éé,i ignoram-se eventuais fenômenos de « pt ur ' Pr
ériú I
ressjva
pa classe de métodos de equilíbrio-Limite existem diversas variantes,
con forme o quadro abaixo:
Análise de Estabilidade de Taludes
método do circulo de atrito
65
método de Fellenius equilíbrio-limite
método sueco
Capítulo 3
método de 8íshop Simplificado método de Morgenstem-Price
método das cunhas
Existem muitas variantes do Método Sueco, não indicadas no quadro. Serão abordados neste Capítulo os métodos de PeHenius e Bishop Simpliftcado, tiue permitem resolver muitos probilemas de estabtlidade de taludes de obras de terra. Esses dois métodos serão comparados com o método de Morgenstern
-price, tomado como referência por ser mais rigoroso (Whitman et al., 1967).
3.1.1 Hipóteses sirnplificadoras Para esses dois métodos, admite-se que a linha de ruptura seja um arco
de circunferência; além disso, a massa de solo é subdividida em lamelas ou fatias, como mostra a Fig, 3.2. Rsen8 I 1
/ /
I
1
/ /
~R
/
/ / /
Nj ug
/ / / /
/
e (cy fg~,
/
N
/
Fig. 3.1 Forçasna lamela genérica
+
A Fig. 3.3 ilustra urna lamela generica, com a irindicaÇão das Forças e dos
Parâmetros desconhecidos.G eqm]jbrio das forças ainda en ol e o peso ( ) 'arneia; as forças resu]tantes das pressoes neutrase ttas faces da lamela (não mostradas nos desenho>)'e as for as dos ttpos l, e uantes na face direita da l
amela.
Obras deTerra
A força Trne de e a resistência mobili»da que, pela expressa> (l (),euUrij< total ao c
(3) 66 prlmento da base de uma lamela. Logo, tendo eerrj < em que l: é 0 comprime
expressão (2): T =
F
po>s
i ==
-(c' ê + Iv sg g'i
< .. é' éé a força normal ("efetiva"), atuante na b
m»
ço d as fo ças atuantes e resistentes (tabela) p e de e luaçoes disponíve>s, no caso d «luações Djsponivajs
tn cogn>tas Tipo
Número
n-1
Subtotal
Tipo
Numero
3n-1
equilíbrio de forças
2n
n-1 n-1 n' total deincógnitas
equilíbrio
2n-1
demomentos
5n-2
n'total de equagóes
roblema
Vé-se que, tal como foi colocado, o p é estat>camente indeterminado, pois existem (5n-2) incógnitas e apenas 3n equaçõe~
algum
disponíveis, Para se levantar essa indeterminação, são adotadas » hipóteses quesiml p ificamo esquema das torças associadas as lamelas. Conjo
existem muitas maneiras de se levantar essa indeterminação, é gra«e "' quantidade de métodos atualmente em uso. A diferença fundarnent «""e os métodos de Fellenius e Bishop Simpiiftcado está na direção da resulta"' das forças laterais E e X, que atuam nas faces verticais das lamelas. ~«"' do Método de Fellenius, a resultante é paralela a base das latneias (f'%
no de Bishop Simplificado, ela é horizontal (Fig. 3,7).
3.1.2 Deduqâo da fórmula do coeficiente de se~r~" < Reportando-se novamente a Fig. 3.2, a primeira equação qu ' é adoequilíbriod o dos momentos atuantes e resistentes. 0 tnom " aruantes é dado por:
forças
niomcnto das
feststentes •
C~Pítg)o 3 Análise de Estabijiclade de Taludes
y{r R) o rn a di s e Al centro ,iacao 1. rup+ rfa Vc1a para tatl ilicni :1 sinais de 8' d-rn>~ que as pote-se, a nrre lamelas turcas ~s -f e X na Fig. 3.3) [tl)o. ~ ram rnornento, n.iu ger ie1u pri'ncipio da açâo e rcaião 'como em duas
+ e,' I
0
',0
I I tI
Fts. >.4
tI
«v+ opoQ Qp gt„~
/ I/
~~ +ngu]o g
/( / ( /
»>
I
tuante e resistente, [us: .atu,
tem-se:
//8) = g (Z . g) Z (P K .~e nu, como R é constante, e tendo-se em cont a a expr essao
F
(4):
Z (~-'-é'+ x tgQ') X (p sert0)
~'ta expressão permite o cálculo do coef iciente de segurança, associado a»co de circunferência em análise, linha pot enc ial de ruptu ra e é v ál id a
1' a os do is métodos, FeHenius e Bishop Siml pificado.
~«>cUlo crítico "' ' a~ ordar«talhadamente esses dois métodos, expor-se-á urna '" ~ ' " s: a pesquisa da posição do circulo crítico isto é, do arco ~e cecunfer' «está associado o coeficiente de segurança rrunirno "f~e-s«ma malha de centros de círculos a pesquisar, irnp6e-se uma por dete rangenciando u centro,
essa for «thihtamd eter rn
aodo c
p pras de Terra
éie pellenius 3.Z +efO~o
aplicação da expressão (S) req
das forças normais as basees Qa con hecime«o ecim
ias (jú). Atinge-se este objetivo
erne ao método de Vellenius, fazendoo-se t! concern eqili 1;brio
das forças na direção da normal a i,ase
amela (direção do raio do circulo de rupt„r
pig 3 5, Disso resu]ta Fig. %.5 Lometo de
++P
T
=P-
Felteni us I
l
U=u
+
l
c ' o > 8 - / t / . 6 ~ ' i'A' 8
=p
(6)
A subsutuição da expressão (6) em (5) permite o cálculo do coe6cientt de segurança F, sem maiores dificuldades. Obtém-se;
2 [s' é + (p soso —s t!,:\ ' s s!4 e) @y ]
F=
(7)
Z (r' -enc)
0 rnetodo de FeHeruus pode levara graves erros, pelo tratamento que
dá as pressões neutras. A rigor, as forças resultantes das pressoes neutra>
atuam também nas faces entre l amelas. Como são forças horizontais, elas
têm componentes na direção da normal a base das lamelas, que é a direçao de equiUbrio das forças, como se viu acima.
As Figs. 3.6a e 3.6b, extraídas de VVhitman e Bayley (1967), ilustrani
esse efeito. Vê-se que, quanto maior a pressão neutra, dada pelo coefici«« 8 (definido mais adiante, pelas expressôes 10 e 11 ), maior é a diferença
Q
Fio. 3.ó Método de Fellenius: influênci das pressões neutros no
ttt
c 0,80
C tó ttt t
0 60
p A
0~
I1 s I
coeficientede
segurança (VYhltman
NA
=6,6
I L
t
U
-á-
II
I
tt
U
"tl st
B T 0,4
1Is
0,40
et al., l967)
t-tcl o
oó Dp
<
tI 1
Q~ cs
B=by
0
TIt
40'
80' e - Angulo central
t
120'
QP!c7o pr)si p po~ppo p só
c~~ < c' = i 6 leal'a pA+
1iI
sI
o ué
Núcleo
— --e I1
p
Enroca mento ) =~ e.
y =21 kN/ma
(b)
tj! =2
3
20
que os métodos de FeHenius e Bishop e foioi tomado como referência. go mesmo sentido a I ig. 3.6b mostra o caso hip ipotético do talude submerso p }icação do mét do de FeHenius l. l } o méto conduzi u F = ],}, em comparação com F = 2, obtidoo pe pelo método mais rigoroso. A }.Pótese de haver ''gua dos dois lados foi feita para ara exagerar, proposital mente,
os v alores das pressões neutr as, realçando os s ef eitos no método de os se seus Fe}lenius.
Capítulo 3
analise de EstabI! ~dade de Taludes 69
ga prática, pressões neutras elevadas imp}icam cam vaI ores ddetv' tv' negativos, expressao (6), quando então são tomados como nulos, na sequência dos
cálculos.
A despeito desse fato, o método de Fe}}enius continua usado pela sua p}icidade. Ele é, em geral, mais conservativo do que os outros métodos
mais rigorosos, como o de Bishop Simplificado, que se passa a descrever.
3 3 Método de Bishop Simp/i f icado No caso do mé tod o de Bi shop Si mpl ificado, o equilíbrio das forças é
feito na direção vertical conforme indica a Fig. 3.7. Tem-se, pois:
(X+ U) cos8+ T seu8 = P ou, tendo em vista
(4).
En+I
Fig. $.7
En
Lamela de
; ~~- tge
P-u h,.~ cw8+
Blshop
r
tgQ' seu0
F
(5), permite
o cálculo de F', que, substituída em por processo iterativo (pois 1V é função de F, que se procura). De fato, a substituição da expressão (8) em (5) resulta em:
t' E+
P — u 5 i —c '.h,.i. tg 8 Í f"
c»-e+ tgQ' settOÍF
tgv
g (P se tt 8 )
'
(9)
gu ran a F é feito da seguinte 0 cálculo iterativo do coeficiente de seguranç x ressão (9), ( ),extrai-se novo ma-' adota-se um valor inicia} F<, entra-se na exp m arado ao inicial Ft. Para os r do coeficiente de segurança F>, que é compar, 'mal nno valor de F. Se a precisão mas correntes, basta obter precisão decimal '
Obras de Terra
c,c„i}))J;) A'io }It)r ).})
,
«)1' '
. 1tif)t ) ir u)na precisão maior, pocle-se I )f neceSS',)f)O '1 .
;)<) ll)CA~
se o procedi)Tlento. Entra se c „,iof clo coct)ciente de segt)rança p
'
.
.
„
„„,)fi) a« lerar o processo, como )nd)c '"o „ ppt
).
} ).') il e v ( l 9()7
clue permite o cálculo de ~ a aP})cação do metod
.-)));)}is,)1)do-se ;1 cspfessão
ver ;)ip~uni:)s c i icu 1.!11)l )éil) /Tc),'cf »n)pl)t)c,)i}o. De t:1fo:
uo p» .)) n;1 fcg»;)o ',' o00 denonvnado c E. e ' ASeqklcf)tei)lc nt). coASeq A: > ce ou piof )in'};), AU}o; e ) '
8 pod de > pode
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Rativp
' a pfess:1D neutra „ fo de X pode se tornar
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se t" tof 111UAof c o qUU lot' t nu)dc, eflni() o c 'lei')1c)nlif)l) c
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" , oco "f fe
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r i o f o s o . l ' i n ::!) n ) e n1t e , a t )t u}o de cu ri os) dade .
ais pp
)Ac ui;1, of )) )A;)f );)A1e nte,
torças entre lam elas do t i p o li)cl) c..) C.l .1l' )-' -, i. ~No en an o, a não considetaçao dessas for ; 1 un) erro de ;1prosirnadamente T% no ~a}o r de p "'" " " " ' " " o e s9uefna d)1 1)g ~ /, sem as forças X raz ao to»," fe" .)d) ao nome do mé tod o o t
ermo "gi)f)plifi
>.< ~)r'))as de Considerar as pressões ~eu)r„ p ó.' os itens tfatafn dos dados de entrada (snput) Ja estab
Iniciar-se-á com a consideração das pressões neutras que intervêm nos processos de cálculo de estabilidade. Em final de construção de urna barragem de terra, ou então loP,o após o lançamento de um aterro sobre solos moles, pode-se determinar a pressão neutra (u) nufn ponto qualquer, a uma profundidade z, atra«' do parâmetro;
(10) on ec 0,, é o acréscifno de tensão totaI no ponto. para barragens de t tem-se, aproximadamcnte; B = r
ll II
são obndos ísses parâmetros
por ensaios especiais de laboratário em que os corpos de prova sao carregados de forma a stmular o carregamento e as condiçôes de drenagem de campo (ver Cruz, 198p ), ou pela observaçâo
Capítulo 3
Ern outras situações co mo , por ex em plo , uma b arr agem de ter ra operando há algum tem po , em qu e exi ste urna rede de flux o em r eg ime permanente, pode-se fazer a análise supondo que o solo esteja submerso, e
71
de obras semelhantes, ou de aterros expenrnentais, com piezômet os.
Análise de Estabilidade de Taludes
incluir as forças de percolação na equação de equtiíbrio. A íig. 3.p mostra a composiçâo de forças para uma lamela. Observe-se que a força oriunda da pressão neutra não apa rece na base da lame la,
Psub
P«b - Peso submerso Ps b
J R
- Força de percolaçáo (yo I volume) — Resultante
Fic. 3.8 Lamela genenca:
esquema de forças alternativo, com o uso
da farpa de percolação Q) e do peso submerso
Pode-se demonstrar que esse procedtmento é idêntico ãquele, adotado no desenvolvimento deste capítulo, em que se considera a pressão neutra
atuando na superfície da lamela (Fig. 3.9). O Apêndice I mostra essa identidade para um caso part icu lar .
Psub
p~t - Peso saturaoo (Ps + P~b) — Força resultante das pressões neutras R - Resultante
Fic,. 3.9 Lamela genertca esquema
de forças empregado neste capítulo, com o uso da farpa de pressão neutra (U) e do peso total saturado
rso da Fig'. 3.6b, um cálculo Retomando-se o exemplo do talude subn erso b"idade pelo método de Feilenius, usando o sistema de forças g,/ e 'ça «percolaçâo), levou a F = 1, 8, em p. e for as "do anteriormente, em que o sistema de forç foi P„»e U (forças de P«ssoes neutras )
Obras de Terra
tro j lnq outio
' Parcia l
casoque merece menção é o talude com sup mers
y, do na íig. 3.10a. Nessas condições, é preciso leevar e água ao longo de ML D , c uj a re sult ante atu ua co pressão e agu est~nwza oriraaa um eventual escorregarnento.
72
onra> arq„
0j
J., ssopode po e ser jeito de urna forma indireta, ignorando-se ' Press "esao sen o sub d Mr 0 mastomandopartedopesodaslamelascomose d l longo (
eve ser ii
ii~) p
da aK
-----po I I
YQ
i
P)
t
F>cj. S.JO
A
/Método de Bishop Simplificado: talude com submersao parcial (Bishop, l 955)
I
Yp
I i
sub
sc (b)
0 valor de P, pelo método de Bishop Simplif icado, é dado por:
g (c'-é'+X. tgQ')
g (P1 +P suh)
serrB
com:
(r 1+r siuó / . g z " " ~ p- "
tg~
tg f ' . sen 8
(13)
3.5 Parâmetros de Resistencia ao Cisalbatnento ssão (l) A resistência aoo cisalhamento de um solo (s), dada pela exp«" y g$ depende de fatores res ccomo: a) o valor da tensão no" r ncia de condições de drena e
g rn c)
carregam ento););d)) aahistória hi das tensões (pres»o de p estrutura e outr ass caracteristicas dos solos.
eritoi e
)
A influência desses fatores já foi objeto de estud tu os no curso de M ecânica acar, com a1guns exemplos, OSpulos' (Sousa Pinto, 2000). Interessa aqui destaca a importância das con ições de drenagem e daatrtrajetoria das tensões
Capítulo 3
"} omogênea", construída com solo argiloso deeba' aixa permeabilidade, iada em terreno de fu ndação Firme ) mais resistentee do que o maciço nipactado. Existem três si ru açõe s no "t empo de vida útil" da barragem precisam ser analisadas: a) final de construção b ) barrag arragem em operaçao, m o nível de água na sua posição máxima, há vários anos; c) abaixamento rápido do nível de água, que, na realidade, Pode levar alguns meses Para orzer mas que nem por isso deixa de ser "rápido", pela baixa permeabilidade go solo compactado.
73
o nsidere-se novamente ente uma barragem de terra (sequência docarregamento). C
Na primeira situação, final de construção, interessa analisar o talude de
jusante o mais íngreme. Como, em geral, a barragern leva alguns meses para ser construída, não há tempo para as pressões neutras se dissiparem, por
causa da baixa permeabilidade do solo compactado. Dessa forma, os ensaios triaxiais, os mais utilizados em lab or ató rio par a a med ida da resistência, têm
je ser do tipo rápido (g ou UU ), isto é, sem drenagem, Aplica-se a pressão de câmara e rompe-se o corpo de prova logo em seguida, rapidamente. 0 ensaio todo leva, aproximadamente, três horas.
Para urna barragem em operação, funcionando em carga (MA. máximo), durante cinco anos, houve tempo suficiente não só para que a rede de fluxo, em regim e pe rm ane nte, se instale no maciço, como t amb ém
para que o processo de adensamento do solo compactado, a montante e a jusante, tenha term inado . Nessa cond iç ão, o ta lu de "crítico " é o de ju sant e,
pois o talude de montante está submerso, e as forças cte percolação atuam num sentido e direção que tendem a estabilizá-lo. Os ensaios triaxiais mais
aiiequados, nessa situação, são o Rápido Pré-adensado (R ou CU) ou o Lento (S ou CD), havendo de comum entre eles a fase de adensamento do
«rpo de prova logo após a aplicação da pressão de câmara, que demora um tiia. A diferença entre eles está no tempo necessário para romper o corpo de prova: nos ensaios R ou CU, a fase do carregamento até a ruptura e rápida, sem drenagem (digamos, três horas); nos ensaios S ou CD, esta '« lenta (algo como três semanas), com drenagem. A decisão por um ou u «ensaio vai depender do julgamento do engenheiro projetista, em "nçao das causas que podem levar a barragem a ruptura, como, por
Pio, um sistemade drenagem
in terna ine fici ente, ou a co lr natação
gr'dual dos Btros, com o passar do tempo.
'd d do N. A . oo tta lude 'malmente, para a situação de abaixamento rápido N.A., e o de montante,em virtude da rede de fluxo que se instala gerar
'ç s «percolação praticamente paralelas ao talude, na direçao, portanto, ndi ões de campo,, os (le « ntual escorregamento. Para reproduzir as condições pos deprova são submetidos a saturação prévia, deixados para adensar e
tomp'dos ' rapidamente, sem drenagem. Daí o ensaio triaxi triaxial ser o Rá Pido
Pre ad va (~sat (R ou CD sn/). " "sado com saturação prévia do corpo de prova
Análise de Estabilidade de Taludes
Obras de Terra
ssões neutras Forem medidas em qualquer um de $e as pressões ds eQg triaxiais, podem-se em-se oobter envoltórias de Mohr-Coulomb em ternio mos ti
11J'oel
e fetii~ eis,
74
As an'álises ses ede estabilidade t ambém Podem ser feitas toi~is isto é trabalhando-se com a equação: s=e+G
e tepg,
i gP
Os dois tratamentos, em termos de tensões tota;s teoricamente equivalentes. 0 segundo deles (tensoes conceitualmente ) baseia-se na hipótese ele que as pr conhecidas ao longo cta linha de ruptura, por ocasiao d (tensões totais) admite que as pressões neutras desenvol d,
efem
'as) sip ccrtetp
is, que tentam simular as condições de carregame
as sap «p ps@ps
campo, sejam iguais as que existirão no maciço de terra. Existe unia variante da primeira forma de tratamento de„o~„ híbrida, e que consiste em se trabalhar com as envoltórias de Mohr gogjpmb em termos de tensões totais e incluir, na análise de estabihdade as pres,-, neutras devidas ao carregamento externo, por exemplo, obtidas de ret} íluxo. Os ensaios triaxiais empregados são os convencionais (pressãp g câmara constante e carga axial crescente monotonicamente ), sem a preocupação quanto ã simulação do carregamento de campo. N<
<
geotécnicas,
a) Para os aterros construídos sobre argilas moles, costuma-se faeer a< análises de estabilidade em termos de tensões totais, >lá urna»s< empírica para esse procedimento, mais ou menos sólida, e}ab«a t}~ ao longo de anos de experiência em vários países. Modernamente, ps esforços corlcentrar n-se nas análises em ter mo s d e t ef isões efetiva
com estimativas de pressões neutras baseadas em observaçõe~ « aterros experimentais, levados a ruptura, b) Para taludes naturais infinitos, que se encontram natura}ni«te " iminência de ruptura (na próxima chuva ), e em que as ca"sas d eventual colapso são as pressões neutras geradas por um flux ág a, é comum dar um tratamento }„-brldo a anál se de est kbiii-3 ~at}<)
isto é, consideram-se as envol
tórias em termos de tensões ' incluem-se as pressões neutras da rede de fluxo
Capítulo 3
Ana lise de éstabil idade
de Taludes
Q WIBvo
75
y)ggsgg
I. 0 que são os Métodos de Equilíbrio-Limite? Quais as hi ótese b' corpo rígi o-p ásnco, Esses métodos consideram uma massa de solo tomada como co na iniinência de entrar em um processo de escorregame„t a s equações de equilíbrio da Est ática. Daí a denominação ger8 d " M ' o d o d Eq+íbrio-Limite". As 3 hipóteses bás'cas são a) o solo comporta-se como material rigido-plásnco isto é, rompe-se bruscamente, sem se deform ar; b) as equaçoes de eq~ + rio da Estádca são válidas até a iminência da ruptura, quando, na realidade, o processo é diiiarnico; c) o coeficiente de segurança (F) é constante ao longo da linha de ruptura, isto é, ignoram-se eventuais fenêmenos de ruptura progressiva. 2. Indique as hipóteses implícitas no Mét odo de Fellenius. Comente as vantagens e desvantagens de usar esse método em detrimento ao de Bishop Simplificado. 0 Método de Fellenius admite que as forças entre lamelas são paralelas a suas bases; além disso, ignora forças resultantes de pressões neuiras atuantes nas faces entre lamelas. A vantagem desse método é a simplicidade da expressão do coeficiente de segurança, sem cálculos iterativos, que é uma característica do Método de Bishop Simplificado. A desvantagem manifesta-se em casos em que as pressões neutras são elevadas, situação em que o Método de Fellenius não consegue levar em conta as forças resultantes dessas pressões nas f aces vert icais das lamelas. N o ca so de u = 0, este efeito é inconseque nte.
Desenhe a lamela do Método de Bishop Simplificado, indique as forças atuantes e defina sua natureza, Destaque as dif erenças com relação a lamela do Método de
~iienius. Sem deduzir nenhuma expressao, quais as implicações dessas diferenças na expressãodo coeficiente de segurança?
desenho: ver a Fig. 3.7. A diferença fundamental entre os dois métodos está na ça«as forças entre lamelas. Outra diferença reside no eixo de projeção das forças atuantes.
: a expressão do co ulo iterativo par de Fellenius qu "
Co id
do
'I ulos de estabilid ", com filtros vert
• di
fornece
Obras de Terra
ntorrápidodo ní vel d' água do reservator, de reoaixamento b f' o. , por 8ishop Modificado. d FFelenius de II i useeoo outro, Qual dele f
?pr
pelo Mét et« criar
uê?
coeficientede segurança. Po q ".
0 Mét odo d F el lenius, porque ocorrem pressoes ne„ constituem o seu "calcanhar de Aquiles", Q Mé to do i~ tra entre lamelas, que, no caso, sao importantes di pressao neutra
tp dd tps ína~
5 Qa questão anterior, quais seriam as resposta»e o talude fosse o de lttsahte, com a barragemem operação há 5 anos, supondo que o sistema de d r renagett
funcione as "mil maravilhas" ?
Nessas condições, as pressões neutras são praticamente
os dois
métodos Fornecem o mesmo coeficiente de segurança.
ó. Numa área indusrrial, em região com subsolo constituído por argil preta e mole, será construído um aterro de 6 m de altura, com bermas e gf brandos. a) Oetermine, pelo Método de Fellenius, o coeficiente de segurança para do desenho,l evando-se em conta a resistência própria do aterro com
d
b) idem, desprezando a resistência do aterro compactado. 0
X
3
1
5,0 m ~
5 4
Argila mote
Outros dados: Argila mole
Solo
compactado
14 (kN/m )
Voe ~est( * )
. = r+ 2. (k Pa) 18 (kN/m')
Parâmetros de resistência
c = 20 kPa $ = 24'
Pressão neutra
B = 15'/o
' já com a correrão de Bjerrum
10m
Capttulo 3
'i
tn ] ~ a resist i'n -ia pt' ~pria 4 l aterr
20 2 4 38
14
0
3
13 2
4
10 20,1 0 36 14 4 0
5
de T,RIUtlCS
e
Lamela 8
.-~n,) I i St'. cf<' ) ~t,1)ti I lEPDClt'
6.9
173
9,2
903
p.~- t1
u
8,.
8,1
~
7,0 83
U = u 'e ~-U
861 3?7
c
P
0 14
173 903
1 2
63 38
3 4
13 20 4 -10 20, 1
9õ4 86 1
5
-36 14, 4
377
>
N=
<
u
78,5
556
) 29
217
153
22
117
5é5
67S
comp actado:
4' Sent considetar a resist~.ncia própna elo aterro Lamela 8
c. t
0
U = u.R N -U < T= „> 0
T==
P sen0
cR
78,5
154
0
55õ
129
2 17
153
-15 0
14 1
- 222
11 7
555
540
6. 8 — 138 Notas:
1', Qs cãlcuios joram jeito» por metro de hr"urt do t.dude.com a esp te. sao t do Cap. 4. e de jorma lu7)rida (ver p. 4l. -"; As distancias est;~o em m; as jorqas, em 6 e as press~~», em kPa
. >icule o coef iciente de segurança para o círculo no talude abai>o. 0 ma iço
é formado por solo residual bomogêneo, com coesão de 5 kPa, angulo de atrito de 28' e peso específico natural de lg icN/m'. Usar o método de Fetleniu
1 0,5 10 ,5
12 0 1p ,5
1 05
1 05
10,0 11,5
Obras de Terra
Bur e ticlie PieZorriyi rica
6 7
Rocha
Solução: Lameia e
c
0 M i Z I H
1
61, 3
2 3
42 ; 33,7
5
28 10, 5i 12,6
4
20,9
5
28 10,5
5
10 8
5 28
6
0
7
8
' P
N= I u iP cos 0
5 ,28 11 , 5 2 3 , 9 i 1 0 5 2 . 1 7 4
5 28 10
5
-10,8 5 -20,6 5
g
"
ír (N-U)
T= ', t9 rii iP seri e, c e
0
555, 1906,1187
4.53 6
2,943, 50 3.774 100
673 1,207I 265p 673 1.262 1.335 I 2.517 ' 631
11 ,2 i 2 3 ', 4 . 3 4 7
4.061 I 110
1.236 i 1.502 1,551 ' 662
13,5
22 i 3.960 24
1 .044 i
i
10 ,5 10,7 ' 21, 3.969 28 10 5 10, 5 1 6 ' 3. 024 3.024 28 1 0, 5 10 ,7 10 ' 1.890 1.857 28 12 12, 8 ' 3,5 I 756 708
1 229 1.419 744 ' 534 85
893 i 1.133
30 )
3 2 1 817 0 ' 376
0
i
0 '52S -354 I 53,4 - 2 66 ',64,1
i 8.344 8.748 ;529,7
529,7+8.344 8.748 Votas: 1) H é a altura média da lamela 2) Os outros símbolos são os mesmos usados no texto do Cap. 4. 3) Os cálculos foram feitos por metro de largura do talude, com a expressao ' '
do Cap, 4. e de forma híbrida {ver p. 74). 4) As distâncias estão em rn; as forças, em kN e as pressões, em lc»
8. Faça um programa de investigação do subsolo adequado para efetuar a" " da estabilidade de um talude infinito. Liste p as informações parametros dos solos necessários e, em seguida, indique a forma « o hte-los
rimeiro
Informaçoes necessárias: determinar os tipos de solos e rochas, que c "'~titilem o talude, e a posiçao do lençol freáttco {se existente ). Sondage" e sirllple reconhecimento, associadas a sondagens rotativas, fornecem essas infornlaçoes, Co+ dados sobre a consistencia ou compacidade dos solos e o estado do m' 'ço rocho Quanto ao ífaturamento. Parametros dos solos: coesão; ângulo de atrito e peso específico "'" partir de amostras indeformadas extraidas de poços e subnl e«" triaxiais ou de cisalhamento direto.
1
ob tico>
AP4Hi~3i!C5 ll < ~t er nativo das P -. USO
Capítulo 3
Fornias de perco]afã 0 abrao
Qjetivo de ilustrar a equivalencia entre os siste is emas de rort;as Con i o O 1 e . de un> lado, pelo peso total e pelas pressões neutras, e de outro as lorpas de percola~ão, tomar-se-ao com como exemp o esosu tn' peie'F' „<>nitos". Trata-se de taludes de encostas naturais, urais, qque se , "taludes in
Análise de Estabiildade ele Taluclt s 79
,
c.ar ;1 crerizam
pela sua grande extensão, com centenas de metros e pel
reJu ztda espe
enta l
aiodelo 1ílate
""vas int
Para simu ar
Pendência d
escorreitafne
Se enlPre~
objero de es u essenciamente Corno a superfici e rreno é uma linha teor err pressões treática,
ude, co
neutras ao long 1inha potencial de rup
'Nx
lura, valem; Lariieia
Í
H < 0$ Q
p i) fie. 3.g)
piicie g, é o ângulo de inclinaqão do talude. A lém disso, o gradiente hi dr áu li co, em qualquer ponto da rede vale:
e
(I-2)
r = sen(X
ornias:peso Total (y ) e
il Sit sema de f Pressões Neutr as
(u)
epo«an
Talude infinito rede de
fluxo paralela ao talude
Mas,
0bras de Terra
~,(=
Y„,, H A,
Fsai
donde. Fig. 3,12
I O.
Talude infinito: lamela genérica, com esquema de forças empregado neste Capítulo
~fub
~-> '4'0$ Q
T
~ = Y„,.~l .h .~ .s~n ~
I I
Il-3)
I
I
I I I
I.2 Sistema de
fornias:Peso Submerso (y )
Farpas de Percolaqão g ) Asequaçõ esde ecluilibrio
(Fig, 3.13) passam a ser
X = P~~b ' 4'of G
T = J +P,„b Ser/n I'sut
Mas, Fira.3.'l3 Talude infinito: lamela genérica para esquema de forças
sr(b
Y ~ub
J = Y . i a.'. W = Y >~ ~'- ~«~
alter nativo
(forças de
percoloção e peso submerso j
N I
Q
T
cloocle:
I
I I
1V= Y,„b H hx .t, o s(X
(J // T)
T = Y,„, . H hx sen u omparando-se as expressões
(I-3) e g-4), vê-se cl«o
de forças são eciuivaientes. uivai Para completar a arialise obtido údo pela expressão
(4).
~Irias
Bibliograf ia . )()P.
Capítulo 3
~ yy' The ~~s~ of
g p 1 7 , 1955. ./ y~g(p i(e (.)~,ge ge yy/n jes. São Paulo. DLP/EP
.-~~'7. ~ ' !~'~-'
Je Mecânica c/os Solos. São Paulo'. Oficina ele ~()~ Q + gr,z /P.g«s>cq o
„~pi)o.
g. r ql,g„z>e»pczh antes c o f Eo6'Mech~nicx ~
New York: McGraw-HiH,
T ~~g p, V.; p,yll„pp' %', A. Use of Computers for Slope Stabi1ity + j Hl nd gj lhe Soil AIechanics ana'Foundahon Division, ASCE p~c on1.ng/
r ~3 g. S» • P.p'7g-$9g, 1967.
Análise de ëstabii idade
de Taludes 81
Capíygaoo 4 ENCOSTAS NATURAIS
0 pro blem a da estabilid ade de enc ostas naturais tem afet ado muito a po pul ação brasileira. Basta lemb rar a "q ue da de barr eiras" em nossas estradas, ou as tragédias sobre os habitantes das periferias de algumas de nossas maiores cidades, por o cas ião de chuvas i nten sas e prolongadas, em grande parte pela ocupação desordenada de encostas de morros. As causas dos escor regamento s são "n at ur ais" , po is há ur na P os solos das encostas tendem a descer ara atin ir um nível de base Assim, pode-se dizer que os coeficientes de segurança das encostas naturais estão, em geral, próximos de $, bastando uma chuva atípica, ou uma pequena inter venção do ho mem par a disparar o "g ati lho " do escorregamento. E a ação do h o m e m é a o u tr a causa dos escorregamentos, na medida em que precisa implantar obras, mas não toma os devidos cuidados com a natureza. Só com o co n h ec im ento do s s o lo s e dos mecanismos dos escorregamentos será possível projetar obras seguras, com a preservação do meio ambienre, inclusive no que se refere a erosão que é um dos maiores males que se pode causar a natureza.
4.1 OsSolos dasEncostas Naturais Os solos se formam por decomposição das rochas. Estas apresentam-se, próximo a superfície da terra, fr aturadas e fragmentadas, em função da sua
própria origem (esfriamento de lavas no caso de rochas basálticas, por exemplo), ou em virtude de movimentos tectônicos (nos quartzitos, que são rochas friáveis), ou ainda pela ação do meio ambiente (expansão e contração térmicas etc.
).
Obras de Terra
l: através destas fraturas ou fendas que se da o ataque do meio ambiente, sob a açãodas águas e das variações de temperatura, As águas de chuvas,
aciduladas por ácidos orgânicos provenientes da decomposição de vegetais, penetram pelas fraturas e provocam alterações químicas dos minerais das rochas, transtormando-os em areias e argilas. Os solos podem ser encarados como o resultado de uma es écie de e uilíbrio temporário entre o meio ambiente e as rochas.
4.1.1 Solos residuais Os solos de decomposição de rocha, que permaneceram no próprio local de suaformação, são denominados solos residuais ou solos de alteração 0
t ipo de solo resultante vai depender de uma sér ie de fat ore s, tai s co m o : a natureza da rocha matriz; o clima; a topografia; as condições de drenagem; e os processos oq~inicos. A título de ilustração, em clima tropical úrnido: a ) os g ranitos, constituídos pelos minerais quartzo, feldspato e mica, dec om p o e m
sc, dando origem a solos micáceos, com partículas de argila (do feldspato ) e grãos de areia (do quartzo); b) os gnaisses e micaxistos g eram solos p redominantemente siltosos e micáceos; c) os bas altos, con st it uí do s d e teldspatos s alteram-se essencialmente em ar gi las; d) os ar en it os , qu e n ã o contém teldspato nem mica, mas quartzo cimentado, decompõ em -se l iberan do o quartzo e dando origem a solos arenosos. Nas regiões do pré-cambriano, como as da Serra do Mar e da M anuq ueira, ocorrem o s solo s r es idu ais d e , micaitistos e granitos, enquanto no interior do Estado de São Paulo encontram-se os solos de alt eração de basa lto, as ter ras rox a s (a rg il as vermelhas), e de arenito, os solos arenosos finos. A l ig. 4.1 mostra um perfil de intemperismo, isto é, um perfil de subsolo proveniente da alteração ou decomposição de rochas metamórficas (a) e 'L eas(b) Vé-se que a ação do intemperismo continua a se processar a
maiores profundidades. A linha de a t aq ue mais profun da, atr avé s
É/E
das juntas (fraturas) da rocha. Ds b lo c os d e ~ edrs i m e r s o s o u m s II
sss 4 4 y < j r~ eg y j +
II I
4 r
fig. 4.1
chama
matriz de solo, dos de matacões pelos engenheiros, são peda ços d e r o c h a n>ais r e si st en t e s posiç ão .
a d eco n q
V argas
( l 977 )
propôs uma c la ssi fi c ação do s s ol o s
perfis de íntempedsmo:
(o) rochosmetombgcos; (b) rochos igneos (Deere, l 97 I)
Rochssã alteração qu e o c o r r e rr i
fi at"rada (b)
na terão C.entro-Sul
Brasil. E:lc
subdividiu
os solos residuais em tr ês ho ri zon tes (Fig 4 p))s intensidade de intemperismo: (I) maduros; ($1) saprolít icos (ill) blocos em material alterado. Esta classificação também se aplica aos dois perfis da Fig. 4.1. Os solos residuais maduros (1) são os que perderam toda a estrutura original da rocha matriz e tornaram-se relativamente homogêneos,
Capítulo 4 Encostas Naturais 85
Quando essas estru turas herdadas da rocha, que incluem veios intrusi vos, juntas preenchidas, xistosidades etc., se mantêm, têm-se os solos
saprolíticos ("pedra podre") ou solos residuais jovens (1I). Trata-se de materiais que aparentam ser rochas,
//g
III=r<
.
mas qne se desmancham
com a pressão dos dedos ou com o
(III)
us o de fe rr a
>P
mentas pontiagudas. Os blocos em material
/
alterado (l l I) correspondem a o h o r i z o n t e d e ro c h a alterada, em qu e a a çã o intempérica progrediu ao longo das fraturas ou zonas de menor resistência, deixando intactos grandes blocos da rocha original, envolvidos por solo. Trata-se de um material de transição entre solo e rocha, no qual se encontra, no presente, a frente de ataque do meio ambiente. Os solos residuais, principalmente os sa r olí ticos, a r esentam em eral baixa resistência a erosão e, por isso, precisam ser protegidos em obras que envolvem cor tes e escavações em enco stas naturais. Os solo s saprolíticos possuem elevada resistencia ao cisalhamento. ¹ o r ar o , no en tan to,
apresentam planos de maior fraqueza ao longo das estruturas herdadas da rocha, como, por exemplo, juntas ou fraturas preenchidas com solo de baixa resistência que, numa situação de corte ou escavação, podem levar o talude a um escorregamento.
