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PERCOLAQAO DE ÁGUA EM OBRAS DE TERRA 1.1 0 Fluxo Laminar ea Lei de Darcy No curso de tleciirilradei So/os(Sousa Pinto, 2000), estudou-se a percolação de água em meios porosos, adoiando-se, basicamente, duas hipóteses: a) a estrutura do solo é rigida, isto é, o solo não sofre deformações e não há o carreamento de partículas durante o fluxo; b) é válida a lei de Darci. e o fluxo é, portanto, laminar. Para que ocorra movimento de água entre dois pontos (A e B) de um meio poroso, é necessário que haja, entre eles, uma diferença de carga total (b H = H ~ — H>), sendo a carga total H deíinida por:

em que q é a carga altimétrica e u/p~, a carga piezométrica. Em 1856, Darcy propôs a seguinte relação, com base no seu clássico

experimen to com permeâmetro: @ = k i .A sendo g a vazão de água;i, o gradiente hidráulico, isto é, a perda de carga total por unidade de comprimento; A é a área da seção transversal do permeâmetro; e 4, o coeficiente de permeabilidade do solo, que mede a resistência "viscosa" a« u x o d e água e varia numa faixa muito ampla de valores, corno mostra o

desenho abaixo. K;ste fato, acrescido a sua grande variabilidade, para um mesmo


t ot»n rna sua determinação experimental problemática a: é q>ase depósito d de sol o, „ mensurável. ()u, em muitas circunstâncias o > tgaxirn um parâmetro não mens e sua quando se con tece su ord m de grandeza, isto e o exp

Obras de Terra

.

.

14

Valores de K, em cm/s

log (k) = -10

-4 Siltes

-8 Argilas

-2

0

2 Padregultips

Areias

Granito Fissurado

Granito Intacto

Há uma complicação a mais: para solos granulares grossas, com diâmetros iguais ou maiores que 2 mm, o fluxo e tu g„l „ 'eloc dade é aproximadamente proporcional a raiz quadrada d 0 fluxo so e laminar para solos na taixa granulométrica entre as e as argilas, e com gradientes usuais (1 a 5).

>.2 Revisão do Conceito de Rede de Fluxo e ão seu Tragado Conceito de rede de Auxo Considerem-se as situações indicadas nas Figs. 1.1 e 1.2, A totalidade tia cargaAI I, disponível para o fluxo, deve ser dissipada no percurso total, atr»'é~ do solo.

NA

NA W

NA 'V

r I

I I

I

I I

I I

I I

I

I

I

I I

P I

,e

F

/

Solo E

Tela

Areia

~

/

/

/ /

/

/

3

/

/

G

Tela Xx

Fluxo confinado, unidimensional

I I '

i2

x1

0

Fig,l,g Fluxo eonfinado, o bldimensiona]

,~p,'L'/

I/g


0 t r l ] eto que a água segue através cle um meio satutado é designado por linha de fluxo; pelo tato de o regime ser laminar as linhas de fluxo não podem se cruzar, conclusão que é constatada experimentalmente, através da rnjet ã0 de nnta em tTlodelos de areia. Por outro lado, como há uma perda tle carga no percurso, haverá pontos em que uma determinada oração de carga total já terá s>do consurruda. 0 lugar geométrico dos pontos com igual carga total é uma equlpotenclal, ou linha equipotencial.

Capítulo 1 Percolação de Água em Obras de Terra 15

L•

Há um n í ímero i l i m i tado d e l i n has de fl ux o e e q ui potenciais; delas escolhem-se algumas, numa t o rm a c o nveniente, para a representação da percolação. Em meios isotrópicos, as 4nhas de tluxo seguem caminhos de

máximo gradiente (distânc>a mímma); daí se conclui que as linhas de fluxo interceptam as equipotenciais, torm ando ángulos retos. N o A p ê n dice I, encontra-se uma demonstração mat«mánca clessa propnedade das redes de tluxo, e as íigs. I. l e 1.2 apresentam dustraçoes de tluxos uni e bi-dimensionais. Ern problemas de percolação, é necessária a detern1inação, a pricn, das linhas-limite ou condições de contorno. Por exemplo, para a Fig, 1.2, as linhas BA e CD são linhas «quipotenciais-limite, e as unhas Aí-', FC e FG são linhas de fluxo-limite. Para a barragem de terra da I=ig, 1.3, AB é uma equipotenciallirrute, e YD e BC são linhas de fluxo-limite. A linha BC é uma linha de t1uxo, porém com condiçoes especia>s: é conhecida como linha de saturação, pois ela separa a parte (" quase" ) saturada cla parte não sarurada do meio poroso. Além chsso, ela é uma linha freática, isto e, a pressão neutra (u) é nula ao longo dela. Esta última propriedade é extensiva a bnha CD, que, sem ser unha de fluxo ou equipotenc>al, é uma bnha-hrrute, que recebe o nome de linha livre. íinalmente, pela expressão (1) conclui-se que, ao longo das linhas BC e CD, tem-se H = z, isto é, a carga é exclusivamente altimétrica. NA

Fig.l.V

Fluxo não confinado ou gravitacional

Pode-se provar que, uma vez lixadas as condiçães de contorno, a recle de tluxo é única.

dragado da rede de fluxo (método grá6co) para representar urna rede dc Auxo, convém que sejam constantes tanto a perda dc carga entre duas equipotenciais consecut>vas cluanto a vazao entre


sim plifica1astant

s dee~puxo consecutivas. Tal representaqão duas lin1as seu tragado. — e ovamente a re de d;1 pig ' l etros,,/ r , p l,cand o p q os p c r m e an

Obras de Terra

O

os1

-

16

<teor

ti'nl-se:

q =k I

h,h.

— '

b. 1

êI

I

em que k é o coeficiente de permeabilidade; 5h, (i = 1 carga total nos elementos 1, 2 e 3, respectivamente; l, e o compri do elementoi na clireqão do tluxo; e b, é a lar~ra media do

entti

qI q z por continuidade do fluxo e q> -— q pel rede, isto é:

(4) Adernais, ainda pela definiqão de rede de fluxo, deve-se ter: hh

1

=h , h = d,h 2

3

Subsutuindo-se (3) em (4) e tendo-se em conta (5), resulta:

b,

b

b3

ê

ê

2

Daí se segue que, para satisfazer as condições enunciadas, deve-se ter:

L'IITIDIélllÍé!

/ / j Far 'i.4

Criréria para vaHéar "quadrados" de lados curvos (Casagrande, I 9b4

)

para maior f acilidad v isual no t r a ç a « da " ' c ostuma-se t o rna' P ara

relação (7) o valor trabali,a-se com quadrados

N o te-se q ue, etn Re

ps

"quadrados" têm lados

t-i

vos, como mostra a / )$$, assim, tanto o elen1en« d a)Ps • como o 247A' são ãp ~" Para verificar se urna „

+


recle d» fluxo é um

q u a d r ado", é necessário subclivicli-la, traçanrlo-se noi as

linhas de iluxo e equipot< nciais, c analisar se as subáreas são "quadr:idos". 0 f l ux o é c o n f i n ad o quando não existe linha freática, cotrio nos caso» i lustrados pelas l-'igs. 1.1 e 1.2; caso co n t r ário, ele é d e n o m i n ado f l u x o g ravitacional ou n ã o c o n f i n a d o (l=ig. 1.3).

Capítulo 1 Percolat;ao de Água em Obras de Terra 17

De un i modo geral, a posição

da linha freática é parte da solução procurada e deve ser determinada p or t e n t a t i v as , s a t i s f a z e nd o a s seguintes condicões:

Linha Freática

Linhas de Fluxo

sh hh

a) ao longo dela, a carga é puramente altim é t rica; daí qu e a diferença entre as o r d enadas dos p onto s d e en c o n t r o d e d u as equipotenciais consecutivas co m a l i n h a f r e á t i c a é co n s t a n t e ,

.ih

fig. 1.5

Linha freática: as cargassão puramente équipotenciais

alti mé tri cas

(Casagrande, l 964)

q uaisquer qu e s e jam a s e q u i p o tenciais (Fig. 1.5); b) a linha Freáuca deve ser perpendicular ao talude de m o n tante, que é uma equipotencial, com o m o s t r a a F i g . 1 .6a. A s i t u ação i n d i cada na Fig. 1.úb constitui uma exceção que se justifica, pois uma linha de fluxo não pode subir e depois descer, pois violaria a primeira condição. Assim, a linha íreática, no seu trecho inicial, é horizontal, e a velocidade no ponto de entrada é nula;

NA

NA pA p p 0

<o

:" 90

> ~ao o Dg, ~o f

A

~ o a p cp o Q Pt ~ g a p ~a o < o ~ < á ~ ~ o~<~ o < a. o ~ < c D~

ia)

r o r~

c

A D~ A d ~ A o ~ o o a 84

ad<

a l 4 g + o %

(b)

c) na saída da água, a linha freática deve ser essencialmente tangente ao talude de ju sante, com o m o s tr a a F ig . 1.7a, ou ac o m p anha a v e r t ical

(l=ig. 1.7b), seguindo a direção da gravidade. Na sequência., resumem-se algumas recomendações, Feitas por Casagrande (1964), para ajudar o principiante na aprendizagem do método gráfico (traçado da red» de fluxo ): estudar redes de fluxo já construídas; usar poucos canais de luxo (4 a 5, no máximo) nas primeiras tentativas de traçado da rede;

Fig. 1.6 Condições de entrada de uma linha freática

(Casagrande, l 964)


Obras de Terra

Enrocamerttc de pé

I

Fictt. 1.7

Q CI

p WP

Condições de saída de uma linha freática (Casagrande, l9b4)

4 D ~

~g

Vk/Ui 'iii'ii i , 'iilk l i

i

~C

'i/li

i

Og i

i

~ V

(b)

(a)

"acertar" a rede, primetro, no seu todo, deixando os d etalhes mais para o ftm; as transições entre trechos retos e curvos das linhas devem ser suaves; em cada canal, o tamanho dos "quadrados" varia gradualmente.

Uma vez desenhada a rede de fluxo,pode-se obter:

a) a perda de água ou vazão (Q) por metro de seção transversal. Se n, for o número de canais de fluxo, n„o número de perdas de carga e H a carga total a ser dissipada, deduz-se facilmente a seguinte expressão:

@ =k

H .

ÍI tl

cj

A relação entre parênteses é conhec>da por relação de forma, ou fator de forma, e só depende da geometria do problema. b) a pressão neutra (u) em qualquer ponto, pela expressão (1), é

c) a força de percolação ( F) em qualquer região; para tanto, b« t a determinar o gradiente médio (i) nessa região, para se ter: P = f

i ~1

sendo g„o peso específico da água,


Convém filsar que o cálculo da vazão não requ requer um traçado rigoroso

da rede de <luxo, pois basta obter dela com booa precisão, o fator de forma, »r „C /n

. 0 m e sm o não sucede cotri o cálculo dogra mzdient e nte ou da pressão neutra

em pontos do maciço.

Capítulo 1 Perco lação de Água em Obras de Terra 19

1.3 A Equação de Laplace esua Solução Se o solo fo r saturado, de modo a não ocorrer variação de volume, e

tmto os sólidos como a água dos poros forem incompressíveis, então, pode-se escrever:

a dx

+

a

=0

Qy

que é a Equação da Contintudade; rr e r são as velocidades de descarga ou de fluxo, respectivamente nas v (horizontal) eg (vertical), coordenadas cartesianas.

direções.

De acordo com a Lei de Darcy:

()h

— k.

u-

a.~.

e

rr = —k

Bh

a>

(12)

0 sinal negativo justif ica-se pelo fato de a carga h decrescer no sentido do fluxo.

Substituindo-se as equações (12) na expressão (11) e supondo solo homogéneo, isto é, kv e k>, constantes, tem-se:

k

d- h

d- h

+k

dy

B.x

=0

o u, se o meio for isotrópico, com k = k , . = k>, = constante:

d h Bx

+

3- h -

())

=0

lue é a Equação de Laplace para duas dimensões.

(14)


' Equação de I aplace é saGsfeita para nl pat de pode-se mostrar q"e i -1 ' as harmonicamenre, e que a família de curva " . = ""' . < l u nção ~ farllília de cur«s X (x»') 'p e 0 = consr. é ol togon' v = -kh + c onst' c X é a funç'0 ele fluxo quc P«mire p '

Obras de Terra

.

'

'

'

.

.

.

p

2Q

calcular a vazão (Apendice 1). l s da Equação de Laplace são restritas . analí'ricas Sl Soluções n e , simples b slI11p dc geometria bem c. e mesmo assim, as funçoes mat

- ns caso,

'

,

L.

são minutocomplexas.

r.aplace podem sc, ob„d

Soluçnes numéricas da Equação de Método das Diferenças Finitas ou pelo Método dos Elementos pi esca am do escoPo deste curso, que se atém ao Método gra~>c traçado da rede de fl uxo, tal como foi exposto. 0 Apéndice 11 d • ~ informações acbcionais a respeito dos Métodos Numéricos. Existe uma solução analítica, que tem al~~m interesse prático ref aos pontos singulares numa rede de fluxo. São pontos em que „ -4rnite sc interceptam, formando ângulos predererminados, 1s„'esses pon

g.o velocid;ides de descarga podem ser nulas, finitas e dif erentes de c omo mostram as í i gs. 1.8, 1.9 e 1.10, extraídas de p o l „ b -<oc4na (1962). Note-se que, nas vizinhanças dos pontos sin+>iare a velocfdade tende a um valor infinito, a Lei de Darcy e, portanto, E de <~piace, não tem mais validade. 1'ais áreas são tão pequenas que nã s solução obtidl

Fir„1.8

Pontos Singulares: vértice num contorno

imperm eável (linha de fluxo-limite)

F~. 1.9

v=0

NA T

Pontos Singulares: vértice numa egui potencial-li mite

Pontos Singulares: ponto de encontro entre uma egui potencial-limite e uma linhade fluxolimite

vwm

véfinita~0

NA

NA

V=O

NA

v é finita ~O

NA

NA V' Q )-

V=Q

v é finita ii: 0


1.4 Heterogeneidades 1

i '

'

"

Capitulo 1 a t'

Vt: I'( (,ll 1('AO C(I: I~ LIAM> Isto c

sl t A } >lit IC tr pr >I>I 'tn I '

i '

@ni Obras cit. Terr,l

( 1( ltot n oi ct qco i ' s t < t ' n1 ttl I tt I '

si(tlat c cs f t l t i c ' l . , c »1;Is scl I > 'ljlotd;14~'Isctql ollttos c, p I 'st I" ltlf l»'l d lt P o í ( y c ( p p ' ( ) c o t ) q I '1• '

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c angad,ts d» s( tio d c

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t u n d ; tt,-;ul co tl l d i tfcl'cut»s p c l .n>c;Ilitlld,Id»s. ('Itl ct tt;Io,

s»ao»s dc 13at í't >cnS dc 1'cr t",l z()nc;ltl as, isto I', cotn,l pr»s»ne.t d» dt tel-cn t»s s()[os conlp ;tct;Idos. Il l cst11I) uni;I scc'lo dc 13atí ;I'~ci11 (ic 1 ct l.'1 I lot l l o colll p o í r a t tl l r o s d c

(.'Ilc,l

' l l »ill, o E]llc, tl íl<~ot, Inlp í i n l c h c t c r t ) <"c0»l(j,ldc '.Io n1»I< t

POI'OSO.

A seoltlt, sct' I tln tlis;ldo, collc»it tl'Iltrlctltc, colllo d ca c scr o tlu x <t dc t il'l l ; I

arravt'.s de Interfaces entre na;tr»ri;tis dc pcrmcabilid;Id»s dit»lcntc». Se o fluxo ÍA I ut l i d i t l l c t l s l o t lt tl, cotll vc l o c i d;tdc pc rpct«licul:tr ;cinrcrt.tcc

AB, pela conttnui~l;ld» do tluxo (m»sm:I x «z;Io), dei»-sc tcr:

NA

0

dorlde:

H

Fic 1.11

j

(I

, ~j j,jj j j A

fluxo unidimensional através de materiais di ferentes

pois a arca </a seçao transversal (~i) e consunre. Se o fluxo Íor ainda uni<lins»nsional, co ín v»locidad» p:tt'al»1a ;l intcrf:lc» ~i8, deve-se ter:

NA ] H = <Oa.rf

C=

1

R 1.12 j 7

doítde;

k,

' jj

j r jj jj 'r jj jj jjl

k~

~l

Pois o graclienre hidraulico í o mesmo ao longo dc « ti3

fluxo unidimensional em duas camadas


Numa s i t u ação g e n é r i ca, d e c o m p o n d o - s e o s

Dbras de Terra

L

v e t o r e s I / e »z nas

componentes normal e tangencial, deve-se ter:

/ /

/

/

/

0

V1

/

ê

/ / /

/>

1 >>

2

:

(>

2 >I

E/

/

I> 2(

/

/

ou, dividindo-se

(16)

(] 6) por (15)

/g IX1

k1

/gC,

k„

que é uma relação de proporcionalidade direta. Se se quiser manter a mesma perda de carga entre equipotenciais e a mesma perda de água em todos os canais, ao se passar de um solo p ara o outro, deve-se ter:

q -— k

hh 1

g

h

1

1 = k

1

Ah

— 2 g

h 1 2

2

sendo q a perda de água em um canal e hh a perda de carga entre equipotenciais; b e/'são as di mensões médias dos "retãngulos", num ou noutro meio, conforme o índice for 1 ou 2. Daí segue que:

( ê, /ê,) /b /ê )

ê., (18)

que é uma relaçãode proporcionalidade inversa. A Fi g. . 1.13 ilustra . tra du duas so! uções válidas para a mesma seção de barragem com k2 — 5k>. A vazao pocle ser calculada tanto em um como no outro me' . '

.


NA

Capítuto 1

T'

(

n ,=

SS

percotação de Água em Obras de Terra

2 = Sk

23 k;

NA nc = 3,5

f(q.1.13 sk,

~e m p/os de redes de fluxo

bi dimensionaisem meio poroso heterogê neo k)

(Cedergren, I 961)

Se o que se d eseja é o c á l culo d a v azão, é possível, valendo-se da o problema pela " h o m o genização" do s solo s

engenhosidade,

simp lificar

presentes, feita de forma criteriosa. É o que se verá a seguir.

T.5 Problemas Práticos em que a Incógnita é a

Vazão —a Engenhosi dade Para uma classe de problemas de percolação em meios heterogéneos, em que a incógnita é a vazão, ou pode ser reduzida a ela, é possível l evantar algumas

hipóteses simplificadoras que possibilitam a determinação de parâmetros

sign ificativos d e projeto. São o s casos do d i cD

mensionamentode tapetes

"impermeáveis" de montante, cuja solução aproximada foi desenvolvida por Bennett (1946), e o dimensionamento dos fdtros horizontais de areia, tratados analiticamente por Cedergren (1967). I nicial m e n t e , a

t í t u l o d e i l u s t r a ç ão , m o s t r a r - s e-á c o m o u s a r a

engenhosidade e resolver o p r o b l ema da vazão a ser bombeada de uma escavação.

'1.5.1 Problema da escavaqão entre duas pranchadas, em meio heterogêneo Considere-se o problema de escavação, indicado na Fig. 1.14b, 1extraído

« ~olton (1979). É possível estabelecer um intervalo de variaçao da vazao, »« é , seus lingotes superior e inferior, supondo que o solo é homogeneo, constttuído ora de areia (k = 10 rr >/s), z lingote superior, ora de areia siltosa (k = k„/ 1 ú), hmite interior.


Obras de Terra

iz~iclo 0 ~ rede de f!uso da 1-'ig l 14~ vUid~ p tenl-se:

=k

24

I-I

6

k H

12

2

(1 9)

Logo, o referido intervalo será:

II

II

( 0r('8/ ( arr

'70

él

(20)

5m

E possível estreitar ainda mais esse intervalo,

c,

NA

a tentando-se para o f a t o ~

6m

1 . 14a

H =6 rn

f! 6m

Escavação em solo homogêneo: traçado da rede de fluxo poro determinar a

de ABC'D, na F'ig. 1.14b, s er um p e r m e â m e t r o . Admitindo-se que DC e AB são equipotenciais,

NA'.

nq = 12 n =3+ 3

com cargas totais iguais a

vazão (8olton, 1979)

i6m T

H e 0, respectivamente, o

G

Í

que é uma hipótese propo-

c,

sitalmente exagerada, tem-

se, pela ] .ei de Darcy:

I-I

~i -

.—

10

5 = k

4

"

.

I-I 8

que é uma superesumativa da vazão real, isto é:

H

I-i'

— (g, ( a

(22)

ou, numericamente,

1 08 (g ,

( 2 70

NA

e m li t r o s p o r h o r a e j

:-::.: .. : Areia'

Escavação em solo heterogêneo: simplifleação do problema para determinar o limite superior da vazão

l . .

.

.

' ' .

'

-

-

.

:

-

:-.,; 2m . =='- : -

Areia

- K, = 10 cm!s".-.--'-. '

.'A. =..:. K = 10

Silirie Afeia '

g>A!

' .'.-. 6 m - '

(Bolton, I 979)

:

.

.

' .

-

'-

p or m e t r o s d e seção transversal da escavação, o que possibilita, para lins práticos, o dimerisionamento das bombas

cr nis =

. Ka = 10 cmis'

.

-

'

de recalques para mante~ o fund o d a seco.

e scavaçao


1.5.2 "Tapetes Impermeáveis" de montante ge barragens de terra p

'

percolaqao de Agua

a de unia 1>arrageiTi de perra i d i "tante através de tape«dit o "in p

P' ta fol'ma li i i p r (pprjo p< i< ' ' p re s enta uma certa perrneabii dade p e espe ' aPo a em solo de fundação de esPess g

com ' '

l ' kl-.

'

Capítulo 1

do

em Obras de Terra a

25

'

"

• S"po~ a-s meab&dad

NA Splp

C plrlpa r. Ia rip

~ l.l5

K = 10 crrús k,

Ta ete

". A' ::.' „

:

: -

.

-

-

"

-

'.

- : '-; -...::- ='.; : :-

':: .=. Areia (Kt = ] 0 cm/s) : - :-.-.

Rôcha Impermeável

. .

:

;.

.

:

:

.

;

.

:

-

-

:.

.

'I

z,' ";.' ;

B

''Ta pete i rn perm eá vel" de montante de uma barragem de terra: parâmetros envolvidos

0 solo d e f u n dação é 1.000 vezes mais permeável do que o solo da barragem, de modo que o problema pode ser simplificado da forma ind icada na i='ig. 1,16.

C Q~

r

C'

A

X

~l .lb II

"Tapete impermeável" ~H II

Xr

E fácil ver que no trecho que vai de ~ a C o fluxo é confinado, D de )),de d modo ue a perda

unidimensional (isto é, BC(. 8 é um permeârnetro

ão éé mais complicada, pois carga b varia linearmente. No tr echo A8 , a situação há entrada de água em AA ' e em A B .

de montante de uma barragem de terra:

simplificação do problema


Obras de Terra

I k ) j g g p o d e-se admiur que c' <luxo no para os casos em que na fundação horizontal. Dessa forma, a tapete é essencialmente veruca e, na vazão pelas fundações é dada por:

em que: .i = AB é o comprimento real do tapete "impermeáel ' e 0, é a vazão que e ntra por AA ' . Por outro lado, a vazão pelas fundações vale, pela Lei de Darci :

g = k .

.

-

e após igualar essas expressões e derivar em relação a x, resulta em: (j-h

aA-"

-h

= a

com:

f

~t

>f

de cuja solução extrai-se:

tgh(a ã)

Nessa expressão.~;.e~. são os comprimentos indicados na i=ig. 1,16. Tudo s e passa como se e x i stisse um

t a p ete d e c o m p r i m e n t o x. „ t o t a l m e n t e

impermeável (k = 0 ), e o problema fosse de percolação unidimensional. Em outras palavras, é como se a fu ndação fosse um g r ande permeâmetro, de

compnmento (.x.r +B). Dessa forma, a vazão pela fundação pode ser calculada pela Lei de Darcv, expressao (2) :

(37) F. possível provar que a solução acima, devida a Bennett, subestima a vazão, o que é contra a segurança. No entanto, para k irrelevante.

<-/ kt ) / 0 0 , este fato


1.5.3 Filtros horizontais de barraoens

Capítulo 1

0 p r o bl<.n'a l qu t e saber qual deve seI'r .1 espessura Fl; de u m t l l t r o horizontal <Fig. . l a/ e com que m«terial "I;lnular r .- U ar precis;1!er construí do p;lt.l que deixe e.c~ ar a viz:l 0 d e ã mta percol«da pelo til lclco 1e terrl

Percobcão de,-Ég(t.l ent (-)br ls ele Terra

la d'l'l. o

:Up

' inl'1 1 e<pesi ur l

e ' l Ou t r l

p lr l o b n

dren«~em, 'ldnut e -se q u e , n a e n t r ; l d;1 do t t l t r o h o r i z o n t ;d , o n í v e l d ' ;1"U;l

repres;ido tenha uma ;artur« légua 1; espessur;1 H;. I

NA

(~)

'T

A r',ih s ih s ' A A p r i m e ir a hi p ó t e se s i m p l i ttc«dora íT it-'. l. l 'b/ equiv«ie a «dnitir q ue o t i l t r o t r a b a l h a e m c a r g a , utilizando toda a sua set.ão p;lr;1 o tluxo da ã ua (subesQma, pois H,. ). Aplicando-se a 1-ei de D«rep ten1-se:

/

. —.

(c)

H.

H. O =k

(b)

H . = kr /

L

/

L

sendo:

H rc (/! /

)

livremente, A segunda }Iipótese íFig. 1.1 (c ) ;ldmite que o ttltro tr«bilha 1 com a existência de uma linh.l [re'loc«, isto ê, «su'1 seq«o plen;I nlo e utiliz;ld;I t io escoament o d a é g u a , N e s sa s i t uai ão, v;lle a k q u a t «o d e D u p u i t

(Polubarinova-h.ochina, 19ó

):

2-L na qual os sínlbolos tem os signittc;idos indic;idos n'1

Filtro horizontal de urna barragem de terra: a) parametres envolvidos; b) filtre em carga;

c) filtre livre


r('SLllnl cn1: 1 ;LPLlcll(,;lo « S,sl)l• cL]Lla(.a()

Obras de Terra

NA /)a p

ed/ie~..

'

NA

Fir 1.18

iEI1

I. Sei)(lo.

h,

Permeâ metro de

Dupuit:fluxo nõo con fmodo

ll

/YilI

/

(

Lo ~o:

JY</I

(

2 O. I

/

No caso (Io ttltío horil o ntal c:Lpt'll 'Lgua til)lb(.'m (kas tL)n(la/()es' \ p()de-se pr< >var quc a dcsiq(aldade acima continua valida, devendo-se substituir 0 .Or ~ <) ' > /j

« 0 re~ .ere- l z-se, resp(.'ctivamentc, 6» contribui(; ()es (io maci(,o

e das tunda(-,~>es para a vau:)o total /,'0

).

1.6

Ani s otropia

() s s olos do s ate r " o s com pactados 0 d a m a i o r i :1 dos depósitos naturais sho, na reagi(ia(ie Silte

Argiloso

E o

~

K = 10-5cm/s

' I . 1 9/L

isto

permeabilidade varia com a (lire(,io (io Auxo. Para se ter LLL)qa idci:1 (lo <~r'lL> (ic s u p o n Elll —(' sLjue

d epósito d e s o ] o t o r m L)u-sc po' SCLli11~cnta(ao dc p a r l"l( Llias dc -

profundidode

a niso t r ó p i c o s ,

aniso t r o p i a ,

Solosheterogê neos: camada de solo estrati ficado, que se repete em

n)Cios

O

o

--- Areia Argilosa K =10 "cm/s

Ana, silte e argil;1, n:1 tran (i(lili(1 L(ic (i(' agI)as para(ia» de L) n) 1;ig(), c q(lc, a L"L(ia metr() d c

p i o ) L ( n d i ( i a (l», )( p(rival (l

s L(bsolo cl o j n (ficado n;1 I'L(",. I. i' >a


fácil ver qu e n um c om

p errneâmetr o

o ar ra n j o

Capítulo 1

NA NA

tndicado na I'ig. 1.19b, em que as se num camadas de solo o g r a diente s >stema p a r a l e l o ,

dispõem-

d,

k,

dp

kg

d„

k,

percolaqão de Água em Obras de Terra 29

h>dráulico é constante e vale:

iI H

I

(32)

L

Qg

l Q„

de forma que a vazão total é dada

h

~

Fig.1.19b Solos heterogê neos: fluxo unidimensional em paralelo

'= H(t

por:

Se a permeabiliclade média do sistema for designada k„, tem-se:

H

g (k d,)

(34)

m

isto é, num sistema paralelo, k„, é a média ponderada dos k,.

Yo caso de sistema em série

(Fig. 1.19c), quem é constante é a vazão (continuidade de fluxo), sendo k„, a permeabilidade média do sistema, tem-se, aplicando-se

a Lei de Darci:

NA

I

NA

" i' I dn. dn

h com

yr k.