4.1.2 Solos coluvionares (tálus) Quando o solo residual é transportado pela ação da gravidade, como nos escorregamentos, a di stancias relativamente peq uenas, recebe o no me
de solo coluvionar, ou coluvião, ou ainda tálus. Ern geral, esses solos encontram-se no pé das encostas naturais e podem ser constituídos de solos misturados com blocos de rocha. A Fig. 4.3 ilustra o processo de formação dessetipo de solo,por vários escorregamentos que se sucederam
ao longo do tempo.
Fig. 4.2 Solos de alteração na região Centro-Sul do
Brasil (Yargas, l977)
Obras de Terra
8b Fiq. 4.3
Coluvião
l
N. A. Máx.
Ilustração
N. A. Mln.
do processo de formação de
•
•
"'y,
um tólus
(Deere, l97I)
p•
•
•
•
r~
Os solos superficiais bem drenados, isto é, situados acima do nível
freático, sofrem ainda a ação de processos físico-químicos e biológicos complexos, em regiões de clima quente e úmido, típicas de países tropicais como o nosso. Esses processos compreendem a lixiviação (carreamento pela água) de si1ica e bases, e mesmo de argilom inerais, das camadas mais altas para as camadas mais profundas, deixando na superfície um material rico em óxidos hidratados de ferro e alumínio. Pode-se dizer que esses solos superficiais são solos "enferrujados". Algumas de suas características mais marcantes são os macroporos, visíveis a olho nu, e a caolinita como argilomineral dominante, além das cores vermelha e marrom. A laterização pode ocorrer em qualquer tipo de solo superficial: nos solos residuais, nos coluvionares e mesmo nos sedimentares. A condição é que haja drenagem e o clima seja úmido e qu ente. Exem plos de oco rrên cia de solos lateríticos são: a ) os solos porosos da região Centro-sul do Brasil; oriundos de solos residuais dos mais variados tipos de rochas (granitos, gnaisses, basaltos, arenitos, etc,, conforme Fig. 4.4); e b) as argilas vermelhas do centro da cidade de São Paulo, originariamente sedimentares. Granito/Gnaisse
Argila arenosa porosa, vermelha ou marram Solo saprolltico (argilas/siltes ou areias)
Ba salto
Arenito Argila porosa vermelha Argila dura, vermelha ou marrom (solo saprolftico)
Fiei. 4.4
Perfis de intemperismo na região Centro-Sul do
Brasil adarga s, l 977)
Areia porosa
Blocos em material alterado (areias siltosas)
Matacões ou basalto alterado
Rocha
Rocha
Areia argilosa, compactada, ou "arenito brando Rocha
Os solos laterítico s a r esentam elevada resistência contra a erosão em face da a ão ciment ante dos óxidos de ferro. Su or tam t ambé m cor tes e escava ões subverticais de até 10 m de altura sem maiore s r o b le mas. No
entanto os seus macro oros conferem-lhes uma elevada com ressibilidade além de serem solos cola síveis, isto é, sofrem deforma ões bruscas uando saturados sob carga.
4.2 Tipos e Causasde Escorregamentos das Encostas saturai s Na Serra do b,far têm ocorrido vários tipos de escorregarnentos. que foram classificados da seguinte forma por Vargas {1977): a) crerpou raste}o; b) escorregamentos verdadeiros; c) deslizamentos de tálus giquefação)' d) deslocamentos de blocos de rocha; e ) avalanches ou erosão vio lent a. É preciso ter em mente que esta classificação é uma abstração da realidade, que é muito mais complexa do que se pensa,
Creep ou rastejo O mep é um movimento lento de camadas superficiais de solo, encosta abaixo, com velocidades muito pequenas, de alguns milímetros por ano, que se acelera por ocasião das chuvas e se desacelera em épocas de seca, daí o nome de "rastejo" que Ihe é atribuído. Em geral são de pouca importância para a Engenharia, exceto quando afetam uma estrutura situada na massa em movimento, por exemplo, pilares de um viaduto. Durante a construção da primeira pista da rodovia dos imigrantes, na decada de 1970, foi necessário proteger os pilares de alguns via du to, envolvendo-os com tubos de concreto, de forma a deixar um espaço anelar vazio entre eles. A ideia era que o empuxo de terra, provocado pelo rastejo, atuasse somente nos tubos, sem provocar esforços indesejáveis na estrutura. Esta solução requer permanente vigilância e, se necessário, reinstalar os tubos de forma a garantir o espaço anelar vazio. Os rastejos são detectáveis, na Serra do Mar, pelas árvores inclinadas na direção do talu de. Um ra stejo pode, com o te mp o, evolui r para um escor regamento v erd adeiro.
Escorregamentos verdadeiros Os escorregamentos verdadeiros referem-se a deslizamentos de volumes de solos ao longo de superfícies de ruptura bem definidas, cilíndricas ou planares. São, a rigor, os únicos que podem ser submetidos a análises estáticas,
do tipo métodos de equilíbrio-limite, objeto do Cap. 3. Várias são as causas que levam aesse fenômeno:
Capítulo 4 éncostas Naturais
Obras de Terra
a) alteração da geometria do talude, quer através do descalçamento do seu pé, por cortes ou escavações, quer de retaludamentos, com o aumento
da sua inclinação (íi)e. 4.5a e b). Fuclides da Cunha usou o termo "taludar" para significar "rasgar em degraus" as encostas;
b) colocação de sobrecargas no topo das encostas (Fig. 4.5c); c) infiltração de águas de chuvas, que podem elevar as pressões neutras (reduzindo, portanto, a resistência do solo), ou provocar um "amolecimento" do solo (diminuição dos parâmetros de resistência, principalmente da coesão aparen te) ; d) desrnatamento e poluição ambiental, que levam a destruição da vegetação, que tem um pa pel impor tante n a estabilização das encostas, pela
absorção de parte das águas de chuva, porque facilita o escoamento dessas águas, e ainda pelo reforço que suas raizes imprimem a resistência ao cisalhamento dos solos que as suportam.
/»
Retaludamento
na geometria do talucfe que podem levá-lo 0 ruptura
e
Aterro W/
=/
e
/
az at
Fig. 4.5 Algumas alterações
/
Corte no pÉI do talude (b)
(o)
Deslizamentos de tálus Os tálus, detritos de escorregamentos antigos, encontram-se, em geral, saturados, e podem sofrer deslizamentos sob a ação conjunta da gravidade e das pressões neutras. A massa de material (solo e blocos de
rocha) escoa como se fosse um fluido ou liquido viscoso, sem uma linha de ruptura bem de fi ni da. Os tá lus secos, não ali men tados por á gua subterrânea, podem ser estaveis. Esse tipo de fenômeno pode ser agravado pelo efeito de cortes ou escavações nas partes mais baixas do corpo de tálus, ou do lançamento de aterros nas suas cabeceiras. Um caso que ganhou notoriedade foi o da cota 95, na Via Anchieta: as escavações feitas para a sua construção, no final da década de 1940, próximas ao pé de um corpo de tálus, provocaram
movimentos que interromperam a pista inúmeras vezes e que cessaram somente após várias tentativas de estabilização, principalmente com o recurso
de técnicas de drenagem profunda. Deslocamentos de blocos derochas
Em algumas encostas naturais ocorrem blocos ou lascas de rocha intactos, resistentes ao intemperismo, que podem sofrer queda livre por
ocasião de chuvas intensas e prolongadas, promcam errwio e a
Avalanches ou fluxo de detritos As avalanches ou erosões violentas, também conhecidas como " flu xo de detritos" (Drbris Eloiis), são fenomenos classificados como desastres naturais", pelo seu alto poder destrutivo e pelos danos que podem pn~~ em instalações e equipa mentos u rb anos ou i p r ó p r i a n a t u r e z a . Sã o movimentos de massas que se desenvolvem em periodos de ten:po muito curtos (segundos a poucos minutos) e que têm alq~ a s pe culiaridades como velocidades elevadas (5 a 20 m/s); alta capacidade de erosão e destruiçáo, em razão das grandes pressoes de impacto (30 a 1,LW0 k4/rn-'); ttansporte de "detritos" ( galhos e troncos de árvores, bhmos de rocha, cascaUw, arca e lama) a grandes distãncias, mesmo em baixas decl ti
nor *
10 a 20 vezes (ou mais) a vazão de cheia (água), para 1 mesma boca hidrográítca e mesma chuva Piassad et al., 199 i ) Fenômenos desse tipo ocorreram em 196, na Serra das Araraq l4o Janeiro, e em Caraguatatuba; e, em 1'))5, em l' tmb é do SuL ~ t a Ca tarina. com efeitos catastróíicos: destruição de estradas e de habitas>~ em Larva escala, danos a propnedadcs privada, além de ceifar vidas humanas
*
4.3 Métodos de Cálculo de Estabilidade de Taludes para os escorregamentos verdadeiros (Fig, 4.6a). com 4nh> « p~ a bem de finida, aplicam-se os métodos de equihbno-hnute, es>"ad ' Cap. 3. Se a linha de ruptura for circular, pode-se i-aler, por exeml k4 h Método de Bishop Siml p ificado Na sequência, mostra-se como se calcula a estabilidade para rupturas planares e apresenta-se a ideia dos ábacos para análises expeditas da estabilidade, tanto para escorregamentos planares quanto ctrcu a~
Capitu4 4 ErKoctas Naturais
4,3.1 Taludes infinitos
Obras de Terra
0 escorregamento do [
90
na noite dodia 24 para o 25 choveu 264 mm. A Fig. 4.6b mostra uma
seção transversal desse morro e ilustra bem o que se convencionou chamar de talude infinito . Escorregamento circular
Escorregamento planar
100
i4 )1r)
y ~ • )~
Y
~ )~ y!~ /) 1
//f C ~)4 //
!4
O iO
yv
SOm
)~ '~ X(),
) )I
•
Cola (m) 100
$ )>)4 V
50
)-'
) > qi
p, Lyty
J/)" y
Morro da Caneleira
o =42
• 7Y 4
(b)
(a) Fig, 4.h
Seçâo transversal do Morro da Caneleira, em Santos (Yargas e Piehler, i951)
Trata-se de taludes de encostas naturais, que se caracterizam pela sua grande extensão, centenas de metros, e pela reduzida espessura do manto de solo, de alguns metros. A ruptura, quando ocorre, é do tipo planar, com a linha crítica situada no contato solo-terreno firme.
Dedução da fórmula do coeficiente desegurança
No Apêndice I do Cap, 3 deduziu-se, por duas vias, as seguintes equações de equilibrio: N+ T=P
U = P c os e sena
relativas a Fig. 3.11 ou 4.7, que representam, esquematicamente, um talude infint io.
Designando-se por y o peso específico do solo, pode-se escrever:
hx cosG
Capítulo 4
donde:
Encostas Naturais h . v cosa-u
W = 7 li
bv
C'0$(X .
(2)
'~' = 'Y I l Ax • sena
Eeo de
prole>o
9
Fig. 4.7
Solo
a
Re presentaçõo esquemótica de um talude infinito. Forc„as atuantes numa lamela
U
genérico
Por outro lado, tem-se:
(3) que é a expressão (4) do Cap. 3. Substituindo-se a expressão (2) na expressão (3) e lembrando-se de que: h,x e= cos G
F
r'+(')r • HÁS 0 — u) t Q y Jlsene cosu
(4)
Obras de Terra
ou, em forma adimensionalizada.
92
2N
B
sen2u
cos~u
(5)
tgu
em que N é o número de estabil idade de Taylor
N =
(1948), dado por:
c
yH e B é o parâmetro de pressão neutra, definido p or:
B=
yH
Uma outra forma de se chegar a expressão (4) é pela determinação da
tensão total normal (ag e da tensão de cisalhamento (t), que atuam ao longo
da linha potencialmente crítica. Reportand o-se a Fig. 4.8, pode-se escrever: a = P cosa =y rr
Hcos u
(8)
Psen u = p Hsenucosu 8• 1
(9)
Das expressões (1) e (2) do
Cap. 3 resulta: /
e
an
Fig. 4.8
Taludes i nfi i n tos: outra forma de
considerar as forças atuantes numa
lamela genérica
s = c'+
(a -u) • (ga' (1p)
Substituindo-se
(8), (9) e (1p) em (11) resulta a expressao (4).
Capítulo 4
Posição da linha crftica Uma análise da expressão (5) leva a importante conclusao de que se o si)lo de um talude infinito for homr >gêneo, a linha critica do escorregarnento, isto e, a linha a qual está associado um coeficiente de segurança mínimo, corresponde a um Ef máximo. l;m outras palavras, a linha crítica coincide
Encostas Naturais
93
com o contato entre o solo e o substrato rochoso, confirmando a afirmação
anterior. De fato, como Õ é, em geral, constante, quanto maior for H, menor será o número de estabilidade de Taylor (N ) e, consequentemente, o coeficiente de segurança (I). Para enfatizar a importância desse resultado, considerem-se os dois taludes da Fig. 4.9. Se ambos forem bem drenados (u = 0) e o solo for o mesmo, com c' = 40 kPa, Q' = 25" e g = 20 kiN/m>, qual dos dois taludes será mais estável? Aparentemente, é o que tem inclinação menor, portanto. o da esquerda. No en ta nt o, este talud e apresenta o me nor val or de
'll 7
ii ,
40/260 = 0,154, contra 40/150 = 0,267 do talude da direita. Feitos os cálculos, obtém-se F = 1 para ambos os taludes.
f3m
Fig. 4.V Qual dos dois taludes é mais estóveP
0
g/
Para o caso de subsolo heterogêneo, como na Fig. 4.10a, em que os horizontes de solos possuem parâmetros de resistência (r' e p) diferentes, é necessário pesquisar a posição da linha crítica. Para tanto, basta construir um
(b) C
t.s
Hc
Fig. 4.16
Taludesin finitos: determinoçõo do critica
H, • Profundidade Critica (Desenhos com esceles diferentes)
profund idade para subsolo heterogéneo
Obras de Terra
gráfico como o da l"ig. 4.10b, com base nas expressões (9) e (10), e o valor da profundidade crítica resulta Facilmente, avaliando-se, por simples inspeção,
onde ocorre o valor mínimo de F, dado pela expressão (11),
94
Ilustraqão com alguns casos particulares Considere-se um solo com coesão efetiva muito baixa, a ponto do numero de estabilidade de Taylor (N) poder ser desprezado (N=O). Imagie n mse também as 4 seguintes situações: a) talude seco; b) talude com substrato rochoso impermeável; c ) talude com substrato rochoso muito permeável
(talude bem drenado); e d) talude com fluxo horizontal. Para cada uma
U= O
dessas situações, em que há percolação de água, existe uma rede de fluxo simples, com linha freática conhecida, o que torna fácil determinar a pressão neutra ao longo da linha critica. A aplicaçao da expressao (5), com N=O, permite o cálculo de F. a) Talude seco
Neste caso u = 0, isto é, B = 0, e: Fiti. 4.11
tg Q'
a ~~ .
Talude infinito Seco
(12)
tge
b) Talude com substrato rochoso "impermeável" (fluxo
paralelo ao talude)
É fácil verificar que : u — y, Heort a UI'tO
a Fiei. 4.12
~o.
Talude infinito com
a,
+b
2
0
AOS Q
7
fluxo de água horizontal
donde:
F
g4' 2 tgu
(14)
(13)
0 A(icm (t ( • vc-t(c puc (luan 1 g f í) a() t:tl(t(lc, I' rat Para a meta(lc (l () vai() f rr)frcbp)n( }ente a tal d - r jt ', f
Capítulo 4 éncostas Naturais
r) Talu (lc cotn eubatrato roc:horto muito perAleável (talude drenadv) ( , r) nt () a) ( c g u i p ( ) t e n c i a j t ( h()riz()nt;ttx, tc)n-~c :
u =0
r)u
I5 = (J u~ O
(l()n(ie'.
(15)
A
Fi((. 4.1 3
it(t() é, ( ) t nc x m o r ( )e f i r i e n t e d c t(cguf''tnça (luc nr) ra!(() (Ic talu(lc serr),
Og
Talude in finito drenado
d) Talude rom fluxo horizontal '1;tml)ím í f(cil verificar (luc:
u — y II
()u
(l()n(lc:
I'=
) (l) ' /g -'--
/q 2u
(17) ul'/> = H
para p = 2ít kN/m' .
a
(
0
Fig. 4.14 Talude infinito eom
fluxo de ógua horizontal
4.3.2 Método de Culmann
ei(luematizado na 1 ig. 4.15. Quando C()nxi(lcrc-ic () talude ( l « r r )rtc
ic encontra sec (), íst() í, rr)m u = í5, e a sua inclinação (a) for próxima (lc ')íl", talu(lc sul)vertical, pr)(lc-se utilizar o i~método de Culmann, com boa prcrisã().
Obras de Terra
96
de que .ia se nahipótese
Ptura ocorre ao
0 Método de(;ulmann baseia-se
+ 4 I . s pe elo o g o de um plano que passa lon o pé pé do talude.C;omo mostra a I.i d a insta ins t ah ilizar o talude é o peso da massa de a única força que tende i iza são dee rreação e constituem um Par de for (cunha). As forças C» e KI sao ' p. 3. as no Cap. equivalentes a !V e 'I; utilizadas Ce ÁB~L
et)+ 4o
Fiq. 4,15 Método de Culmannt
e-y,
a) forças atuantes na cunha de solo;
R
b) pollgono de forças
(b) De fato, em termos de tensi>es totais, a força T vale:
T = 1 l-r
(c I + N tgP)
(18)
Definindo-se Cd ec»como sendo, respectivamente, a força de coesão e
a coesão desenvolvidas (mobilizadas), isto é: C = — d I;
L = c
d
I
(19)
e Q» como o ângulo de atrito desenvolvido (mobilizado), tal que:
(20)
d
pode-se reescrever a expressão (18 ): T = Cd + N tg (j)d
(21)
Designando-se por K a resultante entre X.i
@»Cd e X,e K. conclui-se que tanto faz considerar o par de forças T e N quanto o par Com a aplicaçaoda Iwi dos Senos ao polígono de forças indicado na
Fig. 4,15b, pode-se escrever: P
sen(90-Qd)
Cd sen(8 -$ ) d
(22)
Capítulo 4
ihs o peso da cunha de s~)lo vale;
éncostas Naturais sen(u -0)
P =y L H
(23)
sen a
Substituindo-se (19) e (23) em (22) vem, após algumas transformações:
sen(a-0)
2
pH
sen(0-y,)
sena cos/
(24)
Qual o valor do ângulo critico (0,), isto é, qual a posição do plano crítico, associado ao F,„? Para encontrá-lo, basta maximizar o segundo
membro de (24), pois r~ = c/F, conforme a expressão (19). isto feito, chega-se a:
e r =
u+Q d
rK substituição de 0 por 0, em (24) resulta, após algumas trans tormações:
1 — cos(C -Q~) gH
4 sen (x cos Q>
(26)
que é a solução analítica de Culmann. 0 mesmo problema comporta uma solução prática, por tentat»as. através de uma ite ração em l. e u m a v ar iação par amet nca em 8. <) procedimento é o seguinte: •
escolhe-se um valor de 0 (pesquisa do plano críuco) e calcula-se o peso P da cunha de solo;
•
adora-se um valor para F = F,, calcula-se 4>, expressão (-0), e Fecha-s
o polígono de forças (Fig. 4.15b); isto é possivel, pois são conhecidas a força P e as direções de R e C~,. •
obtém-se, assim, o valor de C~ e, pela expressão (19), determi»-se um novo valor de F = Fz, que deve ser comparado a F, ; se F, > l ~, adota-se novo valor para í (F = Fz, por exemplo) e repete-se a iteração, ate a convergêncta; com isto, obtém-se o valor de F associado ao 0
(plano potencial de ruptura) escolhido; •
finalmente, adota-se novo valor para 0 (variação paramétrica) e repetem-se os itens acima. 0 mlor de F, é então determinado e,
com ele, o ângulo 0,(critico),
97
Obras de Terra
Apesar das hipóteses simplificadoras (ruptura planar e talude seco), o Método de Culmann é útil em situações de talude subvertical (a =- 9(i),
como mostra a Tab. 4.1, extraída de Taylor (1948, p. 457), que apresenta valores do número de estabilidade de Taylor (N) calculados pelo método
gg
de Culmann e pelo método das fatias ou das lamelas. Todos os valores de N referem-se a círculo crítico passando pelo pé do talude, exceto aqueles
assinalados com asterisco (*), que correspondem a círculos abaixo do pé do talude (ver Fig. 4.16). Tab. 4.1 Valores de hl = c,lyH
(pl »
0 5 15 25 0 5 15 25 0
b»
obo
H
talude
. yo
g' 30
Fig. 4.16
ío)
15 25
M culmann
M. Fatias
0 250 0 229 0 192 0,159 0 144 0 124 0 088 0,058 0 067 0 047 0 018 0 002
0 261 0 239 0 199 0,165 0 191 0 165 0,120 0,082 0 156 0,114 0 048 0 012
Comparação entre Essa proximidade entre os valores de N ocorre em virtude da linha de os métodos de Culmann e das ruptura quase coincidir com uma reta quando os taludes são subverticais. fatias ou lamelas Isto é, o arco da circunferência pinha de ruptura) praticamente se confunde
com a sua corda,
4 3 ~ Ábacos para análises expeditas da estabilidade Um exame das expressões (5) e (26) revela que, de um modo geral, Q coeficiente de segurança F é uma função: a) dos parâmetros de resistência (c' e Q'); b) da pressão neutra; e c) da geometria do talude. Essa dependência pode ser explicitada de uma forma mais condensada, pelos adimensionais X, o número de estabilidade de Taylor (expressão 6), e de B, o parâmetro de pressão neutra (expressão 7). Isto é:
F = $(N,B ,n,g)
(27)
Daí ter surgido a ideia de se construirem ábacos relativamente simples e precisos e que permitissem, de forma rápida, quer uma estimativa do coeficientede segurança, quando se conhece a geometria do talude, quer a
indicação de um ângulo de talude (0t), para uma dada altura de encosta um certo valor do coeficiente de segurança (F).
(H) e
Os ábacos de Taylor (1948) foram os primeiros a serem preparados. A estabilidade foi c alculada para rup turas circulares, mas as pressões neutras Foram consideradas nulas, isto é, os taludes foram supostos secos ou completamente drenados,
~[odernamente, para fazer frente a situações em lue u u ~ 0, de taludes saturados e subm eti dos a .e r l perco ação de água ode-s 4~ d n v o v i o s o r ig inariamente ar
de min minassaa céu aberto. A linha de ru tura p
gapítúto 4 fpr acistasNaturai s
99
4 4 Estagilizagão de Encostas lVatarass natureza, os coeficientes dee segu segurança estão em torno de 1 Para nucas, isto é, chuvas intensas as ee p prol ongadas, infiltração de água e saturação do solo, portanto, a intervenção ão do h omem deve d ser planelada para alterar o mínimo possível a geometria da e ria a encosta.. Deve-se minimizar os cortes valendo-se, quando possível de níveis 'eis d'f i erenciauos u de d escavações acompanhando a declividade da encosta ou segui d ou seguin o o m odelado I d d do relevo l '
da área.
Qutra pro vid ência, de caráter geral, é a proteção dos taludes após cortes
e escavações, para eructar a erosão. Para tanto,, pode-se til' .izar um eficiente p e - se uti fi sistema de drenagem, associado ao plantio de vegetação (gramíneas ou leguminosas). gá, evid entemen te, situações em que uma obra vai colocar em risco a estabilidade de uma encosta. Nesses casos, o projetista tem de pensar numa solução de estabilização, que pe rmit a a execução da obra de fo rma segura e
economica. Serão apresentados, a seguir, alg uns dos pro cessos de estabilização de encostas, mais usados entre nós.
Drenagem superf icia l 0 ob je tivo da dr enagem é di mi nui r a in fi ltr ação de águas pluviais, captando-as e escoando-as por canaletas dispostas longtudinalmente, na crista do talude e em bermas, e, transversalmente, ao longo de linhas de maior decliridade do talude. Para declividades grandes, pode ser necessário recorrer
a escadas d' água, para minimizar a energia de escoamento das águas. As bermas, com cerca de 2 m de largura, devem ser construídas com espaça m ento ve rt ica l de 9 a 10 m, t am bém p ar a diminuir a energia das
águas (Fig. 4.17). E sta solução é d e custo muito baixo e não exige pessoal especializado.
Canaleias
I I
I g I
Fig. 4.17
fmi
XryX h-9-10m
Drenagem superfieialr posiçõo das bermas e das canaletas
Obras de Terra
Retaludamentos etria do talude, quando houver espaço de pesos, esos, de f orma a aliviá-los junto a crist~ dis onível, fazendo-se um jogo de ' p d o ta1udee (Fig. 4.~8) Assim, uma escavação pu iiunto ao pé e acresce acrescentá-los Consistem em alterar a g eome tria
100
corte feito junto a crista do
talude diminui uma parcela I
do momen to at uante; anaio
I I
Supe5cie onginat da encosta
i(~i>y
game n t e, a col ocação de um
contrapeso (berma) junto ap pé do talude tem um efeito contrário, estabilizador. Em certas situações,
como, por exemplo, quando o horizonte instável é uma
Fig. 4.18
I
llustraçõo de um
posslvel
+X(X
retaludomento
capa delgada de solo, é mais econômico e m ai s fá cil do talude alterar a g pela remoção do material
eome tria
instável.
Drenagem profunda A ideia desta solução é abaixar o nível freático, reduzindo, assim, as pressões neutras e, consequentemente, aumentar a estabilidade do talude
com drenos sub-horizontais profundos. 0 processoconsisteem executarcom sondagens mistas, a percussão e
rotativa, furos de 2" a 3" de diâmetro, levemente inclinados em relação a horizontal, onde são instalados tubos de PVC previamente preparados, Qs tubos são perfurados e envolvidos por tela fina ou manta de geossintético.
Esta solução requer a observação de campo, através de piezômetros e medidores de nível d' água, como garantia do pleno funcionamento do sistema de drenagem, que pode sofrer, com o tempo, uma colmatação. Quanto aexecução, requer pessoal especializado e equipamento para as
sondagens rotativas (abertura dos furos ), mas os custos são relativamente baixos.
Impermeabilização superficial A finalidade deste processo é evitar ou diminuir a infiltração das águas de chuvas, pela pintura com material asfálúco, por exemplo. Em áreas mais restritas, pode-se usar concreto projetado (gunita). 0 inconveniente dessa solução refere-seao seu desagradável efeito estético: em vez do verde d»
plantas, passa-se a ter na paisagem a cor do asfalto ou a do concreto. Alétn
disso, requer manutenção, pois a pintura de recobrime nto d eteri ora-se com o tempo, abrindo espaço para a passagem cia água.
Capítulo 4
Cortinas atirantadas
101
Encostas Naturais
No caso de taludes subver ticais, podem ser empregadas as cortinas atirantadas, que são co nst itu ídas de pl acas de co ncr eto de pe qu enas dimensões, atirantadas. As placas são instaladas de cima para baixo, a medida que se progride nas escavações do corte (fig. 4.19 ). Os tirantes P««ndidos visam, basicamente, aumentar a resistência ao cisalhamento
do solo, expressão (10), com um aumento da tensão normal (ag atuante ao longo da hnha de ruptura.Ou então, dependendo da inclinação dos
tirantes, introduzir uma parcela adicional de Força, tangencial e ao longo da linha de rupt ura. A carga necessária nos tirantes pode ser determinada por equilíbrio estático, por métodos como o de Culmann, por exemplo, ou o de Bishop Simplificado. O comprimento dos tirantes deve ser tal que os seus bulbos estejam além do plano ou da superfície de escorregamento crítica
Linha de • npt m
Corte
Bulbo cIos bra ntes
Corte Fir,. 4.19 Cortinas atirantadas
(a) Estágio Inicial
íb) Estágio final
O processo executivo envolve, numa primeira fase, a perfuração do solo, a introdução do tirante e a injeção de nata de cimento para tormar o bulbo de ancoragem. Numa segunda fase,após o endurecimento da nata de
cimento, os cabos do tirante são protendidos e ancorados junto ãs placas de concreto (ancoragem ativa). por vezes, é necessário associar a essas cortinas atirantadas um sistema de drenagem, para aliviar os efeitos das pressões neutras, ou então considerá-ias nos cálculos de'estabilidade. Os custos são muit o el evados, e a execução demanda tempo e re quer
pessoal e equipamentos especializados. A permanência, ao longo do tempo, das cargas dos tirantes, bem como a corrosão do aço, são ainda assuntos de controvérsia. A instalação de células de cargas nos tirantes e a proteção dos cabos de aço com tintas anticorrosivas visam contornar essas dificuldades. Há países em que a legislação só permite o emprego de tirantes em obras de contenção temporárias.
Obras de Terra
EHtíkCRH fR)L
< mesmo tu}>o» dc a
I')«íinc-sc uma mal}ia
Solos reforqados ()uando»e trata da recornposíção <}e taludes r<~}>í<}<~,p
como a» tíras meti}ícas usa
ou cxten«íveí», como os chama<}os pro<}utos geossíntétícos. }>entre esseç
produtos, citam-sc as mantas dc gc< itéxtíl, rnuíto usadas entre A<>», e aç geogrelhas, ()u a}<}uer t«n
compactado. As tira» tém de se cstend«r além da »uperfícfe crítica de esc
ou pagam rr'«llííx. A r>bra é concluí
em muro <}e terra armada c muro <}c solo reforçado com geo»sínfétícoç. (:uídados devcfA ser toma<}os com a drenagem ínterna, através de }>ar}>~rs,
e superficial, c
da altura do talude, para gram@>s cravadr>s, ou 12(fYo, para grampo> tntetados. '% c<>nstrução í feita dc cima para baix<>, como no caso das cortinas aurantadas; requerem poucos cquipamcntc>s de construção e scu custt> é relativamente baixo. Esse campt> dc s(>los rcf t>rçadr>s é mu it o f é rt il , pt >is esta aber to i
criatiridadc c a cngcnht>sidadc. ()utrr>s tipos de muros são empregada, além dos c>tados: a) muros dc pedras argamassadas; b) muros dc gabi<>es; c) muros de s<>lc>-cimento c<>mpactado ou ensacado; d) muros de solt>s compactados, rcft>rçadt>s com pneus,
Para este ultimo tipo, cnvidaram-sc esforços no Brasil para ú uso, em aterros dc st>los compactados, de pneus dcscartados, ligados entre si por cordas, fitas ou grampos metálicos. Além de o custo ser rciaovamente mais baixt>, essa tícnica tcm ainda o atrativo dc c<>ntnbuir para a preser wção dn meio ambiente e para a melhora das condiç6cs sanitánas, ao dar um destino quc» o se ja o lixo aos pneus dcscartados. fodas essas inscrp>cs dc reforços funcit>nam se solicitadas, isto e, sao ancoragcns passivas. C ontrapt>cm-se, assim, at>s tirantes, que sao ancor agens
ativas, isto í, en tram logo c m f uncionamento, p>is são protendtdos após a sua instalação. Para o caso d« so los r«f orç ados com t ir as ou in t r@ >es extensiveis, pr<>cede-sc, inicialmente, a uma vcrificaçãt> tia estabibdade externa. como se
fax com qualquer muro d c ar rim o, co nsiderando os seguintes modos de «ptuta: cscorregamento, tombamento e ruptura da fundação. Em seguida, e
«it» v e rif icação da «stabilidade interna, visando garantir a seguranca contra a tuf>tura e o arrancamcnto do reforço (f iall ri»p. Modernamente, existem métodos de análise da estabilidade interna que levam em conta a r>g>dez r«lativa solo-reforços e os efeitos da compactação do solo nos ~~s d as forças dc tração que aruam nos reforços (Ehritch ct aL, 1%4).
Capitulo 4 éncostas Naturais 103
Obras de Terra
104
C n id r o ta l ud e infinito com solo6 hom ogene p ' ) Aonde se situa o plano de ruptura. Por lu e.
Q l
d
~e l o
ao talude e atinge a maior pr o
n
a e p sív e l,
isto é, no contato com a rocha.
Porque quanto maior a profundidade que a linha de ruptura pode atingir. menor o oeficiene tdeSegurança. Número de Estabilidade de Ta> lor, portanto menor o mlor do C 2. As seguintesafirmações sao verdadeiras ou falsas?
Justifiquesuas respostas,
corrigindo asfalsas.
a) Quanto mais íngreme for um talude infinito, tanto menor será o seu coeficiente de segurança,independentemente da espessura de solo.
¹o , para um mesmo solo e mesmas condições de drenagem, além do angulo do talude, o coeficiente de segurança depende do Número de Estabilidade de Taylor (N =c' /gH), portanto de H (espessura do solo). b) A estabilidade de um talude infinito, em que um s olo residual, praticamente homogêneo, apoia-sesobre rocha muito fraturada, depende exclusivamente
do ângulo de atrito do s olo e do Nú mer o de Estabilidade de Taylor. Falsa.Para um mesmo solo, e mesmas condições de drenagem, no caso fluxo
vertical, po rt anto co m u = 0 , o co efic ie nte de se gu ra nça é d ad o po r: F = 2N/sen 2a+ tg)'//ga (ve r a expressão (5) do Cap. 4). Portanto,F depende do
Número de Estabilidade de Taylor (%=c'/pH ), do ângulo do talude (ct) e do angulo de atrito do solo (P'). c) Para estabilizar um corte numa encosta natural, com água minando na face do talude, deve-se impermeabilizá-lo com capa asfáltica. Falsa. A impermeabilização impede a entrada de agua de chuvas, mas não resolve o problema do fluxo interno (águaminando). Neste caso,deve-se pensar em drenagem, com DHPs (' Drenos Horizontais Profundos" ). d) Ci Método de Culmann,por adotar a linha de ruptura circular conduz a
bons resultados no cálculo da estabilidade de qualquer talude natural. Falsa. 0 hfétodo de Culmann adota a linhaa de ruptur reta (superficie fi ' plana). e ruptura lan . AA (
prática mostra que as linhas de ruptura circulares são são mais mai representativas realidade - dadaealidad
Ni> entanto. quando o talu
inclinaçã o> k~~. <
">tétnt4 de
(:ulmann fornece bons resultadm, pois a linha reta (cr>rda) prat>camente c<>incxlc cnm o arco dc circunfcrcncia, que a subtende. 3. 0 que é um soloreforçado? Em que sit uações ele pode s«empregado'
Em que ele difere das cortinas atirantadas? Conceitualmente, que c«di+o
básica se impõe ao comprimento dos reforços? Trata-sc, cm geral, de uma técnica quc consiste na inserção ou inclusão de mat« a>s rcsistentcs a tração num maciço compactado. Vstes materiais p>dem ser rígidos. corno as ti ras metá licas, ou ext ensíveis, como os assim cha mados ptucluti>s
geossintéticos. Podem scr empregados na recomposiçao de taludes rr>mpid~, íngremes, e aié mesmo verticais. As inserções (reforços) são passivas, isto é, funci<>nam sc v>iiciucla<, cnnttap>nd'>-se, assim, aos tirantes (das cortinas atirantadas ), que sãt> ancr>ragens ativas, isto é, entram
logo em funcionamento, pois são protendidns após a sua instalação. Os reforços devem tcr um cr>rnprumcnto tal que se estendam além da proviiwl
linha de ruptura do maciço. 4. 0 q u e ve m a ser a "d re nagem horizontal prof unda" (DH P)! Em que condições ela e empregada? Indique esquematicamente como e e>tecutadae as vantagens e desvantagens de seu uso. A DHP é uma técnica de estabihzação de taludes que consiste em abaixar o Ier>ç»l freãtico, seduzindo, assim, as presst>es neutras e, cr>nscqucntcmente, aumentanaio a cstabihdadc do talude. Ela é empregada quando existe um lençol treát>co (m>na
d'agua) no maciço. Executam-se furos de sondagens de 2" a 3" de diãmetro, In+mente >nchnack» em relação a horizontal, onde são instalados tubos de PVC prcvian>ente prcpar>>dos. ( h tubos são perfurados e envolvidos por tela Fina ou manta de ywos~tet>c x Vantagens: custo relativame nte baixo. Desvantagens: esta soluçao requer a obscrvaçã<> dc cama>, arravés dc piczf>metr t>s, como garantia do pleno funcionamcnto do sistcnia dc drenai~n>. que px/» s >frer
uma colmatação com o tempo. ()uann> ã cxccuçã«requer pess'>d csp~ializadu e equipamento para as sondagens (abertura d»s furr>s). 5. 0 q u e ve m a ser uma cor tin a atirantada! Indique, esquematicamente. um roteiro para a sua implantação na estabilização de um talude de corte. Conceitualmente, que condição básica se impõe ao comprimento dos tir antes
e a posição dos seus bulbos? Cortina atirantada é uma técnica dc estabihzação de talutles naturais. Consiste na instalação de placas de concreto dc pequenas dimens<>cs, associadas a tirantes. Ap>s a protensão, os tirantes aumentam a resisténria ao cisalhamcnto do si>h>, atraves dc crernento da tensão normal, atuanie ao longo da hnha de ruptura. Ou entãt>,
Capitulo 4 én
Obras de Terra
l0 6
introduzem uma parcela adiei<>nal dc f<>rça dependendo da inclinação dos tirantes, intro tangencial e ao longo da linha de ruptura. ou dee escavação, que cm geral sã<> vc„; Roteiro: Para taludes de corte ou staladas dc cima para baixo, a medida qu ou subverticais, as placas são insta a a ões, Q pr oc esso executiv o c nv<>lvc pro< ride nos cortes ou escavaçoes. a introdu<,ão do tirante c a injcçao d d so solo primeira fase, a perfuração do o, a ' bulbo u o de ancoragem. Numa segunda fase „ nata de cimento para fformar o d'dos e ancorados junto as placas dc c<>ncret, cabos do tirante são protendi os e a (ancoragem a tiva). rimento tal que os seus bulbos dc ancora«m Os tirantes devem ter um co mprimen fiquem além da provável linha de ruptura do maciço.
a mpeado" na estabilização de um talude? Como ó. 0 que vem a ser so oI rgram d'ííere da d "tterra rra armada"? estatécnica di arma a". 0 que há em comum entre essastécnicas> ' técnica uusada para estabilizar taludes de cu rte <>u d» d é uma técnica S 1 Grampeado G Solo ' ação de e barras sub-horizontais de aço num solo natural escavação,CConsiste na instalação ) ou cm pré-furos preenchidos com nata dc cimcnt<> por cravação (gramposctavados ctava os), cons ). A construção é feita de cima para baixo, como n<> ca~o das grampos injetados). '
cortin as a tirantadas.