I

I

Solos heterogê neos.' fluxo unrdtmensional em série


Obras de Terra

dof ide:

c> Y ~ k

30

Q

c/

:.1

k.

.1

A é a área da seqão transversal do permeâmetro. Logo,

g(~ l~:) isto é, k„, é a média harmônica dos k,. Como a médra harmônica é inferior ã média ponderada, segue-se que k,. é menor do que k~,. De tato, para o caso apresentado na I=ig. 1.19a, tem-se:

9 0 10 ' + 10 1 0

k

: 10

90 -10

90 +10

k

90 10-'

+

10

-5

: 10

cm/ s

cm / s

10-'

donde: k] =

10 k

Se houver anisotropia, a equação diferencial que rege o tlu~o de água será dada pela expressão (l3). Se for teita uma simples transformaqão de coordenadas,

(36) recai-se na r quaqao de I.aplace, expressão (14), que vale para meios isotr~ipico'-'. íal ajuste de escala compensa os efeitos da anisotropia, rede d» fluxo é traqada na seqão transformada, tornada isot«'1'~c" ' por homoteua, volta-se a seção ori

ele quadrados".

ienal, na qual a rede J.e tluio não seta tom " '


;I segão tr'.Instorns,lda > 0 coeflclenle d ec ppermeabilidade L f' I erm 1 é « q u l v alenle

; d;ldo peia seguinte média genluêtrica;

Capítulo 1 F'ercol aÉ-ão de Água

em Obras de Terra (37)

31

", para o calculo -la vazão, que d pende do pator d - forma

(".~ q) po

'

' '" s e l ; ao oll " » l a l ou cia transtor m ad a I n d i f e r en tem en te.

parl a estln)atleta dos gr'ldIentes hld r aullcos, deve-se recorleI ex c lusivamente se(,'ão ollgln al, pois os c o n l p í i l l l e n t o s têm cle ser os reais,

I'I Tip. 1.20 ilustra algumas redes de tóquio para urna mesma seqão de barragem, mas cons diterentes relaçoes de permeabilidade. Obviamente, com ulrl coetlciente de permeabilid;lde horizontal progressivamente maior, a rede estende-se cada vez mais para jusante, pois a água tem mais fac ilidade de p«rcolar na dlreqão horizontal.

NA

ko = k„

NA

kq = 4k„

NA

Fig. 1.20 kn =9k

Exemplos de redes de fluxo bidimensionois n õ o conflnodos em meios anisotrópicos

(Cedergren, l 967)

1.7 F/uxo Transi ente S e o nível d o r e s e r v at ó ri o d a b a r r a gem d a . ' I g . 1.21 for e l e vado instantaneamente, ate a po sição indic;lcla no desenho, averá url l » a n É.'o


Obras de Terra

radat,vo de uma linha de maior saturação, que, com 0 ™ p o P assará pelas posições 1, 2, ...11, sendo esta última correspondente ao regime permanente do fluxo.

32 NA

Fluxo transiente: avanço

gradual da linha de saturaçõo

(Cedergren, I 967)

A Fig. 1.22 mostra o movimento da linha de "saturação" (ou freática) após um rebaixamento rápido (instantáneo) do nív el do reservatório; no flnal do processo, a unha freática estabiliza-se numa pos1ção de equilíbrio, em novo regime permanente de fluxo para o novo nível do reservatório. A mbos os casos são exemplos de fl ux o t r a n siente em q u e u m s o l o parcialmente saturado torna-se mais saturado com o tempo ou vi ce-versa. Na zona Normal

ía)

1' Posição

d e s a t u r a ç ão , a

equação da continuidade é válida, assim como a J.ei de Darci. Daí poder-se construir red«s de t1uxo como se o fl uxo transiente tosse uma sér1e de t luxos permanentes,

NA. Rebaixado

que se sucedem no temp<x

No exemplo d e r e b a i xamento rápido, as linhas d« fluxo partem da linha de saturação ou freática; no r egime p e r m a n ente, NA

(b)

há um paralelismo entre elas. 2' Posição

NA

Se a posição da l i nha de saturação fosse conhecida em cada instante, o traçado da rede seria f e 1t o

c o m o se o f lu xo

estivesse em reyme permanente; mas, de novo a sua posição é parte da solução procurada. Uma das maneiras de se obter o avanço da ltnha freática é com o 4 I ôdelo

NA

V

físico de Hale-Sh'', com Fluxo transi ente:

rebaixamento ró pido do nível d' água do reservaté ri o

(Cedergren, l967)

3' Posição NA

cuido

viscoso. A esse respeito, veJa-se

por exemplo, Harr (19ó2).


Capítulo l Pert-olat-ão de Água era Obras de Terra

33

QGU%575o%5 PAlRA P%5lM A, Justiffque por que a linha livre não é nem uma equipotencial nem uma linha

de fluxolimites. A linha li~ re é uma linha de saída do fluxo d *água: é onde vão ter ouuas linhas de fluxo, que cruzarn com ela. Logo, ela não é uma linha de fluxo. A linha livre é urna linha freática. Portanto, u = 0 e a sua carga é puramente alttmétrica, portanto variável. Logo, ela também não é urna equipotenc>al.

2. 0 q u e é fluxo gravitacional (ou não confinado)? 0 que são a linha de saturação e a linha livre nesse tipo de fluxo? Destaque o que há de comum entre elas e indique a propriedade fundamental que as caracteriza. 0 fl ux o g r avitacional é o fl ux o qu e se processa por ação da gravidade, num meio poroso não confinado, isto é, sem que se conheçam todas as condições de contorno, A linha de saturação é uma linha de fluxo li m i te, porém com condições especiais:

ela separa a parte (" quase" ) saturada da parte não saturada do meio poroso. A linha livre é também uma linha limite, sem ser linha de fluxo ou equipotencial. Recebe esse nome pelo fato de a água fluir por ela livremente. 0 que há de comum entre elas: a) o desconhecimento, apriori, das suas posições ou

dimensões, só determinadas após o

tr açado da rede de fluxo; b) ambas são linhas

freáticas, isto é, sr = 0 a o l o ng o d elas e, consequentemente, a carga total ao longo

delas é puramente altimétrica (F F = g.

3. Q ual é o c o nceito de rede de fluxo? Qual a consequência desse conceito quando é aplicado a meios porosos isotrópicos, com permeabilidades diferentes

(meios heterogêneos)? Justifique a sua resposta. Urna rede de fluxo é um conjunto finito de linhas de fluxo e de equipoienciais que satisfazem duas condições: a) a perda de carga (Ah ) entre duas equipotenciais consecutivas é constante; b) a vazao (q) entre duas duas linhas linha de fluxo consecutivas (canais de fluxo) tarnbérn é constante, nter essas duas condicões ao se passar No caso de meios heterogéneos, para se manter ess s num canal de fluxo qualquer: de um solo (1) para o outro (2), deve-se ter num c

q =k i

hb

-

.Q f =k g

hh

bg

bi (E1

bp i'Ig

kZ

kl

adrados" no traçado da rede de fluxo, »to é, se num dos meios forem usados quadrados" no outro será necessário usar

r e t á ngulos" .


Obras de Terra

meios r esolvem problemas de pe r colaç" o g a nisotrópicos, o m o sãã odeterminados os parâmetros da expressão ú=k

ld ( n r / rr,/) )

34 s c ç;lo (! Iii)i}<>l'Il)l<l;i, t»l n ;l<l,l ls<>11< >}~l(" ít, }>»I' c%et))p[<>

lt t ç ) - sc )1 tc(lc <lc llux» n i

x —x ' ~

p oi i t >Cio (l c U t t)í) I c l íi< íi<) d» t i l)o

c }1<)I' t / ~'.x- C.

11<)111< >tcti;1, vo}(;I-sc

scçílo ol tgÍrtll, til) (}Ll I} ;1 ic(}c (lc il(is<> n «) scr i t(>rn)1(l I por ' (}Ii idt íi(l<>i". ( t c<>cti(ict)tc dc p( r m c ;Ibili(};1(lc }( ;I sci u s :I(}<) cí <) "c(}uiv;Ilcntc" , ( l;1(l» p c}.'I Il)c(li:I ~~c»ilicti'I(;I

entro 4 c k . 0

t í t t»r d<. t<)rn)1( ri/ri

'I

) p <>(lc scr (l(t c r i ) ) i n i ( l »

t);I sc<,;I» < )rt«tn ) l » I i I ) I

t tíltlsf o í l l l n (};\, til ( }itcrcil t ci)1cntc, I) l l l c s l ))<) »c<)íi'('I)(}» c<>nl I I .

5. 0 coeficiente de permeabilidade do solo compactado do núcleo da bai ragem de terra-enrocamento indicada abaixo é de I O~cm/s. Pede-se:

a) esboçara rede de fluxo para a fase de operação com N.A. normal; b) calcular a vazão em m'/s por metro de extensão longitudinal de barragem; c) calcular a pressão neutra de percolação nos pontos A e B; d) calcular o gradiente hidráulico em C. 56 m

N.A,

29 m

JB Enrooamento

A

Nucieo

Enrocen)coto

Soluç;io:

a) esboço (}:I rcdc dc tluio 56 m

N A. 56

B 28 14


q) u ! =y ,

( ,< —~.~) =10 (42 — 2i) =1é0

kl<s e

ss = 2g0

kP„

d) /g -— 14/10 =1,4 é. Tra(ar arede de Auxo para a barragem de terra pomogênea. getermine o fator de forma.

Solução: N.A.

I'atot de f o r ma : « /n =2/3

Capítulo 1 Percoiação de Água em Obras de Terra 35


Q~9Ei J,o)/íc'g )

Obras de Terra

Notas sopre a Equação de Laplace onsidere se um meio isotrópico, para

lual vale a l='.quação d

i ee

(ex ressão 14). Q potencial, dado por p = -k h + c~n.o',satisfaz est

"aço

isto é:

Pode-se provar que existe uma outra função X, tal que.

tt-

~X

ar ac e que também satisfaz a Equação de Laplace, corno se pode veri f]car f merlte, X é a Função de fluxo.

Sela uma linha equiPotencial qualquer. Ao longo dela P é con«,ari«, isto

dQ = 0 Logo:

c ia. + — g y

— 0

(jy ou, tendo em vista as expressões (12), com kx. = ky = k : u . d~. + v

cty = 0

donde.

(1 2) Seja agorauma linha dee f luxo que corta a equipotencial considerada luxo X = corot, segue, de forma análoga:


ou, tendo em vista as expressões g.1); a'.~ +u

Capítulo 1 Percolaqão de Água em Obras de Terra

dy = 0

donde:

37

Comp arando-se as expressões g.2) e g.3) conclui-se que as equipotenciais

devem ser perpendiculares as linhas de fluxo. No caso de haver anisotropia {k ~ expressões:

k y ) a f u n ção de fluxo X satisfaz as

De forma análoga, redefinindo-se g = -h + cost, pode-se provar facilmente

que as expressões (1.2) e g.3) alteram-se para: k

dy c6-

ú~Y

p k

u v

g.5)

g.6) 14

Como o p r o d ut o do s coeficientes angulares é -ky /k,., diferente de -1, segue que, para casos de anisotropia, as linhas de fluxo e as equipotenciais,

quando se cruzam, não são perpendiculares.


Obras de Terra

Alpéixú~'>4 c~Ill guns métodos Numéricos para a Solução da Equação de Laplace Um dos métodos numéricos mais utthzados na solução da Equação de I aplace é o Método das Diterenças Finitas. Os seus tundamentos encontram-se amplamente divulgados em v á r ios l i v ro s d e M a t e m ática A p l i c ada. E sssencialmente, consiste na substituição da E q uação de L a place por u m a equação de diterenças finitas, substituição feita

com o auxílio da fórmula de '1'avlor. A equação de diterenças tinitas de primeira ordem é:

h +h

+ h + h —4 . h = 0 3

4

o

que é aplicável aos nós de uma malha quadrada, como a da l.igura ao lado. Uma vez teita a divisão do meio contínuo, em malhas, escrevem-se as equações lineares para cada nó e trata-se de obter a sua solução, por meio da e letrônica. computação Um outro método que ganhou muitos adeptos é o Método dos Elementos Finitos, que se aplica a qualquer problema de extremos.

0 problema da percolação de água em meios porosos saturados, em p ermanente, é t a m bém u m

regime

p r o b l e m a d e e x t r e m os. A t r a vés d o c á l c u l o

variacional, é possível construir uma função cujo míni mo, dentro da região

ocupada pelomeio, é a solução procurada. Vma dedução dessa função, a Função de Dissipação, pode ser encontrada no livro de Zienkiewcz

(1977).

0 M é t od o do s E l ementos Finitos consiste, na sua prim eira etapa n a a ra n a s ubstituição do m eio c o n tínuo po r el ementos discretos d e t a l f o r m a e e lementos adjacentes tenham alguns pontos em co m u m (nós externos); os elementos t am bém p o d e m t e r n ó s i n t e r n o s. A o s n ó s e s tã o a s sociados

potenciais, que passam a ser as incógnitas procuradas. L~scretização é completada admitindo-se que o potencial de um ponto qualquer doelemento é uma função das suas coordenadas; em geral,a função é um polinomio, que deve satisfazer algumas condições, como ser completo, para nao haver direçoes preterenciais de fluxo, e permitir a compatibilidade dos valores dos potenciais relativos aos nós comuns a vérios elementos. 0 mais simples dos elementos é o triangular, com os três nós coincidindo com os tres vértices do triângulo; a ele está associado um polinômi

primeirograu.

«o


Uma vez realizada a discretizacão passa-se para a segunda etapa do método, que é a irunirruzação da I'unção de Dissipação, na região ocupacla pelo meio. Com isto chega-se a um sistema de equações lineares, em que as

incógnitas são os potenciais nos nós, cuja solução deve ser obtida por meio de computadores, levando-se em conta as condições de contorno.

Bibliografia BENNETT, P. T. The effects of Blankets on Seepage Through Pervious Foundations. AS CP fr ansacttons, v. 111, p. 215 ss, 1946. BOLTON , M . A

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fb e Finite Ele>nent Metbod.New York: McGra w-Hill,

Capítulo 1

percolaqão de Água em Obras de Terra 39


C~kplvggpo Q

EXPLORA/AO DO SUBSOLO Fntende-se por " E n saios de Campo", ou " E n saios In Sita"', os ensaios feitos no local de construção da obra, nos solos que interessam a obra. Eles p ermitem a obtenção de parâmetros dos solos, tais como o coeficiente d e

permeabilidade, o módulo de deformabilidade, o coeficiente de empuxo em repouso e a r e s i s t ên cia a o c i s a l h am en to , qu e sã o n e c essários p ara o dimensionamento de O b ras de Terra. Antes da realização de qualquer ensaio de campo, o engenheiro deve ter uma ideia do subsolo, a mais real possível, o que torna imprescindível,

talcom o como regra geral, a execução de sondagens de simplesreconhecimento, foi estudado no curso de Mecânicados Solos (Sousa Pinto, 2000). Dessa forma, é preciso dispor de informações como ripos de solos que compõem as camadas, suas espessuras e compacidades ou consistências, e a posição do nível freático.

2.1 Ensaios in situ e ensaios de laboratório Os ensaiosi n sita são executados quando as amostragens indeformadas de serem obtidas, como é o caso das areias submersas e dos solos extremamente moles (coesão inferior a 5 k P a), ou quando os resultados dos ensaios de laboratório são de p o uca serventia. ~esta última classe cita-se, como exemplo, a determinação do coeficiente

são difíceis ou até

impo ssíveis

de adensamento (C) de uma argila mole que, quando medido em corpos de prova de laboratórío, de 4 cm d e al tura, nada revelam sobre urna eventual drenagem natural, que acaba ocorrendo no campo, fe ita através de finas

camadas ou lentes de areia, imersas nacamada de argila mole. Outro exemplo refere-se ao coeficiente de em p ux o e m r e p o uso de certos solos naturais, impossível de ser determinado em laboratório quando se desconhece a história

das tensões, desde a sua formação geológica. Em geral, os ensaiosiri sita são de custo mais baixo e fornecem resultados ais rápidos d o q u e o s e n saios d e l a b o r ató r io, Ern ce r t as situaçoes, é " « s sária uma complementação campo-laboratório. Pense-se, por exemplo, n» ensaios de caracterização, ou na medida da pressão de pré-adensamento


Obras de Terra

em laboratório, ou no estudo da variação do módulo de deformabilidade com a pressão eíetiva etc.

42

Os ensaios i» sita podem ser usados de duas for m a s: a primeira consiste na determinação direta de certos parâmetros dos solos, por correlações com os r e sultados do s e n saios. A s e g u n da f orma r e q ue r a c o n s t r u ç ã o d e m o d e l o s m a t e m á t i c o s , o s m a i s próximos possíveis dos fenômenos físicos, que ocorrem d u r ante os ensaios, e que possibilitam a d eterminação dos ci t ados parâmetros dos solos.

empíricas

A I"ig. 2.1 mostra três tipos de ensaios ia sit», objeto deste Capítulo, a saber: o de palheta, o penetrométrico e o pressiométrico. Nesses três ensaios, o solo é levado ã ruptura, de modos diferentes: a) po r d eslocamento, nos ensaios penetrométricos;

b) por rotação, nos ensaios de palheta; c) por expansão de cavidade cilíndrica, nos ensaios pressiométricos.

Deslocamento

Fir,. 2.1

&

A

A '

Cisa[hamento

&

A

A

Expansáo Cilíndnca A

Princípios de

funciona mento detrês tipos de ensaios in situ: ensaio do cone, ensaio da palheta e ensaio pressiométrico

/

Enquanto o primeiro permite a obtenção de parâmetros de resistência ao cisalhamento de argilas muito moles a moles es,os os eensaios penetrométricos e pressiométricos, mais completos p o s sibilitam d características de deformabilidade e de resistência ~o ência ao cis alilamento, além do coefíciente de empuxo em repouso, entre outras.

Além desses ensaios, serão abordados os ensaios de permeabilidade i» sita, executados quer através da abertura de poço oços (ou ae f a sondagens), d ( uros ), quer através de ponteiras com pedras porosas . o u de p e r m eametros (sondas p com elemento porosa). 1

2.2 Ensaio de Palheta ou Vane Test 0 ensaio de Palheta ou Ven í. <ltle Test surgiu na Suécia, no início da s«ul passado, mas foi aperfei oado ,p ç a do n a d é c ada de 194() e um d os p reme'


a parelhos, na sua f o ™ a

a t u al , f o i c o n s t r u ído po r 1 vman g a d lín~

(gadling et al., 1950). 0 aparelho de ensaio é constituido de um t o r q u ímetro acoplado a um t endo na sua outra extremidade uma conjunto de hastes ctlíndricas

álgidas,

"palheta" (Fig. -.2), formada por duas laminas retangulares, dei~adas, dispostas perpendicularmente entre si. E.

Capítulo 2 Explorat,-ão do Subsolo 43

0 c o n j u nt o h a s tes-palheta é i n stalado n o ' eua soloestaticamente,até o ponto de ens Rlo> l ndo

é impresso um movimento de rotação ã palheta,

Medida do momento

até a ruptura do solo, por cisalhamento. São feitos

torque

OU

registros dos pares de valores torque-ângulo de

rotacão. 0 ensaio de palheta possibilita determinar a resistência não drenada(coesão) de argilas muito Haste central

moles e moles.

Há doi s

p r o b l e m a s n a e x e c u çã o e

Tubos

interpretação do ensaio: primeiro, o remoldamento do solo, provocado peia introdução da palheta ou

pelo tubo de revestimentocom sapata,que serve para proteger a palheta (í ig. 2.3); segundo: a

~

ruptura progressiva, ao se imprinwr a rotação da palheta, iniciando-se junto as f aces das lânunas

0 aparelho do ensaio

Cilindro de solo cisalhado

que empurram o solo. L'm número maior de l âminas r n i n i m i z a r i a

Fig. 2.2

Pal h e ta

de palheta; haste e tubo de revestimento

o e f e i t o d o se g u n d o

problema, mas agravaria o do primeiro.

0 tubo de revestimento é empregado quando não se consegue cravar o conjunto palheta-hastes no solo. 0 seu emprego provoca o amolgamento do solo, por isso, deve-se executar o ensaio de l ave Ter/ a uma profundidade (íig. 2.3). minima de ó vezes o diâmetro do t u bo, abaixo de sua ponta

0 m o d e l o matemático usado para o cálculo da coesão c é simples, Supoe que: a) a resistência é

I

~+ Tubo

mobilizada

u nifor m e m e n t e n a s s u p e r f í c ie s d e

)

ruptura, tanto a c i l i n d r i c a ( v e r t i c al

Ii

d

quanto as p}anares horizontais (topo e

base da palheta ) , o q u e

Solo

permite

remoldado

estabelecer facilmente as equaçoes de

e quilibrio no moment o

da r uptura

(equilibrio limite);

L> 50

Fig. 2.3

Palheta

Amolgamento do solo:

b) o solo co m p o r t a-se isotro-

a) em volta das lô minas da palheta; b) em torno do tubo de

pícamente em termos de resistência ao c isalhamento nã o d r e n ada, isto é , a

c o esão r é

a m e s ma , i n d epen-

dentemente da direção considerada.

(b)

revestimento


Obras de Terra ( scrc)'(. r:

y )l, 44 ( )(1< e

t,

.

p lr1 l

t e

+>Ilibe

( >s re I( s ;fo ' r e s p e c t i v a l EE(.'(Etc, o s f m om ( -' rl t (>p() e cia i)ase tia 1 r() d 1 s( (p ( f ]tc]e cllln clí i c a ) '

tef)te

' t (.'f'l11if lar () ín( )llEent() I e s!stcn t e n a base (É>u n<> ti )po>l

sp ..

l ;, f l; l , , n , ,„ , „ ; , , c c)nc('(1(f.fcc)s cle rai(

4. ú .-qÉ

'g 2.4) e ap tear r>

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( . ' 4 í (t spccttE ;1flEef)f( Ee. n)~ m ( ~io , o

(j (l t ; (nE( tro ( o r a i o Q a p a 1 1

m ( ) fEE('nto r e s i s t e n t e r f a s up e r f í

il'tr)Qí!cp

i l I ~>. . 0 t x a! (..

'll = . 2 z

seniii / l

R=. (r i. D . H

i< .l i

r

). 2

.1 alrura (ia palheta. Assim, a expressão

D /f 2

4

p ~ra pafhetas c (>m rela ão

l— - f/Q /.- = 2 ,

t (r ~lm(-nr(:, a(> seguinte v ai<>r da c o e s ão :

3

(1) transforma-se em:

(2)

a s m a i s e m p r egadas, chef )a-se,

T

(3)

K.D

I

ÍC t l;t .

I

Fig. 2.4 d es Superficiee( ~ ruptura e resistêneio oo cisolhomento do

H c

solo

l t>é ~

l


íssa é a expre. são adorada pela Norma Brasi]eira (N)AR 10.905). Autras distribuições da resistência não drenada, no topo e na base da su .rfí ie de ruptura f o r a pro p o s t as por v á r ios autores, que, mantida a hipõtese de isotroPia, diferem muito Pouco da exPressão (3). Sobre o assunto veja Schnai

(2000).

Capítulo 2 Exploração cio Subsolo 45

Se o momento máximo aplicado for de 6 kN.cm, pode-se medir,para palhetas com dim ensões D = 8 c m e H = 16 c m I u m a c o e são máxima de 32 kpa; para palhetas de D = 6,5 cm e H = 13 cm, 60 kPa; e para as dimensões P = 5,5 cm e H = 11 c m , 98 k Pa. Fstes valores resultaram da aplicação da

expressão

(3).

Aumentos da velocidade de rotação, imprimida as hastes na superfície

do terreno, implicam maiores valores de torque máximo, portanto maiores valores da coesão, a qual acaba por depender da velocidade do ensaio. A velocidade d e r o t a ção é fi x a da , m a i s o u m e no s a r b i t r ariamente, em 0 ,1 graus/segundo. N o e n t anto, é interessante observar que no p o nto d e ensaio a velocidade não é co nstante. De f ato, a medida que se executa o ensaio, as hastes absorvem energia por torção, fazendo com que, no início, as palhetas girem com menor velocidade. Uma vez ultrapassado o "pico" de resistência, o solo " a m o l ece" e h á um a l i b eração da energia acumulada,

acelerando-se o movimento na posição de ensaio. 0 ensaio remoldado é feito girando-se a palheta um certo número de vezes, em função do solo, e,como regra geral, é fixado em 25 rotações completas, Esse número pode ser obtido por tentativas. A Fig. 2.5a mostra, esquematicamente, o resultado do ensaio numa certa profundidade. Da curva momento de torção-rotação tira-se a resistência não

drenada (coesão) do solo "intacto" (valor de pico) e a do solo rernoldado. Assim, é possível obter a variação da coesão com

a profundidade, como mostra a Fig. 2.5b; e a 0

sensitividade do solo, isto é, a relação entre as resistências não drenadas intacta e rernoldada.

Coesão (kPa) 10 20 30

0

I

L

L

L

L

- J-

I

I

L

L

I. - -

L-

J- - L

L-

I

I

l I I l

0

9

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I

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I

I

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I I

r- - r - - r LI 'I

I I

II

I I

I

I

r- - r

II

Fiti. 2.$

"- r

I

—— r r

- -I - -

II

'

I I

- v- iLr - - r - r I

a) Resultado típico do

I I

I

l

r I

I

~

— r--

I

10 -vI +

I

I

-r-

I

L

I

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L

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I

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I

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I -

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L

L

I

Solo' t' t

J

IL

I

J -- J 'I

40

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I l

II

15

'Lremoldado I

I

I

I

JO J

I

L I I

J -- L I

l I

I I L I I

I

(

I

0 - Angulo de rotação na superficie

(>)

I

- L-

(b)

I I

III I

dada profundidade;

b) a variado da coesáo

I

- L I

- L-

ensaio da palheta numa

-

com a profundidade, num local da Baixado Santista

(SP)


Obras de Terra

a!u;llmerlte, m u

s do . . Di u tl1 lado, a q uue stão r ecente. l11 he toi a.t r i'b o uí»1; a nun11 p ;. lss»;ido .. i -

necesȇrio

4Q

o d ' i n 1 p o rtãri<

'

iirlmohilizar.l coes;lo' .no eils;uo é de alguns minutos e„

no c lm ~0»m co n diqili s de obra, esse tempo e de ;dgunlas semanas ou < D e o i t ! r o 1ado, 0 e t » i ! 0 d a i l i l i s o ! r o p i ;l : 0 e i l s a i o í l i i de a coe»ao em nl

s; 'm con lições de obra, a coe.;lo é mo~tii além de ocorrerem vário» tipos de»olicitaço i-s ( i „ - -'). • - i t uacão 1<v„-„ ao uso de correções empiricas do valor da coe»ao, como se ~ erá em ou> i capítulo; ou, pura e sinlplesnlente, ao abandono do > ~»ie T~-'~, usando-se então outros ensaios p:ira de6nir a c oesão. Para uma di»cus»ao cn-,, aprofundada destes e de outros aspectos bgados ã resistencia ao cisalhanlenlo 1) . de «!pilas moles, remete-se o lei~or a Sousa Pinto (.n )A(.).

/ /

/ /

/ /

/ /

/ /

J /

/ J

/

/

/ /

/ /

/

/

.

/

/

/

/

// /

Fig. 2.6 Aterro sobre solo mole: mobilizaqõo da resistência ao c isalhamento em vari o s planos, seguindo trajetórias de tensões di ferentes

Ensaio de extensão

(passivo)

Ensaio de

cisalha mento simples

Ensaio de

compressão tabvo)

2.3 Ensaio de Penetração Estática ou Ensaio do

Cone 0 E n s aio d e P enetração E stática (EPE), ou Dep Sorinding~, ou ainda Ensaio do C o ne, in t r o duzido n a H o l a nda n a d écada de 1 ')30, co n si»!e nl cravação, por e s f o rç o e stático, d e u m c o n j u n t o d e p o n t e i r a -h.l»tes, com

velocidade constante, padronizada em 2 cm /s. Or iginalmente, a id»i;l er;l 0 seu emprego para o d i m e n sionamento d e e stacas instalad:ls em ar ei;l nlas,

com o tempo, as suas potencialidadesforam ampliadas, a tal ponto ilue hoje é empregado, na sua versão mais moderna, na deternlinaqã0 de va!io» parâmetros dos solos.

2.3.1 Ponteiras mecânicas As ponteiras mais simples utilizadas no Bra»il, do tipo mecânico. »lo '-' B eltt c Begemann 8 g''ig. 2.7), esta Gltinla permitindt> a medi i/a do a t r ito 1.l! i"'1 local, graças a, existencia de uma luva d» 13 cm, 1«.~o acinl;l Jo c< in».


Capítulo 2 éxploração do Subsolo 47

Fig. 2.7 Ponteiras (cones)

í

mecânicas mais utilizadas (Dei(t e

Delft

Begernann

Begemann)

cones dessas ponteiras têm as seguintes dimensões básicas área de se ão transversal de 10 cm

e ângulo de 60'.