Terra armada é uma técnica que consiste na inserção ou inclusão dc materiais resistentes a tração num maciço c omp acta do. f. sscs materiais pod em scr fígi d (>q como as ti ras me tá lic as, ou ex t en sív eis, co mo o s cha m ad <>s pr<>dut,>s
geossintéticos. Podem ser empregados na rccomposiçao dc taludes r<>mpido~, íngremes, e até mesmo verticais. A construção é feita de baix<> para cima, c<>m a colocação dos ma te riais resi stentes gra dual men te, a m e di da qu c o a te ff<> compactado ganha altur a.
Em ambos os casos as inserções (reforços) são passivas, isto é, funcionam w solicitadas; e executa-se um paramento, que pode ser dc clcrncntos pré-fal>rica
7. Num loteamento popular, em região com morros e vales, nas vizinhanças de São Paulo, estão previstas operações de co rt es e at er ros. a) Que parâmetros do talude e do subsolo devem ser considerados no projeto? b) Liste algumas técnicas de estabilização de t aludes cuja aplicação voce considera imprescindível. a) Parâmetros do talude: altura e inclinação. Parámctros dn subsol<>', densidades natural e saturada, coesão, angulo de atrito e p<>sição dn lcnç<>l freático,
drenag em
b) Técnicas de estabilização imprescin
(DHPs).
8. Faça um planejamento geotécnico preliminar e conceituai para a implantação de loteamento em região de morros, nos entornos da Grande São Paulo,
Justifique. Implantar um loteamento nos entornos da Cidade de São Paulo implica fazer cortes (em morros) e aterros (em vales). Portanto, é preciso pensar, inicialmente, na estabilidade dos taludes dos cort es e dos aterros.
Adernais, esses taludes devem ser protegidos contra a ação erosiva das águas de chuva. Isto pod e ser feit o com veg etação e drenagem superficial. Para os taludes de aterros, além dessas medidas, usar o solo "n ob re" , l aterizado, corno envo ltór ia
do solo compactado, que resiste mais a ação erosiva das águas. Outros cuidados: usar tubos transpassantes em aterros de arruamentos que podem bloquear o fl uxo de água em linhas de drenagem naturais (grotas), evitando os aterro barragens. Providenc iar uma drenagem eficiente nas vias de acesso aos lotes. Proteger os pés dos aterros pró xim os aos có rregos. Evitar a consuução d e grandes platos,
dando preferência a uma ocupação que segue a topografia da região (platôs em vários niveis, por exemplo). Preservar o meio ambiente.(Ver seção 6.6,3, )
9. a) Considere os taludes apresentados nas figuras abaixo, suas respectivas condições de contorno, e os parâmetros dos solos envolvidos. Pede-se: a) determinar o fator de segurança de cada um dos taludes; b) comentar os resultados dasanálises e apresentar recomendações, se se desejar fatores de
segurança mínimos de 1.3 em ambos os casos. Salienta-se que: no caso (a) a rocha é pouco fraturada; e, no caso (b ), a rocha possui um forte fraturamento vertical e o talude está submetido a uma intensa chuva. Outros dados: para o caso a: s= I5+cJ'.tg35; e, para o caso b: s=25+ 0'',tg32 (s em kPa). ém ambos os casos tomar a densidade do solo como sendo I8kN/m'.
8m
10m
3m 450,
33 4
,
(a)
Capítulo 4 éncostas Naturais 107
Obras de Terra
a) Cálculos do Coefliciente de Segurança usando a expressão (4) do Cap. 4, Caso a: I luxo paralelo ao talude
108
2
ss=y,Hcos a == 10 ,3.cos2 33 donde: 15+ (18.10.cos 33- 10.3.cos 33),tg35 — 1, 18.10.sen 33~os33 Caso b; fluxo vertical sc= 0 donde: 25+(18.8.cos 45).tg32 =1,0 18.8.scn45.cos45 b) Comentários sobre os resultados das análises e recomendações para se ter F 2 1,3 Os Coeficientes de Segurança (F) dos dois casos estão abaixo do mínimo, de 1,3. A estabilidade do caso (a) pode ser melhorada com drenos sub-horizontais(DHPs). No caso (b), e necessário utilizar uma solução que aumente a resistência do solo, como as estacas raiz, que devem ser embutidas na rocha; ou então urantes, com bulbos na ro cha., para aumentar a tensão norma l no plano de ru ptu ra, que se situa no
contato solo-rocha.
IO. a) Considere os 2 taludes da Fig. 4.9 do Cap. 4. Qual dos dois é o mais estável? Justifique a sua resposta com cálculos apropriados. a) Aparentemente, é o que tem inclinação menor, portanto o da esquerda, No entanto, esse talude apresenta o menor valor de X (número de estabilidade de Taylor), 40/(2" 13) =0,154, contra 40/(20*7,5=0,267 do talude da direita. Feitos os cálculos, com a expressão (5) do Cap. 4 obtém-se F = 1 para ambos os taludes, como resume a tabela abaixo.
H (m) N = c' / yH ',5 = u/VH I a 7,5 13
0,267 0,154
i
0 0
' 45
; 35 ! 1
b) Caso um dessestaludes apresente coeficiente de segurança menor que I,5,
faz sentido empregar a técnica de "drenagem horizontal profunda (DHP)" para atingir este valor mínimo> Por quê? Não, porque a pressão neutra é nula.
c) 4lém dessa técnica, que outra poderia ser usada para melhorar a estabilidade e atingir o valor minimo de I,5 para coeficiente de segurança? pescreva-a brevemente indicando o mecanismo de seu funcionamento.
Capítulo 4 Encostas Naturais
pode-seusar a técnica das estacas raiz,embutidas na rocha.
Consistem em barras metálicas ou mesmo tubos de aço, introduzidos em pré furos feitos no maciço da encosta, e que são, posteriormente, solidanzados ao terreno por injeção de nata de cimento ou argamassa de concreto. Funcionam como um reforço do solo, isto é, ao longo do plano de ruptura acresce-se a resistência ao cisaihamento da seção de aço das estacas. altr enativa:tirantes, com bulbos na rocha. 0 processo execut>vo envolve numa primeira f f introdução do tirante e a injeção de nata de cimento para formar o bulbo de ancoragem. Numa segunda fase, os cabos do tirante são protendidos e ancorados 'unto ãs placas de concreto (ancoragem ativa). l"'uncionamento: aumentam a resistêncta )un ao cisalhamento através de um aumento da tensão normal do plano de ruptura ou
crioco.
109
AHi~JI3>ílc'"ll'
Obras de Terra
110
Escorregamentos Planares nas Encostas da Serra do Mar Nas encostas da Serra do Mar , no E st ado de São Paulo, ocor rem escorregamentos planares de grandes extensões, envolvendo mantos de solos com cerca de 1 m d e espessura apenas. São, portanto, escorregamentos d o tipo taludes infinitos. Em muitos desses locais, os solos e rochas apresentam trincas, com evidências de que as águas de chuvas percolam num fluxo vertical, de cima para baixo, o que faz com que as pressões neutras de percolação sejam nulas, conforme a seção 4,3,1. Os taludes são, portanto, drenados.
Em geral, os ângulos dos taludes (a) variam na faixa de 40 a 45 ; o ângulo de atrito interno do solo superficial (Q') é da ordem de 36 e a sua densidade saturada (g„,) vale cerca de 18kN/m~. Estes e outros dados foram extraidos de WoHe (1988). A substituição desses valores na expressão leva, aproximadamente, a: F =2N
+
tg (ji'
tga
(5)
= 2N + 0 8
na hipótese de u = 0. Ora, os valores de c' são da ordem de 1 kPa apenas, o que conduz a:
N = —
18 1
= 0 ,0 56
e
F R= O = 0,91
Em épocas de seca, as pressões neutras são negativas, de sucção, pois os solos são parcialmente saturados, podendo atingi r até -20 kPa (Carvalho, 1989), Mesmo no verão, quando as chuvas são intensas e prolongadas, o solo não sesatura de todo, havendo uma pequena sucção, de -1 a -2 kPa, que
favorece a estabilidade dos taludes, como se p ode d epreender da expressão (5). De fato, o novo valor de F passaria a ser:
F =2
0056+ 1
— 1,5 18 • 1 c'os 45
0,8 = 1,05
De modo geral, pode-se escrever a seguinte expressão aproximada:
F=2
N+
1
Capítulo 4
~u ainda, numericamente:
Encostas Naturais /r
u=n
+ sur
10
wm que rr,„, é a pressão dc sucção, cm vai(>r absoluto e em k Pa. Vi-se, assim, que os taludes se mantêm cstávcis graças a sucça(> n<> solo , ou que a elimi nação da sucçã(> í o gatilh o dr> csc(>rregamcnto. A
intervêm outtos fatorcs que fav(>rcccm a estabilidade: o efeito das raízes das árvores, que aumentam a resistência do sol (>; (>s efciros rri di mc ns ior >ais das
bordas do escorrcgamcnto; e a inrcrceptação das águas
Outra forma de sc considerar a estabilidade é pela análise em term (>s de tensões totais. Neste caso, a coesão aparente (r) é afctada pela saturação, podendo sofrer reduções d» até Ht)'/o do scu valor na c(>n
C3 ângulo dc atrito (Q) permanece praticamcntc inalrcrado.
Bibliografia
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8 R ASILE[RO DE
E SrA B I I.I DAD I-; I? I; I'.N COS TAS
(COBRAf"'.), 2., 1997, Rio dc Janeiro. Anuis... Rio dc Janeir (>, I'))7 . v. 1, p. 213-222.
ATE RROS SOBRE SOE,OS
MOLES
para se ter uma ideia da importância desse assunto, basta urna breve nienção histórtca a respeito das Ligações terr estres entre Santos e São Paulo.
Xo final do século XIX , ia-se de São Paulo a Cubatão por dihgências, e o restante da re age de Cubano a Santos era feito de barca. Do mesmo modo, a primeira estrada de ferro brasileira fazia a conexão Petrópolis-Mauá; de 4!au' ao Rio de Jane>ro o passageiro tornava a f amosa barca de Petrópohs. .4 Estrada de F'erro Santos Jundiaí, construída pelos ingleses, atravessou tegiões de mangue com o recurso a estiva, que funcionava corno um assoalbo para a colocação do aterro. A primeira estrada de rodagem da ~a~xada Santista foi feita por lançamento de aterro em ponta, processo ainda tntntô empregado entre nós, apesar de seus inconvenientes, como rupturas
~oca!izadas do solo mole, acarretando volumes excessivos de mater tal de ate«o e recalques diferenciais, que provocam ondulações nas pistas. Outro dado histórico refere-se a ponte sobre o rio Guandu, na variante ~o-petrópo!is, que foi derrubada por um "aterro de encontro" de apenas
-m de altura. í"; de novo o problema da estabilidade dos aterros sobre solos
envolvi @os
Dc.,"e breve apanhado histórico, depreendem-se os se uintes problemas "e v»ta técnico: stabilidade dos atcrros logo após a construção;
dop „
b)os r a ques dos aterros ao longo d« empo.
C>hímen de Terra
' j) (i nfS ;IICI!(>S < I< «n((>n!ti > :1S C I« I l!il
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%.1 . < IL!<<(1cl,l,,lpics<ílt;ln)-sc :ls c!tr! lcl«IÍsílc'ts gc(>ÍÚcnlc:ls Jos s()l(>s rm .i 'L!ni;ls lnf('il tlAAc(>>cs sobf'« ;1 sLI;1 gc
.« • .I >ic >s «Ll!11:1 c(>Ast.'tntc, t!in t<> j~líl ! 1 v ef it ic aqã o J: I es tt bfj i
é.1 Características dos Solos Moles IS .Knfc
é.1.1 Formaqão das argi las moLes quaterná rias I.nfc!1
lll> P I'! !1 fc , ( < i . . i f . l ( ' I ( , 'í l h f tc;ls
< ri!, ;i í',' ]>,(~ n1()jc i i >LI ;i í< l.l ~ :l í<>tji> s'ls I(>t 14 1
( )i .i! Iil >I< il!c« j c < >il«,l» I' ( >
I I t i ! , I ' f w l i > . j . lc
'
Il I lflj 'L 'f il I ' I n l ' I > I '
I
< ('S
,„l,~>3a ou salobra ) ; Pelo Processo de deposição (fluvial ou mar~ o ) . un açao, praias, ou;unga 'l Ppelo local de deposição (várzeas ou planícies de inundaçao tc), 4, dePo lção deP cl e d l l t ol ogla cl á can4s d e o ão, cio ' d, forma de transporte dos cl sedimentos. Os depósitos sedimentare 1c rn e enares si cin função dessas condições ambientais, que variam no espaço Para a fcrrnação de um depósito uniforme, são necessárias .
cerni Épes ainbientais estáveis.
„se ter uma ideia da complexidade do fenôrneno, ba.sta listar os que afetam a sedimentação: a) a velocidade das águas; b) a quantidade ,nposição da matéria em suspensão na água; c) a salinidade e a iloculação pe partículas d) a presença de matéria orgânica, tais como o húmus, detritos rcoetais, conchas etc. jul o o m
im so lo
nr anica absorvida pelas partí culas de sol o o u po impriniindo-Ihe uma cor escura e um cheiro característico.
Os pântanos, uma subcategoria dos ambientes de deposição, canicterizam-se por abundante presença de águas rasas, paradas. A ação das
bactenas e fungos é truncada pela ausência de oxigênio e pela presença de acidos, o que preserva os detritos vegetais e orgânicos, dando a depósitos orgânicos nas bordas de lagos e lagunas e em áreas planas atingidas pela preamar (planícies de maré ) ou pelas cheias dos rios (planícies de 'nnnciação). Muitos depósitos fo rmados desse modo encontram-se hoje s>«rrados, constituindo as camadas de argilas orgânicas turfosas, pretas, s<~snperficiais, como as que ocorrem nas várzeas do rio Pinheiros, ou no
origem
s>bsolo da Baixada Santista.
~ ~«moles de origem fluvial (aluviões) Os s olos moles de origem fluvial f
ormaram-se por deposiçã«e
Sedi~ "-' • entos nas planícies de inundação ou várzeas dos rios, isto é, nas regiões
4a,v, gá.eis pelas cheias dos rios. >essas ocasiões, nas partes mais baixas da P~anicie, ie, pobremente drenadas, ocorre a decantaçao dos sedimentos t smal ma is (argilas e siltes), podendo haver estratificações e intercalaçoes co ateias t 'n» As camaclas de ar iias depositadas estao sujeitas a ressecame camentos Pndendo portanto, apresentar-se sobreadensadas. Esse e tipode formação confere ao solo urna heterogen ei eneidade vertical nte entuada. Acrescente-se a isso uma heterogeneidad cidade horizontal, Onsen "c» da forma rneandrante dos cursos dos nossos os rios u'le sã o a lsed tre s', si através de um evem curvas sinuosas semelhantesentre o con de osi ão na convexa, depo margemconcava edos pre~lomi e mat«lais finos tanto no leito dos r'rios quanto na sua ~> (sus s em São Paulo, Ad ' aram n a e oo q ue propiciou nc'a beem mais elevada que hoje ~anão d, edregulhos. an igos, constituídos de areias com co p 1 eXem ssense (rio Paraguai); as "ei«s: o pantanal rnatogrossen as áreas d onas; as bacias do to (rn t s alag, v is) do A
Capítulo 5
enterrosSobre Solos /violes 115
,( a> I• (' /'I II <»'(l)< I.'I líl, jI ',I c '' is
<1lir,)s (l» T( rr,t
f ct>f< Ics (I< > :i II < ) (.' IT)«
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areia e ci~va es<.ura fe •Hr>1
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1
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"'
ll
I:) 12
13
16
18
13
Argila siltos«, II]a 2.> a dura, cinza
20
17
15 10
3)
Ateie fine e
32 36
compacta a muito compacta amareta
43 34
' :
.
~
-
:
;-
.
:
.
:
.
24
28 .- 50
: : =.-:, ~.
48
fig. 5.1 Segõo geolégiea na várzea cio rio Pinheiros, Sâo Paulo (eampus da USP)
Solos moles de origem marinha ()s f)rii»«ir«s csru(l<>s sisici)l;ític<>s d;ts argilas de nosso litoral Foraf)) (I«scr)v<>]vi(I<>s cn) ill)s (];I ( Iícíl
At u;iliucntc, sítf)c-sc (Iuc ex ist ira m p c] o m e no s d oi s ci c«s
de
s«(]ill)cf)t;I(;;I<> n<) ()u,it« ri) írií>, um c]c ]es nn P l c ts to ce no e, o o u t ro , " 11<>l<>c«r)<>, «Ilff'cf)lclt( l<>s p<)l' ur)l f)r()cesso ct o!i lvo nl ui to in t en so tiitifn:I I,'I;ici;I(,:t<> d<>yi<>h<>, cu]<) m;íxín)n ocorreu ha cerca de 1 > I))" I'.Sscs (]<)is cic1<)s csf;1<) (Iir«t;tnlcnt(. rcfacionados aos clois cpis ) " '
ii)1.;r«ss'I > (I 1))af cru (]fr«(;ã ) a(> c< ntincnte; a 1'ransi>rcssão Canane'a' "' < i( <>rf<. «h'I ] 2t ) n)i] ;in«s (I lcist(>c«n<> (lc ruvc] marinho mafs e]c '"" ), i n), c ;i '1'rítnsg;I.cssãt<> .'>íint<>s, iniciíi(l;i hí 7 m i ] a n o s (I-{o]oceno) f))llrinii<> In;iis ] );ii>(<>(4 I. 2 nl), <1(ic (1«rar)) origem a dois tipos c]ite«" "''.8 (]0 s«(]i»)cnt<>s
(I'ig. '.>,2).
() f )rinl«il<> tip<>
1' Estagio
Capítulo 5
Máximo daTransgressão Cananeia
(Pleistoceno)
Aterros Sobre Solos Moles
N.M. máximo p P+ y+++
117
Areias marinhas lransgressiyas G
Argilas transicionaIs
~yy+
+++++
2 Estágio
R ressão e formação de cordões de areia Alluvtum p~ + qq>+ yy>+ pt+++ y y++++
Areias regressivas
3' Estágio
Erosão parcial dos sedimentos marinhos
0+
k%+ tk t+ kt 4+
— 130m (15.000
G
anos atrás)
%t+t 44t+
4' Estágio
Fig. 5.2 ilustração da gênesedas
Máximo da Transgressão Santos (Holoceno) Erosão Laguna
~~t+
%+ql
N,M, máximo
Laguna
G ~ S G
0
~
D
G
~~i+ q y
planícies sedintentares
paulistas (Suguio e Alartin, l 978)
Areias transgressivas
5' Estágio Regressão em direção ao N,M. atual Mp
LM I Rio
%v
+
MH
MP Rio
N,M. atual
Legenda' Mp - Marinho (Pleistoceno) MH - Marinho (Holoceno) LH - Laguna (Holoceno) N.M. - Niyel do mar
u „renoso na sua base, e arenoso no seu topo (Areias Trans ' 'slva1)
Obras de Terra 0
me " tra nslclonal" deve-se ao ambiente ~ st o co nt ine ntal-m
sua formação. ormaça . Durante a fase regressiva que se su«deu (F terceiro estágios), o nível do mar abaixou '13<) m, cerca d. l
.
(Ftg. 5.3a) em virtude da úluma glaciação. Como conseq '-„;
h 0t
ant» atrás ás ouve
ntenso processo erosivo, que removeu grande~ pa„,
lmettt
por vezes até o embasamento rochoso.
0 seuundo tipo de sedimentoé de formação mais recent. ~ %11e 5 n>il anos atrás. Com o término da glaciação, no limiar d> i~ l, início a Transgressão Santos, com o mar afogando os vales e os peta ediment rede hidrográt>ca de então. Com ela, f ormaram-se oss - 'cenicos preenchendo lagunas e baías, donde a designação de S.d; íluviolagunares e de Baías (SI'L). Trata-se de sedimentos mannho, E
fo™ do s pelo retrabalhamento dos sedimentos da f o r m aç areias e argilas, as vezes por sedimentação em aguas patadas o„
(Fig. 5.2, quarto e quinto estágios). Finalmente, esses sedjrne submeodos a oscilaçoes "rápidas" e neganvas do nível do ma (f •
(a)
0
5
Últimos 1 000 anos 15 20 25
10
30
35
atleta I
3
<0
Ê
e 50
'g O
C
o100
Koesmann M Milliman
Q
M
150
(b) +5
Fig. %.$
6
Variações relativasdo
nível do mar-litoral de São Paulo (Suguio e IMartin, l 978)
Últimos 1.000 anos -10 -15
A Fig. 5.4 mostra, através de seção geológica, esses dois uposs de os além deles, nota-se a presença de mangues ou aiu~ ioes recen«s qu se depositam ao longo das lagunas e canais de drenagem, e sa constituídos de lodo e muita matéria orgânica. Essa história geológica permite entender porque as Argilas T resquícios do primeiro ciclo de sedimentação, são forteme~t~ s"b'ea'
Dubatáo rio Ru!vo
Cotas, rn
no Paranhos
l.aguna (Holoceno) SFL
a
20
1
ás s
s á
á +
0 y
á
+ + + k á
+
+ á
~
40
20 l argo do Pombeba l
1
60
+ +
+
+
80
+
+
) 00
p
+
+
t 20
+
+
+ +
s
á,
+
t 40
+
Capítufo 5
enterros Sobre Solos,trotes 119
160
200m
a g un a (Holoceno) AT gx iX
1
+ +
+
l t)p
á
+
+
2 00
+
240
220
260
280
300
3 20
Marinho (Pleistoceno)
60 360
340
Praia de S. Vicente 20
380
400
420
440
460
460
500
520
540
Escala honzoniat em estacas (t = 20 m)
~ Atuvioes recentes (Mangues) ~ Depósitos lacustres holocênicos(SFL) ~ Ar gilas transicionais (AT) ~ss Are as marinhas ou eolicas
Depósitos continentais (Pleistoceno) Depósitos continentais (Holoceno) ~r: Embasarnento Pré-Cambriano
Fig. 5.4 Seção geolãg rca esquemática - Yia dos tmigrantes
A razão encontra-se no mande abaizarnento do nível do n t ar, ci« at t » ~ t" 130 m há 15mil anos. A Fig. 5.5 conítrrna esse fato, pois há urna boa correlação entre peso total de terra (y„$ e a pressão de sobreadensamento (t "tL), abat>o Pressão de pre SPT adensemento (kpa) 0 5 to p 5 z p p 400 600 I I
i
r
i
I
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--L-- i - --L- I
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/-' "Argila organica, cinza ~ escura, com raizes ~
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$ 1/ / / i/ / / 7/ / / / + / Argilá plástica, ciczá /
8 20 6C
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Peio
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-- r/;submerso,
/' Areia fina, argilosa, cinza /:
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I
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I
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J
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I
3D
-1
I
I
a
I
I I
I I
I I I I
Areia fina a média, / a rgil osa , cinza escura . „ =~=
1
=
-peso' total de terra L
(atua,l)
r
t
I
Fíq. 5.5 I
I
L-
)
Argila orgânica, siltosa, cinza /,
L
I
I
4 —- - h -
L I
Sobreodensamento das argilas da Baixada Sorttista
Obras de Terra
120
as Ar< ilas Transicionais. observe d, 1êlêm, ,on de ocorrem dos oc d e SPT a elas associados variam de 5 a 10 golpes. pote se t b valores de ú„são de 300 a 600kpa, o que equivale ã pressao d 15 a 30 m de altura. A íig. 5.5 mostra que, para a camada super)or de ar@a d mole (SPT = 0 a 1), as pressões de pré-adensamento (g ) s,~ c a d o p s o Í ti o ( ubm so) d t ( y,a>Q T,,a s Fluviolagunares e de Baías (SEL), que estiverani sempre sub de pequenas oscilações negativas do nível do mar equivale a.
alore~ re~ e os
stencia s
Õ„= p„.„(, -+20 (kPa) São, assim, solos levemente sobreadensados,
5.1.2 Algálias propriedades geotécnicas Do conhecimento d a hi stória geológica desses solos resulta urna característtca fundamental. a heterogenidade.
Tab. 5.1 Caracteristicas geotécnicas de alguns solos moles Caracteristicas Fspassuras(m) Consistencia
aa (kpa) RSA SPT LL IP
5
y„(k hl/ms) h (%)
Solos das várzeas da cidade de São Paulo
Mangue
SFL
<5
55
<50
Muito mole a mole 40-220
Argilas Quaternárias da Baixada Santista
Muito moie <30
Mole 30-200 1 1-2 5
40-150
40-150 20-90 20-90 13 5-16,3 50-150
0-4
30-100 10-35 30-t5 11,0-18,0 30-300
e,
30-90 130 50-150 >4
s,,(kPa) Teor de mat. orgãnica Sensibikdade 4i'(1) e (2) C~ ('/0) C,~ (cm Is) (3)
(30-50) 10~
(0,4)00).f 0
C< I (1 + eo) Cr I C< (%)
0,15-0,35 (0,25) 10
0 350» i0 35) 12
5-25
25%
Legenda.. (1): P ara teores de argila (% < 5)i) > 50% (2). 4 i' de ensaios triaxiais CID ou $
(3);
Na condiçaonormalmente adensado
pressão de pré-adensamento ou de cedãncia RSA: Relação de sobreadensarnento a'
LLe IP :
10 60 6% i1) 4-5 24 3-6 (Q 3-10) 10~ 15-100 0 33051 (043i 81 2
AT 20-45 Mole a dura 200-700 >25 5-25 40-150 40-90 20-70 15 0-16,3 40-90 <2 >100
4% (1) 19
(3-'T ).10 0 35 0~43i,0 39)
Limite de I iquidez e indice de Plasticidade
de natura's "f„; e,e h: Peso específico, indice de vazios e umidad CceCr (ndices de compressão e de recompre» Cy e C~: Coeficientes de adensamento prirnár e secunhádo su Resistãncia não drenada '.
teristica transparece nos perfis de sondagens, onde ocorrem <„a caracte e argilas e are>as, e, entre elas, camadas de are>as ~,ernancias argilas muito ar eno sas. Tam bém na s co re s se no ta a, „„tocas ou dade prn solos aluvionares, elas são: preta, cinza-escuro, amarela, hererooene> ada. e vermelha,ma e cin sento p xaminam as „ g nd e di sper
de cam adas d
"ao mostrad vaz ]os
para as pr +l Santista
s depósit para os solo ao cisalham „ >e tratar de solos saturados (ou quase saturados), os solos moles apresentam envohórias de ilfohr-Coulomb pr at ica ment e h or iz on ta is, isto é,
Para as argilas d as várzeas dos r io s d e Sã o P a ul o tem-se,
aproximadamente,
r= 0,1Sãa
(3)
relâ~ão ão mterida d de ensaios de compressão simples.
Para as arylas moles da Baixada Santista, os ensaios de pa >e a ( ~~-'~indicar j dicaram uma variação hnear crescente da coesão com a prof"ndida
«
(4a)
com: co = 2,5 a 35 kPu
(4b)
'> = 0,4y,„~
(4c)
e;
0 crcscime ve-se ao ento linear da coesão com a pr o fu n ' d a ' nsarnen to ue ' tlustra solo sob a ação do peso próprio da camada. ' c1'" "
Capítulo 5 Aterros Sobre
Solos Motes 121
RCp e sis táncia á compressáo simP1es 1,pa Pressáo de terra (submersa)
Obras de Terra
40
20
60
80
122
a variante Kô-petró
)))
recuperada com canais e d' „
Tl
Perfil do subsolo num local próximo a variante Rio
Petró polis,8ai xada
.) oncie
subsolo homogêneo e no qug } e um »aixamento do nível dee.agua „ por ação do homem. p á .
Ê5 — Fig. 5.6
a l=ig. 5.6, abaixo dos 4 -sta o> pteparacla com ados ele pacheco priva ( argas, 1973), obtidos »xale, Fluminense, num lo rox>rn0
C
)
em meados da década de 1940 tc ria propici>d
Y sub
))
O
Q hl
fo mação d e uma crosta ressecada nos 4 m s up er[ or c o m o d e i x a m entrever vartaçoes da re~istencis a
10
Fluminense
(Yargas, l973) 40
80 120 h - Umidade (%)
160
compressão simples (R,) e da urnidade (h).
5.1.3 Parâmetros para projeto A coesão dos solos mo les e usualm ente ob ti da pe los ensaios de simples (laboratório) ou pe lo Vn tteTest (campo). Fm face de diversos farores, tars como a p ert urb ação de am ost ras, anisotropta, ttpo de solicitação do solo no ensaio, sua velocidade etc., os valores da coesão de
comp ressão
compressão simples são inferiores aos do V alete Test. 0 valor "r eal" estana entre os dois.
Bierrum (1973), um engenheiro dinamarquês que pesquisou o assunto por meio de rerroanálises de diversos casos de ruptura de aterros sobre»10s moles, concluiu que a coesão do Vrree Test
(c,,) deveria ser reduzida « u certo valor g, variável de 0,6 a 1, em função do IP do solo. Isto e prop segutnte correção: c . : prometo
U .c
Ir
que representa a média dos casos analisados. Observe-se tambén> clue trata de um valor de ro' e não necessariamente de um valor real, 0 fator de projeto ~~leva em de corre ção <> rn cconta efeitos de anisotropia e da veloc}dade de ens~ '
como foi discutido no ( ap. 2, no conteyto do 1 rr' Tert para solos da Baisa
"stucos studos mais sugerem um en foque diferente, com a esnm'" ' srs recentes re e
, p ssão de pré-adensamento. I"oi "pensando no lu" '
]s] ) (', ]«a]la Is]l]l( 1() ()s c;] s(>s d«a]err rf ul)l
(1 )73} qu« ~~«s]] (1 ~75} pr(>p(>s ex , •aexpressão
( /qy)/ ('Io
simples
Capítuto 5 Aterros Sobre
Sc>1 ps Moles
= (),22 '
123 «cl(]«]'«p]es 'Ata Unia e
]r] ]s))(
o" d«.a de coí.r«1ac]onar a co«sã« (~rn m a pressao p de pré m >rar a co relação empí i dS'.. pínca e Skempton = í],11 + 0,37 IP, que fornece a coesão de r/g -„d„, pr(>1«t(>} «m funçã(> do Indic«de Plastic]dade do solo. (1]/ ]'esp«]to aos r« cal ques por ad ens aAleflto,em pa rt ] ar o, em part]cu 1
p2
1. s«u d«senvolvirnento, sabe-se hoje que não tem sentido .o«fcien«de ad«nsamento (C} determinado em laboratório, , de ad„-r]samento. O as sunt o ta mbém foi ab ordado a l lo se compararam ensaios i a st(u com os de laboratório. apr.sentados na >ab. 5.1 foram obtidos por retroanál]se I'
J ] ()[ls('rvação d « r e c a l q u e s d e a t e r r o s s o b r e s o l o s m o l e s , o l l l e s n l o
(~r()rrendo para os Cz<., coeficientes de aclensarnento secundários, r(1;]íivos ã baixada Sant is ta .
].2Estabilidade dos Aterros após a Construção As análises de estabiliclade dos arerros sobre solos moles são feitas ]1 1](an(lo-se os í)léfo«los de equilibrio limite, com a consideração da resistência "'<]"]11)anlento em t(:r mo s d e t en sõe s to ta is, atr avés da expressão
(2}.
~ ~1 Solução de Felleni us (]n]a (ias primeiras soluções apresentadas para o problema deve-se a tribuída na "'('n]us, que abordo u o c as o s i m p le s de u rn a car~oa distribuíd '"I'effí
('(1)(qq
(g}
~a sua análise, FeHenius admitiu urna superf]cie circu alar«de ruptura P e ""' nlonlentos amante e resistente. A equaçao q(]«b P(>](a „, ' ' r's'stencia era puramente coes]va, 0 que facilítou a Pc(,$q U]sa do c]rculo tf]f]c(>
Par,
d ee flex]ve]s corno se AIos uuniformemente distribuídos ()ss(rn concluiu que o centro b p ..) ) ]fc(]10 -1 borda da área carregada, ' na verQ( v al que pqss ()rrí]an~ e cue a carga que leva "W o central (2g} de 133,5 (1 g. 5.7}; q "(rr(n o ""P»t'a vale. ~
(7}
2b
Obras de Terra Terra Q,=2qb
q
124 Fig. %.7
b D~ =0,758
Solução de Fellenivs
,
poro
orme
uni f
r ,
i .
i ,
i .
i ,
8,
8,
P.
r
Par;i um carr~gam~nto flexível qualquer, o círculo crít,.cp co teria p ceb 8, c oo~o est'1 uitlicado na l' ip 5 ~ . +ore-se
q
-rro ã rup ca i o,
" resU>taiit
e aça>.sesi<
(J, é.iada ppr: 6 , = 5 , 5 2 b i
(8) (8) 2b
Fie,. $.â Soluçoo de Fellenivs poro corregamento flexivel quolquer
b 0,758
Xieste ponto convem fazer duas observações: a) Quanto a altura crítica de aterros (H,), que podem s« lança que haja ruptura do terreno terr eno de fundação, funda ção, deve-se ter, pela exp«"" exp«" " ~ '
y„, H , = S , 5 onde v„ v é' o> peso pe so especítico especítico do aterro. Logo: Logo : L3
ll,.