Durante a cravação, são f ei tos r egistros das forças necessárias para que a ponteira penetre uma certa distância (10 cm na ponteira Delft e 4 cm na Begemann) no so lo, co m o q u e s e o b tém a resistência de ponta. Ern seguida, no caso da ponteira Begemann, procede-se ao avanço do conjunto d a resistência lateral local, por cone-luva, o que possibilita a

diferença .

determinação

Praticamente inexiste um m o delo matemático que permita a estimativa dos parâmetros de resistência cios solos, a não ser para pequenas profundidades de cravação, graças aos trabalhos desenvolvido~ nos EL(A para o P r ojeto

Apoio — ida do homem a Lua - (Durgunoglu e Mitchell, 1975). Esses estudos mostraram que o ângulo do cone, a sua rugosidade e dimensões, bem como a profundidade do ensaio e as tensõesin sitnafetam enorrnemente os valores da resistência de ponta, di ficultando a o b t enção direta dos parâmetros de resistência, isto é, da coesão e do ângulo de atrito. 0 f ato da rugosidade da ponteira ter uma influência decisiva na resistência de ponta é importante no

ormar

que se refere ao seu tempo de vida útil, pois com o uso, chegam a se f estrias na sua superfície em f u nção, principalmente, da presença de pedregulhos e areias grossas no solo. Para grandes profundidades, existem polêmicas quanto ao modo de

ruptura do solo, que conduzem a teorias divergentes nas aplicações práticas.

«m d a quebra de grãos, no caso de areias, a compressibilidade do solo desempenha um papel relevante, como mostram as teorias de expansao de cavidades cilíndricas, 1 na na na sua Essas teorias supõem que a ponteira é plana sua extr e t em idade ivos, a eri« (inexistência do c o ne) e conduzem, para solos coes e xpressões do tip o -

(4)


Obras de Terra

esistência de ponta; p„ a tensa" «eu v» n i cial no Ponto g a resis enl que ' t" ncia não drenada (coesão); e X i, um fat ensaio; c, a resis ên "ga pari por;

i~pe .

4

I + já

3

E

(5x

3L:

ias pouco sensíveis. Nessa expressao, E é o M ó d ulocaie d fo m bibl dade do solo e o termo entre parênteses é o 'ndice de riydez rio olo, Pa a gdas pouco sensíveis, o índice de rigidez .aria na faixa de 25í) a 5QQ e lev a a g' = 9 . E studos mais recentes mostram queXr varia numa faixa ampla de valores, de 8 a 2Q.

Da expressão (4) resulta:

p

—p

o

que possibilita a estimativa da coesão de depósitos de argilas moles, por exemplo, desde que se tenha validado o valor de iV„ c o m

b ase em resultados

de ensaios de laboratório. Mesmo com essas restrições quanto a modelos matemáticos, o ensaio i bastante útil, por ser rápido, de fácil execução e económico; os resUítaclos são mais consistentes do que o SPI e são, as vezes, a base para 1000 (O

• Observados

determinar a c a pacida/e Je carga e recalques de fundaçõe>

(Meyerhof)

em a r e i as ,

500 •

amostradas, A Fig. 2.8 mostra utiia

C O CL

correlação empírica entre ãnpo

a

Fig. 2.8 Ensaio do cone mecânico: correlação ernpirica entre ângulo de

õ

de atrit o 100

d e ar e i a s e a s o a

resistência de ponta, medida pe~o

Ensaio do Cone. Finalmente, o

50 I

uso con j u nt o d a r e sistência

Areias

Q.

atrito de areias e a sua resistência de ponta

(Durgunoglu e Mitchell, l 975)

d i t í c ei s d e ser~rii

10 30

0

50'

O' - ângulo de atrito

local ponta (R,) e do atrito lateral ío ão e (~i ) possibilita a classil«aç coriio a identilicação dos solos, mostra a Fig. 2.9. Os resultados de eensaio'

i 3 ráu]ico f eito s n u m a t e r r o " ' d r ' 'nilo revellrlm valores da resistencia " cia d e ponta no interval« e — ' de comnara p ção , para o ~t~~~~ barra~em ~iilings, local da trav "' lo dos Imir rantes no reeservatório Billings, construído pelo la"ça' .


dentro d' água, em ponta de aterro, a variação foi cle 0 5 e 2,5 M P a e , p a r a barragens de terra com solos compactados por p rocessos con v e n c i o nais, tal variação foi de ó a 10 MPa.

Capítulo 2

Aréias J

10

Exp loraqão do Subsolo

I

,A reias ' slltosasl/

' Slltes

-argilokós e g arcjiÍás slftosgs

CD

CL

0 e

e súbitos •

00

e 10

3

V)

/ I

/

r I

(0

'

49

'Argilas

Fiei. 2.9

- - - 6- - - - - - - í

t

I

0

X I -

-

-

'

K

- -- -- ,'y - - - - - ' - - - - - - - r-', Turfa -

I

-

-

-

Ensaio do cone -

-

mecânico: classificação e identi ficação dos

I I I

I I

I

I

I

4

5

solos

10 1

2

fr

2.3.2 Ponteiras elétricas e piezocone

3

6

Ai /R p (%)

(CPTU)

Modernamente, empregam-se ponteiras elétricas em vez das mecânicas. Os "cones elétricos" possuem células de carga que permitem uma medida contínua da resistência de ponta, e mesmo do atrito lateral local, valores que

podem ser desenhados, em função da profundidade, em gráficos feitos

simultaneamentea execução dos ensaios. Outro tipo de ensaio de penetração estática, de uso cada vez mais intenso,

é o do piezocone (CPTU). Coma o nome sugere, trata-se de um cone elétrico com uma pedra porosa na sua extremidade, que possibilita também a medida do excesso de pressão nc..utra gerada pela cravação. 0 acom p anhamento d a d i ssipação desse excesso de pressão neutra a determinação do coeficiente de adensamento horizontal do solo e, portanto, de sua permeabilidade. Nesse sentido, é um poderoso instrumento

permite

para detectar a presença de camadas drenantes de areia, por mais delgadas que sejam, imersas em depósitos de argilas moles (Ortigão, 1993). Outras potencialidades do ensaio referem-se a classificação dos solos, as determinações das pressões de pré-adensamento e d o c o e f i ciente de

empuxo em repouso (K„), por correlações empíricas, obtidas por meio de (S chnaid Z000). ). calibração com resultados de ensaios de laboratório (Schnaid, Como exemplo de uso do piezocone (CPTU ) no Brasil, citam-se os «saias realizados no início da década de 1990 em Conceiçãozinha, Baixada Santista. Valendo-se de urna correlação empírica proposta por ik uihawy e

Maine, em 1990 (Coutinho et ai., 1993), a saber:

(7)


Obras de Terra

sendo c a resistência cle[ p<inta corrigida e G,,,~, a pressão x ertícal total, Massas c (1999) obteve valoies de ~, (p iess;io de pie-adensamento) entre 40íí c 80íg O ™ média ~ c de 500 kPa, para as Argilas Transicionai» (AT). Trata-se de kPa'[ com solos continentais e m a r i n h os, depositados d u r ante o P l e i stoceno, que ocorrem na Baixada Santista, em geral abaixo do s 15 m d e p r o f u n didade Valores de pressão neutra, medidos d u r ante a execuçao do s e n saios de piezocone, estiveram sempre abaixo da s p r essoes hid r o stãticas iniciais indicando dilatação dos solos, comportamento típico de solos muito sobre-adensados, clue é uma das caracterísucas das AT.

50

2.4 Ensaios Pressiométricos Os ensaios pressiométricos foram introduzidos pelo alemão h ogler, na

década de 1930, e aperfeiçoatlos e dilundidos pelo francês Ménard, na década de 1950, com a 6nalidade de se determinarem não só as propriedades-li ngote dos solos (resistencia ao cisalhamento ), corno também as suas características de deíormabilidade. Basicamente, a sonda pressiométr[ca é constituíd;i de u m tubo cilíndrico, metãltco, envolto por um a membrana de borracha, que p ode ser expandida pela aplicação de pressoes através de égua (ou o u t r o fluido ) injetada da superfície. Nas primeiras sondas, a quantidade de égua i njetada pern~tia inferir a deformação do solo j u nto ã s o nda. A í i g . 2 . 10 m ostra, esquematicamente, o p r i ncípio de f u n c ionamento de um a s o n d a pressiométrica do tipo Ménard. A sonda Ménard é, as vezes, colocada em pré-furos, preenchidos com bentonita, ou cravada a percussão ou estaticamente, deslocando o solo. D e Circuito de ar Nível d'agua

Indicador de nível Volume iníetado

Gas comprimido

CPV

j j ~ Posição da sonda na caíibração

Tubos

Curva de calibração . N.A

l Curva , sem ', correrão c c I I

h2 Sonda

Fig. 2. lO Sonda pressiométrica do tipo Ménard: o aparelho e os equipamentos acessórios

Nívei de ensaio

I

,'Po

',Pt

I

Pé',


qualquer forma, existe o gi ave problema do remoldamento de uma coroa de solo em torno do aparelho, o que intlui drasticamente nos valores do módulo de deformabilidade, reduzindo-o até a metade do valor real, mas nem tanto no valor da pressão limite, isto é, da pressão que leva o solo a ruptura (ver o

Capítulo 2

grático da direita, da íig. 2.10).

51

pxploraqão do Subsolo

0 m o d el o m a t e m ático d e senvolvido p o r >énard em 1 9 57, para a interpretação dos resultados do ensaio, baseia-se em hipóteses simplificadoras de comportamento elastoplástico do solo; de deformações intinitesimais na fase elástica; e de solo saturado, sem variação de volume durante a execução do ensaio. Com base nos valores das pressões-limite (p~) e de repouso (p,), p ode-se determ i na r a r e s i stência não d r e n ada d o s o l o (coesão), pela expressão:

P(

P,

(8)

em que P varia de 5,5 a 12, em Função do tipo de solo. É possível t a m bé m e s t i ma r a c a p acidade de c arga de f u n d ações profundas, a partir das pressões-limite e de repouso; o recalque tinal de aterros sobre solo mole, valendo-se do módulo pressiométnco etc. As expressões

são muito semelhantes aquelas associadas ao uso dos resultados do Deep-Sounding; compare-se, por exemplo, as expressões

(6) e (8).

A instalação da sonda por pré-furos ou por deslocamento do solo perturba justamente a região de ensaio. Para superar esse problema, foi desenvolvida na írança (Baguelin et al., 1978) e na Inglaterra QVroth, 1982) uma técnica de "autoperfuração", isto é, a instalação da sonda de medida concomitantea furação do solo (Fig. 2.11). Com esse processo, é possível medir diretamente o coeficiente de empuxo em repouso e determinar a curva tensão-detormação do solo, num solo remoldado o mínimo possível e sem o alírio de tensoes que os pré-furos provocam. Em sondas modernas, a deformação é medida no seu interior, na cota do ensaio, através de extensômeiros elétricos.

Fiei. 2.11

Ensaio Pressiomé trico: técnica de

"autoperfuraçã o" Pistão fixo

Pistão

deslocando-se

R

= K

I

r

II

r

Pi, 0

N

r = sp ( 1 + <p ) ( 1 + o ) p 2 d e(>

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 d nela de zonas tracionadas durante o e nsaio. ~ ã «

le a t a d a n e n h 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 mo tor, clue imprime rotação ao sistema, trabalhar „ solida, evitando ro taçÕes 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, c o m o Impermeável

n a s d u a s s i t u açoes

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 procede a medida da vazão.

Fluxo radial

~ — Aquifero

Impermeável

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

si t u ação é

b a st a n t e ™ P

R eportando-se novamente a Fig 2 ' " ' pode-se escrever:

permeabi%da4e: bombeamento de água de um poço em aquíferoton finado

• upe«ície cilíndrica de raio .x e altura [) a área :a -'sQí P v sad p io tl x o é 2 g y.() ( o -omo 0 gracl iente é ,ddado l por- gl-ít' r t' r..«lt' então a exnr ssão (i)1 aplicaçao direta da Lei de / arc)' Dc fato


A cxpi css;lo

(9) p()(lc scr

i caírall]ad(i para

Capítulo 2

r/x.

g

(10)

2 R . I) . k

Exploração cio Subsolo 53

.' introduxir Para fixar a» con(liçõcs d» c(inrorno Jo prro ( iblc > cma, z, é : ncccssârio 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(iço não exerc«nenhuma influ ê ncia ' ui a in no aquirero, ' ada 1 crmcâvcl d c s p c ssuraD. De ssa f(i n ce uiva primeira p ii ,, uiva condição de d ( Qntorno é H = 0 pa r a .v = R; u ma scgund;i condição í imccliata:H = h H ,

,

'

,

para.x" = r (raio do poço). Após a integração da ecluação (10), tcm-se:

2z D k

R r

e, finalmente:

g. /a (R /r) 2 K I) quc possibilita a

hl!

d a permeabilidade do solo. determinação

Para avaliar a importância do raio dc influência, considere-se o seguinte

exemplo: = 20c m

(2r)

diârrietro do poço

espessura do estrato pcrmeâvel

=10 m

(0)

(AI-I)

=10 m

varão bombeada do poço (g)

= 2 1/ s

diferença de carga total

Substituindo-se em (11) resulta, com k em m/s:

k = 7,2. 10

/o g ( R / r )

(12)

«) u a dro abaixo mo stra 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 travessando seções clue se estreitam, as forças de p Percoladir~ç1o io poço bati i~e c . , l . mult m u it o, e tcntio i ltingeI11 valoies o o altos. De tato, reton1ando s 1'' inteiessailie

. ssoes (10) em vista as expresso 54

e (11), pode-se escrever a s

Rp

t hi d r éulico junto ãs paredes do poço í ~par a o grad iente

.9 2 it; 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 ba ixos ou e xp r pregar ponteiras com pedras porosas (ou mesmo p iezômetros ) para evit, perturb;1ções no solo quando a água for bombeada. P ara a s i t u a ç ã o i n d i c a d a I'ig. 2.13, tem-se um poço em aquifeto não confinado, com lluxo mavitacional. Nessas co n d i ç o es, v al e a seguinte expressão, semelhante a Equação de

Dupuit (expressão 29, Cap. 1): Fiei. 2.1$ Ensaio de

perme abilidade:

hg

Aquífero

k (ú~ — A()

h<

bombeamento de água

ln (R /r)

de um poqo em aquífero 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 po roso cii'nd ' introduz>da intro 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 ilosos argi osos o bombeimento de " ""' adensa ta o permeâmetro, possibji tan ermea1i i mbirn o coeticiente de adensa to so

tensão sao neutra em fface ao bo b mbeamento de égua C)s entraves e 'cu a

'

Unia

'

. oe ensao e solo ren1old, l

sond

„t e it("


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Capítulo 2 f )([alt)í 3 í;<IÓ clÓ SLili~Ól (3 rr

l(: .4 t)t)t)

i 10 II < > I' < 4 >l <lI «' > 7( > l li »3L.'<l <' ( ( > Il >L>I <l (.' / >í( >L> I (t(' l 1 l >L t>il I > >t IL >, <l I I » (( > Il >> > Il I

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Obras de Terra

(S PAIRA t'í~ll~iS"A~ IR Qg(gS1fíF> 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 obra. l.lcs permitem obt«r parãnaetros coa,ó p«rn>cabilid;>dc, a d«tor inabill<ladc ou a con1prcssibjljílade c a rcsjstí<ncia, neces<ãrio( p (ira 0 <l>111«(1st0nilillcl) to ílc ( ) b f a s dc Terra.

20

q u e o engenheiro 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() iubsvlo, 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 ílispor de intnrmaCões co iro t>pnsd solos qu«compõem as camadas, sua compacidad«o u c o nsistísncia e a posiC>o do

lençoltrcãnco. 3. Ern que situa(;ões extremas os ensaios in sjtu podem ser indispensáveis! Os ensai<)s ()> «teorpodem se

to r n a r in d i s p e n sáveis qua ndo as anlostragca'

jnd«tormadas são ditíceis ou impossíveis de obter, como é 0 caso das a«>a-' c dos solos extremam«nte mo les. Ou e n tão «luanílo os resultados dns cf>aa»' de l a b o r a t ó r i o

s ã < > d e p o u c a se r v e n t i a , c o n l o a d e t e r n 1 j n açãó

pcrm«abilldade d c

d e p ó s i to s n a t u r ai s o u d o ( o e f i c ! e n t e d e A d 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 « c a etc possam influenciar os resultados? Assim, ao invés de Ví>r>eTest po« se fazer

ensaios decompressão simples,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 o r a tõ ti o r e luer«m mtijtas y c z í s a e x t r a Cao d 1(11( • ensalns (.'t )l'n>ad'ls, 0 quc os torna ílii p c n í l lo sos

(" .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 c o n t r o l e íl:ls 1"ill« . si()>c(> atctar oi l esu ilaí 3oi qii'in<o , .; i oi l () «stud<> íla jnií r rclaCão <'ntre p>lrl(1 •

,

os •

' «nsaios

l l 'a»« .>. í.e '1'r>1'c onduz«m a valor e .

-

,

.

.

-

-

'

(i l . > » a t of fca

i d« c n « silo acin>a«d< .

)('


laiores como a anisoto pia e o t i p o d e s o l i c itação; e, os ensaios de co m p ressão s imples, a v a l o r e s i nfer i o r e s a o r e a l , p e l a p e r t u r b a ção d a s a m o s t r a s d i t a s " indeformadas", que sempre o c o r re, em m a io r o u

m enor grau

5. Cit e t r ê s t i p o s d e e n s a i o s in s i t u q u e l e v a m o s o l o a r upt u r a . Para cada um deles, descreva os parâmetros de solos passíveis de s erem de t e r m i n a d o s . Ensaio de palheta (ou une T e st), o penetrométrico (do o o CPT o . N e sses t r e s e n s a ios, o s o l o pr ss o d ife t e . : a) p o r o tação, nos ensaios de palh t a b ) d I en tios ensaios pene t r o m é t r i c o s ; e c ) por expansão de cavidade cilíndrica, nos e nsaios pressiom é t r i c o s . 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 outros; 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 procedimento de campo para determinar valores da coesão não drenada de um depósito de argila mole, Indique como usar esses valores em projeto. A coesão pode ser o b t id a n o

c a m p o p e lo Va n e Tert. 0 ap a r e lho de e nsaio é

consutuído de um torquímeiro, acoplado a utn conjunto de hastes cilíndricas rígitlas, tendo na sua outra extremidade uma "palheta" formada por duas lâininas retangulares, delgadas, dispostas perpendicularmente entre si. 0 conjunto hastes-palheta é cravado no solo estaucamente, até o ponto de ensaio, quando é impresso um movimento de rotação a palheta, até a ruptura do solo, por cisalhamento. São feitos registros dos pares de valores torque-ângulo dc rotação. 0 Ensaio de Palheta possibilita determinar, 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 Testsuperestimam 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 parâmetro vale cerca 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 pressiométrica é constituída de um tubo cilíndrico, metálico,

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

Capítulo 2 Exploraqão do Subsolo 57


Obras de Terra

aqua inletada permite inferir a deformação do solo lunto a sonda, mas iiã so„d equipadas com medidores de deformação. 0 ensaio é caro e o mais completo: quando sao empregados p,e„„ . modernos, de autocravação, como o Carnkometer, e possível obter a ) o y,- ~ «le empuso em repouso ); e b) curvas tensão-deformação comple „ 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 outro desses ensaios? Não. Os ensaios de permeabilidade i» situ, por abrangeretn um maior ir>l

ume de

solo, permitem estimar. o C de f o rm a mais realista. I evam em c<>nta a presença de

eventuais camadas ou lentes finas de areia, clue facilitam a drenagem, e difi

cilm ente

sao detectadas pelas sondagens. Os ensaios de adensamento e n vo lvem 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~~]D oJ<cg ]

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 e x emplo c lássico 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 rochoso o conjunto rocha-descontinuidades, isto e a rocha intacta, em f o r m a d e b l o cos, e as fraturas (juntas ou diáclases;

falhas etc.) que separam esses blocos. 0 engenhetro 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 r i g or , é n e ssas 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 r o choso, interessa saber como será o f l uxo de água a través das f r a t u r a s ( juntas). O s b l o c o s d e r o c h a sã o p r a t ] c am en t e 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 =05 a 5 m

(b) de carga

decaemrotativa, em que se us Trata-se de ensaio feito em f ur o d e 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),

Fig. 2.14 Ensaio de perda d'águo em maciços rochosos


Obras de Terra

por onnde e a agua e jnletada da superfície soa1 uma certa pressã """ Pl, rlla~<~ 4 Quando se atinge o regime Pe™anente, registra-se cons c nstante. a - 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 .-

60

também o "coeftciente de petda d' água" (H), dado pof:

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 t recho 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 constante; p é p r essão no c e n tro d o

t r e cho 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 fato da r«laçã<.> R/r afetar pouco no~ cálculos, como se viu no contexto dos ensaios de p

erme abilidadeem solo<,

pode-se escrever;

H -

GO/IS' .

3

B

ou ainda:

H = 5 -10'

83 .X

(17)

válida para várias fendas horizontais. Nessa fórmula, devida a Botelho (1~ (~' N é dado em ní í níímero de fendas por centímetro n o t r e cho de ensato' ~ ' abertura das fendas ndas, em centímetro e H r e s u l ta em l i t r os por ~ n u ' ' ~of

unidade de comprimento de trecho ensaiado e por unidade de pressão ~ "" '

mLg o n d o 1 l i t o / ( r run,m, 1 Jgfp ) po . emplo, existirem 10 fend das com 0,10 mm de abertura cada, em um "" c tem-se, aplicando a expressão

ol

(l7):

¹

10//(500 ( 5 esg) e P = 00 7 r~g do n de 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 '>« q u anto ao upo de escoamento á<( u«peia»

fratur;i», isto e, »e r> fiuxr> é l„m;'na«>u turbulento sc as Fendas

de se abrem «la»trcamente ou irreversivelmentee, se á carreamento dc material a» lencla» etc.

- b'l'd d " d do rnacico a "permeabilidade"

p ortanto, o en»aio pr>»sibiirta avaliar a " p -

Capítulo 2 Exploração do Subsolo 61

a e co com rochr>»r> e a»»ua» c'>ncliçõe» de injetabilidad» m n ata de d - cimento, para t<>mar mai» estanques a» fundaçr>es ícomn será viste C . ó, , nh 'n ormações sobre cle tipr> de c»coam«ntr> pc-.ias fraturas e obter in(irm a b o estacio ci cl fraturamenro da rocha.

'f.2 Deterrninaqão do módulo de elasticidade A determinação do Mr>dulo de Elasticidade em

maciçosrochosos 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 empregadas

algumas p

para maciços terrosos. Trata-se aqui de apenas listar algumas dessas técnicas, serr> entrar em detalhes, pois e»caparn ao escopo deste livro. Provas de carga em placas, a exemplo do que se faz em solos. 1'.nsaios dilatometricos, em f u ro s d e sondagens, semelhantes aos ensaios prcssic>métricos. I:n»aios em galerias ou t ú n eis (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 ranhuras feitas na rocha com serras especiais.

> 3 Ensaio de cisalhamento direto Em muitas circunstâncias, 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 a m o stras de solos, abordado no c urso de '" ' « « r ír>s Sr>ks (Sousa Pinto, 2000). ~ diferença é que o ensaio é Feito c ampo, em c o r p o s d e p r o v a c o m

'mensões na escala do metro. Além "»o, corno mostra a l=ig. 2.l5, aplica-se a «>rça normal manuda constante ! 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

Fic,. 2.15 Bloco de rocha

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 o de e prova p após a ruptura aumenta s 'epete >, o mesmo corpo uptura, o que define o novo círculo d r e assir„ o ensaio até nova rup sucessivamente até a obtenção da envoltói'a de i~loh -Coulomb

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8

a'.M.;; '

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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 g i d o - p lástico, na i m i n ência de en trar e m u m eral de "métodos de processo de escorregamento. Daí a equilíbrio-limite".

denominaçãog

Com base n o

c o n h e c i m e nt o d a s f o r ç a s atuantes, deterrninam-se as

tensoes de cisalhamento induzidas, por tneio das equações de equiHbno. A análise termina cora a c o m p a r ação dessas tensões com a r e sistência ao cisalhamento do solo em q u e stão.

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 c onceito de c'rculo de atrito" e a divisão da massa de solo em "l amelas" (ou fatias) j' de 1930 foi " m praticadas naquele tempo, e o que Fellenius fez, na década d '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, ~« u rnentaram-se escorregamentos com linha dee ruptu CO ue ocorrem na Serra ' Por o s escorregamentos planares q« ue serão objeto de estudo no Cap. 4. Outros exemplos estão na pi .1. Trata-se de seções de barragens zoneadas, em q ue as análises de d em

exemplo,

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 de 'Darra e -se definir o coeficiente de segurança (F ) co~ rrio a c * iriento do solo {s) e a tensão cisaiha ao c' cisalha arite entre a resistencia ao '

"

.

64

'z obilizada (Z), esta ultima obtida por ou resistencia ino ' equilíbrio, isto é

çpes de

s em termos de tensões eíetivas, é dada por: l

s=e+Õ fgts

cf

a~

D

Linha de

eo oop <~

C7

o ~ii

ruptura

c1 Õ

~ Enrocamento WQ

p

D

Og

Núcleo +p

d e a r gila

~ o ~o o ~

b.

~ E nroca- ~ ~ 0 ~ mento o ~ p D ~ > g >Op ~ o @q,

o < 5 g 4 >Q~ ~Q 0~~ p

aooz o o

fig. 3.1

Aterro

Aterro Urnido"

Exemplos de casos em que a linha de ruptura é nao circular

'I

I

voo ~opt 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 equações de equilíbrio estático são váiid» a t e ruptura, quando, na realidade, o procesSo é dína~

c) o o <

ériú

I

t des g ,

ç, (p). o t

t o lo go d' ~ " ' isto éé ,i ignoram-se eventuais fenômenos de « p t ur ' P r 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

+<soda sueco ou daslamelas

A Fig. 3.3 ilustra urna lamela generica, com a indica ir Ção 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 e as for as dos ttpos l, e

ttas faces da lamela (não

mostradas nos desenho>)'

uantes na face direita da l

amela.


A força Trne de e a resistência mobili»d a que, pela expressa> (l (),eu

Obras deTerra

Urij<

total ao c<salhatnento >sto e

fr~ção da resistencia to

(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' é a força normal ("efetiva"), atuante na b

ço d a s fo ças atuantes e resistentes (tabela) p e de e luaçoes disponíve>s, no caso d «luações Djsponivajs

tn cogn>tas Tipo

Número

Subtotal

Tipo

Numero

3n-1

equilíbrio de forças

2n

n-1 n-1

demomentos

5n-2

n'total de equagóes

n-1 n' total de incógnitas

equilíbrio

2n-1

Vé-se que, tal como foi colocado, o p é estat>camente indeterminado, pois existem (5n-2) incógnitas e apenas 3n equaçõe~

roblema

disponíveis, Para se levantar essa indeterminação, são adotadas

» algum

hipóteses que o esquema das torças associadas as lamelas. Conjo existem muitas maneiras de se levantar essa indeterminação, é gra«e "'

simp lificam

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


nto das niomc

feststentes •

C~Pítg)o 3 Análise de Estabijiclade de Taludes

y{r R) o rn a di s e Al centro

,iacao

0

1. rup+ rfa Vc1a para tatl ilicni :1

+ e,'

sinais de 8'

I

I

d-rn>~ que as

I tI

pote-se, a turcas

',0

n rre l a m e l a s

~s -f- e X na Fig. 3.3)

tI

~ ram rnornento, n.iu ger 'ncipio da açâo e ie1u pri 'como em duas rcaião

I/

[tl)o.

Fts. >.4 /

/

«v + opoQ Qp gt„~

~~ +ngu]o g

/( /(

»><L~sadjacentes). rXssirn, ~„~.~ „~.tlando-se a os momen-

I

: .atu, tuante e resistente, [us

tem-se:

//8) = g (Z . g) Z (P K .~e nu, como R é constante, e tendo-se em conta a expressao

(4):

Z (~-'-é'+ x tgQ')

F-

X (p sert0) ~'ta expressão permite o cálculo do coeficiente de segurança, associado a»co de circunferência em análise, linha potencial de r u p t ur a e é v á l ida

1' a os do is métodos, FeHenius e Bishop

Simp lificado.