=
'
Yrsl
„
g (~
Capítulo 5 @]erros So fyre fyre Solos Moles
/g
(10)
0,758
I nte de segurança • ;, do ao coeítci< míntrn Imo riaeiiz~onsranão riaeiiz~onsranão pode consequentemente, é possível lanç'r çar aterros com altttras '
p c rco i
„,edo aquelas dadas dadas por (9). +Ir pre pr s que aquelas
5,2.2 5,2.2 germas germas de equilíbr equilíbrio io ine-se uma camada de argila mole com c = 10 kp't. a. A m '.. á xi ma laltura altura „e se pode lançar lançar,, com peso especíttco especíttco de 20 kN/rn kN/ rn , é: H =
5,5.i10 '
=275m
20
Caso haja necessidade de o aterro ter uma altura de 4 trI, pode-se lançar Inao Inao das bermas rmas de de equilíbri equilíbrio, o, como indi in dicad cadoo na I"ig. 5.'). Trata-se de atcrros ]ate ]aterrats que funcionam funcionam como com o cont co ntra rapeso, peso, opondo opo ndo-se -se a eventual ruptura ruptur a cio aterro pnncipal. A altura das bermas será igual a 4 - 2,75 = 1,25 rn. Deumm d geral, e designando por F' o coeficie m modo coef iciente nte de seguran segurança ça,, pôde-se escrever a seguinte equação para a diferença de alturas Indelicadas tta l'ig. 5 cI
5,5 c
ues clues clu estã tãoo agora agora é determinar determi nar a largura larg ura das da s bermas, l>, na l'Ig 5 ~. »r a 'anto basta sta "eí deírnir a posição do círculo critico e fazer com q«as bert»as
cttbr cttbraam a part partee sujeita sujeita a levantame levanta ment ntoo de ru pt ur a, para garantir a estabtltdade Os abacos abacos de Jakobson (1c148) servem justamente para esse propr )sito e são s de ItCISP Ppr a~ 'zar
os cálculos em situaçães situ açães em que a coesão coesão é consta" consta"te te e '" espessur espessuraada dacamada c de solo mole é finita. ('A,
b) I
bq
I
Ir y'
r
I
Fig. l.9 Bermas de equilíbrio y "y y y
I
Obras de Terra
5 g.3 coesão linearmen~e crescente com a pop fUIldlc1acl fUIldlc1aclee ;1 COe COeS' S'10 10 CreSCe CreSCe linear ll l ei lt e Cni ll ;1 nr< . OsitOS eill (sue ;1
os circulos críticos tendem .1 ser mai» supertici,
126
onde o solo apresenta menores resistenci;is. Sousa Pinto (1?66) analisou esse problen la
at(-tr, \),'I
= omo caracteri~ados p la .1ltura H
oe
horizontal (Fig. é.10a). Y press i io que leva o terr eno ,l „ , q,=X onde X,.„é o fator de carga e (.„a coesão na superti -1 • d, e a g' e ap» sent.ido nl forma de ãbacos, c
Fig. 5.10b, na qual se constata que: a) a solução de Felleniu» é um caso par ticul ti cul ;ir d ess;i sotu(,io sotu(,io nlajs (erit (erit De tiro, se (i =- 0 (coes (coesão ão constante constante ), tem-se tem-se X, = 5, 5; b) qu;lnto menor o valor de 0 , espessur;1 cl;1 canlada d» «r(j(jla mote, maior o valor de X.„, e maior :1 altur;1 de aterro que se p(ide tancar seni (lii(. o solo se rompa, corroborando a akrmaqão acim;1;
c) para taludes bastante íngremes, em que d' tende a 0, ;1 ;iliuri crjijci annge o seu valor mínimo, d;ido pela expressão (')), nl;is coin r = 'ertendo-se a situa (;ão, s6 se po~e tirai
lia Illedid;1 eill actue rofundi d ad e %demais, o talude tunciona corno urna berma (Fig. 5.10
crescimenro crescimenro linear da coesão com a p
(i
),
(
Como hoje ha uma tendéncia ao uso de cn inp ut;ldores. sen' sen'11 i""'" i""'" " ' interessante dispor de eipress
carga X,, As A s secantes expressões aproxinladas aproxinladas podenl ser emt'«.' a) para camadas de solos moles muito espess;is (D = ~) «» "' 6,1+",1 •
~
p(gp;g ..0 ( (p
0 '1g •
(8
~ p ) ...o(
t
(
(p
0
b) para casos casos em que 0 é trnito:
X „ = m ai ai
,a' ],0+ — + 1,' 5 n "; X „'"( D '
=
0
tt4 tt 4
do o talude o abatlclo, 1sto
I- t n1u!to ' }or }o r
(abrande>
,nda-se o u. tecnn1en b, < por razões lrbei[
urin>as. e Pode-se
tonsttu
ptoceder c forn1a":
Capítulp Q
(a)
de du
1
enterrosSopre Sopre
H
Solos Moles
D
(b) 80
127
Q+c,D
ts
I
70
l 03
0,1
I
II L
-I,
-0;ô
I
L -
I
I
I
50
retsal e igua iguall projeqao
4
I
I
60
)etnia )etnias, s, com i g u al iitea na seqão seqão tra ns ns
02
L
c, D,'
a) subdividir a t;in1pa t;in1pa (I'ig, 5.10a) em
o que pode ser incQQ veniente na medida em que aumenta a < et,u et,uranqa, ranqa, co m o é tacil de <>criticar; ou
m
I'
I I
I
I
I
I
I I
0
z 4o
1,0
1
r 'I I I I
30
5 I — -L
L
— -- L
I
II
b) usar usar o abaco aba co tia I ig. 5.10d, pre
20
parad paradoo mais recente rece nte m ente por S ou z a Pinto (1994), valido pata uma uma berma com c om metade metade da altura altur a do aterro (Fig. 5.10c).
10
0 0
8
(c)
12
16
20 c1 d
H/2
C +C1Z
(l}) 50 I
L
I I
L
0 O
z
r
Fie,. 5. lO Ábaco de Sousa Pinto para oterros sobre solos moles
IL I
10
0
0
IL
4
8
12
16
0 c .f
cc
Obras de Terra
128
5.2.4 Consigeraqão da resistência do a
Fig. 5.11 Modos de ruptura de
4 4 o0 o 4 0
•
o4 oooo • 0
0
o
0
• o o o o e oo0 0 0 4
aterros sobre solos
o
0 0 e a 00
4 0
0
4
a
a 4o ' 0 w ~ ~ A 0 g a . ,e a
e
00 • 0
moles, com (a) e sem
0
o >O ae 4 a
0
0
•
0
•
0
ee'4 0
0 0
•
(b) formaçãode trincos
>o ent'info há sifuações em que se pode considerar essa colaboração.
)'ma delas é qu«ndo o aferro é c onstit uído de material granular, areia, por exernp)u que precnche os espaços vazios, impedindo a formação de trinc;i». 1 «r;i e»se» casos (l'ig. 5.'l2), existem os ábacos de Pilot (1973), que fornecem diretamente o coeticiente de segurança em função de alguns adimen»iun«is, f«ci)ment e calcu lável. Pil ot u t il iz ou ri os seus cálculos p método de lhishop Simp)itlcado. Outra
sifuaçap
refere-se ao emprego de mantas geotêxteis ígeos sintéticos) para impedir a
Fi~i, 5.12
I l ustra çã o
esquemática de
formação de trincas np
seção de aterro em
areia, usada por Pilot ( I 913)
aterro. Essas mantas, colocadas na interface
!c ) r X rk rX A , A . A rX A , r ~ r g rg r
solo mole-aterro, pata
desempenhar também '"'am'n»«, ele fi)tro e de drenagem ) oferecem uma
a F'ig. 5.]3
l e contr )bui para o mom ent o r esistente co mo mostra
"ça ~„deve ser manfjda em niveis baixos p« ia que as
• f
~aj am pequenas (de 2 a 3/ ), condi ão necessária p' '" ' armação detrincas no aterro. (:om isto, a co ntribuição da "'" " ' " ' " ' " aç ao da manta, em si mesma, é muito pequena, em geral eito é indireto, garantindo a rlão formação de trincas e AM =Tq h
Firi. 5.1$
~+P
Mantas de geossintéti cos para evitara formação
de trincas em aterros
Meinfo>ggpfg~~l
h
a possibilidade de inclu são da resistência ) »de aterro nos cálcu'o
estabilidade, a menosi1"
sejam utilizad
m ííl ti pl as de man'a'
is to é, ter i a rrnad» mencion«da no ~ap.
g presença de crosta ressecada 5 Z.5
Capítulo 5
-oram nao so os aspectos (1989) publicou ábacos que incorporam dos anteriormente quais sela>, a existência de
~v l1o%v
,- essura finita; o crescimento linear da coesão c
ao com a profundidade; a (arr] esp rosta ressecada no topo / es]s r'ceia nec do aterro, como também a presença de crost
lo rr]ole.
g (oet]ciente de segurança é calculado para várias "r f„ nd d ad e sDD ' n a . pro lo mole da profundidadee críti, l , numa pesquisa crítica, isto é,', da d ca '
'
'
d d de que o círculo crítico atinge, através da expressão:
p = q' +X 1 Yar H
ir(
Ynt H
+Y '>g/
(I 6)
e a coesão média do solo mole até a profundidade D c nf e vY n]
aterro e Q é a altura do aterro. X] e X, são fatores de carga
r
d„elaçao g'/< e da inclinação do talude do aterro, aPresentados na abacos, preparados com a aplicação do método de Bishop
)]~plf]cado pão também dadas indicaçoes de como calcular a coesão mécha r JQ solo mole, quando há um crescimento linear com a prohncbdade ou quando existe crosta ressecada.
5.3 Recalques Ao longo do tempo, na fase operacional de um aterro de estrada, por
P«a«onal. Ainda no caso de aterros óe estrada, isto signit]ca trabalho de
>ai]utenção para eliminar ondulaçães na pista e ressaltos ("degraus") nos enco««s dos aterros com pontes e
viadutos.
~oís problemas colocam-se nesse contexto: a estimativa dos recalques hnajs . eea avaliação do tempo necessário para que um certo quinhão desse ~q"e ocorra.
5,3,] ~srrrnativa rios recalques finais Para esultados a a estimativa dos recalques t]nais, costuma-se recorrer aos resu ns e«aios ~ adensamento. A rigor, esses ensaios reprodu~em "-' bern situa oes "s "e que 0 so'o s I mole encontra-se cont]nado, como, por exemp lo entre duas e areia g]g. 5.1ga), ou por bermas de grande extensao i ig, . ) "a a siiu s derar eteitos uação indicada na l-ig. g 14c, deve-se conside 4n],„s a», que ocorrem diante da deformação latera' d»o solo mole, que continado
Aterros Sobre
Solos Moles 129
G/ . ) G, 0 I c cal l fina p/ por ad,»nsaze„ p » nl()do ' Ela , q11,In
Obras de Terra
,
'
< : .(ogã„"+ C
I)
130
ú'
log
+ ( „ . () ( „
I
Ú
()nd»G» G, G, são, . ão, res espcctivamente, as pressões efetivas ini
1
' ")i)ostas c C no centro dl1 can)acla de solo mole t/) é 0 tempo correspo.d Pe IO at»fr O). C10 n (
)
ao t1nal do adensan)ento prlnzano, e t um tempo qualquer Os outros símbolos já foran) definiclos.
~(l
c, .
.- .: -.- ;: Are ia
Argila Mole
Argila Mole Areia .
Argila Mole
: Areia .=-.=.: ::;.: ==.
'
•
,
. -
: .
;
. . '
' •
'
(a)
(c)
Fir. 5,] 4 Solo mole:
I:-ste recalque deve ser acrescido do recalque imediato, dado pela Teoria a) confinado entre duas da Elasciciclade (Sousa Pinto, 2000 ), a saber:
camadasde areia;
b) sob bermas de grande extensó o;
c) sob aterrosde pequena extensõo
p, = I
'
(1-v )
(1 8)
onde G„é a pressão uniformemente distribuída na superfície; E e v»o os paráme1ros elásucos do solo mole; 8 é a largura da área carregada; e (» co»f lcic..nte de for ma .
As pressões de pré-aclensamento (ã,) desempenham um papel d
na estimativa dr)s recalques, daí a necessidade de sua detern) I»(,ã
boa precisão. Para avaliar a importânc1a desse parâmetro, citam-s«a Bai)-ada Santista. Quando se lança aterro cle 3 rn de altura sobre can)a
i%r)te-se que, nessa forma de calcular os recalques, ignoro prr)pria dr)s aterros, que for;lm consider;1clos como que apllc'1n" l a() t«rr»no (carregam«ntn cl» membrana ). A considera(-a " ' » tos c'» terra armada (p. ez. solos compactacios i ge t»xÍ»ls) p( cl» seI' t»ita por m,l<, de mét<)dos de cal«" «»><) o ~1(-'t<)cl() d<)s 1:.tement<)s l'initos.
res)",I() '
-
'
,,n!;(s - J()<.
ausê nciad» camada ttrnit-', su4]acente ao solo m ]
.; no centro da cantaria de st' )lo mole, ~ode sser levada ' d em conta P l« t,t>st)cs . • soluq>cs da Tc t)rta da I'.Iasticidade através vés os coef>cientes de ã setl)clhariga clo cluc se vtu rio Caj:« ~ê Afeckrr' (lttrtict" '
,
'
) At ) ')(30(1)
'e
o tempo necessário para que ' a deve-se recorrer a l . m i,'.«p d ' i a s é a Teoria do Adensamento d ' ' e . mento unidi»,nsi«al e linearidade n p u. re.ultados sao usualmente apr ,il)acos, relacionando a porcentagem de adensamento vertical (U„) com o lator tempo ('1;), dado por: '
.
(.' H~ <»forme Sousa Pinto (2000). Uma forma aproximada de apresentar esses resultados é pelas expressões de Taylor: T =
Ur
(19)
para U, (60%
0 ,933 log('I- U„)-0,085 p ar a U ) 60 %
(20 )
term o de construção I"ã casos em que é necessária a consideraçao do ™p do da Via dos Imigrantes, c'ta«m exemplo durante a construi;ao da d aterrrros era de 6 meses e os """sta, o tempo de construção dos recai madamen te. Exis tem em '" ' 'zavam-se em 9 meses aproxima a db
to com carregamento nto I"anões de Teoria de Adensamen riav,' "o empo, como a de ~lso (1977 ) P eio de uma solução básica
Para c Pa permite generalizaçoess p ara outras form as 4rre ~'"e"'o, „ por simples super Erri
'
' sao apl,
e
erar
, a verticais dee areia para acelerar mpregam drenos. verticais úne ermite a estimativa da veloci a Barron (1948) permite a estr , mente rad ial, e as segu cca a . 0 fl o dos' rrecalques. '
t)sr . t.'tle , '"iti e
Aterros Sobre
Solos s I oles 131
3 g p$<;rnativa da velocidade de desenvolvimento dos recalques
'
Capítulo 5
CO111
,
Obras de Terra
enge da relação entre a distância entre drenos • Q paráfnetro r)Jdepen os ip' e
(J ) isto é: o diâmetro gos drenoss(J»,), 2 7
132
T
3ll
2-I
(»)
4n
C
(23)
Como a á~a pode percolar tanto para as camadas drenantes, no tppo e
na base do solo mole, como para os drenos, tem-se, na realidade, um adensarnento tridimensional. Para levar em conta esta s™ltaneidade, pode-se
recorrer a expressão de Carrillo (l942):
U„) (1- U,) que fornece apercentagem de adensamento
(U) resultante dos adensamentos
vertical (Ui) e radial (U,). A maior dificuldade na aplicação dessas teorias é obter os parâmetros básicos, em especial os coe fici entes de ade nsame nto C
e C„ dia nt e da
heterogeneidade natural ga camada de solo m ole e da presença de finas lentes ou camadas de areia delgadas, que acabam passando despercebidas quando se executam as sondagens, Essas lentes de areia podem contribuir em muito para acelerar o adensamento, pois são caminhos de drenagem
internos a camada de solo mo le . Por is so, va lo res con fiá ve is dos coeficientes de agensamento são aqueles obtidos pela análise de recalques observados em ver dadeira grand eza, por aterros, ou ent ão, por e nsaios in
viu no Cap. 2.
m ei o d a i n st ru men tação
sider(permeabilidade e CPTU), con'
«
5.4 Processos Construtivos Para a construção de aterros sobre solos moles, pode-se p«ced linhas gerais, de três formas: a) lançar os aterros em ponta sobre o terreno natural, isto e ele se encontra naa na natureza. Isto signttica conviver com « pr estabilidade durante a co construçao e de r~~alques, na fase ope p , no caso de aterros de estragas, realizar periodicamen« demanutenção, 'zando a pista, para eiirrunar as pndulaço" ' ç , re gu lariz b) remover o solo mo mole, total ou parcialmente; ou c) lançar os aterros em em ponta, após um tratamento do propriedades são melhoradas.
exemp lo,
s de „i Por' vi os
cgP1 5
, ~
Capítulo 5
(j l:lnççan1ento de aterros em ponta depara se co n uma primeira
relativa ao tráfego de equipamentos de terr errap enagem. >esse i
or vezes, recomendável deixar a vegetação natu
em parte, a drenagem a colocação da primeira camada de aterro e, em d
g
j«<'po
terreno podesel feito. como lastro inicial uma primeira camada mais espessa sem m~ita preocupação com a compactação; lastro inicial de aterro hidráulico, isto é, de areia em onduzida por meio de tubulaçoes,com uma vantagem
o drenante desse lastro, no topo da camada de olo mo e. )
1
manta de geotêxtil ao longo do eixo do aterro, ndente a sua largura, ligada por costura ou p trabalha com mantas, é necessário lançar as d es p essura. p ma nt a te m fu nção drenante, alé o aterro e de aumentar a estabilidade.
contam inação d
Pode-se também recorrer a equipamentos leves com esteiras largas,
l.'m cuidado de ordem geral é evitar rupturas, mesmo localizadas, pois leiam a um amolgamento do s so lo s mo le s, em geral com elevada
~ 4 2 Rernogão dos solos moles '! remo o total d o l o m ol e é possíiel para esp P«ltienas com c de 4 a 5 m e no máximo ~
escavação mecânica, com abrao-hnesou dragas, o" p >cu(t
révio de um ' u frente de avanço. aterro e "ocaçao das cargas de dinamite sob ele ou na sua u q ' lo solo do aterro,, que ' ~deiaé u «olo mole seeliquefaça e seja expulso pelo so .p acaba ,.'a rática, a expulsão up ' o seu lugar, até o terreno firme. ~'a p.' ~ode não olo mole sob forma de permanecendo resquí -~isr)es, ndula oes com o correr ento
,
"'a oleito da estrada, provocando ondu aç
ásee '>h(~
encosta,, junto ao sopé da j . ga™ ~«g-lirrrs em regiões de meia• enc de solos moles. 0 aterro a ~a«sta, para a remoção de so edia-se a uma escavação amente e
Aterros Sobre Solos Moles 133
Obras de Terra
lateral e em l& a
mo 'tfa a f >g
abrt ndo-se uma vala e removendo-se o solo mol e, co> -100m
134
Aterro de solo residual e pedras
Talude do morro
"Drag-Line"
.1 Fict. 5.15
I
Remoção total de
solos moles em região de meia encosto
-20rn
7m
Aterro
Corte
Aterro afundado Aíterai;ão de rocha (G naisse)
(Yargas,l 973)
Trincheira em escavaçao contínua
Argila organica mole I
'll
Xi i
X i r y .i i '
Linha final em que ficou o aterro depois de afundado
0 desconfinamento lateral facilitava a ruptura do solo mole sob o atertn a sua expulsão para a vala e a sua remoção, paulatinamente, pelos amg-h»n. A medida que o aterro "a fundava", procedia-se ao seu alteamento, para garantir a subsutuição do solo mole e a continuidade do processo. Um processo construtivo int roduzido por Vargas (1973) na Baixad~ Santista, denominado "colchão flutuante de areia", envolve a remoção p de solo mole, até cerca de 3 a 5 m de profundidade, e a sua substituição por areia, lançada hidraulicamente. É feita a itmp eza do te rren o na tural na fatra
arcial
de domínio da estrada, após o que é aberto um canal no mangue por meio de dragagem; como o nível de água é quase aflorante na superfície ti0 terreno, as dragas flutuam «
NA
h
Fic,. 5.16 Remoção parcial do solo mole: colchão de areia
Colchao de areia
h =3a Sm
Argila mole
canal aberto. Uma vez abert<
o canal, lança-se o at«r hidráulico, p r e f e r en c i a1rn en te d e a r ela g uadas, para evitar que o mater>al lt ue fofo. t"ompletada a -se um colchão de areia e [MD'tmentos clee terr 5.1p) construir sobre o 0qua t rraplenagem podem transitar(fig. e, assim, atererro propriamente dito D nontode istatéc "" " ' " t « o processo do colchão de areia apresen senta a desvantagem de substituir tuir argila mole com peso espêcí<'c de, por exemplo, D , 3 kN/m N/ m por ar eta com 9 kN/ m' , o qu' " ' ea uma tnpbcação de eso o, ao m que ,a' pior parte do manpue ' e desfavorável a estabilidade. g, mai mais resistente e menos c s m ole , que está sendo subs" " ' nos cornpressível. lembra-se, ter( superior das camadas de ar-' s s e arq~a mole é responsável poradernai 5~1 ' '
'
'
do solo mole 4y tratamento fraca por tratamento do i".ritertde-se e ,>ru
Capítulo 5
pr l imentos solo mole um conjunto de e proccc
lh rar as suas propriedades geotécnicas, quer dizer, as suas
„,
aracD. flsttcg
d r e sistência e de forrnabilidade. P egadas
ara âco 4 riisírt4uição
olor Mp
13$
empora e.ecu ã
a aplicação
t+t rps
erticais
o st qaop s tt'uir
a altura [« l deixa se mole aciensar sob o peso cie um aterro de altura Hi,
com o que o solo enrijece
Altura do aterro Hp
e fica apto a suportar um incremento de c a r g a. , correspondente a nova altura de ate rro H „ e >
Tempo
um prazo maior para a
f jq. 5.1 7
construção do aterro.
Construçã õ ~+
Recalques
Esta técnica só é '< el, na prática, quando do solo mole é relativamente elevado ou a espessura da camada é p r a z o m a io r pa ra a cons trução do aterro se
~ 1"ena, situações em que o torna '" e>equivel (alguns anos
).
$04rp brecarga temporária l'or"s«processo, . também denominado pre-compressão, oo solo mole é u"n et do aguiar;1 durante a um carregamento maior do que acluele que atuar a út,l,l'" olira. Com isto, não só se antecipam os reca'ques, t ues p rimários e «ndários, como t ambém se consegue um ganhona naresistencia do trio le 5.18 ilustra o processo. Ao tempo i'rs de remoção da SO)ie ( ) dev iclo a carga "-' > la ocorreu um recalclue p,.„. igual ao prirnáii" (Pj) e acrescido de um p > de adensamento secunddário.
<~ 1 ro,
" Pela-l
pser
'to fixando-se um t„e um p,.„„cocn oo uc qc sc dctc.rmtna f ato i t e 1Tlp o I
, 'i ssoci'1
' Adensarnento de Terzaghi, L„,usaiic o-.
yg, p
,p
aterros por etapas
Obras de Terra
s expressões (19' e i20), e, por.anto, o valor do recalque Anal na a tormula ~ . = p , ~ ~ , F i na n e n t e , c o m u m r tipo da (] /) chega-se ao ~ alor da sobreca a p, que se necess'ta QomQ Q adensarninto se proces a mars depr e- sa rias eytrern' a *.
136
.
-
,
.= ! a
u«ues da camada. junto as taces drenar.'tes, pode-se, para tlns de prp;eto L ~; corrlo a porcent~
, roer
de adensamento ~n, rel« tlva ro ua
s I
Tempo I I I
Fiei. 5.18 Ilvstraqoo do efeito de uma sobrecarga temporé ria
Pr
maiores de sobreczrea
I
temporária.
lI
I
$ tg
v«dor, !ev«ndo a v«1or'e.
I I
I
canlada. Esse proce merltO e m«rs conser
Obri« nle nte, e con
diçzo para a aplicaião uo
pr OCeSSO ue ' i ~ • n»' ultrapasse aaltura crItica.
Recalques
%demais, para que o
processo tu nci one, na prática, é necessário que o coetlciente de adensamentc do solo mole seja re!anvamente alto, ou que a camada de solo mole seja delglda. ~bastem duas variantes deste processo que recorrem ao uso dn i ácuo, como ilustra a Vig, 5.19.
a) A primeiraFig, ( 5.19a) consiste em se ap!icar vacuo sob u~a
membrana de borracha, que equivale acarregar o terreno com unia press»
da ordem de 80 kpa, ou um aterro com cerca de 4 m de altura. A. vant>;"e"' do processo é que a instalação pode ser feita e des feita com rel;ltiva r«pId sem preocupações com materiais de empréstimo, nem com a est«bi"d«~" de aterros.
) - gu n da variante (Fig. 5.19b) consiste em aplicar vácuo ern poç -' b)Ase abertos no solo mo! mo'e, que podem ser profundos, atingindo estrlros arenosos essa forma, as pressoes neutras }lidrostáticas são redu '"" aumentando-se, C.con equenternent, as tensões etetivas devidas 'lo p . próprio de soloo mole mo e, o que provoca o adensanjentQ da camada.
Fiel. 5.19 Yariantesda técnica de
Membrana Filtro (areia)
Samba de vácuo
sobrecarga temporária, com o uso de Irócuo
a) sob membrana de borracha; ~ Drenos
6) em popas (a)
{b)
oS VC«1Ca1S Pre(RPS
Capítulo 5
(o <.', l. Lsso, ou o s( ' u coit(ci,ciltc di adcflsan1cnto {)u;(n
;,(()ui(<)
'
(c(ente.
'
" cl c c í i cu r( ar11 as g,»» >p)
Solos /violes
"
'
'
.
Aterros Sobre
.
137
1) preg ação
. ,ccur;ã1) re
)1(
, <„o
e a)a(criai do aterro íi'lo rcnantc 1,(i)<;a »L uil)a o(f()ada de arei ( l o u U f l l a fi(a d< gcotcx t(l pa( a i~u".(ntir a drenagem no topo,
r(
N A. Ore nos veriioafs :
' Argi(a —.. mole
Fi
acelerar os recalques ,
..
Areia
para minimizar o amol gam
0e
4S cn), c os c»pagamentos, dc 1 m a 4,5 m. ihlodcrnamcnte cmprcoam-se os drenos t(bro
secção
• o <»pai;(n)cnto in tr<' d renos co»tur))a s< r pc(iuc 1o. t b- ei 'a9 •tr((11
"'"os dc areia com 18 cm dc diãmctro.
os d)enos ~ d(n)cnsionan)crlto c t i([<) c»colher>do-se urll
-
,
.
.
,
rrir 'ls tóyn1ulas d((das pelas exp(cssocs
(-~)
isso tunciona, isto L',L
uando:
U »
1() o»c U(i[
' l(iicns;(n) • t
(
' par n) ctr s to r n .l.
" ll ba(xo»; erllprcg>\r drenos ' h ir o '
'
,
,
.1.
.
Obras de Terra
r adensan>ent > prin>'h io em tle
) i.,vai ce .) r 'ca lu e qgcili>tlai 1< >
em que t>» rec;tiques primários Assim, p'ir>i s t> "' ' e o C. e alt(), s( cundái i(>s m enores u<> que o' re ' a] '>ues i t> t>s ver"c' empregar os dren A ran le dificuldade n<> prt>jett> desses drenos está no desconhecimento '
'
al >r rea) do coeticienre de ;«pensamento vertica ((.) e Radial (C) qt>e
0 i pof o ensalt>s I>/ .t/fl( ou pot' observa(ao (moigt ii 10 pr(.cl%a 4Ll () 1 ) n(
obras) cr>mo eniatiradt> antenormente.
Colunas de pedra Trata-se de um processo em que se abrem furos na camada de sol mt>lc, espa
As colunas d» pedras têm duas fungues: a primeira c transferir a carp> dos aterros a maiores profu nd ida des, como se t osse um estacão; as cargas de trabalho variam entre 100 e 300 I;N; e a segunda função e d» dreno i ertical,
encurtando as distâncias de percoiação da água dos poros dos solos moles,
Estacas de distribu igã o Como o n<>me indica, eo processo consiste em transterir a carga de um aterro para as partes mais profundas do subsolo, que apresentam, em g«a maiores resisrências e menores compr essibilidacles. Estacas de madeira foram
muit(> empregadas na,'>uécia, com esse objetivo. Requerem o uso dc bi«"s de capeanaento na intertace base do aterro- topo das estacas, espaP «s si em1 aa22 m.O m. 0 número d i estacas e, consecluentemente, o custo envo> '" são muito elevados.
Capítulo 5 Aterros Sobre
Solos Moles
Qolgigr,7dc;s ripqi~q pg>w]g~ i@ Listste os problemas envolvidos no projeto e na construç d verdade que, se a ruptura de um aterroosob so re so o mole não solos rrer logo após a construía<, ela não ocorrerá mais) po«uq or cfuê. otort
moles.É
gp ponto de vista do p ro jetista, os problema s são: a) a estabi] dade d oa Pós a construção; b) os recalclues dos aterros ao longo o g om re'ação empô. g do tem Ípgp rps aterros de encontro a po nt es e v iadut os, p ode-se listar como probl emas aderecem a atenção do engenheiro projetista: c ) a estabilidade das fund i oes d
pbtas de arte; d) os recalques diferenciais entre as obras de arte da ordem do Jeeínietro, e os aterros de encontro, da ordem do metro, com a possibifidade de íptmação dos indesejáveis "degraus" junto as pontes e aos viadutos; e) os efeitos tpfgterals no estaqueamento, como empuxos de terra e atrito negativo. [)p ppnto de vista construtivo, os problemas dizem respeito: a) ao tráfego dos eifiiipamentos de construção; b) ao amo lgamento da superfície do terreno, face ao fançaniento do aterro; c) aos riscos de ruptura durante a construção, o que pode aíetar a integridade de pessoas envolvidas com as obras e provocar danos aos equipamentos.
Quanto a ruptura, sita, é verdade, pois com o adensamento, que demanda tempo, p solo mole enrilece, ganhando resistência. Os projetistas valem-se desse fato e adoiam um coeficiente de ouco acima de 1, sabendo que, com o tempo, ele aiinientarásig i n ficativamente.
segurançap
~. Liste os problemas de aterr os sobre solos moles de encontro as pontes e v'adutos. Qual 4eve ser a ordem de construção; primeiro a ponte ou o aterro «enco« pnmetro,deve-se cons~ o " a t erro de encontro" e dar umempo t para o solo ade « . ~ódepois é qtie se deve iniciar a construção da ponte. Ao se fa'er o co" do aterro poderia: a) gerar recalques diferenciais entre o ate~o e b) romper o solo mofe, fogo após a sua construçao, e f«ar po ntet eao' cola so; e ne~uvo ee "zir esforços não desejáveis nas estacas, como, por exemplo, oo atrito atrito negativo ' p "xos laterais.
3
'Iculos de estabilidade e de Pa ârnetros da argila mole necessários para cálculos btidos.. um aterro, indicando como podem ser obtido
A 4„
d- com po
139
Obras de Terra
140
4. 0 que u e é al tura crítica de um aterro sobre solo mole e como ela a pode ser obtida se a resistência da argila for constante com a Pro fundidade? ~ se a crescer linearmente com a profundidade.?
se ac
A altura crítica (H ) é a máxima altura cOm que um aterro pod e que haja ruptura do solo mole de fundação.
Quando a coesão (r) é constante e a espessura do solo mole pela expressão de FeHenius: H, = 5, 5 r /y „, . Quarido a coesao e h„„ com a profundidade, e para espessuras limitadas de solo mole ser calculada por meio dos ábacos de Sousa Pinto, por exemplo
"D senl
, e a édad e cresceriir
tica por!e
5. 0 que vem a ser "crosta ressecada" num depásito de argila mole? A sua ocorrência é benéfica para a construção de um aterro sobre o solo mol moe. f para a estabilidade desse aterro? Em depósitos naturais de argila mole, a camada de solo m ais superfi per ici po ae ., camento, por perda de umidade causad po d água. Forma-se Unia crosta ressecada, com resistência ao cisalhamento não dreiiaQ mais elevada, quando comparada com as camadas imediatamente abaixo. A s ocorrência é, em geral, benéfica tanto do ponto de vista construuvo facilitandoiiao
iráfego deequipamentos, quanto do ponto de vista
elevada favorece a estabilidade dos aterros.
técnico, pois sua resistencia mais
6. No tr at amento de s ! moles, os drenos verticais de areia têm a função e so!os precípuade reduzir os recalques,graças ao efei to "estaca" dos drenos.e pode iii
ser emprega p g dosem qual uer tipo de solo, mesmo as argilas orgânicas turfosas alquer A afirmaçãoé falsa ou verdadeira? Se fal sa,faça a correçâo.
A afirnlação e Falsa. Os dren enos verticais de areia tê m a função precipua de eric«t< as distáncias de drenagem aceler • g , acelerando os recalques primários, Por isso, só pode~ ser empregados em argilas em g' , omoles es, em que predominem os recalques por adensar ii«+ pnmano, o que exclui as ar il a argilas organicas turfosas, pois nestas pre»le adensamento secundário.
7 00 lançamento de um aterro" rro em ponta", sobre solo mole, é feito us"a sem maiores p as, porque or ue a pressão exercida pelo aterro p" " adensamento do solomo mole, aumentan e, aumentando a sua resistência ao cisal a sua estabilidade.A afirmação é Is »mento ' p . a rmaçaoéf lsaouverdadeira?Sef l sa.f çaacorreçao
roblema s,
A afirmação é falsa. 0 lançamento de ançamento de aterras em ponta pode s«m~ ois poúe oúe 1levar o solo mole a ru tura. pois e a ruptura. Ern consequência, a resistê«ia a o so o mole pode cair drasticamente e , por efeito do amolgamen« O " por tragar um volume e muito ' gran a nd e do solo do aterro, encare a ém e o leito da estrada poder ser d er ser e má qualidade, ™ ento o solo mole ocorre co orn o tefl'lpo e tende a e rança (o solo adensa, isto é, fica ca mais mais "rijo) não durante ou " mas a l nngo prazo.
-ec t'
os casos I, 2 e 3 de aterros sobre espessacama cam dadde argila mole, strato de argila média a rija, que satisf is azem as seguintes
considere gtrn . centea
„yrejac
„,dó"' (pfl C
fe de segurança (F) do aterro, em anal de c t e construçao, é' dde f~cientede adensarnento (CV) vale 3. I 0 cm'/s.
Capítulo 5 Aterros Sobre
golos Moles
,
I,I e o Cas'g' idem,
«m F= I,7 e C = 3. I 0' cm'/s. com P — l,7 e C = 3. I 0" cm'/s.
~ 0
perf"'
os e possível empregar sobrecarga temporária>
para tl" ii e iii e um
Porquê'
verticais! por quê? de sobrecarga temporária e drenos verticais'. Por q«'
ittsposta'. 0
ária para o caso 2. Ela só Funciona quando C é o ( o de su re mo ção) e o solo mol s p o rt a o se p
romper(F alto). ' p"
o
o 1. F - 1, p o r t a nt o n ão supo o b gtndo uma so]ução rad ) q« r e du zem drasncarnen
po
om Drenos Verticais para o ca o 3. F '
suporta sobrecarga. Como C é baixo e H, é alto, deve-se usar drenos etc.