~« > c Ulo 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' irnp6e-se uma

«e stá associado o coeficiente de segurança rrunirno "f~e-s« m a malha de centros de círculos a pesquisar, por dete

rangenciando u centro,

essa for «thihtamd eter rn

aodo c


p pras de Terra

3.Z

+efO~o éie pellenius aplicação da expressão (S) req da s f o r ças no r m ais as base con hecime«o ecim es Qa

ias (jú). Atinge-se este objetivo erne ao método de Vellenius, fazendoo-se t! concern

1;brio das forças na direção da normal a i,ase

eqili

amela (direção do raio do circulo de rupt„r

pig 3 5, Disso resu]ta Fig. %.5

++P

Lometo de Felteni us

=P - <o>8

T

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!,:\ ' ss!4 e)

F=

Z (r' -enc)

@y ]

(7)

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 <ni relação ao método de Morgenstern-Price. Este método é mais rigoroso 'io 1,00

Fio. 3.ó Método de Fellenius: influênci das pressões neutros no coeficientede segurança (VYhltman

ttt

c

C ttt

tó t

NA

tI

Q

0 , 80

l

"t

-á--

B T 0,4 p

II

st

=6,6

I L-

I

A

tt

0 60

U

0~

I1 s

I1

1 Is

t-tcl o

oó Dp

sI

<

Q ~ cs< p

0

TIt

t

40'

80'

e - Angulo central

tj! =2

3

20 <N/m

B=by

et al., l967)

QP!c7o pr)si p po~ppo p só

c~~ < c' = i 6 leal'a pA+

iI 1

tI 1

0,40

o ué

Núcleo

— --e

I

t

U

p

Enroca mento 120'

) =~ e.

y =21 kN/ma

(b)


que os métodos de FeHenius e Bishop e foi oi tomado como r eferência. g o mesmo sentido a I ig. 3.6b mostra o caso hip ipotético do t alude submerso p }icação do mét do de FeHenius l. l } o méto conduziu F = ],}, em comparação com F = 2, obtido pel o pe o método mais rigoroso. A }.Pótese de haver ''gua dos dois lados foi feita para ara exagerar, propositalmente, os v alores das pressões neutras, realçando os s e feitos no m é todo d e o s se seus Fe}lenius.

Capítulo 3

analise de EstabI! ~dade de Taludes 69

ga prática, pressões neutras elevadas imp}icam cam va Iores detv' d t v ' negativos, expressao (6), quando en tão são t o m a dos com o n u l os, na sequência dos

cálculos. A despeito desse fato, o m é todo 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 m é t odo d e B i shop Simplificado, o equilíbrio das forças é

feito na direção vertical conforme indica a Fig. 3.7. Tem-se, pois:

(X+ U) cos8+ T s eu8= P ou, tendo em vista

(4).

En+I

Fig. $.7

En

P-u h, .~cw8+

Lamela de

; ~~- tge

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"

tgv

(9)

c»-e+ tgQ' settOÍF

g (P sett 8 ) '

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 no valor de F. Se a precisão mas correntes, basta obter precisão decimal n '


se o procedi)Tlento. Entra se c „,iof clo coct)ciente de segt)rança p

'

Obras de Terra

c,c„i}))J;) A'io

,

It)r ).}) «)1' '

. 1tif)t ) ir I )f neceSS',)f)O '1

}

;)<) ll)CA~<k

.

.

.

u)na precisão maior, pocle-se

„„ ,)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 cdenonvnado E. e ASeqklcf)tei)lc nt). coASeq A: > ce ou piof )in'};), AU}o; e ) ' -

ri ofo so.

""

ocof fe ,

1

l ' i n :! :) n)ente,

Vp

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' a pfess:1D neutra „ fo

se t" tof 111UAof c o qUU lot' t nu)dc, eflni() o c 'lei')1c)nlif)l) c

'/LI.) )leio isso

8 pod de > pode

e-se ISAo

ente

de X pode se tornar

d" e- s « e ta r a p } i car o u tr o m , t d

a t ) t u}o de c u r i o s)dade .

ais pp

)Ac ui;1, o f ) ) ) A ;) f ) ;)A1e nte,

torças entre lamelas 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}or d e p " ' " " " " ' " " o e s 9 uefna d)1 1)g ~ /, sem as forças X r a z ao t o» ," f e " .)d) ao nome do m é t od o o

t

ermo "gi)f)plifi

>.< ~)r'))as de Considerar as pressões ~eu)r„ p ó.' o s itens tfatafn dos dados de entrada (snput) Ja estab<lih)cir: pressões neutras e parâmetros de resistência. E é justamente ai clue se encontram as maiores dit)culdades, fazendo com que a anahse da estabilidade de taluc}es seja, priontariamente, um problema geotécnico, e não matematico.

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 ce 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 de obras semelhantes, ou de aterros expenrnentais, com piezômet os. E rn outras situaçõe s c o m o , p o r e x e m p l o , u m a b a r r agem d e t e r r a o perando há algum t e m p o , e m

Capítulo 3 Análise de Estabilidade de Taludes 71

q u e e x i ste urna rede de f l ux o e m r e g im e

permanente, pode-se fazer a análise supondo que o solo esteja submerso, e

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 aparece na base da lamela,

Psub

P«b - Peso submerso Ps b

J

- Força de percolaçáo (yo I volume)

R

— 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 d e ste capítulo, em qu e se considera a pressão neutra

atuando na superfície da lamela (Fig. 3.9). O Apêndice I mostra essa identidade para um caso particular.

Psub

p~t - Peso saturaoo (Ps + P~b) — Força resultante R

das pressões neutras - Resultante

rso da Fi g'. 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 « p e r c o l açâo), levou a F = 1, 8 , e m p. e for as "do anteriormente, em que o sistema de forç foi P„»e U (forças de P«ssoes neutras )

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


Obras de Terra

tro casoque merece menção é o talude com sup mers j lnq outio

' Parci l a

evar e y, do na íig. 3.10a. Nessas condições, é preciso le água ao longo de M L D , c u j a r e sultante atu ua co pressão e agu raaa um eventual escorregarnento. est~nwza ori

72

onra> 0j

arq„

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

- --- - p o i

I I

YQ P)

t

F>cj. S. JO

A

/Método de Bishop Simplificado: talude com submersao parcial (Bishop, l 955)

I

i

Yp

I

sub

sc (b)

0 valor de P, pelo método de Bishop Simplif icado, é dado por:

g (c'-é'+X. tgQ')

g (P1 +Psuh)

serrB

com:

(r 1+r siuó / . g z "-

"~ -" tg~

p

tg f ' . sen 8

(13)

3.5 Parâmetros de Resistencia ao Cisalbatnento A resistência ao o cisalhamento de um solo (s), dada pela exp«"ssão (l) 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)) aa história hi das tensões (pres»o de p estrutura e outrass caracteristicas dos solos.

eritoi e

)


A influência desses fatores já foi objeto de estud tu os no curso de Mecânica acar, com a1guns exemplos, OSpulos' (Sousa Pinto, 2000). Interessa aqui destaca trajetoria das t en sões a importância das con i ç ões de drenagem e daa tr

Capítulo 3

"} omogênea", construída com solo argiloso dee ba' a ixa permeabilidade, iada em terreno de fundação Firme ) mais resistente e do que o maciço xistem três si ru açõe s no "t nipactado. E 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 t e mp o p ar a as pressões neutras se dissiparem, por

causa da baixa permeabilidade do solo compactado. Dessa forma, os ensaios triaxiais, os mais utilizados em laboratório para a medida 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.

P ara urna barragem em o p eração, funcionando em carga (M A . máximo), durante cinco an os, ho uve t e mp o s u fi ciente não só para que a rede de fluxo, em regime perm anente, se instale no maciço, como também

para que o processo de adensamento do solo compactado, a montante e a jusante, tenha terminado. Nessa condição, o talude "crítico" é o de jusante,

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 (Sou 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 ineficiente, ou a c o l rnatação gr'dual dos Btros, com o passar do tempo. 'd d do N.A., N. A . o o tt a l ude 'malmente, para a situação de abaixamento rápido e o de montante,em virtude da rede de fluxo que se instala gerar 'ç s « p ercolação 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 P ido 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 s eQg triaxiais, podem-se em-se oobter envoltórias de Mohr-Coulomb em ternio d mos ti 11J'oel efetii~eis,

As an'álises ses ede estabilidade t ambém Podem ser feitas

74

e tepg,-

toi~is isto é trabalhando-se com a equação:

s =e+ G

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

is,que tentam simular as condições de carregame

ccrtetp

as sap «p ps@ps

campo, sejam iguais as que existirão no maciço de terra. E xiste 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 mo n o t o nicamente ), sem a preocupação quanto ã simulação do carregamento de campo. N<<s< t'atamento, está implícita a hipótese de que as pressões neutras a desenvolver no rnornento da ruptura, no maciço de terra, são aquelas que ocorrem zp corpo de prova, submetido ao carregamento convencional de laboratório.

<

A seguir ilustra-se a aplicação desses conceitos em alguns tipos de obra> 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 corlcentrarn-se nas análises em termos de tefisões 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 estkbiii-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<H lPA~

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 Estática. 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 deformar; b) as equaçoes de eq~+ ri o 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 Método 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 M é t o d o d e F ellenius não consegue levar em conta as forças resultantes dessas pressões nas faces verticais das lamelas. No caso de u = 0, este efeito é inconsequente.

Desenhe a lamela do Método de Bishop Simplificado, indique as forças atuantes e definasua natureza, Destaque as diferenças 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

for n e c e


Obras de Terra

nto rrápidodo nível d'água do reservator, de reoaixamento b f' o. , por 8ishop Modificado. d FFelenius de II i u s eeoo outro, Qual dele f ? p r u ê ? coeficientede segurança. Po q ". 0 Método d

pelo Mét et« criar

F e l lenius, porque ocorrem pressoes ne„

constituem o seu "calcanhar de Aquiles", Q Método i~ tra entre lamelas, que, no caso, sao importantes di pressao neutra

tpsdd tp ína~

5 Q a questão anterior, quais seriam as resposta»e o talude fosse o delttsahte,

com a barragemem operação há 5 anos, supondo que o sistema de dr 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,levando-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:

14 (kN/m )

Argila mole

Voe ~est(*

)

. = r+ 2. (k P a) 18 (kN/m')

Solo

compactado

Parâmetros de resistência

c = 20 kPa $ = 24'

Pressão neutra

B = 15'/o

' já com a correrão de Bjerrum

10m


Capttulo 3

'i<lluq a< '

tn ] ~ a resist i'n -ia pt' ~pria 4 l aterr

.-~n,) I i St'. cf<' ) ~t,1)t i I lEPDClt' de T,RIUtlCS

e

Lamela 8 20 2 4 38

14

0

3

13 2

4

10 20,1 0

5

36 14 4

p .~ -

6.9

173

8,.

9,2

903

-

t1

u

U = u 'e ~ - U

~

-

0

-

861

83

3?7

-

-

c

P

1

63

0

173

2

38

14

903

3

13

20 4

9õ4

4

-10 20, 1

86 1

5

-36 14, 4

377

>

N=

78,5 -

<

c.t

u

U = u.R N -U <

0

0

-

-

-

-

-

-

-

-

-

556

) 29

2 17

153

22-

117

5é5

67S

comp actado:

4' Sent considetar a resist~.ncia própna elo aterro

Lamela 8

P sen0

8,1

-

7,0

T ==

„>

cR

78 ,5

154

0

-

5 5õ

129

-

2 17

15 3

- 150

14 1

- 222

11 7

555

540

-

-

T=

6. 8 — 138

Notas:

1', Qs cãlcuios joram jeito» por metro de hr"urt do t.dude.com a esp te. sao t d o 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 coeficiente 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 1 0, 5

1 2 0 1 p ,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

'

P

1

61 , 3

5

,28 11 , 5 2 3 , 9 i 10 5 2 . 1 7 4

2

42

5

28

3

; 33,7

5

28 10, 5i 12,6

4

2 0,9

5

28 10,5

5

10 8

5 28

6

0

5

10

N= I iP cos 0

u

1 .044 i

0

i

"

ír (N-U)

T= ' , t 9 r ii iP seri e,

555, 1 9 06 ,1187

2 ,943, 5 0

673

24

4 .53 6

3 .774 1 0 0

1.262 1.335 I 2.517 ' 631

11 , 2 i 2 3 ', 4 . 3 47

4.061 I 110

1.236 i 1.502 1,551 ' 662

10, 5

1 6 ' 3 .024

1,207I 265p 673

1 229 1.419 3 .024

85

893 i 1.133

7

-10,8 5

28 1 0 , 5 1 0 ,7 10 ' 1.890

1.857

30 )

321

8

- 20,6 5

28

708

12

ce

22 i 3.960

13,5

1 0,5 10,7 ' 21 , 3.969

28 10 5

g

12, 8 ' 3 , 5 I 7 5 6

0

i

0

817 ' 376

744 ' 534 0

'52S

-354 I 53,4 - 266 ',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 e sirllple {se existente ). Sondage" reconhecimento, associadas a sondagens rotativas, fornecem essas infornlaçoes, Co+ dados sobre a consistencia ou compacidade dos solos e o estado do m' 'ç o rocho Quanto ao ífaturamento. Parametros dos solos: coesão; ângulo de atrito e peso específico "'" partir de amostras indeformadas extraidas de poços e subnle«" triaxiais ou de cisalhamento direto.

1

ob tico>


AP4Hi~3i!C5 ll -. < ~t ernativo 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, q que se , "taludes in pela sua grande extensão, com centenas de metros e pel rerizam

Análise de Estabil idade ele Taluclt s 79

,

c.ar ;1 c

reJu ztda espe

enta l

aiodelo 1ílate

" "vas in t

Para simu ar

Pendência d

tafne escorrei

objero de es u essencia mente Corno a superficie rreno é uma linha teor err pressões treática,

Se enlPre~

ude, co

neutras ao long 1inha potencial de rup

'Nx

lura, valem; Lariieia

Í

H < 0$ Q

p i) fie. 3.g) Talude infinito rede de

piicie g, é o ângulo de inclinaqão do talude. A lém disso, o gradiente hi d r áulico, e m qualquer ponto da rede vale:

e

(I-2)

r = sen(X

il Sis tema de fornias: peso Total (y ) e Pressões Neutras

(u)

epo«an<io-se a Fig. 3.12, as equações de equilíbrio são:

U = P~«cos(X

fluxo paralela ao talude


Mas,

0bras de Terra

~ ,( =

Y„,, H A , -

Fsai

donde.

Fig. 3,12

I

~fub

~-> '4'0$ Q

T

O.

Talude infinito: lamela genérica, com esquema de forças empregado neste Capítulo

~ = Y„, . ~ l . h .~- .s~n ~

I

Il-3)

I

I I I I I

I.2 Sistema de

fornias:Peso Submerso (y )

Farpas de Percolaqão g ) Asequaç eõsde ecluilibrio

(Fig, 3.13) passam a ser

X = P~~b ' 4'of G

T = J +P ,„b S er/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

T

cloocle:

Q I

I I

1V= Y,„b

(J // T)

H hx .t, o s ( X

T = Y,„, . H hx se n 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


Bibli o g r af ia Capítulo 3 . )()P.

~ yy' The ~~s~ of <he Slip Circle in &e Stability Anahsys of Slopes.

g

./ y~g(pi(e

.-~~'7. ~1 -Ft ' !~'~-'-

p 1 7 , 1955.