'l, Numa região de baixada litorânea, em local onde ocorre camada de argila marinha orgânica mole, com I 5 m de espessura, sobrejacente a estrato de areia, projeta-se um aterro de estrada de encontro a uma ponte. Urn dos requisitos
dõ projeto é que 90% dos recalques primários ocorrarn durante o tempo de «nstruçâo da obra, que é de I ano. Enquanto aguarda os resultados de ensaios en«rnendados,a projetista considera em seus estudos duas alternativas:
e"P«gar drenos verticais de areia, ou usar o recurso da pré argilamole
comp ressãoda
) o ~ue são e com que objetivos empregam-se drenos verticais de areia? b) g 'Iue é e para que serve a pré-compressão de urna argila mole! t)' 5e ' o » l or do C {coeficiente de ac}ensamento primário) for da ordem de 6 IO"c+ c /s, qual das duas alternativas você empregaria? Por que. 7 ti) Que e tpo ou tipos de ensaios são mais recomendados na determinação do Por quê? e) Ensai•o«VnneTest,feitos no local, indicaram valores de coesao que satif s azem "Ruinte equação: c = I 0 + I,7.z (c em lcpa e, a profundidade z, em metros). "s«uísse um aterro com taludes bastante íngremes (quase verticais), Iual seri »ua altura critica? p,dotar a correção de Bjerrum, com com// == 0,7. ) Qual u dever' de altura, a ser "'»er a inclinação cio talude de um aterro de 33m de onstruído a de l,2? o no local, se se quiser um coeficiente de segurança
141
Obras de Terra
Respost~ a. ( s < r.enos s e mo e~ com
142
;, de areia são "colunas ' de areia insta adas na camada d e sul> ,b;eivo de encurtar as distâncias de drenagem e ac 1 ) •
aceterar p
swnento. Peio custo, são empregadas ape"as 9 ando a camada desolo , „1 • : muito espessa ou o seu C I'é mu it o baixo. Xifodernamente estão . o senttp unlizados os drenos t>broquimicos (ver p, 137). b, l.'sse processo também cienonanado sobrecarga consist ançar um carregamento em excesso daquele que aruará na vida utti da ob t Bi[te< antecipar os recalques e possibilitam um ganho na reststencia ao cts solo mole. Para que o processo funci >ne, na prática e ne«ssá,. 0 solo mole s«ja relanvamente alto, ou que a camada de solo mol a<. rm será exequivel estimar um tempo de remoção da sobrecarga (y ) com o cronograma da obra.
tempo rária
c. implore-se que C = 10' cm-'/s = 0,32 m' /an o, é um valor muito baixo e apong p a ta o u s o d o s d r e n o s vert>cais. De fato, para U = T = 0,85.
t)0 /g
T = 0,85 = ~r ~90 ~2
Lppo
Donde: rqn
085 . 15 0,32 2
= - -—
=150 anos
supondo drena gem p el eloo to t op o e pela base, valor este muit o alt o, tor nando inexequivel e stiniar um te m o de remoção r da sobrecarga (t ) compativel com o tempo de p construção da obra, confirma rmando que se devern usar drenos verncais de areia (« fi broq uírni cos) . d. Os ensaios mais indic d 'ndicados sao os de p erm eab6 dade in sits~,pelo fato envolverem volume muito m ' maiorde solo que um simples ensaiodead«san' "' ' il
.
,
,
Logo, p .H = 5 , 5 > 7 . Para
e ara densidade do aterro y = 20 1 N/m', tem-se
f.
>,
-A m Co
os ábacos . ((Sousa ou s a Pint.o), r n / ipr +. o =f Y~l /' o = ' 0'3, 1s = (0,7.1,7 cc~. . / /c~ = (, , )) 15(7 == 2 ,5 t i r a - s e , d o ro á= b a c o , , ; , c , ~t á/ ~ = áá=2,c, = 2 « /e) =2 = 7 /1,19 =1 = 1,8rrr , , rrree oo t aa l u d e d e v e t e r a i ntc l t n a ç ã , / = 4, ou seja, 1V:41-1. •
.
10. Para o caso o de um aterro sobre sol ser construido rui o nno encontro com re u solo mole, cle grande espessu~~ (= " nto as seguintes condições do sub urna ponte, indique formas o subsolo: a) C relativamente alto (5"
(l p4 cm'/s),' Explicar como funciofla cad ca af formaedetra r„baixo tratamento b)" oi .jetivã co rn cada urna delas.
e o
q(íe se '
1(.' «nc(>n1 rr> a um , a pr>nre se tfa ' 1 (je U(li 'it«rr(> (
err(-is Sr~are Solos ioc jes
al„ucs, (luc serao da r>r(l «fil de dezena
.afa a po' (> í os foca l
al/(i fls cenTIITlet1'r>s para qLlí (>c o 1'1am, n;1 s
an«n< sscs cas,, -> c
- anr«cipar c, durant(: a «r«cucar> da ,
„;(fa da
-aso (a), como o C c ( r(-'lattvament e al rr> ~,>de
afia pois o /„, ' (le 3." » r>s , tr >man(lr> exe ar um r(mj > renlPPfaf >grama da r>l>ra. ,inpppp (la' sobrecarga (/ rs ) c o l Tl pa tl vel cr>m r> crr>n(> c„so (b), isto não ocorre, pr>js (> /. c( eleva(jr>>, po en <> atingir Ou llla ia de afe
ftbroq
algumas
u m S ('.Cul(>. Pr>de-Se r( .cr>fre r>rrer a úren r>s. vertic a 1S, ú is, m «nt e a s istáncias (je
. [-,sta solução pr>(j«ser combinada com sr>brecar as
1(fflppf afias.
ltu 1 a deye
onde pe~i d 'o do adensarnento
„
.
.
a
camada de a„; argila mol na prática e para b) Qual é o coeficiente de segurança do aterro, supondo que o seu talude será
de 1(V) :4(H)?
c) A condição de projeto será atendida? Justifique sua resposta com cálculos apropriados. ó) Caso ela não seja atendida, o que fazer?
NA Om Argila mole
.2O m Areia
C. =1,5 C,=0,15 eo = 2,5 de Bjerrum) l'n = 14 kN/ma C„= 8 x 103 cm'/s
índice de cornpressao C, — índice de recompressão en— indice de vazios inicial o' a— pressão de pré-adensamento c — coesão de projeto = í> - c~ „— densidade natural da argila mote '/n C V— coefici ente de adensamento
primario
143
Obras de Terra
a) Parametro
144
eoi 7n
Como s a o obidos t
Para que servem
Ensaios de caracterizaçao
Estimar recalques
Ensaios de adensamento
Estimar recalques
(amostras indeformadas)
C,,C„a',„e,
(amostras indeforrnadas)
C„
Vane Test (VT}, com correção de B)errurn
Calcular a estabilidade
Ensaios de adensarnento (laboratório) ou ensaios de k (in situ) ou retroanálise de mediços de recalques de aterros
Avaliar o tempo de ocorre n cia dos recalques
.oeficiente de segurança do atetro, s upo ndo qu e o seu ta lude será de 1 p rt -rt
1 ,3 10
c,
10
);4ru;.
=1,3
d os ábacos (Souza Pinto): X„ = 8 , 8 donde: $„ =8,8.10 = 88kPa Logo, o coeficiente desegurança vale:
F =
88 — = 1,76 20 2,5
c) Verificação da condição de projeto: r9 ã = 1 ano. De: T
=
C,, i' ~
ve m: ~9s=
Eig 1
De T = 1,780 — 0,933 log (100L—
) para U > 60 ,' n extrai-se T = 1,13 ara L = 9>'~i.
Logo: fgts
( 2000 2) 1 13 . 14 12500 00 s = 4,48 anos 810'
Portanto, não satisfaz a condição de proj eto. d)
( :o rn ple rnento construtivo:
0 valor de C é relativainente ainente eelevado. Portanto, pode -se pensar numa sobr«:~P' v temporária, a ser removida 'd dede pois oi de alguns meses, para antecipar os recalque" modo a atender a cond> çãoo de r' de projeto. Há espaço para essa sobrecarga P " F = 1,76 é bastante elevado, a o, permitindo um acréscimo (sobrecarga trmpora«) " ' altura do aterr o.
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]acarinhas do Lí««
~UTION IN TI-IE QUATERNARY t'ubi ~ p' "'
11 I(
'
Capítulo5 Aterros Sobre
Solos Ivloles 145
Ca/avia.oo (5 COM PACTAQAO
DE ATE RROS
Entende-se por compactação de um solo qualquer redução, mais ou menos rá pida, do índice de vazios, por p rocessos mecânicos. Essa redução ocorre em face da expulsão ou compressão do ar dos vazios dos poros. Difere, portanto, do adensamento, que também é um processo de densificação, mas decorre de uma expulsão lenta da água dos vazios do solo. A compactação objetiva imprimir ao solo uma homogeneização e melhorias de suas propriedades de engenharia, tais como: aumentar a resistência ao cisalhamento, reduzir os recalques e aumentar a resistência a erosão. Várias são as obras civis nas quais se empregam solos compactados. Citam-se, entre outras aplicações: os aterros compactados, na construção de barragens de terra, de estradas ou na implantação de loteamentos; o solo de apoio de fu ndações diretas; os terraplenos (backp7ls)dos muros de arrimo; os reaterros de valas escavadas a céu aberto; e os retaludamentos de encostas naturais.
6.1 Ensaios de Compactação em Laboratório 6.1.1 O ensaio de Proctor - curvas de compactaqão Ern f ins da década de 1930, Porter, da California Di vision of Hi gh way s, o ponto ótimo de EUA, desenvolveu um método para a compactação dos solos — o ponto de máxima compactação. Para ele, o
determinaçãod
Obras de Terra
148
era aa rredução do volume de ar dos vazios, resultado da compactaçãoo era nção da a umidade dos solos. Dependendo d concluindo que ela era uma função omunica-se com a atmosfera através de canais" quantidade deágua, o ar comunica-se en eexpulso, p f cilrnente ou, então, oca preso na agua na sendo, portanto, mais fac' lh " , quando é' pa pas s ível de compressão ou dissolução na água forma de "bolhas', ág ua considerada através da umidade, e Assim, a quanti da de d ee água, mpactação parâmetro decisivo na compac açã, ao lado da energiade compactaçao acomp da de da compactação poderiater usado o índice de vazios Paramediraintensi d f ' tilizar o peso específico seco {Y,), o que dá na (e), no entanto, pre eriu u ' mesma, pois sabe-se, da Mecânica dos Solos, que '
r
5 -1 YJ
sendo 5 o peso específico dos grãos. 0 seu método era empírico e consistia em compactar uma porção de solo em laboratório, com uma certa energia de compactação, variando a umidade. A curva peso específico seco (Y,), em função da umidade (h), tinha a forma de um sino e pe rm iti a def ini r um po nt o ót im o de compactação, como mostra a Fig. 6.1. Tinha-se, assim, um peso específico seco máximo (Y, .J, e urna umidade ótima (h,). Vs Foi Proctor quem S =100% padronizou o ensaio, por volta de 19 33, div ul 90 80 gando o fato. Por isso, n ão só o en s ai o d e compactação leva o seu nome — Ensai o d e Proctor — como também
a curva da Fig. 6.1 é denominada Curva de Proctor, e o d es enho, Diagrama de Proctor. No Brasil o ensaio foi padronizado pela ABNT
Fig. 6.1 Diagrama de Proctor
(N BR7.182/86). Execução do ensaio 0 ensaio é feito tomando-se -se uma porção de solo, a qual e adiciona uma certa quantidade de'gu á a.. Em =m seguida, homogeniza-se, para desmanch" os torrões e distribuir bem a umidad mit ade, e coloca-se o solo num molde cilíndric ' com dimensões padronizadas (1.000 cm>) ), até um terço da sua altuia u" .0 '
'
solo é então compactado, aplicando-se uma energia por impacto, que consiste
Capítulo 6
em deixarcairuma massa de 2,5 kg, de uma altura de 30,5 cm, 26 vezes. O
Com pactaqão de Aterros
processo é repetido mais duas vezes, totalizando três camadas. Pesa-se o molde com o solo, e obtém-se o peso úmido do solo e o seu peso específico naturaL Uma vez de posse da umidade, no dia seguinte, calcula-se o peso específicoseco, o que permite lançar um ponto no diagrama de Proctor,
Outros pontos são obtidos adicionando-se mais água a porção de solo, homog enizando-se a massa erepete-se o procedimento até se ter uma boa definição da curva de coinpactação ou curva de Proctor.
Reuso e secagem prévia do solo Dois aspectos de capital importância para alguns solos são o reuso e a secagem prévia do material ao ar, antes de sua compactação. O reuso da~esma-porção de solo na obtenção dos diversos pontos da curva de Proctor pode provocar quebra de partículas, tornando o solo mais "fino", ou uniformizar melhor a umidade. Por outro lado, secar e umidecer cria heterogeneidades, podendo até mudar as caracteristicas do solosi uaet eia *t * t d t* d . se na proprta e rutura o s a rg ii om inerais,como a haioisita ~ secagem, muda para a sua orma menos hidratada. Neste contesto, i ce e re o ca a ar ra g e m e as u m ua , na Afr ica, estudada por Terzaghi na década de 19 50, As p r i m ei ras amo stra s ext raí das das áreas de empréstimo revelaram umidades muito acima da ótima de laboratório, a ponto de emp reit eiras acharem imp ossível secar o sol o até o po n to
usar
desejado. A explicação, sabe-se hoje, reside na diferença entre o teor de umidade ótima desse solo, quando compactado com secagem prévia ao ar, e o mesmo teor, quando se seca o suficiente para obter o primeiro ponto da curva de compactação, condição que se aproxima mais da de campo. A diferença entre as umidades ótimas atingiu 10%, Situaçao semelhante, embora mais atenuada, ocorreu no Br asil com o so lo barragem de Ponte Nova,com uma diferença de 4%.
Atualmente a Norma Brasileira permite que se faça o ensaio pela via umida, isto é,sem a secagem prévia dosolo.
A padronização da energia decompactação
A energia de compactação do Ensaio de Proctor foi escolhida para certa forma, aproximar a compactação de laboratório e de campo, compatível com os equipamentos usados normalmente nos serviços d e terraplanagem. No entanto, durante a Segunda Grande Guerra (1939-45 ), com o advento dos bombardeiros pesados, as pistas de aeroportos necessitaram de aterros com uma capacidade de suporte maior, o que se conseguiu com equipamentos de compactação mais pesados. Isto levou a introdução, em laboratório, da Energia de Proctor bfodificada, que sera
149
Obras de Terra Terra
descrita adiante. 0 importante a destacar é que os ensaios de laboratório funcio fun cionam nam como como ensaios ensaiosde de referência para a compa mpactação ctação de campo, campo, de
forma um tanto arbitrária, tendo a "padronizaç "padronização" ão" partido, em últi ma instância, do campo.
150 pormato porm ato da curv curva a de compactap compactapão ão
A primeira explicação para o formato da curva de Proctor envolve o conceito de lubrificação. No ramo seco da curva, isto é, abaixo da umidade l ótima, óti ma, ã medida m edida que seãdicion seãdi cionaa aá aágua, ua, as particuTa particuTass de solo se aproximam aprox imam í diante do efeitó lúbrificante dá' agua. No ramo úmido $acima da urnidade ; ótima), a água passa passa a existir existir etn excesso, e xcesso, o que prov oca um aFastamento dâs '. partículas de volp e>.con e>.conse sequ quen ent~lim t~lim inui ~ Í
p~ gu p es o especí específi fico co,,
Uma explicação mais moderna envolve o conceito de "agregações" solos finos, a rgilas ou ou siltes reúne m-se, em face ( itustrrs). As par tículas dos solos de cimentaçoes ou de forças de aglutinação, como a sucção ou a capilaridade, formando forma ndo agregados de partículas. partículas. Quando se compacta um solo nesse esta esta&o)
; as agregaçõ agregações es Fun Funcio cionam nam como se fossem grãos grãos relativamente duros e porosos) ' em um arranjo mais ou menos denso, após a aplicação da energia d) compac com pactaça taçao. o. A medida que se aumenta aumenta a umi umidade dade do solo solo, , osagregados os agregados
ãbsorvem ãbsorvem água, tor nam -se mais mo les, o qu e po ssib ilit a uma mai or aproximação entre eles, após a compactação com a mesma energia, Isto vale até um certo limite, a umidade ótirna, que corresponde a um "ponto de virada",
isto é, ao ponto em que os agregados não mais absorvem água, pois estão quase saturados e amolecidos. Com a compactação continuada, forma-se uma massa disforme, com água em excesso e atinge-se o ramo úmido da curva de Proctor,
Curvas de igual valor do grau de saturagão No diagrama de Proctor, Fig. 6.1, existe uma relação teórica entre o peso específico seco, o teor de umidade e o grau de saturação (Q, que se obtém a partir da expressão (1) e da relação:
Q S Após algumas transformações, resulta em: 1
1+ h
s
(2) (2)
A ííig ig.. 6.1 ilustra ilus tra algumas dessa dessass curva curvass de igual grau de saturação, saturação, que que têm a forma de kipérboles. Observa-se que o ramo úmido da curva de
c ompactaq ompactaqão ão "acom "acompanh panha" a" a hipérbole dos 100% sem tocar nela,jstn~ nela,jstn ~ o solo nâo se satura, Adernais, a hipérbole relativa a S = 100% delimita superiormente o diagrama de Proctor, não podendo existir pontos acima dela.
Capítulo 6 Com pactaqão pactaqão de Aterros 151
Valores tipicos do peso especifico seco máximo e da umidade ótima A Fig. 6.2 indica valores típicos do peso especifico seco máximo e da umidade ótima de diferentes solos, para energia constante, do ensaio de Proctor. As diferenças I sao marcantes, a ponto y (kN/m~) I I I ca I I I I I I I I I I I I I I I I I de se poder utilizar esses I I I I M I w + I I I I parâmetros como dife
renciadores dos solos. É l ugar g~eom g~eométrico étrico d o s picó» das ITtversa ITtversass curvas corresponde, aprõxima tlamente tlamente,, a linhã hip er: bólicá cóm grau de satu r aqâo aqâo entre 80 e 90 %,
I
18
I
I I
I I I
I
I
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I
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16
I I
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útimos.
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Fig. 6.2
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I I
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rt-- — --~+--- I
I
20
I
t. Pqcj n~
I I
10
I
I
14
(2). L a linha dos pontos
1
I
) Al'gllg I
f
I I I -I
I
I I
I
30
Curvas de Proctor de solosdiferentes,
I I I I
compactados com a
I
40
mesma energia
h (s()
Solo Solo "borrachudo" "borrachud o" Fica fácil de entender agora o fenómeno denominado solo "borrachudo". Quando se tenta supercompactar um solo, com umidade acima da ótima, ' ~ 'I ' ~ atinge atinge-s -see rapid rapidame amente nte um estado estado de quase satu satura racã cão„~ o„~ ~ o er gaa i~ iic adg a e a d e v o lv e como se fosse um material material passa a ser transferida para pa ra a~áa elástico ou uma "borracha". As pressões neutras elevam-se e o so o so re um processo de cisalhamento ao longo de planos horizontais. Reconhece-se y apresentar "la mi nado ", com um a par te um solo "borrachudo sa por se apresentar I.'i+ c . destacando-se da outra ao longo de planos horizontais.
6.1.2 6.1.2 Energias Ene rgias de Compactaq Compactaqão ão . e b» dos solos, Os parâmetros de compactação dos solos, solos, isto é, a p,~nsríc não são seus índices físicos, pois dependem da energia de compactação .e {Fig. 6.3). Vê-se que, quanto maior a energia, maior é o valor da p, tnslv menor o valor da h,„
O
gc,,,+-Ú'z lei
Obras de Terra Terra
7 (kN/m )
I
Modificada ' I
I I I I I I
18
152
A Tab. 6.1 contém indicações do equipa mento a ser utilizado para i mprimir uma cert cert a energia de compactação, por impacto, a um solo. No ensaio de Proctor
I
'b.',
I
OI
I I
I I I
I
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]ntitrmy@4fitl I
Fig. 6.$
16
I I I
Normal, uaa:ga uma
a
Norm al
massa de'2 de'2,5 ,5 kg; n d o de uma altura.de' 30,5 c 26 vezes po camada de
I
a
Curvas de Proctor de um mesmo solo,
comp actadoeom
I
I
Argila sil~
II
II'' I
Ia
I
I
I I I I
I
~ s ol o l o~ o~
I I I
ê ao t od od o , n u m
cilindro de 1.000 cm>, As h (%) (%) diver di versas sas energias podem podem s er obti das com u m d fo de 2.ppp 2.ppp cm', situação em que que o único parâmetro diferenciad dif erenciador or passa a ser o número de golpes: 12 para o Proctor Normal; 26 para a Energia
di ferentes energias
25
20
15
10
I
Intermediária, e 55 para o Proctor Modificado,
Tab. 6.1 Energias de Compactação por Impacto Altura Número Número Volu me do do Energia cilindro de queda de de (cm) camadas golpes (cm ) ("g
Designagão
Massa
Proctor Proctor Normal Normal
2 ,5
30,5
3
26
1000
5,9
Proctor Norma l
4,5
4 5 ,7
5
12
2000
6,2
Intermediária
4,5
45,7
26
2000
13,4
Proctor
4,5
45,7
55
2000
2 8 ,3
Modificado
Constata-se també também m que a ene energi rgiaa nominal do ensaio de Proctor Norma No rmall é cerca cercade 1/5 da do ensaio de Proctor Mod Modifi ificado,
6.1.3 6.1.3 Tipos Tip os de Compactaqão em Laboratóri Laborat órioo Além do impacto, existem existem outras for mas de compactar um solo em laboratório. 0 molde ou cilindro pode variar em dimensões, de 1.000 , ( ab. 6,1), até 90 cm , v al or adot ado no equipamento H arvard arvard Min iatura.. 00 uso u s o dee equipamento de pequeno porte visa comnactar um solo commuum menor dispendio de tempo e com menores quantidades de solo,
l>go l>go Lluu Lluutro tro ne princ ipais tipos t ipos de entupa('tuiuo: ent upa('tuiuo: pun i cu(IA cu( IA unul de utn (erro (er ro n(<
C<1P(tulO 6 Cl)llllhtct
tk> Aterro»
153
ou piir apil
Ii} p<>f p<>f pisotrantcnt() pisotrantcnt() par a til(>ldrs t il(>ldrs de ()(1 cm'; cm'; consiste n u apl ci a(fiodc' um est<> est<>f
,eP'
-~
no topo d<) iolo, ilelitro do nliilde, Ao t)>est))o ten)po Ll(te sc vibra ii L<>til@t)to(
<>btcndo-se uni maior entrosatnrttto etitre gt>
pc>Uco
A cnt)>p cnt)>parta( arta(uo uo por pisi itr.imentii itr.im entii tiii intr<>divida na tentativa de silnulut turlluir a cnn>parta("in cnn>parta("in pn xl uf id a p elo ri>Io r i>Io pe de de cu@> cu@>ri riri ri> > i', a estuti(u, a do f<>lo lis<) nu pneun)itic<1, Por se tr;il>alhar cotn tiloldes de M(1 etn> e por frpfesenf:(f n>eli>of 0 solo c(>tnpilctu(lo no cu
p&k srr rnsatad(> niecanica
6.2 Compactaçdode Compactaçdode Campo A c<>mpactu<,i<) de campo cotnprrenile uniu série de utivid;«lrs, desde u esc()lha d;1 área de empresón>c) atc' a c<>t)>puctuquo propriutnrtlte dita,
Escolh Escolhaa da Arca de cmp c mprbstiruo rbstiruo Na escolha da arca de emprestitn( i , i n t e t v ( ( t n t u t i i r e s c o m < i u distanc distancia ia cle tran spor te, i) vnlunle de tnuterial disponivel, os tipos de enlne enlne e seus seus te()res ile u tn id ade (acert<> ile u
Escava<,ão transporte e esp;rllr:rmento do s ()ln Lc>ttlLui (lu(los A es(>va<,u<) Llo s<>li) fia afcu (lr etnpfrstitllo (leve' srr t(ita Lc>ttlLui esp< c(alo «ni ('po( A (IL' l>si
erosõ<>. i%a i%a
atl(>fu utl lu subv erti (.ie atl(>fu
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A Tab, 6.1 contém indicações do equipa . Jdodlficela.' mento a ser utilizado para I I I I I imprimir uma certa '1 18 I I I energia de compactaçao, I I I 152 por impacto a um solo .Jvterje&$4 e No ensaio de Proctor I I I I I Normal, usa-se, uma 16 I Norrpal Fiq. 5.3 massa de 2,5 kg, c
Obras de Terra
y (kN/m~)
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1
Tab. 6.1 Energias de Compactação por impacto Deslgnaçao
Altura N u mer o N úm ero Volume do Massa de queda ënergia de de cilindro ' 3
(cm) camadas golpes
(cm )
P roctor Normal
2,5
30,5
26
1000
5,9
P roctor Normal
4,5
45,7
12
2000
6,2
Intermedikna
4,5
45,7
26
2000
13,4
Proctor
4,5
45,7
55
2000
28,3
Modificado
Constata-se também que a energia nominal do ensaio de Proctor Normal é cerca de 1/5 da do ensaio de Proctor Modificado.
6.1.3 Tipos de Compactaqão em Laboratório Além do impacto, existem outras formas de compactar um solo em laboratório. C) molde ou cilindro pode variar em dimensões, de 1.000 ou 2.000 cm~, (Tab. 6.1), até 90 cm~, valor adotado no equipamento Harvard Mini atura. 0 us o de equipamento de pequeno por te visa compactar um solo com um menor dispêndio de tempo e com menores quantidades de solo.
São quatro os principais tipos dc compactação: a) por inipactil: para cada uma de um certo núme ro de camadas, deixa-se cair um piso dc a ma al tur a cons tante, diversas veres, como sc descreveu para oenaaio de procron d ram hém conhecido como comp~acre ao dindmica
ou fxir apiloanlenfOi
Capítulo 6
Com pacta t; ho de Aterros 153
b) p>r pisoteaimcQtu„para moldes de 90 cml: consiste na aplicação de um estorço constante, atraves de um soquete com haste de 1,2 cm dc di;imetro c mola; a força na mola pode ser ajustada arbitrariamente; em geral requer se
um minimo dc 10 golpes (8 golpes completam uma volta) e 5 camadas para seobter homogeneidade do corpo +e prova; c) por xibração, aplicavel e solos granularcs oloca-se uma sobrecarga no topo do soíã, dentro do molde, «o nlesnltl tempo que sc vibra o conjunto,
obtendo-se um maior entrosamcnto cntrc pio s; d) estática, feita com a aplicaçio de uma força a uma haste acoplada a um disco, com diámetro pouco interior ao do molde de compactação, com ~~ lu me de 90 cml. A compactaçio po r pisoteanlento fo i introd uzida na tentativa de simular mcihor a compacraCao pmduaida peio rolo pé de carneiro e, a eararrca a do rolo liso ou pneumátictx Por se trabalhar com molties de 90 cm> e por representar melhor o solo compactado no campo, o corpo de prova obtido pode ser ensaiado mecanicamente (por exemplo, ensaios triaxiais), para a obtenção de parámetros para o projct o.
6.2 Compactaçãode Campo A compactação de campo
compre endeuma série de atividades, desde a
escolha da área dc empfésGmo até a cnmpactação propr iamente dita.
Escolha da área de empréstimo Na escolha da área de empréstimo, intervem fatores como a dist~ncia de transporte, o volume de material disponivel, os tipos dc solos e seus teores de umidade (acerto de umidadc). Em pri ncipio, qualquer tip o de so lo serve, cxcetuando-se os solos saturados com JTlatéria orgánica e os solos turfosos; deve-se, evitar também os solos rnicáceos e saibrosos.
Escavação, transporte e espalhamento do solo
A, escavação do sigilo na área dr empréstimo deve ser feita com cuidados especiais quanto ã drenagem, para evitar a saturação do solo em época dc
chuva, c também quanto ã estocagem do solo subsuperticial, cm geral 4tenzado, iiue, quando bem compactado, apresenta eleva~)a <~s ' çia ã erosão. Na supertície allora uma camada de solo orginico, de pequena
ppcK»~ v Kz~
Obras de Terra
cspcssur;i, quc pode ser cstocado e recolocado após o término das escanções, )ara ropici:ir a rccontposiç:to da vegetação natural. Depois dc transportado, o solo é espalhado em camadas para «e sua espessura seja compativcl com o equipamento compactador.
154 Acerto da umidade e homogenizaqão
Por irrigação ou aeraç:io, é feito o acerto da umi dade, em fu nçao
espcciíicaçõcs de compactação, isto é, do desvio de urnidade em relação a ótima, preftxado pela projetista. I'rocede-se, também, a homogenizaçãQ para distribuir bcm a umidade, quando for o caso, e ao destorroafnento do
solo, se necessário.
Compactação propriamente dita Segue-se a compactação prop riam ente dit a, com eq ui pame ntos parametros adequados ao tipo de solo , conf orm e a Tab. 6.2. Para o reaterro de pequenas valas usam-se soquetes manuais ou "sapos mecanicos"
As informações contidas na Tab. 6.2 são apenas indicações c d verificar os equiPamentos ~eoaesPondentes Parâmetros mii~@
Tab. 6.2Equipamentos de Compactação
Parãmetros dos equipamentos
Tipo
Solo
Modo de compactar
Rolo
Argila
pé de carneiro ou silte
De baixo para cima
S ilte, areia Rolo pneum ético com finos
De c i m a 30a40 pa r a baixo
Rolo vibratório
Vibração
Material gra n ular
e lcm) 20a25
N 8 a 10
v (kmt b) ~4
p 2.000 a 3ppp kPa
4a6
60 a 100 2 a 4
Legenda: e = Espessura da camada de solo sol to
N = Numero de passadas do rolo compactador v = Velocidade do rolo compactador
4a6
>8
5pp ypp 50 a 100
p = Pr essão na pata ou no pneu P = Peso do rolo vibratório
caminl><)«s fora de estrada, quc podem produzir solo "b orrachudo "., vita m )te esses transtornos cuidando-se da umidade do solo e da pressão dos pneus ou 1 patas Jo» equipamentos dc compactação, que precisa ser maior do que aquela
imprimida pelo equipamento de transporte. ()uando s«prenunciam chuvas durante os trabalhos de compactação, é usual amassar um rolo pnt.umatlc.o para "s. elar" os sulcos deixados pelo rolo '
•
pé dc carneiro, evitando-se o empoçamento de água na praça de compactação. 1'ara facilitar o escoamento das águas, a praça deve ter um leve caimento. Além disso: a) a vcloch)ad» de um ho mem cam in)sandó; em tparcha no rma l, é de
5 a 6 km/h. E uma pressão nos pneus de 500 a 700 k equivale de 70 a 100 psi; b) enquanto og rolos pé de carneiro xigem baixas velocidades parp compactar solos argilosos, os ~olos vibratórios equerem velocidades bem maiores para dcnsit~car as areias; c) os rolos vibratórios podem ser substttuídos por tratores D8 ou D9 cm marcha rápida; no caso de compactação de enrocamentos, os rolos podem ser complementados cotn pl acas v'bratórias<
d) quando se compacta aterros úmidos ) isto é, com umidades bem acima (5 a 10'~o) da ótima, empregam-se rolos leves; no caso da barragem do rto Verde, próxima a Curitiba, empregou-se rolo pé de carneiro, com pressão na pata dr cerca de 1,000 kPa.
ó.3 Especi f icas;ões da Compacta tão Em geral, as áreas de empréstimo fornecem solos residuais, por vezes capeados por solos coluvinnares. Esses solos são bastante heterogéneos: no horizonte supertor costumam ocorrer solos argilosos, laterizados; subjacente, estão presentes solos siltosos e mesmo arenosos. Como dar conta desta heterogeneidade, em termos de especificação de compactaeão» A resposra é trabalhar com dois adimensionais: a) o grau de compactaeaoOC~ éitnido por: 7J ~ sei sp'/a.v
(3)
b) e o desvio de urnidade (h,h) em relação a ótima, dado por
bnh= hcal/s/o — ohl
(4)
em que h e p Sent . e;são os parâmetros de compactação, obtidos em laboratório,
Solos de um mesmo horizonte apresentam valores diferentes de ho> ey,
Capítulo 6 Compactação de Aterros 155
Obras de Terra
mas suas propriedades de engenharia são correlacionaveis com o GC e o h,h udo se passa como se os solos fossem semelhantes ou o solo o mesmo,
desde que se trabalhe com os adimensionais GC e h,b.por isso, as especificações de compactação são feitas em termos de GC e h,b, como no
156
exemplo que segue: 95% < GC 5 103% — 2%
(5)
Segundo Mello (1975), existem tres maneiras de se especifica compactação: pelo r o d ut o fi nal; pelo métod o con stru tiiu; e pelo p~„ final com indicaçoes do meto o m i st o . • Especificar pelo produto final significa fixar as características ' mec" assíveis de aceitação, em função do conceito da obra „a visão do projetis . Ci emp reiteiro executa o aterro com r o m et endo se a '
Especificar pelo método const rutivo c on siste em fix ar t od os
procedimentos de compactação, desde o tipo de rolo compactador a empregar número de passadas, espessura das camadas, velocidade etc., inclusive os valores de GC e de Ab.
• Finalmente, especificar o produto final com indicações quanto ao método construtivo implica dividi as responsabilidades entre a projetista, que tem o conceito da obra, e o empreiteiro, que vut construi-la. permite uma intera ão entre os dois, visando a boa u a l id ade da ob ra.
Ainda segundo lslello (1975), para elaborar especif icações utcts e eficazes, é necessário que sejam feitas as seguintes perguntas na elaboração das especificações: a) como será verificado o seu cumpriment ?. b) )quais as en o.; consequências para a obra se o seu resultado for n + ti as ? ; c)) o que se exigirá xm. da empreiteira se o resultado tor negativo?
6.4 Controle da Compactação ontrolar a compactaçao, no sentido amplo da palas~, si~afica verificar a adequação do equi'pamento co mpactador, se os parimetros como a espessura da camada solta, o número de passadas, q d a velocidade etc. estão de acordo com o especifc iado. Para obras dee pequeno e porte, basta essa ~p e mais um "controle visual"sfeito por pessoa p oa experiente. No sentido estrito da palavra p • vra, controlar co a compactação quer dizer verificar se o GC e o bb estão dentro ão entro doso limites especiticados s como no e exemp l o dado pela expressão (5).
urificação
Após acompactação de umaaca mada d desolo,determina-se, rapidamente camada
o seu peso específico natural, ou peso es ecifi ' p o r e areia, por exempl em - p o que s e abre uma — e e pesa-se o solo úmido e, ãn, e, finalmente,mede-se o volume ançan o-se areia com peso específico conhecido.
Capítulo 6
Sendo hu a umidade do aterro, pode-se escrever:
Com pactat,-ão
7 ua d'á
de enterros
(6)
a
157
onde p,„éo peso específico seco do aterro ou de campo. Aqui se levanta uma questão crucial:como liberar uma camada
recém-compactada na hora? Vale dizer, no máximo 60 minutos após a sua compactação? São duas as dificuldades: a primeira é que não se sabe de qual horizonte proveio o solo de empréstimo empr~ea para compactar a camada, isto é, desconhecem-se os valores dic , e b,r. é o problema da heterogeneidade do solo de emprésti meu da é que só se consegue determinar a umidade do aterro (h~) e, portanto, o va lo r do p es o es pecí fico seco de campo (p,u) no dia seguinte, por causa da estufa, que requer 24 h para secar solos argilosos: é o pro blema da estufa .
6,4.i IVlétodo de Hilf Hilf deb ru çou se so
esta q u es tão e encontrou uma resposta, que
constitui o Método de Hilf e possibilita o cálculo preciso do GC e uma estimativa do b,h, Sobre o assunto, pode-se consultar Oliveira (1965).
A~
b''
s
s
"
'd s
camada a ser liberada seja horu~o euea e que o seu teor de umidade esteja úniformemen~Mi r t 6b uí do, isto é, seja constante.
o'B
Afinidade entre a curva de Hilf e a de Proctor No mesmo ponto ern que se mediu pu, coleta-se uma porção de solo (15 kg, aproxirnadamnente, que, após homogenização, é quarteada (Fig. 6.4) e protegida para evitar a evaporação. Cada quarto possui a mesma umidade h4, em face da hipótese de homogenidade apresentada. Tab. 6.3 Método de Hilf Quarto n' Um idade (*)
2
Peso especifico úmido (*')
1
ha
21
~u1
2
ha
22
~u 2
3
ha
23
~u3
4
h,
24
~u4
i'):apóso quarteamento ("): apóscompactarno cilindro de proctor
Camada a ser Liberada
18cm
Firj. 6.4 Método de Hilf- gtrarteamenta da amostre z,=O
Obras de Terra
Suponha-seque o solo compactado esteja no ramo seco da curva de
compactação. Então toma-se cada quarto, a partir do segundo, e adiciona-se uma certaquantidade de água, dada por.
, '> 'P )P l
~
P
para
i =1 , 2, 3 e 4
(~)
í~
onde P„é o peso da água a ser adicionada eP>, o peso umido do i-ésimo quarto.Note-se que os g; estão referenciados aos pesos umi
«s (Pg, que
não dependem de estufa. Se o solo estivesse no ramo úmido, bastaria secá-lo, através de jatos de ar quente e os valores dos g seriam negativos A seguir,
homogeniza-se muito bem e compacta-se cada quarto desolo no cilindro de Proctor, obtendo-se, no momento do ensaio, o peso específico umido do
solo comp actado(f„,), referente ao i-ésimo quarto
+ ab. 6 3).
Reportando-se aFig.6.5,para qualquer um
dos "quartos", após a adição da fração g de águ< o peso da água passa a ser: Z Ps(1+h,) C)
8
P =P h + P
haPs
(1+h ) Z
11
donde:
Ps
Firs. 6.5
P +P h'
P + P, h + P, ( +/j
V
V
V é o volume do cilindro de Proctor (1.000 cm~). Rearranjando-se essa expressão e tendo-se em conta que
7
P S V
tem-se:
(1+q).(1+h ) Define~ p es o específico úmido convertido (p„g como a relação:
— 7."
, 7- =
(10)
(8)
Tudo se passa corno se o peso específico úmido fosse convertido para a un>idade do aterro (hg, pois, de (9) e (10) resulta:
Capítulo 6 Compactaqdo de Aterros
(<+s~)
159
Por outro lado, na Fig. 6.5, o teor de umidade h, de qualquer quarto, apos a adição de água, é:
P, h , + P, (1+h„)
P,
Z
donde: / i= l
+ (J+h). i
(1 2)
De posse de P„, e de g disponíveis na hora, desenha-se a curva de Hilf (Fig, 6.6a),em até 40 minutos após a compactação da camada. Como h„é
constante, a ser conhecid a no dia seguinte, resulta, pelas expressões (11) e
(12), uma relação de afinidade com a curva de Proctor (Fig. 6.6b), isto é:
/ Í se h = k ( constante )
p l/t' = (1 +k).g e
h- k 1+k
~ S ~100%
~S = 100'/o
Vsmax
Fig, 6.6 boi
(a) Hilf
{b) Proctor
Assim a curva de Hilf apres ta um p> o que corresp e a ont o e ser ótirno de Proctor. Está aí a chave ara a soluç o do proble a, que po ll assim resumida: "quem não tem ã (g,e h) caça com gat (p„,e g .
Afinid ad entre os curvos de Hiif (o) e de Proetor (b)
Obras de Terra
Cálculo exato do grau de compactagão
(GC)
]guitip]icando-se o numerador e o denom inador da fração que aparece
na expressão (3) por (1+hg, e tendo em vista as expressões (6) e ( >). vem
160
que:
y, (i+h Ys
)
(] +h )
>ac
isto é, GC=
~ua
(13)
utmáx
que possibilita o cálculo exato do GC na hora da liberaçao da camada.
Estimativa do desvio de umidade (44) Somando-se 1 aos dois membros da expressão (12) e real »
l o - s eos
termos, tem-se:
I+h =
(I +h,) (>+g)
(14)
para " = , tem-se p = p, ot e rn v ir tu de da relação dea f i n i d a d e . Substituindo-se em (14), segue que:
1 + h„= (1 + h) (1 + q
)
(15)
donde:
1+h ot
(16)
1+ W. Usando-se a expressão (4), na forma
)
Ah = (1 + h, ) —1(+ h„
em combinação com a expressão (16), tem-se:
tal
(i+h, )
(17)
No entanto, o problema da estufa continua presen«p»s >ots<é esta~~ disponivel no dia seguinte.
Po«m g o lp e de sorte, mesmo que se estime estime h» com com um erro de +5% Q erro em Ah será de apenas +0,1%, A razão disso está no fato do termo (1+h,) da expressão (17) ser pouco sensível as variações de h0„De fato, suponha-se q « » Vmse j a m iguais ig uais a 25 +5% +5 % e 1,8%, 1, 8%, respectivam r espectivamente. ente. Ter-se-ia Ter-se-ia::
Capitulo 6 Com pactação de Aterros 161
trtax
1+0,018
(1 + 0,20) = — 2,1'/
1 ~P P18
(1 + 0 30 30) = — 2 3%
Isto é, Ah = (2,2 +0,1)% Assim, existem e xistem dois caminhos para a estimativa estimativa de h,h: o primeiro primeiro consiste em adotar ad otar um valor valorpara para h,q , com erro erro de até +5%. U Um m eng engenheiro enheiro ou um
encarregado de obra, ob ra, com prática, p rática, consegue uma precisão precisão bem melhor, Para 'ma-se bastante facilitar facili tar as coisas, lembra-se lembra-se que, que, frequentemente »a do LP. O segundo passa pela hipérbole de( ucsinski, q e é a equação empírica da "linha dos pontos ótimos" (Fig. 62) Fssa equação foi obtida por K uc zinski zi nski em 1950, trabalhando trabalhando com solos b rasileiros, rasileiros, e vale: vale:
'y, 'y,
'
,
(em kN/m )
+ 0,5
1+26 h
(18)
Multiplican Multip licando-se do-se ambos os membros dessa expre express ssão ão por por (1+hg, tendo-se tendo-se em conta as expressões (10), (11) e (16), tem-se: 'Y
= 1+
25,37 '
' Yr .
1+h
o que resolve o problema, pois: a) da curva de Hilf extrai-se 7«
e z~ e, port anto, 7« ,
b) da expressão (19) obtém-se h„;,e c) da expressão (17) estima-se estima-se hh. No int ervalo 10% ( h» (
3 5 % , va le a seguinte aproximação aproximação para a
expressão (19): 7„,„
= (1 + Z)
Vg,„,~ = 2,96 — 1,69 6„
(20)
Extraindo-se h» de (20) e substituindo-se em (17), resulta; Aó =
"' ( 2,4-0,ó 'Y„„, „)
+Q
que per mite uma estimativa direta direta de Ah.
(21)
c)
r'Qy '
Obras de Terra Terra
162
ó.4.2 ó.4.2 Estufa Estuf a de raios infravermelhos Trata-se de um procedimento que permite perm ite secar um solo rapidamente, rapidamente, com uma estufa estufa de m as q u e emitem emit em ]uz infravermelha. Com isto obtêm-se obtêm-se valore valoress da "umida "umida ' h
6.5Pesquisas 6.5 Pesquisasdde Arcas de Empréstimo e de Jazidas A pesquisa p esquisa das áreas
éstimo começa com a execução de furos de soridagem, em geral' a trado, requentemente complementados com a abertura de poços, visan ó a cubagem cubagem do in aterial dispo nível, como
também a coleta de amostras para a sua suaide t n ificaçãotául 5 visual e a execução dos primeiros ensaios de laboratório. Entre os ensaios, incluem-se: a) en saios de caracteriz caracterização ação e identificação: granulometr ia, Lim ite s de
Atterberg, umidade natural e o peso específico dos grãos; b) ensaios e nsaios de compactaç co mpactação; ão; c) ensaios mecânicos, tais como ensaios de adensamento, triaxiais e de cisalhamento direto, em corpos de prova moldados em laboratório
A realização dos ensaios dos dois primeiros itens permite: a) classificar os solos em grupos; b) comparar compar ar valores da umidade dos solos de empréstimo com as h«, obtendo indica indicações preciosa osas s sobre o acerto erto da unudade unudade antes da
compactação; e c) confrontar h,z com o LP (Limite de Plasticidade). Plasticidade). A seguir, escolhem-se escolhem-se amostras amostras típicas de cada cada grupo, que são submetidas submetidas aos ensaios ensaios mecânicos, mecânicos, do terce iro item, i tem, os quais q uais são feitos apenas em casos casos de aterros de muita responsabilidade, como terros para barragens de terra,
por exemplo, e fornecem parâmetros como s 'e Q', para análises de estabilidade de taludes. No caso das jazidas de areias ou areais, é útil uma caracterização tátil e
visual, com a descrição da forma e da resistencia dos grãos. Realizam-se ensaios de granulometria, para se ter uma ideia da quantidade de "sujos" ou finos (argila e silte) existentes. Esses dados orientarão eventual "processamento" "pro cessamento" da areia, através através de peneirament peneiramentos os e lavagem, para se obter
material material granular para a obra ob ra (areia com diversas graduações quanto ao tamanho dos grãos). Outros ensaios referem-se a determinaSão d~os indiees de vazios vazios máximo máximo ínim o , impo im port rtantes antes para a obtenção obtenção da compacid compacidade ade ou densidade relativa de areias compactadas. para materiais pedr egosos, como o s b l o co s de r oc ha par a enrocamento, é necessário investigar as pedreiras. Importa conhecer: a
espessura do estéril a remover, isto é, do solo residual que capeia a
rocha; a du re za da ro cha ; e o s is tem a de di áclases ou ju nt as (descontinuidades). Essas informações condicionam o projeto de detonação eaf eafetam o tamanho amanho dos
blocos. Para aplicações aplicações em barragens, barragens,
interessam inte ressam também ta mbém estudos estud os sobre a desagre desagregabi gabilidade lidade da rocha quando
Capítulo 6 Compactação de Aterros 163
e@posta as intempéries.
6.6 Aterros Aterr os Compactados Compactados Na sequência, discorrer-se-a sobre os aterros já construídos, do ponto de vista de seu seu comp or tam ento e das medidas que se recomendam recomendam para
conservá-los em bom estado. Ver-se-á t ambém ambém uma aplicação aplicação prática, prát ica, ou seja, o emprego de aterros para loteamentos e conjuntos habitacionais, tão em voga en tre nós di ante do im enso déflcit habitacional que aflige aflige
nossa sociedade.
6.6.1 Comportamento dos solos compaetados Uma vez compactado, o solo comporta-se como um solo insaturado, sobre adensado, com pressões de pre-adensamento entre 35
a 50 kpa, imprimidas pelo rolo com pactador. Em
termos de permeabilidade, apresentam-se, na Fig. ó.'7, dois gráficos em que, para
10 7
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desse desse comportamento está
no fato de solos finos, compactados no ramo seco, formarem agrega ções com grandes vazios entre entre si (p oro s in te ra gregações), por onde a água percola com muita facilidade; no ramo úmido as agregações tendem a se
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no ramo úmido ocorre um pequeno aumento. A razão
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19 h (%)
Fig, 6.7 Variação da permeabilidade com a umldade de com pactoçoo (Lambe e Whitman, i969 )
Obras de Terra
desfa desfaze zer, r, ou estão estão muito próximas, próximas, e a água água tem de percol percolar ar pelos po r u s intra-agre intra-agregaç gaçõe ões. s. Assi Assim, m, no ponto ó timo ou acima dele, a permeab ilida ili dade de é menor do que no ramo seco. Em termos de compressibilidade pata um mesmo peso específico s e c u e mesma energia energia de compactação, compactação, solos compactados no r am o se co sãos m enos compressív compressíveis eis do que que os os compact compactado adoss no ramo úmi do, pel o rn en c ) s
164
para baixas pressões pressões (Fig. 6.8).
th
+aa„ 8
Fig. 6.8
Sea Sea
4)
+aa,
8
ay
'6C
Oa
@I A.
Compressibilidade de solos com pactados pactados (Lambe e Whitman, Whitman,
+a~OS
O C5 N
I
ID
0
~eS~
asp asWp
Se~ Se~
O aiy0
SSãO(m
sp~ 'aos)
l 969) Quanto a resistência ao cisalhamento, a Fig. 6.9 revela que s o l m a c ompactados no ramo seco apres apresenta entam m maiores resistência resistênciass de pico, pico , qua q ua~ ~dm c omparados omparados com com o ramo úmido. úmido. Além Além disso, disso, a ruptura ruptura é do tipo " fr ág il" il " p ~ o s primeiros, e "plástica" "plástica" para os segu segundos ndos,, confirmando confirmando as difer enças ença s quan qu an t n ã deformabilidade, apontadas acima. A razão desse comportamento está n a s diferenças diferenças entre as estru turas dos solo s nos ram os sec o e ú m id o c onsequ onsequentemente, entemente, nas pressões neutras que se desenvolve m d u r a n t e n s
ensaios triaxiais, que são maiores no ramo úmido. Certos solos, quanG~ compactados compactados mui to secos, podem apresentar estrutura col ap si vel , e, a n submergir, resultam deformações bruscas e trincas.
03
15
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14
16
Fig. 6.9 Resistência idade e de comp comp ~o« ~o « o a ao ao cisalhamento em função da u midad e Whitman, l969)
(o
18s C%) C%)
Do que foi descrito, seguem algumas consequências práticas em termos de otimização de seções de barragens de terra. Os aterros de barragens precisam at en der a dois requisitos básicos: serem estanques, isto é, devem ter um " s e p to " im pe rmeável para represar água; e serem estáveis durante sua vida úti l p s eção indicada na Fig. 6.1Q procura atendê-los. Observe-se
Capítulo 6 Com pactat;ão de Aterros 16S
que 0 núcleo, compactado acima da ótima, é menos permeável do que os
espaldares de mo ntante e jusante, funcion ando, po rtanto, como "septo" impermeável, e os espaldares, justamente por serem compactados abaixo da ótima, apresentam maiores resistências, garantindo a estabilidade da barragem. Com esse exemplo, entende-se porque nem sempre o ponto de máxima compactação (o ponto ótimo da curva de Proctor) representa o "ótimo da compactação: tudodepende do que sepretende obter com o solo compactado.
Sobre o a ss un to, veja Sousa Pinto
(1971).
Um estudo exaustivo de propriedades de solos brasileiros compactados pode ser encontrado no livro de Cruz (1996).
Montante h=hot
Núoteo h =hot+ ~
Jusante
h =h~- t ~
dos aterros rotecção
6.6.2 Re si stência a erosão —p compactados No
e s t ud o das encostas naturais, ver if ic ou -se que os solos lateríticos
apresentam elevada resistência a erosão, o contrário acontecendo com os solos saprolí tic os (ver Cap. 4). Os solos lateríticos, que são superficiais, servem de prote ção ao s solos saprolíticos, subjacentes. É o r esultado natural do equilíbrio entre o meio ambiente e o subsolo. Situação semelhante ocorre quando se compactam esses tipos de solos, isto é, solos lateríticos compactados apresentam elevada resistência a erosão, porque po ss uem, em geral, elevada coesão; ou por que os óxidos de ferro e alumínio p r e sentes têm ação cimentante , gerando agregações de partículas com macr op oro s, que dificultam a erosão; ou aind a po rque a água de chuva penetra com m ai s fa cilidade pelos macropor os, dim inuindo a ação erosiva das águas que escoam pela superfície do te rreno . Os solos saprolíticos que ocorrem nos entornos da cidade de São Paulo, principalm en te aqueles que resultaram da d ec om posição de gnaisses, micaxistos, granitos e arenitos, por serem solos siltosos micáceos, são, em geral, erodív eis, mesmo quando comp actados. Daí a regra que se deve usar em serviços de terraplenagem: estocar o solo superf ici al, que é mais resistente a erosão, e u t il izá -lo para comp actar as úl ti ma s camadas de um aterro, Funcionando como um "selo" ou uma "envoltória" para os solos saproliticos.
Fig. 6.10 Otimiza5ap gfa sy5ap
da banagem
Obras de Terra
Trata-se de aprender com a própria natureza. Infelizmente, na prática, costuma ocorrer justamente o contrário: por serem solos superticiais de uma área de empréstimo ou de uma região de corte, são os que vão primeiro para o fundo dos vales a serem aterrados.
166
Uma vez concluída a compactação de um aterro, existem outras formas de proteção contra a erosão: pro teger os talude s superficialmente, com vegetação ou material pedregoso, ou prover-se de um sistema de drenagem superficial. veget ção pode constituir-se de gramíneas (batatais, 9 icuio tc.) o u leguminosas (soja perene precoce), plant adas manualment e o p o hidrossemeadura. p ação erosiva das gotas de chuva, que desag gam 0 solo, éatenuada ou ebminada; adem&s, grande parte da ág a da chuva é
r etida ou escoa por sobre a vegetação, que prot ege o solo da ação ero das lâminas d' água formadas após chuvas intensa~- ~ p rot eçã somente dasfolhas,como também da "coesão"
a
agregada ao soloP"
da vegetação. go caso de barragens de terra, recorre-se, alternativamente, a ma«nais granulares e pedregosos, colocados no talude de jusante, para prevenir a ação erosiva de chuvas. p montante, costuma-se lançar mão de enrocam " com camadas ele transição (np-rap), na região onde as ondas, tormadas p los ventos que sopram nos lagosrepresados, quebram contra o tal«e. Soluçoes
semelhantes podem ser empregadas no caso de aterros próximos a c '
g o s.
Q uanto a dre nagem superficial, a exemplo do qu e se viu Par» s encostas naturais (gap. 4), ela é simples e eficaz, quando bem executada
erosivo das águas de chuva. Deve-se dispor «um i m pacto sistema de captação de águas pluviais, consutu ido de canal« » c a i xa s de na redução do
coletas e de tr an siçõ es, estr utu ras de di ss ipação de en er gia «c . Posteriormen te, as águas são lançadas num cór rego, em c otas pró ximas ao seu nível normal, com proteção adequada para evitar sulcos de erosão (ravinamentos) e rupturas remontantes.
6.6.3 Aplicaqão ao problema dos loteamentos Tanto os loteamentos imobiliários quanto os populares provocam erosão com consequenciasdanosas não so para os seus proprietários, como també~
para a população em geral, porque a erosão leva, em última instância as enchentesnas grandes ci dades como São Paulo,através do assoreamento de córregose rios,que reduz drasucamente a sua vazão.A ação dô poder público
nao escapa dessa critica, pois tem se envohido na construção de gigantescos conjuntos habitacionais, com grandes moi~entações de terra, executadas de forma inadequada doponto de vista técnico.
0 loteador imobiliário pretende, ria de regra, construir um gran «pia« numa região acidentada, onde ocorrem morros e pequenos v «s Pa ra taiito corta os morros e aterra os vales, sem nenhum critério geotecnico Para ele,
o problema é apenas topográfico, de agrimensura. Consequência: os solos expostos pelos cortes são saprolí+icos e os aterros são mal executados, ocasionando a
Capítulo 6
erosão. 0 problema, aqui, é do recurso financeiro existente e mal empregado; ja
de Aterros
se constatou que o loteador gastaria menos dinheiro se o projeto e a construção tivessem conteúdo geotécnico adequado. 0 ideal seria que esses loteamentos fossem implantados conforme o relevo da região, com um mínimo de cortes e aterras, em níveis diferentes (ver a seção 4.4 do Cap. 4). Gs lote amentos po pula res são frequentemente clandestinos, sem nenhum a in fr aestrutura básica. A ocupação se dá, ein geral, em encostas de morros , e ini cia-se com a remoção da vegetação. Em seguida, para suavizar as encostas e dispor de um pequeno platô, é feito um corte no talude e um pequeno aterro de solo lançado, ambos altamente erodíveis. ¹ o ex i st e nenhum sistema de drenagem das águas de chuva nem esgoto para as águas servidas G p r obl ema aqui é a absoluta carência de recursos 6nanceiros. + s eguir listam-se algumas medidas recomendadas para a implantação de loteamentos. a, Na execução dos aterros: evitar solos com matéria orgânica, turfosos e solos muito micáceos; proceder ao desmatamento, "destocamento" e limpeza do terreno natural
estocar o solo superficial para futura utilização na fase final do aterro (envoltória) ; se ocorrerem olhos ou minas d' água, cuidar para a sua drenagem; a água em excesso é a maior inim iga da compactação; preparar o local construindo degraus, se houver declividade; escarificar ao longo das curvas de nível; lançar o solo em toda a largura do terreno, com espessura de solo solto não superior a 25 cm; espalhar, destorroar, revolver e compactar o solo; fazer um controle visual da compactação, com uma preocupação maior para os aspectos de homogeneidade e de resistência. b. Proteger os aterros próximos aos córregos, com material granular ou pedregoso. c. Proteger superficialmente os taludes de corte e de aterros, com o plantio de vegetação (gramíneas ou leguminosas). d. Prover de um si stema de dr enagem superticial os talu des e Q sistema viário do lo te amen to. Toma r cui dado com ate rro s de arruamentos, que cruzam linhas naturais de drenagem, evitando-se os aterros-barragens.
Com pactaqão 167
Obras de Terra
Sobre o assunto erosão e seus efeitos nas cidades e no campo, recomenda-se a leitura do trabalho de Cozzolino (1989). De particular importância é a u e faz a falt a de uma me nt alidade e uma tradição conservacionistas, entenda-se, de preservação da natureza, entre nós, brasileiros. Sobre o projeto para a implantação de lotearnentos,
menção q
168
veja Moretti (1987).
Capítulo 6 Com pactaqão de Aterros
P@1J "sjfQc4s pg~ jppxsg•tt I. a) 0 que significa compactar um solo? b) Por que se compacta? c) Como e possíveL fisicamente, compactar um solo! d) Dê exemplos de obras em que é preciso compactar um solo. a) Compactar um solo e densiftcá-lo por meios mecânicos, de forma rápida as custas da compressão ou expulsão do ar dos vazios do sola b) Compacta-se um solo para melhorar as suas propriedades de engenharia (permeabilidade, deformabilidade e resistência) e para obter um produto tnais homog~netx c) ~ possivel pela presença de ar nos poros do solo. Um solo saturado não é passís~l de compactar.
reenchiem nto
d) Aterros de barragens; p de valas; aterros atrás de muros de arrimo' construção de bases de porias e de aeroportos; troca de solos de fundações dtretas etc.
2. a) 0 que e e para que serve o diagrama de Proctor? b) É verdade que no Ponto otímo obtem-se o máximo de desempenho de um solo compactado? Justifique sua resposta. a) ~ diagram de proctor é um gráfico que permite representar a vari ç densidade~a
de um solocompactado com o teor de umidade de mold g
para enos de compactaçãoconstantes, essa variação tem a forma d sino.. e a curs~ de compactação de Proctor, que serve para de«rrm ~ ó~a e a densime seca ~ ~ a, q ue são parametros de compactação muito ~~ tes ~ o cont ro le da compactação no campo. As especií>ca«es compactação no campo são referidas a eles, através do desvio de umid relação i étima, e do grau de compactação. em sempr< por exemplo, é abaixo da umidade ótima - portanto, no que se obtem as maiores resistências ao cisalhamento ~ e n que a permeabilidade atinge os seus valores mínimos. Como controlara compactação no campo? Responda nos dois sentidos
ampio e restrito. Neste último sentido, qual a maior dificuldade que se encontra
e como superá-la? Qo sentido amplo e controlar o processo da compactação, desde « Po d comp ctador escolhido, o seu peso, o número de passadas, a sua velocidade, espessura das camadas soltas, o grau de compactação e o desvio de umidad relação i útirna.
169
Obras de Terra
170
verificar se o grau de cornpactação e o em relação a étima atendem as especificações do projetista. 1'.ssa veriticação deve ser feita na "hora", isto é, no máximo em 40 minutos. p maior dificuldade para liberar uma camada na "hora" está no tempo que a estufa convencional leva para fornecer o valor da umidade: 24 h para solos argilosos, Pode-se recorrer a dois expedientcs: a) com o 0 fétodo de Hilf, trabalha-se com uma curva atim a de Proctor, mas que nao depende de determinações da umidade; ou b) através da estuta de raios infravermelhos e de uma curva de aferição entre a umiclade obtida com esta estufa (quc demanda algumas dezenas de minutos) e a umidade "verdadeira", obtida com a estufa convencional (da norma brasileira), com temperaturas de 105 a 110 C. Faça um roteiro dasetapas de compactação no campo, desde a área de
empréstimo até a compactação propriamente dita. A compactação nocampo compreende diversasetapas, que vão desde a escolha
da área de empréstimo até a compactação propriamente dita. São elas: a) escolha da área de cmprísúmo, intervindo fatores como distância de transporte, volume de material disponivel, tipos de solo e seus teores de umidade;
b) escavação, transporte e espalhamento do solo em camadas tais que sua espessura seia compativel com o e qui pamento c ompa ctador; c) acerto de umidade, através de irrigação ou aeração, e homogenenização, para distribuir bem a um idade, quando for o ca so, e ao destorro amento do solo , se necessáno; d) compactação propriamente dita, com equipamentos e parâmetros adequados ao tipo de solo.
5. C it e t res tipos de rolos compactadores, indicando a forma como operam e para Que tipos de solos são mais apropriados. a) Rolos pé de carneiro: compactam camadas de solos argilosos de baixo para cima; requerem baixa velocidade. b) Rolos pneumáticos: compactam as camadas de solo solto de cima para baixo podem ser empregadas para solos siltosos ou areias com finos. c) Rolos lisos vibratórios: compactam areias e materiais granulares por vibração; requerem velocidades bem maiores.
6. Faça um planejamento geotécnicopreliminar e conceituai para a implantaçao
de loteamento em região de morros, nos entornos da Grande São paulo.J us tifique (Ver a sr>lução da questão 8 do Cap, 4)
QAIi'lIVUKOop
BARRAGENS DE TERRA E ENROCAME NTO 7.1 Evolução Histórica As barragens de terra são construções de longa data. Um dos reg'»os mai s an tigos é de uma barragem de 12 m de altura, construída no ~g t apr ox im adamente 6,8 mil anos, e que rompeu por transbordamento ~ sta outras informações (Tab. 7.1) encontram-se no livro de Thomas (1~~6). As barragens de terra eram "homogêneas", com o material transpor ta manualmente ecompactado por pisoteamento, por animais ou home bar r age rn do Guarapiranga foi const ruída pelos ingleses, no início do seculo ~, p róx i m o a cid ade de São Paulo, com a técnica de aterro hidrau" co a urn a ce rta cota, complem entada até a crista com solo compa« ado P carneiros; existe um documento que cita, literalmente, a "co»ataçao carn ei rad a". Em 1820 consta que Telford introdu ziu o uso de núcleos afg1la para garantir a estanqueidade das barragens. 0 uso de e«ocamen na co n st ruç ão de barragens iniciou-se, provavelmente, com os minet«s ~a]jfornia, na década de 1850, pois havia carência de material ««oso +s bloc os de ro cha eram sim plesmente empilhados, sem nenhu ma cornpactação. Fm consequência, muitas barragens sofreram recalques br u sc os quando do pr imeiro enchimento, pois, diante da saturaçao, oc«r» «a ur' " a m o le cime nto" da rocha nos pontos de contato entre pedras, don "quebra das pontas" e os recalques. Hoje, os aterros de enrocame«o sao con st ru ídos com ro los co mp actadores vibratór ios, obtendo-se um entrosamento maior entre pedras.
«
1
7
A compactação mecânica só foi introduzida de meados do seculo . para o inicio do século XX, portanto, muito antes da Mecânica dos So «s se estabelecer em bases científicas. Modernamente, constroem-se barragens de terra e te rra-enrocamen o gos mais diversos tipos, incluindo as Barragens com Membranas, que»o colocadas naface de montante de enrocamentos, funcionando como septos
Obras de Terra
1 ~4
i mpermeáveis, e podem ser de madeira, de aço, de material betuminos« " simplesmente de concreto; e as Barragens em Terra Armada, como a ue +ailort des Bimes, na Franga. Tab. 7.1 Alguns dados históricos Ano 4800 a.C. 5OO a.C. 100 a.C.
1200 d.c.
Registro ou Ocorrência Barragem de Sadd-El-Katara Altura: 12 m Destruida por transbordamento Barragem de terra Altura: 12 a 27m 13.000.000 ms de material Barragens romanas em arcos Barragem Madduk-Masur Altura: 90 m
Destruida por transbordamento Barragem de Estrecho de Rientes 1789
Altura: 46 m
Destruida logo após o primeiro enchimento
1820
Telford introduz o uso de núcleos argilosos
Fim do Século XIX
Barragem de Fort Peck Altura: 76 m Volume de material: 100.000.000 m Experiências de Darcy Velocidade de percoiaçâo da água Patente do primeiro rolo
1856 1859
1930-40
Hoje
em barragens de terra e enrocamento
Egito Sri Lanka (antigo Ceilão) Norte da Itdlia Sul da França fndla Espanha inglaterra
EUA
França
compactador a vapor
Inglaterra
Surge o primeiro rolo compactador tipo pé de carneiro
EUA
A Mecânicados Solos consolida-se
como ciência aplicada Rolos compactadores vibratórios Barragem de Nurek (URSS): 312 m Barragens com membranas Barragens em terra armada
EUA EUA URSS Brasil e outros
Segundo Vargas (1977), as primeiras barragens de terra brasileiras foram construídas no Nordeste, no início do século XX, dentro do plano de obras de combate a seca, e foram pro jetadas em bases empíricas. A barragern d e Curema, erguida na paraíba em 1938, contava com os novos conhecimentos da Mecanica dos Solos. Somente em 1947, com a barragem do Vigário, atual barragem Terzaghi, localizada no í.stado do Rio de Janeiro, é que se inaugurou o uso da moderna técnica de projeto e con strução de barragens de terra no Brasil. 1'oi um ma rco, pois, pela primeira vez, Terzaghi empregou o fi lt ro vertical ou chaminé como elemento de drenagem interna de barragens de terra. Hoje, existem centenas de barragens de terra e terra-enrocamento em
operação no País, inclusive de enrocamento com face de concreto, como a
Capítulo 7
barragem de Foz do Areia (PR), com 156 m de altura, a maioria delas projetada e construída por brasileiros. De acordo com lvfello (1975), uma barragern deve ser vista como uma
Sarragens de Terra e Enrocarnento
unidadeou um todo orgânico no espaço, compreendendo: a)a bacia da represa;
175
b) os terrenos de fundação, que são como um prolongamento da barragem em subsuperfície; c) as estruturas anexas ou auxiliares (vertedouros, descarregadores de fundo, tomadas d' água, galerias, tííneis, casas de força, etc.) ; d) os instrumentos de auscultação(piezômetros, medidores de recalques, etc.), importantes para a observação do comportamento da obra; e) as instalações de comunicação e manutenção. Existe também um outro todo no tempo ou nas atividades que, apesar de subsequentes no tempo, devem ser encaradas como inseparáveis ou, no mínimo, interdependentes: o projeto; a construção; o primeiro enchimento, que é o primeiro teste severo a que se submete uma barragem; e as vistorias periódicas da barragem em ope ração, para garantir a sua segurança em longo prazo.
7.2 Tipos Básicos de Barragens Entende-se por barragem de grande porte qualquer barragem com altura superior a 15 m, ou com alturas entre 10 e 15 m e que satisfaça uma das seguintes condições: a) comprimento de crista igual ou superior a 500 m; b) reservatório com vo lum e t otal su perior a 1.000.000 m ;
c) vertedouro com capacidade superior a 2.000 m~ /s; d) barragem com condições difíceis de fundações; e) barragem com projeto não convencional. A seguir serão descritos os vários tipos de barragens em uso, com a inclusão das barragens de concreto, cujo interesse, em nosso curso, está nas suas fundações, problema eminentemente geotécnico.
7.2.1 Barragem de concreto gravidade (concreto massa) Como o próprio nome sugere, este tipo de barragem funciona em função do seu peso. Em geral, requer fundações em rocha, por questões de capacidade de suporte do terreno. A l=ig. 7.1a dá uma ideia das dimensões da base. Além do empuxo hidrostático da água (F><),intervém a resultante das subpressoes (U), que atua na base da barragem, tendendo a instabilizá-la, pois reduz o efeito do peso próprio (I), que é, em última instância, a força estabilizadora (Fig. 7.1b).
Obras de Terra
176
H
0,7 a 0,8 H
A verificação da estabilidade é feita com a aplicação dos princípios da estática, sob dois aspectos: estabilidade qua n t o ao d eslizamento, em q u e s e compara a força 2< com a força de cisalhamento T; e a estabilidade qua n t o ao tombamento. Outra exigência que se costuma fazer é que a resultante das forças atuantes
caia no terço médio da base, para evitar tração no pé de montante da barragem.
As subpressões na base ocorrem em consequência da
Fig. 7.1
percolaçãode água pelo maciço
Barragem de
ravidad e
rochoso de fundação que, via
concreto g
de regra, apresenta-se fraturado
ou fissurado, conforme foi
visto no Cap, 4. Para propiciar economia de concreto, procura-se minimizar ao máximo essas subpressões, com técnicas que serão abordadas no Cap. 8.
7.2.2 Barragem de concreto estrutural com contrafortes Essas barragens de concreto estrutural são constituídas de lajes ou
abóbadas múltiplas (Fig, 7.2) inclinadas, apoiadas em contrafortes. Em comparação com o tipo anterior, requerem menor volume de concreto mas, em compensação, exigem mais forma e armação.
Fic. 1.2 Barragem de concreto estrutural com contrafortes
A estabilidade quanto ao deslizamento é favorecida pela inclinação da resultante do empuxo hidrostático, isto é, existe um efeito benéfico do peso
da agua, que se adiciona ao peso próprio da barragem, garantindo a estabilidade. Esse tipo de obra requer cuidados com as fundações, pois a sua base,
Capítulo 7 Barragens de Terra e Enrocamento 177
em contato com o maciço rochoso, érelativamente pequena, havendo > em
contrapartida, z~tagens quanto as subpressões.
7.29 Barragem de concreto em arco de dupla
curvatura A Fig. 7.3 ilustra em perspectiva, esse tipo de barragem, com a indicação de dimensões para um caso real. A sua forma, com dupla curvatura (" casca" ) taz com que o concreto trabalhe em compressão. Note-se que só é possív 1 construi-la e ngastada e m val e s fechados, em que a relação entre a largura da crista e a altura da barragem é inferior a 2,5. 0 problema é hiperestático e sua lu ão re uer cos n iderações qu an to ã compatibilidade de deformações entre a est ru tur a de co nc reto e o maciço rochoso, donde a necessidade d e s e c o n h e c e r o módulo de elasticidade da rocha. Adernais, como a espessura da "casca", no contato com o maciço rochoso, é de 10 a 15% da altura da ba rr agem, as fu nd açõe s devem ser melhores do que nos tipos anteriores.
Compnmento (L) t 64 m 84m Altura (m) 1,6 UH
Fiq. 7.3 Barragem de concreto em arco de duplo curvatura
7.2.4 Barragem de terra homogênea 1'
içoes « ti p o d e barragem (Fig. 7.4) mais em uso entre nós, pelas cond topográficas, com vales muito abertos, e da disponibilidade de material terroso no Brasil. Tol era fu ndações mais defor máveis, podendo-se construir barragens de terra apoiadas sobre solos moles, como no caso da barragem do rio ~ rerde, próxima a Curitiba, com 15 m de altura máxima. NA
25
H
Pint y 4 Barragem de terra homogê nea
Obras de Terra
178
A inclinação dos taludes de montante e de jusante é fixada de modo a garantir a estabilidade durante a vida útil da barragem, mais especificamente, em final de construção, em operação e em situações de rebaixamento rápido do reservatório (ver o Cap. 4). Um dos problemas que mais preocupam o projetista é o piping ou erosão regressiva tubular, no próprio corpo da barragem ou nas suas fundações. Esse fenômeno consiste no carreamento de partículas de solo pela água em fluxo, numa progressão de jusante para montante, daí o termo "regressivo" empregado para designá-lo; com o passar do tempo, forma-se um tubo de erosão, que pode evoluir para cavidades relativamente grandes no corpo das barragens, levando-as ao colapso. Para evitar sua ocorrência, é necessário um controle da percolação, tanto
pelas fundações, assunto que será tratado no Cap. 8, quanto pelo corpo da barragem (aterro). No aterro, intercepta-se o fluxo de água, de modo a impedir sua saída nas faces dos taludes de jusante ou na s ombr eiras de jusante, p or meio de filtros verticais (tipo "chaminé") ou inclinados. Os filtros são consutuídos de areia ou material granular, com granulome tria adequada para
eructar o carreamento de partículas de solo e, nesse sentido, o material deve satisfazer o "Critério de Filtro de Terzaghi". Esses filtros colaboram também na dissipação das pressões neutras construtivas e, inclusive, de rebaixamento rápido. Uma variante desse tipo é a barragem de terra zoneada, construída com um único solo de empréstimo, mas compactado em condições diferentes de umidade, o que conf ere ao solo características geotécnicas diferentes, com o se riu no Cap. 6. Trata-se de uma otimi zação da seção de uma barragem d e terra, para urar partido das características do solo seco, usado nos espaldares, onde se deseja mais resistência (estabilidade), e do solo úmido, no núcleo, onde se quer baixa permeabilidade (estanqueidade Outras variantes são as barragens em aterro úmido, construídas compactando-se os solos de empréstimos norma lmen te, com a d ife ren ça de que as umidades de compactação são muito elevadas, 5 a 10% acima da ótima de Proctor. Foi o que aconteceu na construção da barragem do rio Verde, próxima a cidade de Curitiba, em que os solos de empréstimo encontravam-se bastante úmidos e a pluviosidade no local era muita elevada. A construção de um aterro co nvencional d emandaria um te mp o bastante grande, mu ito alé m do q ue hav ia sid o est abelecido pe la proprietária da obra. Nesse tipo de barragem, os problemas referem-se ao controle do peso dos equipamentos de compactação, que devem ser leves para evitar o solo "borrachudo", alem das pressões neutras de final de construção, que costumam ser altas, em virtude da elevada unidade de compactação do solo.
).
7.2.5 Barragem de terra-enrocamento I: a mais estável dentre as barragens de terra e terr a-enrocarnento, não havendo registr o de r up tu ra env olv endo seus tal udes. O materialdo
enrocamento (pedras) apresenta elevado ângulo de atrito, garantindo a estabilidade dos taludes de montante e jusante, mesmo quando são íngremes (inclinações de 1:1,6 até 1:2,2). 0 nú cleo argiloso imprime a estanqueidade a barragem, permitindo o represamento de água (formação d o lago 0 núcleo dessas barragens pode ser central ou inclinado para montante (Figs. 7.5a e b). Quando a argila e o enrocamento apresentam compressibilidades comparáveis entre si, o núcleo central tem a vantagem de exercer uma pressão maior nas Fundações, além de ser mais largo na sua base, o que é benéfico em termos de controle de perdas d' água. No entanto, se a argila for mais co mpressível do que o en roc amento, po de o correr o fenômeno de arqueamento, ou "efeito de silo". Nessas condições, a argila tende a recalcar mais, sendo impedi da pe los espaldares, mais rígidos Em outras palavras, o peso da argila passa a ser suportado p elo enrocamento (arqueamento), por atrito, como só acontece nos silos, podendo surgu' trincas
).
Capítulo 7 Barragens de Terra e Enrocarnento 179
no núcleo,na direção do fluxo de água, A vantagem de se inclinar o nucleo é
que não há corno transferir seu peso para os espaldares. Outra vantagem do núcleo inclinado é que se pode levantar grande parte do eruocamento de jusante, ganhand o-se te mp o, en qua nt o se proced e ao trtratamento atamen to das fundações (injeções na base do núcleo).
NA 1,7
aó
1,7 4p a> e
(b)
NA
Fig. 7.5 2,2
1,8
âarragem de terra-
enrocamento (a) com núcleo central, e (b) inclinado para montante
g lo corpo co o d •a ba rragem, No que se refere ao controle da percolaçao pelo dispõe-se de material altamente permeável, o enrocamento de jusante, que p ermite uma vazão rápida das águas de percolação;; deve-se ap enas dis por entre a ar gila e as d e uma transição gradual, em termo s de granulometria, en pedras, para evitar 0 plping. Nas fundações, a percolação concentm-se sob a evi ta b ase do núcleo, que é rel ativament e peq uena; para evit a r fugas d'á gua 's est estan significativas, é necessário um maciço de Fundação mais q ue, uando m que ue o caminho de comparada com a barragem de terra CC ' homogénea, em percolação é maior.
Obras de Terra
7.2.6 Barragem de enrocamento com membrana de
concreto As barragens com membranas de concreto apresentam, como septo impermeáixl, placas de concreto sobre o talude de montante, de enrocarnento
180
(l'ig. 7.6). Essas placas sao ligadas umas as outras por juntas especiais pois apoiam-se em meio deformável, o enrocamento, que pode sofrer recalques sigin ficativospor ocasião do primeiro enchimento.
4 I~ •
•
Fig. 7.d Barragem de enrocomento com membrana de concreto
Enrocemento 4p •4
A grande vantagem está no cronograma constr utivo , pois tanto o aterro ser construídos independentemente quanto amembrana de concreto p do clima e, portanto, da duração das estações chuvosas. Além disso, podem-se projetar aterros de enrocamento que suportam o desvio de rios por entre as
odem
pedras:basta que se tornem alguns cuidados no talude de jusante, como a
colocação de bermas, com pedras de maior tamanho, entrosadas com pedras pequenas, bem compactadas, podendo-se fixar umas as outras com chumbadores ou telas de ferro.
72.7 Barragem em aterro hidráulico Além dos tipos citados, existem barragens em que o aterro é construído por processo hidráulico, isto é, o solo é transportado cotn água, por m eio de tubulações, ate o local de construção. Trata-se das barragens em aterro hidráulico. Ao se r despejado, o ma terial segrega-se, separando-se as areias, que formam os espaidares do aterro, dos finos (siltes e argilas), que acabam por constituir o núcleo da barragem (Fig. 7.7).
Dique de oonteng4o • •
g • •
•
Fie,. 7.7 Banogens em
aterro hidróulico
•
• \
•
4 I •
• •
4
A vantagem é o baixo custo, apesar do grande volume de solo que despende, em virtude do abatimento dos taludes (1:5). Várias barragens foram
construídas com essa técnica em diversos países, inclusive no Brasil, estancio
muitas delas em operação. Em face do processo construtivo, as areias dos espaldares apresentam-se com compacidade fofa e saturada, sujeitas ao fenômeno daliquefação, como ocorreu no caso da barragem de Port Peck, a
ser relatado mais adiante. Os defensores dessa técnica, que continua muito difundida no leste europeu, argumentam que basta deixar um tolo vibratório "passeando" sobre as areias recém-despejadas das tubulações, para se ter uma certa densificação e uma garantia contra a liquefação.
7.3 Fatores que Afetam a Escolha do Tipo de Barragem pntes de tecer considerações quanto a escolha do tipo de barragem mais adequado a um dado local, convém destacar a importância dos aspectos geológico-geotécnicos no projeto, na construção e na segurança das barragens. Essa importância advém, conforme Mello (1966 ), do fato do rioser uma linha de maior fraqueza do terreno. Em geral, os locais favoráveis para a implantação de barragens envolvem descontinuidades geológicas associadas a feições topográficas especiais, como corredeiras, cotovelos nos cursos dos rios, encostas escarpadas, etc. Dados estausticos sobre o com po rtam ento de b arragens em operaçao têm corroborado essas asserções. De fato, um levantamento feito em 1961,
na Espanha, revelou que de 1.620 barragens, cerca de 308 (ou 19%) haviam sofrido incidentes, assim diagnosticados: a) 40% relacionados com problemas de fundações; b) 23% devido a vertedouros inadequados; c) 12% em vir tud e de defeitos construtivos.
Em 1973, o ICOLD (lnternational Committee on Large Dams) publicou f~m Dam Inrirkrtts, que mostra 236 incidentes um livro intitulado Lessortr envolvendo barragens de vários tipos (em arco, contr afor tes, gravidade, enrocarnento e terra), com 162 (quase 70%) referentes a barragens de terra. ps maiores causas dos incidentes foram atribuídas a:
a) falhas de projeto, com uma incidência de 32%; b) investigações hidrológicas e geológico-geotécnicas inadequadas, em 30% dos casos; c) deficiências construtivas, em 17% dos casos Essa forma de apresentação destaca a relevância das investigações no
projeto e construção de barragens. Note-se que os aspectos geológico -geotécnicos intervêm nos três itens acima.
escolha do tipo de barragem baseia-se na preferência pessoal ou na experiência profissional do projetista.
Capítulo 7 Barragens de Terra e Enrocamento 181
Obras de Terra
182
A importancia desses fatores e seu imbricamento ou interdependência pode ser melhor entendida com alguns exemplos. 0 primeiro refere-se a barragem rio Verde, próxima a Curitiba, citada anteriormente. A barragem deveria ter 15 m de altura máxima e serviria para abastecer a refinaria de Araucária, da Petrobrás. Do ponto de vista geológico-geotécnico, ocorria no local camada de argila mole, com cerca de 4 m de espessura, sobreposta a solo de alteração e rocha fissurada. Havia terra (solos de empréstimo) em abundância,mas com teores de umidade de até 10% acima da otima de Proctor.Adernais, a região de Curitiba é conhecida por sua elevada
pluviosidade. Sabia-se das dificuldades decorrentes desse fato, pois a barragem Capivari-Cachoeira, também próxima a Curitiba, levou quase 5 anos para ser construída em aterro compactado convencionalmente. Finalmente, dispunha-se de 2 anos para a construção. Diante desses condicionantes, a opção final foi o tipo "barragem em aterro úmido", com núcleo compactado 5% acima da ótima e as bermas de equilíbrio até 10% acima da ótima, necessárias pela presença de solos moles nas fundações. 0 raciocínio feito na ocasião foi mais ou menos o seguinte: a) uma barragem de concretosuperaria o problema do clima e prazo, mas exigiriafundação em rocha, portanto escavações de 10 a 20 m de
profundidade, além do que a barragem deveria ter quase o dobro da altura,
onerando em muito a obra; e
b) uma barragem de terra homogênea, por ser f lexível, poderia ser construída sobre o solo mole, com bermas de equilíbrio, mas foi descartada por causa do clima: os trabalhos de compactação, por meios convencionais, e em torno da um idade ót ima, seriam prejud icados pelas chuvas, afetando o prazo de construção. Uma barragem em arco de dupla curvatura, que chama a atenção pelo efeito estético, só pode ser construída se existirem vales bastante fechados e condições de fundação ro chosa adequadas. No Brasil, os vales são bastante abertos, exigindo barragens de grande extensão. Por questão de economia, recorre-se a barragens de terra e ou terra-enrocamento, deixando-se para serem executadas em concreto as estruturas anexas ou auxiliares (vertedouros, casa
).
de força, descarga de fundo, tomadas d'água, etc.
Há certoslocais com afloramentos de rocha em quantidade, que podem
servir de pedreiras. Nesses casos, a opção acaba sendo as barragens de enrocamento, com núcleos de argila ou membranas de concreto. Estas últimas têm a seu favor questões de prazo e clima adverso, como se mencionou acima. 0 fator hidrológico-hidráulico intervém desde a fase de planejamento e viabilidade, que é determinante e quando são estabelecidas a altura, a sobre elevaçãoda barragem e asdimensões do vertedouro, até a def inição do desvio do rio, durante a construção da obra. Pode influir na escolha do tipo de barragem, pois, em certos casos, pelo porte da obra e para minimizar custos, pode-se optar por barragens autovertedoras, isto é, barragens projetadas para suportar o tr ansbordamento d ura nte cheias. Nestes casos, pode-se escolher
barragens de enrocamento, com alguns dispositivos na face de jusante, para evitar o arraste das pedras pela Força das águas, Para se ter uma noção quanto a custos relaúvos de barragens de vários tipos, apenas do pont o d e vista dos materiais e seus volumes, preparou-se a
Tab. 7.2. 0 número entre parenteses (2) refere-se ao uso de concreto compactado a rolo,que se compara com 5, de concreto massa convencional.
Aten te-se para o fato de que a estrutura de preços é sempre dinâmica, variável no tempo e no espaço, dependendo de fatores como custos dos combusúveis,
da energia, dos insumos básicos, etc. Tab. 7.2 Custo relativo de alguns tipos de barragens, levando em conta só os materiais e seus volumes Tipo de barragem
Base
Volume (m Im)
Terra homogenea
5,5 H
2,75 H
Enrocamento
3,7 H
1,8 H
1,5
Aterro hidráulico
10H
5H
0,7
Concreto massa
0,8H
0,4 H
5 (2)
Custo relativo
Esses dados, a despeito de sua precariedade em termos absolutos, confirmam que as barragens em aterro hidráulico são as de menor custo, apesar do maior vol ume, quase o dobro de uma barragem de terra homogénea. As barragens de concreto são as mais caras, donde o seu uso ser, em geral, restrito as estruturas anexas ou auxiliares,
7.4 Acidentes Catastró f icos Envolvendo Sarragens Acidentes catastróficos envol vendo barr agens de terra acabam tendo repercussão, até internacional, pelas perdas de vidas que em geral provocam e pela extensão dos danos materiais, afetando populações ribeirinhas quilometros d e distância rio abaixo. O aspecto que se quer enfatizar é de outra ordem, referente as lições que se p e devem extrair não só das rupturas como também dos pequenos incidentes envo lvendo as barr agens. Terzaghi via-os como e los essenciais e inevitáveis na cadeia do progresso da Engenharia, por não existirem outros meios de se detectar os limites de validade de nossos conceitos e processos, Para ilustrar o que se acaba de afirmar, serão descritos cinco casos de ruptura em ba rr agens: tres deles mud aram os ru mo s de no ssos conhecimentos nesse campo da Engenharia, e tiveram reflexos no projeto e construção de barragens, pelo mundo afora; os outros dois mostram casos de ruptura de barragens de terra por pipieg.
odem
Capítulo 7 Barragens de Terra e Enrocarnento 183
Obras de Terra
184
C) primeiro caso é o da barragem Fort Peck, construída em aterro hidráiulico em fins do século XIX, nos E.U.A. Possuía 70 m de altura, taludes de 1:5, extensão de 6,4 km, tendo consumido 100.000.000 m~ de material. Apoiava-se sobre espessa camada (cerca de 40 m) de aluvião, com predominância de areia. A ruptura, ocorrida em 1938, envolveu o talude de montante, de areia fofa e saturada, numa extensão de 500 m, que se liquefez, abatendo-se para uma inclinação final de 1:20. Uma das consequências desse evento foi a realização de estudos para entender o comportamento das areias, que culminaram com a introdução do conceito de índice de vazios crítico, de fundamental importância para a moderna Mecânica dos Solos. A outra consequência é negativa, pois os aterros hidráulicos caíram em desuso no Ocidente. 0 segundo caso refere-se a barragem de Malpasset, na França, em arco de duplacurvatura,de 60 m de altura. A sua ruptura ocorreu em 1959, por
cisalhamento na rocha, segundo um plano preferencial, provavelmente uma junta extensa, ao longo da ombreira esquerda, um pouco abaixo do apoio. A rocha era um ímaisse, com fissuramento fino. Muito embora se saiba que tanto o projeto como a construção ficaram ao encargo de profissionais competentes, reconhece-se que havia um distanciamento m uit o g rande entre os projetistas e os geólogos, que não sabiam exatamente o t ipo de barragem que seria construída. Hoje, trabalha-se com equipes integradas, com uma
linguagem comum, respaldada numa nova disciplina — a Geologia de Engenharia. A ruptura do reservatório de Vajont, na Itália, em 1963, foi o pi or desastre na história das barragens, causando a morte de 3.000 pessoas. Era a maior barragem do mundo em arco de duplacurvatura, com cerca de 286 m
d e altura, engastada na pa rte mais baixa de um v al e de 1. 000 m de profundidade. A causa direta do desastre foi o escorregamento de 200 milhões de m~ de uma massa rochosa de um talude para dentro do reservatório da
barragem, com 150 milhões de m de água. Com o impacto, a água foi expulsa para jusante, rio abaixo, na form a de uma o nda, que passou cerca de 150 m acima da crista da barragem. As rochas eram calcárias, fortemente fraturadas, e sabia-se que toda a região estava sujeita a movime ntos de rastejos. Por isso, foram executados tra balhos de ob serv ação e aco mp anh ament o do s movimentos de rastejo do maciço, encosta abaixo. Esse movimento lento transformou-se num escorregamento rapidíssimo, cuja causa direta foi atribuída as intensas chuvas que começaram uns 10 dias antes da catástrofe A lição que ficou foi o reconhecimento de que é necessário um entendimento,
em profundidade e com detalhes, da geologia regional e, em particular, da região (bacia) do reservatório, onde as encostas ficam sujeitas a uma
submersão pelas águas represadas. Construído em 1951, nas cercanias de Los Angeles, o reservatório Baldwin Hills tinha a forma aproximada de um trapézio, com dimensões médias entre 300 e 350 m, delimitado pela barragem de terra com altura
média de 22 m. A ruptura ocorreu após 12 anos de operação. No local da construção ocorriam várias falhas geológicas e sabia-se também que a região estava sujeita a afundamentos do terren o diante da exp loração petrolífera feita nas p Além disso, os solos de fundação eram constituídos
roximiddaes.
de siltes arenosos, colapsíveis e erodíveis. Diante desse quadro, adotou-se como conceito básico de projeto evitar o contato da água com os solos de fundação. Tanto a barragem quanto o fundo do reservatório receberam duas camadas de impermeabilização, com membrana asfáltica, entremeadas por camada de solo compactado e um filtro. Acredita-se que deve ter havido recalques das fundações da barragem, com a formação de trincas imperceptíveis no sistema de impermeabilização, por onde a água se infiltrou. I.entamente, os solos siltosos foram erodidos (pipirig, com a fortnação de cavernas locais que, no limite de sua progressão, levaram a ruptura catastrófica. Somente poucas horas antes do colapso é que se observaram os primeiros sinais externos de que algo de anormal estava acontecendo. Não havia o que fazer. A barragem Teton, nos E.U.A., rompeu em junho de 1976, com o reservatório praticamente cheio, provocando a morte de 14 pessoas e prejuízos estimados entre 0,4 a 1 bilhão de dólares. Era uma barragem de terra, com 93 m de altura, zoneada e, como particularidade, foi escavada uma trincheira de vedação (cut og nas fundações rochosas e executada uma cortina de injeção de cimento, A rocha apresentava-se muito fraturada e o
solo, usado no núcleo da barragem e na sua trincheira, era erodível. A barragem rompeu por piping, que teria se iniciado no contato solo-rocha, na base da trincheira (cutog, junto a ombreira direita. ¹o h avia transição entre o solo e a rocha fraturada, que, adernais, não foi selada. A grande altura do cut og aliada a sua pequena largura, deve ter favorecido a formação de trincas no solo de preenchimento, por "efeito de silo" (arqueamento). Houve, portanto, uma falha de projeto, ela parte de um órgão do governo norte-americano, o United States Bureau of Reclamation, com uma experiência bem sucedida de projeto e construção de centenas de barragens.
7.5 Prinnpios para o Projeto 0 projeto de uma barragem de terra deve pautar-se por dois princípios básicos: segurança e economia. Este último inclui os custos de manutenção da obra, durante a sua vida útil. A segurança da barragem é obviamente o princípio preponderante. Dela dependem vidas humanas, bens comunitários e individuais e deve ser garantida quanto: a) ao transbordamento, que pode abrir brechas no corpo de barragens de terra e de enrocamento; b) ao piping eao fenômeno de areia movediça; c) a ruptura dos taludes artificiais, de montante e de jusante, e aos taludes naturais, das ombreiras adjacentes ao reservatório; d) ao efeito das ondas formadas pela ação dos ventos, atuantes na superfície dos reservatórios, e que vão se quebrar no talude de montante, podendo provocar sulcos de erosão; e) ao efeito erosivo das águas das chuvas sobre o talude de jusante.
Capitulo 7 Barragens de Terra e Enrocamento 185
Obras de Terra
186
p necessário adotar medidas para evitar ou minimizar fugas d' água elas fundações da barragem. A seguir serão feitas algumas considerações a respeito. * A formação de brechas em barragens de terra e de enrocamento, em consequencia de rupturas provocadas por transbordamentos, depende de uma série de fatores. Dentre eles, citam-se: • o tipo de solo e as condições de compactação;
• a presença de enrocamento no maciço de jusante; • o tipo e a Forma de colocação dos materiais de proteção do talude de lusante; • a inclinação do talude de jusante, que influencia a velocidade do
fluxo d' água; • a hmina d' água sobre a crista da barragem, imediatamente antes da
formação da brecha. Há indicações de que solos compactados suportam lâminas de água, sobre a crista de barragens, superiores as de enrocamentos.
* São fatores condicionantes do piping, que também podem levar a formação de brechas em barragens de terra homo gêneas: • a ausência de filtros horizontais tipo sanduíche, construídos com materiais pedregosos, francamente permeáveis; • as condições de compactação do maciço terroso; • a ausência de transições adequadas entre solos e materiais granulares; • a presença de fundações arenosas, ~ Quanto a estabilidade dos taludes artificiais, considere-se o caso de uma barragem de terra homogénea, construída com solo argiloso, de baixa permeabilidade, apoiada em terreno de Fundação firme, mais resistente dô que o maciço compactado. No Cap. 3 viu-se que existem três situações no tempo de vida útil da barragem que requerem análises da estabilidade de seus taludes de montante e de jusante. São: • final de construção, em que interessa analisar o talude de jusante, o mais íngreme; • ba r rag em em operação, com o nível de água na sua posição máxima, há vários anos, situação em que o talude crítico é também o de jusante, pois o talude de montante está submerso; • abaixamento rápido" do nível de água, que, pode levar alguns meses para ocorrer, mas que nem por isso deixa de ser "rápido", diante da baixa permeabilidade do solo compactado; o talude crítico é o de montante,
+ A estabilidade dos taludes naturais das ombreiras, adjacentes aos reservatórios, pode ser analisada pelos métodos vistos no Cap. 4. Devem ser considerados, além das chuvas, os efeitos provocados pela submersão e por eventual abaixamento "rápido" do nível d' água do reservatório.
* Os taludes das barragens de terra são protegidos de forma diferente, quer se trate de montante ou jusante. As ondas, provocadas pela ação dos ventos sobre a superfície do reservatório, quebram-se no contato co m o t alud e de montant e,
podendo resultar na formação de sulcos de erosão. Esse efeito é combatido construindo-se um rip rap, isto é, camadas de enrocamento
Capítulo 7 Barragens de Terra e Enrocarnento 187
e transição, estendendo-se na face do talude de montante.
A incidência das chuvas na face do talude de jusante pode provocar sulcos de erosão. Para evitar esse efeito, pode-se recorrer ao lançamento de camada de pedrisco ou ao plantio de gramas ein placas ou por meio de hidrossemeadura. * A largura mínima da crista de barragens de terra é usualmente fixada
em cerca de 3 m, para permitir o tr áfego de manutenção e inspeção da obra, ao longo de sua vida útil. Por vezes, a crista da barragem transforma-se em pista de uma estrada, quando então a sua largura é definida pelo tipo de estrada. Para um aprofundamento nestas e outras questões, envolvendo o projeto das barragens de terra e de e nrocamento, consulte-se Cruz (1996).
7.6 Sistema de Drenagem Interna em
Barragensde Terra ~ 6 1 Evolução conceituai A evolução do sistema de drenagem das barragens de terra está ilustrada
na Pig, 7.8. Houve um longo percurso desde o caso(a), sem drenos, em que (a)
(b)
NA
NA
Enrocamento de pé
A - Ponto de salda d' água
(c)
(d)
NA V
NP
Fig. 7.8 Drenogem interno em barrag ensde terro: evoluçãe conceituai
(0
NA V Filtros
QA
Obras de Terra
188
o problema era a emergência da água na face do talude de jusante e a consequente possibilidade de ocorrencia do piping, passando pelos casos (b) do fosse e (c), que teoricamente resolveriam o problema se o solo compactad isotrópico, o que não corresponde a realidade, perdurando, portanto, a possibilidade do piping, até chegar a soluçao encontrada por Terzaghi, c»o (d), em que se combinam filtros vertical (chaminé) e horizontal, intercepta~do o fluxo de água antes que ele saia pelo talude de jusante. Note-se que os filtros desempenham um papel importante na dissipação das pressões ne«r» quer de jusante, em final de construção, quer de montante, para situaçõe~ « rebaixamento rápido do N.A. do reservatório. Os demais casos correspondem a ideias mais recentes, de se irlclinar 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 (í), mais favorável quando as fundaçoes são permeáveis, pois aumenta o caminho de percolação; ou ainda o ca« (g) proposto por Mello (1975), que procura combinar as vantagens dos d»s casos anteriores,
7.6.2 Dim ensionamento dos filtros Para o dimensionamento dos filtros, procede-se da seguinte forma: a) determina-se a quantidade de água (vazão) a ser captada pelos filtro» com base no traçado de redes de fluxo, o que é relativamente fácil, e em estimativas dos coeficientes de permeabilidade do maciço compactado e
dos maciços de fundação, o que é muito mais difícil (ver Cap. 1); b) em função dos materiais granulares disponíveis, fixam-se valores para os coeficientes de perma ebilidadedos filtros e calculam-se as suas espessura» com base na Leide Darcy, ou na Equação de Dupuit;
c) verifica-se se os materiais dos filtros e os solos que os envolvem satisfazem o Critério de Filtro de Terzaghi, para se ter uma garantia segu~~
contra o piping.
Determitiaqão da largura dos filtros A largura B dos filtros pode ser determinada pelo traçado de redes de fluxo, envolvendo o m aciço compactado e as fundações, No entanto, dian te das pequenas espessuras dos f iltros e as diferentes permeabilidades, o traçado é trabalhoso. Por isso, costuma-se lançar mão de métodos aproximados
(veja
Cap. 1).
Para os filtros verticais, Fig, 7.9, o fluxo é praticamente vertical. Logo, pode-se admitir gradiente (s) igual a 1 e, pela Lei de Darcy, chega-se a:
+
=k
i % = k . 1 (B 1}= k
B
onde g é a vazão absorvida pelo filtro; e kp é o seu coeficiente de permeabilidade.
Capítulo 7 Barragens de Terra e Enrocamento
Portanto:
189 b = -
k~
Fig. 7.9 Filtro vertical
Para os filtros hori zont ais (Fig. 7.10a), pode-se empregar, quer:
g L kp
(2)
em que a hipótese é filtro trabalhando em carga, sendo válida a Lei de Darci.
(3)
NA
Detalhe A Filtro sanduíche
(b)
(a)
0 •0 •
0•0 •
0•
0 0 • 0 • O O • 0• 0 0 •
.0 ; Pedregulho0', ' 0 •0 • Oe •
0 • 0 o O Oi o eO •
Fi t. 7.10 Filtro horizontal tipo "sanduíche"
Qm filtro trabalhando li vrem ente, e, nessas condições P " ca ve i
Dupuit (ver a seção1.5.3). Nas expressões (2) e (3) kp de permeabilidade do fil tro ho riz ontal; e L é o seu comp'~ "
Obras de Terra
A seguir são feitas duas observações importantes: a) ao aplicar as expressões apresentadas, deve-se utilizar coeficientes
envolvem
de segurança elevados, da ordem de 10, pois os cálculos
190
coeficientes de permeabilidade, de dificil estimativa em p
roblema s práticos,
principalmentequando se trata de solos naturais,como ocorrem nas fundações
de barragens; b) enquanto o filtro vertical trabalha com gradiente da ordem de 1, o filtro horizontal o faz com gradientes quase nulos, da ordem de B /L Como a vazão é diretamente proporcional ao gradiente, para ter capacidade de descarga, o filtro horizontal precisa trabalhar com valores muito elevados de permeabilidade. Consegue-se isto estruturando" o filtro, isto é, fazendo-se um "sanduíche" areia-pedregulho ou pedrisco-areia (ver Fig. 7.10b).
Prevenção contra o plping Para prevenir o piping, deve-se cuidar que na passagem do fluxo de um meio (solo a ser protegido) para outro, mais poroso (filtro), não haja o
carreamento de partículas de solo, Consegue-se fazendo com que as partículas do filtro sejam suficientemente pequenas para impedir a passagem de partículas do solo a ser protegid o. Se algumas das partículas maiores puderern ser mantidas em posição, elas bloquearão a passagem das pa rtíc ulas mais finas. 0 filtro não pode ser muito fino, a ponto de impedir a passagem da
água; sua permeabilidade deve ser, pelo menos, de 10 a 20 vezes a do solo a ser protegido. E nessa linha de pensamento que se baseia o Critério de Filtro de Terzaghi, que estabelece as seguintes condições a serem satisfeitas pelo Filtro
e pelo solo a ser protegido:
) D„(S.i. )
D (Filtro
< 4oo5
(4)
para garantir a proteção contra o piping, e
) > (So/o )
D„(Filtro
D
4oo5
(5)
para garantir a passagem da água. Os ín di ces 15 e 85 r ef er em- se as porcentagens do material, em peso, com partículas menores do que o diâmetro D, a eles associados.
As argilas são, em geral, menos suscetíveis ao piping. Assim, desde que haja experiência acumulada ou se executem ensaios especiais, pode-se
tl>r:t
'lcti:ty,hÍ, t:tn)l)<'tn,tl>r:t>t
Capítulo 7 f3arrayens de Terra e Enrocamento 191
Obras de Terra
192
QGgr;syQogs pglgg lHMMR ispõe-se de apenas um tipo de solo, uma argila siltosa, para a construção de uma barragem de terra homogêna. Como voce cê dividiria a seção clessa barragem em zonas, variando os parâmetros de compac para tirar o máximo proveito do solo compactado? Just~fique a sua resposta.
Nos espaldares, usaria solo compactado abaixo da umidade ótima, que apresentará maior resistência: é o necessário para garantir a estabilidade dos taludes de montante (rebaixamento rápido) e de jusante (final de construçao e
barragem em operação). No núcleo, usaria solo compactado acima da umidade ótima, para ter baixa permeabilidade, garantindo a estanqueidade da barragem.
2. Por que numa barragem de terra "homogênea" empregam-se filtros verticais para a drenagem interna? Que tipo de solo é empregado na construção de um filtro horizontal? Por quê? a) Para interceptar o fluxo de água, impedindo que ele saia pela face do talude de jusante, o que pod eria levar ao fenómeno do piping com todos os seus efeitos danosos. b) Para o fil tro h ori zontal deve-se empregar um sol o gra nular bem gr osso
(pedregulho ou pedrisco), com elevada permeabilidade (k), para compensar o fato de o gradiente hidráulico médio (i) ser muito baixo, próximo de zero (g = k . i. A). E o valor do gradiente tem de ser baixo para que o filtro não trabalhe com muita carga, pois, do contrário, o fl uxo pod eria san pela face do talude de jusante, com todas as consequências de um piping. Finalmente, deve-se usar camadas de transição para atender o critério de filtro de Terzaghi, o que requer o em prego de areias de granulação mais fina e torna o fil tro d o t ipo "s anduí che" . 3. Para construiros filtros internos (vertical e horizontal ) de uma barragern de terra"homogênea", de 40 m de altura,qualquer areia serve, pois o que
importa é que ela seja drenante e limpa (sem finos). Certo ou errado? Justifique a sua resposta. Os filtros verticais podem ser construidos com areias finas, pois trabalham com gradientes elevados, da ordem de l. 0 con t rá rio ocorr e com os fi lt ro s horizontais, em que os gra dientes são muit o ba ixos , quase nulos, dond e a necessidade de compensação, para que ele dê vazão a água de percolação, usando materiais granulares de elevadas permeabihdades (pedriscos, pedregulhos). Como sempre, é necessária uma tra nsição "su ave" em te rm os de gr anu lom etri a,
envolvendo o solo do aterro ou da fundação, o filtro horizontal acabaconsti tuído de várias camadas (areia fina, areia média e grossa, pedregulhps) fpr mandp p que se denomina "fil tro sanduíche".
Capítulo 7 Barragens de Terra e énrocamento
4. Uma barragern de terra homogénea com 50 m de altura, taludes de I V:3H (de montante) e I V:2,SH (de jusante), será construída em local onde ocorrem 2 m de solo residual•de baixa permeabilidade (ver a tabela abaixo), sobrejacente
1 93
a rocha praticamente impermeável. Estimativas preliminares indicam que a vazão através do corpo da barragem é da ordem de I . I 0' m'Ís, já majorada com um coeficiente de segurança igual a IO. Dimensionar o sistema de drenagem internada barragem. Dispor dos materiais granulares da tabela abaixo;
a argila siltosa da tabela é o solo a ser empregado no aterro compactado (diãmetrps em mm)
I k (cm/s)
Material
D10
D15
D50
D85
Areia fina e média
2 x 10
0,10
0,25
1,00
Areia média e grossa
1 x10
0,30
0,80
4,00
1,3
5,5
10
16
25
Pedrisco
I 5x10
I
08
9
Brita N' 1 Argila Siltosa
2 x 10'
0 ,00 1
0,002
S olo residual de fundação
1 x 1 0 ~ 0,001
0,002
0,20 0,02
0,10
a I ) Dimensionamento do f iltro vertical Para o Filtro Verti cal, o fluxo e praticamente vertical. Logo, pode-se admitir gradiente
= kp . B (i) igual a 1 e, pela Lei de Darcy chega-se a g = kp i . A = kp •'1 (B 1) o nde g é a va zão absorv ida pelo fi lt ro, B é a esp essura do fil tro e k é o s e u coeficiente de permeabilidade, Portanto, B = 9
/kg .Cpm a areia fina e média da
-6 / -6 tabela, chega-se a B = 1.1 P Í 2. 1P = P, 5m . Adota -se B = 1 m, po r raz ões de ver que a areia construuvas (largura mínima de um rolo compactador). É fácil
fina e média satisfaz o critério de filtro de Terzaghi:
), s( soÍo 4 Dts(solo)( Dts(f iúro )( 4 D8 a2) Dimensionamento do filtro horizontal Para o Filtro Horizontal, admiúndo que trabalhe em carga e com carga mínima
pode-se escrever. g =
(B),
2í = kp B Í L, onde k é o i • A = kp • B /L (B 1) kg
coeficiente de permeabilidade do Filtro Horizontal; e L é o seu comprimento, igual
a 2,5 x 5ú m = 125 m. Porxaoxo, 3 =
Jg I /kp,,
Obras de Terra
P ara a areia fin a e mé dia che ga-se a: p =
1.' l 0
.125/(2 10
) =8ttr
(muito alto).
194
Para a areia média e grossa chega-se a: g
= 1.10 1 2 5 / ( 1 10 )= » 5ttr
(ainda alto). Para pedrisco chega-se a: g = 1.10
125/(5.10 )
= 0 i 5ttr
Como o pedrisco não pode ser colocado em contato direto com a argila siltosa do aterro e nem com o solo residual de fundação, empregam-se Pelo menos duas camadas de transição entre esses dois solos e o filtro. Como ma«« de transição, pode-se empregar a areia fina e média ou a areia média e grossa da tabela, pois ambas satisfazem o critério de filtro de Terzaghi, 0 filtro será do tipo sanduíche; pode-se adotar para cada camada de transição uma espessura de 0,30 m, por exemplo, e a espessura total do filtro horizontal será de 0,30 + 0 »0 + 0,30 = 1,10 m.
5. Para a seção de barragern de terra indicada na figura abaixo, que problemas poder-se-ia esperar quanto ao comportamento da barragem? Como eles se manifestariam?
2
«1
.40m
1m Sem escala
Outros dados: os drenos internos (filtros vertical e horizontal) têm I m
de espessura e f oram projetados para material areia (k=lO" cm/s). A
vazão pelo maciço compactado é de 5 p/h por m, já majorada com um fator de IO. a) Op/tro hori ponta/ traba/hanóiemcarga,pois o gradiente hidráulico é muito pequeno, próximo de zero e, para dar vazão a água percolada, a permeabilidade tem de ser
muito grande, a de um pedrisco (k-10 cm/s a 10' cm/s). Em outras palavras, o fihro teria de ser do tipo "sanduíche". Outra resposta: a largura do filtro horizontal (B) é dada pon
g L k/h
(5.10 /3600).80 10
Isto é, prectsartamos de um filtro com 10 m de espessura para não trabalhar ein carga. Com k>=10'cm/s, ter-se-ia B = 1 m. b) Manifestação do problema: se o filtro trabalhar em carga, a água percoiada pelo maciço poderia sair na face de jusante da barragem, o que provocaria o Pipiirg. Ora, constrói-se o filtro vertical para interceptar o fluxo, evitando essa saída d' água.
6. prevê-se aconstrução de uma barragem agrícola, com 8 m de altura máxima, conforme a seção transversalindicada abaixo. Que tipos de problemas você
pode antever? NA A
Enrocamento de pé
Impermeável
Pelo tipo da drenagem interna, é de se esperar que o fluxo de água saia pela face de jusante (k„> k,) . Uma barragem rural, com fins agrícolas, costuma ser feita sem muitos
cuidados quanto a compactação. 0 cenário está pronto para a ocorrência depiping ou erosão tubular regressiva, iniciando num ponto A, o que pode levar a ruptura da
barragem. 7. Admitindo ser elevada a perda d' água pela fundação da barragern, indicada na figura abaixo, e preocupado com a formação de areia movediça na saída d' água, um engenheirosugeriu a remoção do dreno de pé de jusante e a construção de
um tapete em continuação ao talude de jusante, o que aumentaria o caminho de percolação ereduziria os gradientes de saída.C omentar. NA
Fundado Gradientes altos na saída do fluxo podem levar a fenomenos de areia movediça e
pipieg. 0 engenheiro está transferindo o problema da areia movediça do pé da barragem para o pé da berma, 0 que ele deveria propor é uma berma com material granular, do tipo "filtro invertido", como está indicado no desenho abaixo, para evitar areia movedtça e pipi rig, NA
Aterro compacto Filtro invertido
Fundaçáo
Capítulo 7 Barragens de Terra e Enrocarnento 195
(JAP(YUli Oo Q
TRATAMENTO DE FUNDAQOES DE BARRAGENS 8.1 Controle de Percolaçâo As barragens, sejam elas de terra ou de concreto, são construções artiíiciais; os materiais que as constituem podem ser especificados e, portanto, conhecidos e controlados pelo projeti sta. 0 mesmo não oco rre com o terreno
de fundação, que não foi posto por mão humana e sobre o qual tem-se pouco controle. Como regra geral, é necessário conviver com os problemas, sendo permitido, no máximo, submeter as fundações a uin tratamento para melhorar as suas característicasde percolação.
Em geral, o tratamento das Fundações significa o controle da percolação. Características como capacidade de suporte e compressibilidade dif icil mente
podem ser melhoradas. Assim, no caso de uma barragem de concreto, se o terreno de Fundação for um maciço rochoso de baixa capacidade de suporte, ou seja, de baixa resistência, de duas uma: ou se aprofunda a cota de apoio, através de escavações, procurando rocha mais resistente; ou, então, muda-se
o local de construção da barragem. Outro exemplo refere-se a construção de barragem de terra em locais onde ocorrem solos porosos, lateríticos, e este é o caso em grandes áreas do território nacional; ou argilas moles, Frequentes nas várzeas dos rios. Em ambos os casos, defronta-se com a elevada compressibilidade do terreno. Nestes casos, pode-se escavar o solo compressível, total ou parcialmente, e construir a barragem a partir de uma cota mais profunda, ou então conviver com o problema dos recalques. Cita-se, nesse último contexto, a barragem do rio Verde, com pouco mais de 1 5 m de altura, localizada próxima a Curitiba, em que as argilas aluvionares moles não Foram removidas: construíram-se bermas de equilibrio e foram tomadas algumas medidas para fazer frente aos recalques,
Obras de Terra
198
S.2 Fundações de Barragens de Terra Considere-se uma barragem de terra apoiada sobre uma camada de* solo permeável. Para reduzir as infiltrações pelas fundações, e suas consequencias (perdas d' água; excessos de pressão neutra e gradientes de saída elevados), pode-se valer de dois expedientes:
a) reduzir a permeabilidade das fundações; ou b) aumentar o caminho de percolação. 0 p ri meiro é o mais eficaz, pois, como se verá, conseguem-se reduções na potência de 10, o que é excelente, 0 segundo permite reduzir apenas uma fraçãodas perdas d'água, o que pode ser muito pouco, ou uma fração dos
gradientes de saída, o que, em geral, é o suficiente. Os problemas a serem abordados referem-se a casos em que á permeabilidade do solo compactado do aterro (k„) é bem menor do que a da
fundação (kf), como ilustra
a Fig, 8. 1a. E m u ma
primeira aproximação,
NA
pode-se admitir que só as A' D'
,
'
perdas d' água pelos solos
k~~ = 10 cm/s A
M I
kt = 10~cmls
M'
de fundação são signifi cativas, Tud o s e p as sa como se existisse um grande
permeâmetro (Fig. 8.1b), Fiq. 8.1 (a) Barragem de terra apoiada sobre terreno muito permeóvel;
(~)
NA~ I
representado por ABMN, com o potencial em AB igual H a H e, em MN, igual a 0. Dessa forma, o cálculo das
perdas d' água ( gf), po r
(b) Modelo do
I
permet)metro.
f
=k
H
f
—
metro de largu r a d a barragem, pode ser feito aplicando-se a Lei de Darcy:
D
sendo kf o coeficiente de permeabilidade do solo de fundação; g a sua espessura; H a carga total no talude de montante da barragem; e B a largura da base da barragem. Essa expressão pode ser melhorada, levando-se em conta que há perdas de carga no trecho que vai de A'A até AB, e MN até M M' (Fig 8 1a). Fssas perdas podem ser incluídas no modelo do permeâmetro, desde que se aumente seu comprimento em 2x0,44D=0,88D. Des sa form a, ch ega-se a seguinte expressão, atribuída a Dachler (Marsal et al., 1t)74). =k
H
f
(a +0,88.D )
D
8.2.1 Trincheira de vedaqão (escavada e recompactaga) A Fig, 8.2a mostra uma seção de barragem de terra com uma trincheira ou rut off. Trata-se de urna escavação, feita no solo de fundação, que é preenchida com solo compactado. É como se o aterro da barragem se prolongasse para baixo, nas fundações.
A
Capítulo 8
Tratamento de Fundaçôes de Barragens 199
F ig . 8. 2b ,
extraída de Cedergren
{1967), foi
o b t i da
através do traçado de redes de fluxo, como a indicada na Fig. 8.2a para várias relações d /D, em qu e d é a profundidade de pene
(j
Oi
tração da trincheira; D (b)
a espessura do solo permeável; e g~ e g~, são as perdas d' água com e sem a trincheira, respectivamente. Da sua análise, conclui-se q ue, para uma tr in
cheira com 80% de penetração,a efi ciência
(E), definida por:
0,8
ci
II
0,6
ciio
2p
(a) Barragem de terra
I l
0,4
0,2
com trineheiro de vedação ou cut off;
I
I I I
I I I
I I
I I
I
I
I I
Fig. 8.2
I
02
E=1
I
II'
(b) variaçõo dosperdas d'água em funqõo do
4
I
penetração do cut off
I
04
0,6
(Cedergren, i 967)
0,8 (I/O
(3)
é de apenas 50%. Para se ter um a r ed ução signi fi cativa da vaz ão, a penetração deve ser de 100%. Não se pode deixar nenhuma brecha para a água escapar, Deve-se sempre lembrar que a água é "pontuda". No mesmo sentido, pode-se tirar outra conclusão importante: o ideal
para o uso de cortinas de vedação é quando a permeabilidade das fundações decresce com a profundidade, Quando, num perfil de subsolo, a permeabilidade aumenta com a profundidade, existindo, subjacentemente, um maciço rochoso muito fraturado, não se deve usar trincheiras de vedação,
pois a água escaparia por entre as fendas P'ig. 8.3). Os solos de decomposição de gnaisse, que oc or rem na Se rra do M ar , tê m ess a característica de crescimento da permeabilidade com a pro fun didade e as rochas subjacentes são muito fraturadas.
Obras de Terra
/ob o aspecto cons trutivo, as tr in ch eiras de
NA V
vedaçao tem, por vezes, os inconvenientes tanto do
rebaixamento do l e nç ol freático, para possibilitar os
200 Fiei. 8.3
Exemplo de caso em que a eficiência do cut off fica
trabalhosde recompactação,
~
y Q g ) C p ~~ ~ ~
F ug a d água
muito
fraturada
quanto da g a ra ntia d e estabilidade dos taludes da escavação. Por isso, os custos
são elevados e os prazos dilatados.
comprometida
8.2.2 Cortina de estacas-prancha Esta solução, muito comum até por volta de 1950, caiu em desuso, e tem um interesse mais histórico-didático. Consistia na cravação de estacas -prancha metálicas, de chapas bastante delgadas e formas variadas, até atingir o substrato impermeável (Fig. 8.4). A instalação era feita de forma que a extremidade de uma estaca já cravada servia de guia para a adjacente: havia um engaste entre elas. A prática mostrou que bastava uma estaca encontrar um obstáculo, uma pedra, no seu caminho para que o engaste fosse desfeito e um "rasgo" surgisse na cortina. ¹ o h avi a também garantia de estanqueidade
~ Estacas-prancha Fir,. 8.4 Estacas-prancha, uma solução que caiu em desuso
/ - / - / - / - / / = / - / = / = / =
nos embutimentos da base e do topo da cortina. Essas imperfeições traduziam-se em aberturas na cortina, por onde a água passava, fazendo com que a eficiência caísse drastica mente, Por exemplo, 8 furos totalizando 1% da área total da cortina re duz iam a
eficiência para algo em torno de 20%, A água é "pontuda"...
8.2.3 Diaf ragmas plásticos e rigido s Trata-se de uma solução moderna, que consiste na escavação de uma vala estreita ou "ranhura" e seu preenchimento com uma mistura de solo
cimento (diafragma plástico) ou com concreto (diafragma rígido), conforme a Fig. 8.5a. A escavação é feita com equipamento mecânico apropriado, até o substrato imper meável, com o u so d e la ma be nton ítica, para manter a
estabilidade das paredes da vala. A ferramenta de escavação (C!am.SheD}é que dita as dimensões da vala, que é feita em painéis. j, comum trabalhar com painéis de 0,80 m de largura e com comprimentos de alguns (3) metros, que são escavados alternadamente,
primeiroos de números pares e,após a cura, os de números ímpares
Capítulo 8
Tratamento de Fundações de Barragens 20]
delimitam um painel durante a (pig. 8.5b). Tubos circulares removíveis a a os painéis sequencialmente
!
ão. Poo de-se também execução. t d e ve v ed ação entre painéis. As vezes, e utili zada juntas estacas justapostas (secantes) ao invés de diafragm a mesma figura. (a!
Diafragma
Fiss. S.F
Diafragmas para Interceptar o fluxo de elas fundações
argua p paifiéis alternados Estacas iUstapostBs
" " g m as pl asticos apresentam a vantagem de serem mais
deformásseis do que os diafragmas rígidos, que, por rec@ques diferencias, Podem Pro ocar fissuras ou trincas no contato aterro-topo da Parede pondo a perder a almejada estanqueidade: é como se a parede ríyda puncionasse a »se do a««o N o e nta nto, é possível dar um tratamento especial ao aterro na «g ao do contato, por exemplo, colocando argi! a mais plástica, compactada acima da umidade ótima, para evitar os fissuramentos. Na Fig. 8.5a, as fundações podem ser encaradas como um permeam«o com dois solos diferentes: o solo natural, com permeabilidade k~, e o materia! do diafragma, com permeabilidade k~. Tem-se um fluxo em série, no sentido indicado no Cap, 1, Como se viu, o coeficiente de permeabilidade equivalente (k,g do sistema é a média harmônica entre k~ e k~ isto é:
km
B B b
k~
+
b
k~
(4)
Obras de Terra
onde b e alargura do diafragma. Logo, a vazão ou perda d' água pelas
fundações, após tratamento, será:
202
f
=k
I-I
m
—
(5)
D
Substituindo-se (4) em (5) resulta, após algumas transformações:
k~ H D 0,88• D+ B+ b
k~ k
(6)
— —1
que é a fórmula de Ambrasseys(Marsal et al., 1974). Note-se que se incluiu a parcela 0,88D de Dachler. Analisando-se o denominador da expressão (6), percebe-se que a
distância de percolação 0,98D+B foi aumentada de (k>/k~1).b. Considere-se a seção de barragem com 40 m de altura, B = 220 m, apoiada sobre as areias aluvionares com 20 m de espessura (D) e k~ = 10 cm/s (Fig. 8.6). A distância de percolação vale:
0,88 x 20 + 220 = 238m
Se, adernais, k~ = 10 cm/ s k/ = 10 cm/s
Fig. 8.6 Cosoi/ustrati vo
r Nr X r i A , A I
D =20m
rX rX r X I
B = 220m
0,88x20+220+1x
10-' 10-'
fosse feito um tr a tamento com dia fragma plástico, com k~ =10 cm/s e b = 1 m, ter-se-ia uma distância de per colação média de:
1 =10.238m
Qu seja, uma redução das perdas d' água de cerca de 40 vezes. A eficiência, dada pela expressão (3), seria de:
I:
=1
238 : 98'/o 10.238
Para kg= 1 0 cm/s, a redução seria de 400 vezes e a eficiência, de 99,8%.
Capítulo 8 Tratamento óe Fundações de Sarragens
8.2.4 Tapetes "impermeáveis" de montante São um prolongamento da barragem de terra para montante (Fig. 8.7),
203
com o objetivo de aumentar o caminho de percolação. Com isto consegue-se: a) aliviar as pressões neutras a jusante da barragem;
b) diminuir os gradientes de saída, efeito também alcançado pelas soluções anteriores, mas a um custo bem mais elevado;
c) reduzir a vazão ou perda d' água, mas de forma bem menos eficiente que as soluções anteriores. A forma de suas seções transversais podem ser retangulares ou triangulares e apr esentam in ter esse quando a to po gra fia é pl ana , podendo ser en carados como um bota- fora privi H Tapete legiado para solos Fig. 8.7 . r i r argilosos,de baixa i r r r r z r 8arragem de terra
p e r m eabili d ade.
I' I.
.
tZi ' " -'
-
.
l
I I
' ' I : I
impermeável de
I
I
X
eom tapete
B
I I
montante
I
Redução dos gradientes de saída A medida que se torna mais longo o caminho de percolação, o número de quedas de potencial aumenta e, consequentemente, os gradientes diminuem. Como se sabe da Mecânica dos Solos (Sousa Pinto, 2000) qu ando Q fluxo de água é ascendente, como na saída d' água, junto ao pe barragem de terra apoiada sobre solos arenosos (pig. 8 8) pode aco fenômeno de areia movediça (san' boi). Para tanto, a condição teórica é que o gradiente atinja o valor crítico 1, Na pratica, valores de 0,5 a 0,8 ja são considerados NA elevados e pre Coluna nunciadores da de solo areia movediça. H Em circunstân D' cias como esta, D pode-se recor rer aos tap etes
Fig, 8. g oluna de solo, junto ao pé de jusante de barragem de terra, na salda d'agua
Obras de Terra
"impermeáveis" de montante, com comprimentos que reduzam os gradientes de saída a valores inferiores a 0,4 ou 0,5; portanto, com coeficiente de
segurança (F) de 2 a 2,5, se se pensar no valor critico de 1. Isso equivale a uma redução de 50% apenas, na medida certa para os tapetes "impermeáveis"
204
de montante. Casos como os da Fig.8.9a, em que a camada de areia não aflora a
jusante, são tratados de forma semelhante, porque a pressão neutra, na base
da camada de solo superficial, de baixa permeabilidade, pode provocar um levantamento do solo (biol' out), expondo a areia, e levá-la, em última instância, ao piping. Esses problemas comportam uma abordagem matemática
simples
Considere-se uma coluna de solo de espessura D'e área de seção transversal
igual a S, junto a saída d' água (Fig. 8.8). Define-se o coeficiente de segurança contra o fenômeno de areia movediça ou o levantamento do solo (blou âug p ela relação entre o pe so su bme rso da co lun a de solo e a f o r ç a d e percolação, isto é:
Jkb
F
7, i
D' S D' S
7y~b
y, i
Por outro lado,
h
1
(8)
D'
onde b, é a carga total na base da coluna de solo. Assim, o máximo valor que essa carga pode assumir, com um coeficiente de segurança F, é dado por :
h,
=
y,„b D'
'
"
g, F
(9)
Redução das perdas d' água Para determinar a redução das perdas d' água, é necessário o traçado de rede de fluxo, em ge ral tra balhosa, pois intervêm vário s materiais, com permeabilidades diferentes. Viu-se no Cap. 1 que, quando o solo de fundação é 100 vezes mais permeável que o solo do tapete, pode-se simplificar o problema, admitindo que as fundações funcionam como um permeâmetro, com comprimento igual a B+x,. N ot e-se que B é a largura da base da barragem e wI o c omp rim ento do tapete, se ele fosse totalmente impe m r eável.
>essa forma, as perdas de água podem ser estimadas pela expressão:
Capítulo 8 Tratamento defundações
gf
— k
H
)
(0,88 D+ 3 + ~
de Barragens
D
(10)
Viu-se também que xr é dado por:
~g~(a x) com:
f
(12)
~< ~f
onde k< e g são respectivamente, a permeab ilidade e a espessura do tapete, suposto retangular, e w, o seu comprimento real. Os ábacos desenvolvidos por Bennett (1946) possibilitam otimizar as
soluções com rapidez. Atente-se para os fatos que seguem.
a) Quando x ~ op (tapetes infinitos ), tem-se tgh(a • x) ~ 1. Assim, pela expressão (11):
(13)
a
b) Quando ã = ~2
seg u e qu e
1 0,9 x = ' = a
a
(14-a)
Comparando-se as expressões (13) e (14-a), conclui-se que o tapete atingiu, neste ponto, o máximo de sua eficiência em termos práticos. Nessa condição, o seu comprimento x é denominado "ótimo". Tem-se ainda: .v~ = 0,63. x
(14-b)
Fisicamente, isso acontece porque quanto maior o comprimento do tapete, mais água percola através dele.
205
Obras de Terra
c) Para a x~< 0,4 ou, fisicamente, quando o tapete é muito pouco permeável,tem-se, aproximadamente:
206
x
=
1
a
. a x = x
o que já era esperado, pois passaria pouca água pelo tapete, que poderia ser tomado como impermeável defato.
Note-se que, ao contrário das soluções anteriores, cut /e o diafragmas a redução nas perdas d' água é bem menor, da ordem de õ0 a 80'/o,pois
joga-se com distâncias de percolação, e não com permeabilidades. De tato, retomando-seo caso da barragem da Fig.8.6,suponha-se que seja construído
um tapete impermeável de montante, com k<= 10 cm/s e 1 m de espessura.
Tem-se, pois: 10 ' 10
20 1
447 m
0 seu comprimento "ótimo" é dado pela primeira expressão de (14-a) isto é: X
a
= 632m
e, pela expressão (14-b): = 0,63
.i - = 400m
Logo, o caminho de percolação passará de 238 m para: 0,88 x 20 + 220 + 400 = 638m apenas. Isto equivale a uma eficiencia da ordem de (expressão 3): F
=1
238 =60% 638
Do ponto de vista executivo, os tapetes podem ser compactados da mesma forma que o aterro da barragem, Mas já houve caso em que os tapetes foram constr uídos após o enchimento do reservatório, com os solos lançados através de barcaças com fundo móvel.
Finalmente, há que se preocupar com a eventualidade de trincas no contato " ta pete-pé de mon tante das barragens", pois os solos de fun dação
podem recalcar diferencialmente, sob diferentes pressões (do tapete e da barragem). Trincas nesse contato anulariam a função do tapete. De novo,
porque a água é "pontuda"...
Capítulo 8 Tratamento de Fundações de Barragens 207
8.2.5 Poqos de alívio Trata-se de poços aberto s e preenchidos com m aterial granular, mais permeável doque o solo de Fundação, com o objeúvo de controlar a saída
d' água (ver as Figs. 8.9a e 8.9b). Com essa solução, intercepta-se o fluxo de água, impedindo a sua saída na vet tical e de form a ascendente, junto ao pé do talude de jusante, que pode levar ao fenomeno da areia movediça (sand boi) ou ao levantamento do solo (blou ou). NA
D
.- kr
I 4I=— Linha de poços
(b) NA
Camada de baixa permeabilidade
I
Linha de poços ~ z l Camada l permeável
D
(c)
Ficii. 8.9 Q
P
h,
2R
AH=h~-h2
Poços de alívio poro o controle da soído d'ógua, o jusante
Obras de Terra
Costuma-se trabalhar com diâmetros de 20 a 50 cm e espaçarnentos, entre centros de poços, de 2 a 4 m, com profundidades de penetração que p ser totais, quando se atinge o máximo de eficiência, ou parciais. As vezes, são instalados na parte central das fundações (Fig. 8.9a), quando os trabalhos são iniciados antes do aterro compactado; ou numa linha de jusan« (Fig 8.9b), quando podem ser construídos até com a barragem em operação. Já aconteceu de se observarem, logo após o primeiro enchimento, sinais de areia movediça junto ao pé de jusante de barragens. Nessa circunstancia,
odem
208
o nível d' água do reservatório é rebaixado, e os gradientes sofrem redução
ern proporção direta a carga d' água (H), como se viu no Cap. 1. Com isso g»»-se tempo para a construção de uma linha de poços de alívio a jusante da barragem. E»stem teorias aproximadas que possibilitam estabelecer a p >< os
eei
parâmetros de projeto, isto é, o diâmetro, a distância entre poços e a sua profundidade. Elas devem ser usadas com cautela, pois, como regra geral os solos de fundação são muito h ete rogêneos, com di str ibui ção err ática, apresentando uma grande dispersão em termos de permeabilidade.
Uma dessas teorias, devida a Cedergren (1967), parte da solução do
fluxode água para um poço (Cap.2).C onsidera uma captação de água apenas
pela metade do perímetro do poço, água essa proveniente das fundações da
barragem (Fig. 8.9c). Designando-se por @
in(R/r)
(16)
onde R corresponde a metade da distância entre poços; r é o raio de um
peço; e AH e a carga total, que faz as vezes de h„da expressão (9), e pode
levar ao fenômeno da areia movediça ou ao levantamento do solo (b(ou' out). Fixa-se um valor de hH aceitável, com um certo coeficiente de segurança e por meio da expressão (16), estimam-se, de forma iterativa, os valores do diametro (2r) e da distância entre poços (2R), pois conhece-se a perda d' água pelas fundações. Uma alternativa a cálculos teóricos como esses é adotar parâme tros para o pr oj eto , com ba se em ex pe riên cia ant erior , e ob se rv ar o comportamento da obra, intercalando novos poços de alívio, se e onde
eles forem necessários.
8.2.6 Filtros invertidos Existe um princípio básico no projeto de barragens de terra de se empregarem materiais impermeáveis a montante, tais como na formação dos tapetes "impermeáveis" dc montante; e materiais permeáveis a jusante, como na construção do filtro horizontal e do filtro invertido, que se passa a descrever.
Trata-se de uma berma de material granular, colocada junto ao pé de jusante de uma barragem de terra (Fig. 8.'l0), e visa combater o fenômeno da areia movediça (mnd boil) ou o levantamento do solo (blou out). 0 princípio é simples: o material granular é, a um só tempo, pesado e permeável.
Capítulo 8 Tratamento de Fundações
de Barragens 209
NA
Filtro
Pedra Brita
invertido
Firt. 8.10
Areia
grossa
Fi%ro invertido
para controle de gradientes de
salda.
a) Por ser pesado, o filtro impede a "perda de peso" da coluna de solo de fundação, Fig. 8.8, que está na essência do fenômeno de areia movediça. Ou, por ou tr a, há um aume nto do num erador da expressão (~), de um v al or co rr espon dente ao peso do fi lt ro, o que mel hora a contra o fe nô men o da ar eia mo vediça (sa(id boil) o u o "levantamento do solo" (blou or(t).
~segurança
b) Por ser permeável, o filtro deixa a água passar. É composto de várias camadas, dispostas de forma que o material de uma das camadas deve ser "filtro" da camada subjacente, no sentido do criterio de filtro de Terzaghi, visto no Cap. 7. Essa disposição do material mais fino na base e do mais grosso no topo, é que está na origem do nom e f i l tr o inverti do". Também é um a so luçã o que pode ser ado tada após o pr im eir o enchimento, se se fizer necessária, e pode ser usada em combinação com os tapetes "im pe rmeáveis" de mon tante ou o s poços de alívio.
8.3 Fundações de Barragens de Concreto: Injeções e Drenagem No caso de barragem de concreto, o maciço de fundação é rochoso, com fraturas e descontinuidades, por onde a água percola, podendo gerar
subpressões ou perdas d' água
NA
excessivas
A pri meira fo rma de tratamento do maciço rochoso consiste numa consolidação
superficial (Fig. 8.11), no
Fiei. 8.11
contato concr eto-rocha, por
Consohdarõo
injeções de calda ou nata de
superficial do topo rochoso de fundações de 6arragens de
cimento e, as vezes, com chumbamentos de armação e protensões. Seu ob je tivo é
x / ~i 4
Z o na de consolidação superficial yX
m~ I
I
-A
(
/ .
I
(
X
X
concreto
Obras de Terra
210
vedar as fendas maiores e introduzir alguma melhoria na deformabilidade do maciço rochoso. É quando se faz a limpeza das fundações com jateamento de água e ar. As outras duas formas de tratamento de fundação envolvem o maciço rochoso a profundidades maiores e visam controlar a percolação de água. São as injeções e as drenagens, aplicáveis a casos como o da barragem de concreto massa, esquematizada nas Figs. 8.12 e 8.13. a) As injeções de calda ou
NA
nata de cimento sao feitas em furos de sondagem rotativa. Envolvem, frequentemente, três ou mais linhas de furos
Fig. 8.12 Fundações de barragem de concreto massa: de noto de cimento
(Fig. 8.12), formando uma "cortina" que, segundo Wlello
Injecç ões
(1975), tem a função mais de preencher as fissuras maiores e h omogenizar o maci ço do Linhas de injeções que ser totalmente estanque. Por não s e r pos sív el garantir a estanqueidade, ha certos autores que descartam e sse tipo de so lu ção. F n o "o z « « su p e ri or que mais se necessita das injeções, daí a razão de se injetar em várias linhas curtas e algumas linhas centrais, mais profundas. b) A drenagem, também executada a partir de linhas de furos feitos na rocha ™ 0 0 b j et ivo ún ico de aliviar as subpressões. A Fig. 8.13 mostra de forma esquemática, diagramas de s ubpressões an tes e a pó s a drenagem,
NA 'V
Como regra geral, pode-se estabelecer que Pfello, 1975);
Linha de drenos I
II
1I II
I I I I
I
Fie. 8.13 Barragem de Drenogem
b) no o u t r o ex t r e m o , quando o maciço rochoso é muito fraturado e p e r m e á v e l , a drenagem é eficaz, mas com lnjeções, necessári;ls p:ir.l ev it ar
Fundações de ConcretoMassa:
a) para ter renos po uc o permeáveis, em que as injeções são difíceis, o pr ob lema m aior está nas subpressões. Assim, é recomendavel drenar;
I I
~ I
I
o risco de erosão interna, para minimizar as perdas d' água e evitar a saiuraç;io dos drenos;
c) para terrenos mais Qu menos permeáveis, situação intermediária entre as duas anteriores, recomendam-se os drenos e, eventualmente, cortinas de injeção bastante espaçadas. Em resumo, drenar e preciso, injetar... depende! Do ponto de vista executivo, as linhas de injeção e drenagem são instaladas antes da construção da barragem de concreto. No entanto, essas
barragens costumam ter uma galeria interna de inspeção, de onde é possível, por exemplo, intercalar furos de sondagens rotativas, para melhorar o desempenho da drenagem Qu para substituir drenos, no caso de haver colmatação. É necessário um acompanhamento das leituras de piezômetros, situados na base da barragem, para avaliar o desempenho da drenagem. No que se refere ãs injeções, a eficiência depende das pressões aplicadas e da abertura das fendas. E é aqui que intervém o ensaio de perda d' água,abordado no Cap. 2, Esse ensaio permite uma avaliação da
permeabilidade e da injetabilidade do maciço rochoso, pois fornece indicações quanto a abertu ra das fendas e ao tipo de regime de escoamento
de água (se as fendas estão preenchidas ou não, se elas se abrem elasticamente ou irreversivelmente etc.
).
Só se podem usar baixas pressões (200 a 300kPa) se as fendas forem bastante abertas, pois, do contrário, as injeções seriam ineficientes. Pressões módicas abrem as fendas, porém elasticamente. Pressões altas (3.000 a
4000kPa) podem provocar aberturas irreversíveis das fendas, o que pode piorar o estado do maciço rochoso, principalmente se houver retração da calda de cimento, ao endurecer. A fixação das pressões depende de uma
interpretação dos ensaios de perda d' água, em várias profundidades, e de um conhecimento geológico-geotécnico aprofundado, tais como abertura das fendas, orientação das fraturas e descontinuidades, inclusive do ponto de vista "estrutural", isto é, das tensões naturais no maciço rochoso. Para fixar ideias, fendas finas, entre 0,2 e 0,3 mm, só podem ser injetadas com a aplicação de pressões muito elevadas e a eficiência da injeção será sempre baixa. 0 ideal, para se obter máxima eficiência, é trabalhar com fendas
de 0,8 mm ou mais, que absorvem 100 Lugeons (1.000 1/min por m de trecho ensaiado, sob pressão de 1.000kPa) no ensaio de perda d' água. Sobre o assunto veja-se Botelho
(1966) e Sabarly (1971).
Finalmente, o ideal é poder injetar caldas relativamente grossas (fator água-cimento inferior a 2 ) e penetrar em distâncias superiores a 2 a 3 m, sem usar pressões elevadas.
8.4 Fundações de Barragens de Terra -Enrocamento Para as fundações de barragens de terra-enrocamento, pode-se valer de algumas das soluções vistas acima, quando se tratou das barragens de terra e de concreto massa.
Capítulo 8 Tratamento de Fundações de Barragens 211
Obras de Terra
Porexemplo, seasbarragens de terra-enrt~mento
apitam-~
terrosos, podem-se empregar os arr /n o u os dta t~ ~as para l uzir as perdas d' água pelas fundaçoes. Se, ao contrário, as tundaqc~ compreendem rnac4~~ rochosos fissurados, pei e-se lançar mão das injeç6es de ruta d e r tme nt' h n>
212
tentativa de minimirar essas perdas d'~~
Capítulo 8 Tratamento de Fundações
de Barragens 213
ittx C~lul&svgngs pp I. 0 que vem a ser "tratamento de fundação" de uma barragem? Existem situações de exclusão, isto e, que não podem ser objeto de tratamento? Exemplifique. As fundações de uma barragcm podem apresentar três tipos de problemas: a) de
percolação de água (perdas d' água, subprcssões e gradientes de saída excessivos); b) baixa capacidade de suporte (ou baixa resistência); e c) elevada compressibilidade. Frente aos dois últimos problemas, em geral pouco se pode fazer, a não ser remover o material de baixa resistência ou elevada compressibilidade, ou mudar o local de construção da barragem; são as situações de exclusão. Resta, assim, o problema da percolação de água, que pode ser tratado de diversas formas, como, por exemplo, para barragens de terra, construind o ta petes "i mpcr meáveis de montante, "cortin as
de vedação; diafragmas plásticos; poços de alivio etc. 2. Uma barragem de terra hornogênea foiapoiada sobre areias aluvionares.
Durante o pri meiro enchimento no tou-se o fenômeno de areia movediça. Em que parte da barragem este fenômeno acontece> Quaisas suas causas? Que
medidas você tornaria de imediato? E a longo prazo> Justifique sua resposta. 0 fenômeno de areia movediça ocorre na saída do fluxo d' água, no pé de jusante da barragem. A água percolada pelas fundações (areias aluvionares) sai nutn fluxo a areia ascendente e pode gerar gradientes elevados, que anulam a ação da g "perde peso". Teoricamente, o gradiente critico é d a ordem de 1. De imediato, mandaria parar o enchimento do reservatório da barragem e até reduzir o seu nivel d' água, com o que o gradiente de saída diminuiria proporcionalmente. A longo prazo pode-se pensar etn construir um filtro invertido ou uma linha de poços de alivio, ambos ao pé da barragem.
ravidad e:
3. As fundações de uma barragem são muito permeáveis.A barragem deve ser asfundações,a projetadade forma a reduzir drasticamenteperdas de água pel qualquercusto.Que solução você adotaria? Quais são as condições necessarias de subsolo para que ela funcione? Justif ique a sua resposta.
Para reduzir drasticamente as perdas d'água, com eficiência em torno dos 98%, por exemplo, é necessário construir um cut /fo (trincheira de vedação) ou uma parede diafragma (por exemplo, plástica, isto é, tle solo-cimento), com penetração total. Assim, a eficiência da solução é garantida pelo fato dc se substituir um solo muito permeável (areia atuvionar) por outro material, muito menos permeávcl,
Obras de Terra
Qualquer uma dessas soluções deve ter penetração total, isto é, atingir o substrato inferior, que tem de ser pouco permeável (e esta é a condição do subsolo), pois, do contrário, o fluxo escaparia por baixo do csrt og ou do diafragma ("a água é pontuda", passa por qualquer abertura, por menor que seja), inviabilizando a solução adotada.
214 4. As fundações de uma barragem são muito permeáveis. A preocupação do projetista é reduzir o gradiente de saída pelas fundaçoes a um custo baixo: não há folgas no orçamento da obra. Que solução você adotaria? Que parâmetros são necessários para o projeto? Justifique a sua resposta. Adotaria tapetes "impermeáveis" de montante, que são um p rolongamento da Barragem de Terra para mont ante, com o ob je tivo de aument ar o cami nho de
percolação, Com essa solução, consegue-se diminuir os gradientes de saída, a um custo baixo. l'ara o projeto, são necessários os seguintes parâmetros: coeficientes de
permeabilidade e espessuras do solo do tapete e do solo de Fundação; e as dimensões da barragem e carga total, 5. Considere ocaso especifico de uma barragem de terra"homogêna",apoiada sobre l2 m de areiaaluvionar,sobrejacente a camada de argila siltosa dura,
muito pouco pe rmeável. Indique uma solução para cada um do s seguintes problemas, justificando a sua resposta. 1" Reduzir drasúcamente as perdas d' água pelas fundações, de modo a se ter uma eticiência maior de 98%. 2 Reduzir as perdas d' água pelas fundações, de modo a se ter uma eficiência superior a 50%. Para o I p r o bl ema, deve-se usar uma trin cheira de vedação, de penetração total, construída com argila compactada, ou um diafragma rígido (de concreto) ou plástico
(de solo-cimento), até o topo da argila siltosa, dura. A eficiência da solução é garantida pelo fato de se substituir um solo muito permeável (areia aluvionar) por outro material, muito menos permeável. Fssas soluçõesimpl c i amalterar a permeabilidade (k), donde a sua elevada eficiência. (g = ki A), Para o 2 problema, pode-se lançar mão de tapetes "impermeáveis" de montante, que, por aumentarem o caminho de percolação(L),reduzern um pouco a vazão:
g =
ki ..A = k.
b,H L
6. E xpl ique o que é e como funciona um tapete "imperrneávet" de montante. E verdade que quanto mais extenso for um tapete, maior é a sua eficiência? Justifique a sua resposta. Um tapete "impermeável" de montante é um prolongamento da barragem para montante. Pode ser construido com o mesmo solo usado no corpo da barragem ou outro solo de baixa permeabilidade. A sua função é aumentar o caminho de
percolação, reduzindo as perdas d' água pela fundação e o gradiente de saída.
Pelo fato de ser permeável, existe um comp rimento,dito ótimo, acima do qual a
sua eficiência praticamente não aumenta.
7 a) O que é um cut op (trincheira de vedação) e como funciona? b) Indique para que tipo de fundação ele é apropriado. c )
Compare o seu funcionamento «r n o de uma parede diafragma. Que vantagens e desvantagens existem entre usar o cut op ou uma parede diafragma? d) Idem entre um cut of'' e um tapete "impermeável" de montante. a) Cuf og é uma escavação feita no solo permeável de fundação, que é preenchida com solo compactado. L" como se o aterro da barragem se prolongasse para
baixo, nas fundações. 0 arr o /ffunciona como
um septo bem menos permeável
do que o solo de fundação, dificultando o fluxo da água e, portanto, reduzindo signif icativamente as perdas d' água pelas Fundações.
b) Ele é apropriado para casos em que a permeabilidade das Fundações decresce com a profundidade. Para uma redução significativa da vazão, a penetração deve ser de 100'/o. Não se pode deixar nenhuma brecha para a água escapar: deve-se sempre lembrar que a água e "pontuda" . Por exemplo, com u m ma ciço rochoso muito fraturado não se deve usar trincheiras de vedação, pois a agua escaparia por entre as fendas. c) A p ar ede d iafragma consiste na escavação de uma vala estreita ou "ran hura " e seu preenchimento com uma mistura de solo cimento (Diafragma Plástico) ou com con cret o (Diafragma Rígido). Portanto, tem um func ioname nto semelhante ao das tri nch eiras de vedação: trata-se também de um se pto bem me no s permeável do que o solo de fundação. As trincheiras de vedação carregam consigo, por vezes, os inconvenientes tanto do rebaixamento do lençol freático, para possibilitar os trabalhos de recompactação, quanto da garantia de estabilidade dos t alu des da escavação. Por isso, os custos podem ser elevados e os prazo s, dilatados, As par edes-diafragma requerem equipamento s especiais e pessoal especializado para a sua execução, o que encarece as obras; no entanto, p ser construídas em prazos mais curtos.
odem
d) Os tapetes "impermeáveis" são um prolongamento da Barragem de Terra para montante, com o objetivo de aumentar o caminho de percolação. Com essa solução consegue-se: aliviar as pressões neutras a jusante da barragem; diminuir os gradientes de saída, efeitos também alcançados pelos esto+s, mas a um custo bem mais elevado; e reduzir a vazão ou perda d' água, mas de forma bem menos eficiente do que com os vit o + s. 0 uso dos vit o ffs implica alterar o k do solo de fundação, o que tem um efeito muitíssimo maior do que simplesmente aumentar o caminho de percolação, que é o objetivo dos tapetes "imper meáveis" de montante.
8, 0
q u e v em a ser um filtro inve rtido? Qual a sua finalidade? E por que tem
esse nome? Ver a resposta na seção 8,2.6 do Cap. 8.
Capítulo 8 7ratamento de Fundações de Barragens 21S