((!.)~,ge ge yy/n jes. São Paulo. DLP/ E P <SP 19g{)

Je Mecânica c/os Solos. São Paulo' ~()~ Q + gr,z /P.g«s>cq o . Oficina ele

„~ p i)o. g. r q l,g„z>e»pczh a n tes c of ~

Eo6'Mech~nicx New York: McGraw-HiH,

T p, V.; p,yll„pp' %', A. Use of Computers for Slope Stabi1ity nd gj lhe Soil AIechanics ana'Foundahon Division, ASCE p~c on1.ng/ p'7g-$9g, 1967. r ~3 g. S» • P.

~~g j Hl+

Análise de ëstabii idade

de Taludes 81


Capíygaoo 4

ENCOSTAS NATURAIS

0 p r o b l em a d a e s t ab i l i d ade d e e n c o s tas n at ur ais te m a f e t ado muito a p o p u l ação b r asileira. Basta lem brar a " q u ed a d e b a r r eiras" em nossas estradas, ou as tragédias sobre os habitantes das periferias de algumas de nossas maiores cidades, por ocasião de chuvas intensas e prolongadas, em grande parte pela ocupação desordenada de encostas de morros. A s causas do s e s c o r r egamen to s sã o

" n a t u r a i s" , p o i s h á u r n a

P os solos das encostas tendem a d escer a r a a t in i r u m n í v e l de b a se Assim, pode-se dizer qu e o s c o e f i cientes de segurança das encostas naturais estão, em geral, próxi mo s de $, bastando um a ch uva atípica, o u uma pequena intervenção do h o me m p ara disparar o " g atilho " d o escorregamento. E a ação d o h o m e m é a o u t ra c ausa d o s escorregamentos, na medida em que precisa implantar obras, mas não toma os devidos cuidados com a natureza. Só co m o co n h e c i m e n t o d o s s o l o s e d o s m ecanismos d o s 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, fraturadas 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 m e i o 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 série de fatores, tais c o 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, decom 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 b asaltos, co n s t i t u í do s d e teldspatos s alteram-se essencialmente em argilas; d) os areni t os , q u e n ã o contém teldspato nem mica, mas quartzo cimentado, decompõem-se liberando o quartzo e dando origem a solos arenosos. Nas regiões do pré-cam b r i an o , como as da Serra do Mar e da Manuqueira, ocorrem os solos r e siduais de , micaitistos e granitos, enquanto no interior do Estado de São Paulo e ncontram-se os solos de alteração de basalto, as t erras r o x a s ( a r g i l a s vermelhas), e de arenito, os solos arenosos finos. A l ig. 4.1 mostra um perfil de intemperismo, isto é, um perfil de subsolo p roveniente da alteração ou decomposição de ro chas metam ó r f i cas (a) e

'L eas(b) Vé-se que a ação do intemperismo continua a se processar a maiores profundidades. A l i nh a d e a t a q u e m ais pro f u n d a , a t r a v é s

das juntas (fraturas) da rocha. D s b l o c o s d e

É/E

~ edrs II

sss 4 4 y < j r~ eg y j +

4 r

II I

fig. 4.1

i m er s os o u m s

chama

matriz de solo, dos de matacões pelos e ngenheiros, são p e d a ços d e r o c h a n>ais r esisten te s po siç ã o .

a d ec o n q -

V argas

( l 977 )

p ropôs u m a c l a s s i f i c ação d o s s ol o s

perfis de íntempedsmo:

(o) rochosmetombgcos; (b) rochos igneos (Deere, l 97 I)

R ochssã alteração q u e fi at"rada

(b)

o c o r r erri

na terão C.entro-Sul

Brasil. E:lc

subdividiu


o s solos residuais em t r ê s h o r i z o n t e s (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 estruturas herdadas da rocha, que incluem veios intrusivos, juntas preenchidas, xistosidade s et c ., se m antêm, têm-se os so l o s

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 o u com o

(III)

uso de f erra-

>P

mentas pontiagudas. Os blocos em material

/

Solos de alteração na região Centro-Sul do

Brasil (Yargas, l 977)

alterado (l l I) correspondem a o h o r i z o n t e d e ro ch a a lterada, em q u e a a ç ã 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 rolíticos, a resentam em eral baixa resistência a erosão e, por isso, precisam ser protegidos em obras que envolvem cortes e escavações em encostas naturais. Os solos saprolíticos p ossuem elevada resistencia ao c i salhamento. ¹

Fig. 4.2

o r ar o , n o e n t a n t o ,

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 distancias relativamente pequenas, recebe o nome

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.


Obras de Terra

8b

Coluvião

l

N. A. Máx.

Fiq. 4.3

Ilustração

N. A. Mln.

do processo de formação de

p•

r~ • •

"'y ,

um tólus

(Deere, l97I)

Os solos superficiais bem drenados, isto é, situados acima do n ível

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 argilominerais, 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 quente. Exemplos de ocorrência 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

Areia porosa

Argila dura, vermelha ou marrom (solo saprolftico)

Fiei. 4.4

Perfis de intemperismo na região Centro-Sul do

Blocos em material alterado (areias siltosas)

Matacões ou basalto alterado

Brasil adarga s, l 977)

Rocha

Rocha

Areia argilosa, compactada, ou "arenito brando

Rocha


Os solos lateríticos a resentam elevada resistência contra a erosão em face da a ão cim entante dos óxidos de ferro. Su o r tam também cortes e escava ões subverticais de até 10 m de altura sem maiores r o b l emas. 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 violenta. 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. D u r ante a construção da primeira pista da rodovia dos imigrantes, na decada de 1970, foi necessário proteger os pilares de alguns vi aduto, 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 t alude. Um r a stejo pode, com o t e m po, evoluir para um escor regamento verdadeiro.

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 p o l uição ambiental, que levam a d estruição da vegetação, que tem um papel importante na 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

Fig. 4.5 Algumas alterações na geometria do talucfe que podem levá-lo 0 ruptura

/

e

Aterro W/

=/

e

/

az at 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 be m d e f i n i da. O s t á lu s secos, não a l i m e n t ados po r á g ua 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 <parnento do material junto is suas bases, ou pela ação dn himn n , an executar cortes e escavaçoes de forma inatlequada. O f e nomeno oco rre em l o cais com escarpas rochosas, como nas cidades do Rio de Janeim, Santos, ~"it(iria e Salvador, por vezes coni consequencias fatais.

Avalanches ou fluxo de detritos As avalanches ou erosões violentas, também conhecidas como "fluxo

de detritos" (Drbris Eloiis), são fenomenos classificados como d e s astres naturais", pelo seu alto poder destrutivo e pelos danos que podem pn~~ em instalações e equipamentos u r b a no s ou i pr ó p r i a n a t u r e za. São movimentos de massas que se desenvolvem em periodos de ten:po muito curtos (segundos a poucos minutos) e que têm alq~ a s peculiaridades 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/r n-'); ttansporte de "detritos" (galhos e troncos de árvores, bhmos de rocha, cascaUw, arca e lama) a grandes distãncias, mesmo em baixas decl ti<ades (5 a 15"). Ocorrem, em geral, após longos periodos de ch uva, quando uma incidência pluviométrica mais intensa (6 a 10 mm em 10 minutos) prov i~ e scorregamentos de solo e rocha para dentro de um curso d'~~ A tr u s s a de solo mistura-se com água em abundãncia e é dirigida para as nne ates. arrastando árvores e remobilizando materiais pedregosos que encotitra peio caminho. Adernais, a erosão das margens tende a ampliar o lato do aa A concentração de sólidos, em volume, pode vanar em ampla taixa, de 30 a 70'/o A vazão de pico de um tluxo de detntos pode alcançar um 10 a 20 vezes (ou m ais) a vazão de ch eia (água), para 1 me sma boca hidrográítca e mesma chuva Piassad et al., 199 i )-

nor *

*

Fenômenos desse tipo ocorreram em 196 , na Serra das Araraq l4o Janeiro, e em Caraguatatuba; e, em 1'))5, em l' tmbé do SuL ~ t a C a tarina. com efeitos catastróíicos: destruição de estradas e de habitas>~ e m Larva escala, danos a propnedadcs pri v ada, além de ceifar vidas humanas

4.3 Métodos de Cálculo de Estabilidade de Taludes p~ a para os escorregamentos verdadeiros (Fig, 4.6a). com 4nh> « 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

Simp lificado

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


Obras de Terra

4,3.1 Ta ludes infinitos 0 escorregamento do [<forro da Caneleira, em Santos, ocorreu em 24 de maio de 1956, com vários outros, quando a precipitação pluviométrica foi excessiva, atingindo cerca de 950 mm, quatro vezes a média anual: somente na noite dodia 24 para o 25 choveu 264 mm. A Fig. 4.6b mostra uma

90

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

infini to. Designando-se por y o peso específico do solo, pode-se escrever:

hx cosG


Capítulo 4

donde:

Encostas Naturais W = 7 li

h . v c osa - u

bv -

C'0$(X .

(2)

'~' = 'Y I l Ax • sena

Eeo de

prole>o

Fig. 4.7

Solo

9 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 <em, após algumas transformações:

F

r'+(')r • HÁS 0 — u) y Jl sene cosu

tQ

(4)


Obras de Terra

ou, em forma adimensionalizada.

92

2N

B

sen2u

cos~u

(5)

tgu

em que N é o número de estabilidade de Taylor (1948), dado por:

N = -

c

yH e B é o parâmetro de pressão neutra, definido por:

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. Reportando-se a Fig. 4.8, pode-se escrever:

a

rr

=

P cosa

=y

Hc os u

(8)

Psen u = p H senucosu 8• 1

(9)

Das expressões (1) e (2) do Cap. 3 resulta: /

e

an

Fig. 4.8

Taludes in fin itos: 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. 'll 7

o da esquerda. No

e n t a nto, este talude apresenta o menor valor d e

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) d i ferentes, 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

profund idade

H, • Profundidade Critica (Desenhos com esceles diferentes)

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). se também as 4 seguintes situações: a ) talude seco; b) talude com substrato rochoso impermeável; c) talude com substrato rochoso muito permeável

Imagienm-

(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: F iti. 4. 1 1

Talude infinito Seco

tg Q'

a ~~ .

(12)

tge

b) Talude com su b s t r ato

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

fluxo de água

AOS Q

7

horizontal

donde:

F

g4' 2 tgu

(14)

(13)


0 A ( i cm (t ( • vc-t(c puc (luan 1

jt ', f -

gf

Capítulo 4

í) () vai() f r r)frcbp) n ( l(t(lc, I' rat Para a meta(lc (l a() t:t }ente a tal d - r

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

F i((. 4. 1 3 i t(t() é ,

( ) tn c x m o

r ( )e f i r i e n t e d c

Og

Talude in finito

t(cguf''tnça (luc nr) ra!(() (Ic talu(lc serr),

drenado

d) Talude rom fluxo horizontal '1;tml)ím í f( c i l verificar (luc:

u -—

y II

I'=

- /g ' -- -

()u

(l()n(lc:

) (l) '

/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 C()nxi(lcr c - i c () ta l u d e ( l « r r )rtc ei(luematizado na 1 ig. 4.15. Quando

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

hipótese

de que Ptura ocorre ao .ia se na 0 Método de(;ulmann baseia-se + 4 I. s pe el oo pé o g o de um plano que passa lon pé do talude.C;omo mostra a I.i d a insta ins t ahilizar o talude é o peso da massa de a única força que tende i iza r são dee reação e constituem um Par de for (cunha). As forças C» e IKsao ' p. as no Cap. 3. equivalentes a !V e 'I; utilizadas Ce ÁB~L

et)+ 4o

Fiq. 4,15 Método de Culmannt

a) forças atuantes na

e-y,

cunha de solo;

R

b) pollgono de forças (b)

De fato, em termos de tensi>es totais, a força T vale:

T = - 1 (c I + N tgP) l-r

(18)

Definindo-se Cd ec»co mo 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 t g ( j )d

(21)

Designando-se por K a resultante entre X.i

@» e X, conclui-se que tanto faz considerar o par de forças T e N quanto o par Cd e K. Com a aplicaçaoda Iwi dos Senos ao polígono de forças indicado na Fig. 4,15b, pode-se escrever: P

Cd

sen(90-Qd)

sen(8 -$ ) d

(22)


Capítulo 4

ihs o peso da cunha de s~)lo vale;

éncostas Naturais P =y L H

sen(u -0)

(23)

sen a

97

Substituindo-se (19) e (23) em (22) vem, após algumas transformações:

sen(a-0) pH

2

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:

er

=

-

u+ Q d

rK substituição de 0 por 0, em (24) resulta, após algumas trans tormações:

1 — cos(C -Q~) gH

4 sen (x c os Q>

(26)

que é a solução analítica de Culmann. 0 mesmo p r o blema comporta uma solução prática, por tentat»as. a través de um a i t e r ação em l . e u m a v a r i ação parametnca 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~,. •

o btém-se, assim, o valor de C~ e, pela expressão (19), determi» - s e 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; •

fi n a l mente, adota-se novo valor p ara 0 (variação paramétrica) e repetem-se os itens acima. 0 m l o r de F, é e n t ão determinado e,

com ele, o ângulo 0,(critico),


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 » b» obo

H

talude

0 5 15 25 0 5 15 25 0

. yo

g' 30

Fig. 4.16 Comparação entre os métodos de Culmann e das fatias ou lamelas

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

Essa proximidade entre os valores de N ocorre em virtude da linha de ruptura quase coincidir com uma reta quando os taludes são subverticais. 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 (H) e um certo valor do coeficiente de segurança (F).

Os ábacos de Taylor (1948) foram os primeiros a serem preparados. A estabilidade foi calculada para rupturas circulares, mas as pressões neutras Foram consideradas nulas, isto é, os t aludes foram supostos secos ou completamente drenados,


~[odernamente, para fazer frente a situações em lue u u ~ 0, de taludes saturados e submetidos a .e r lação - de água perco ode-s

4~ d

n v o v i o s o r i g inariamente

gapítúto 4

fpracistasNaturai s

ar

de min minass aa céu aberto. A linha de ru tura p

99

4 4 Estagilizagão de Encostas lVatarass natureza, os coeficientes dee segu segurança estão em torno de 1 Para nucas, isto é, chuvas intensas p l ongadas, infiltração de água e as ee pro saturação do solo, portanto, a intervenção d h ão o omem deve ser planelada d para alterar o mínimo possível a geometria daencosta. e ria a . Deve-se minimizar os cortes valendo-se, quando possível de níveis 'eis d'f i e renciauos u de d escavações acompanhando a declividade da encosta ou ou seguin segui do o m odelado I d ddo relevo l '

da área.

Qutra providência, de caráter geral, é a proteção dos taludes após cortes

e escavações, para eructar a erosão. Para tanto,, ppode-se til' .izar um eficiente e - se uti fi sistema de drenagem, associado ao plantio de vegetação (gramíneas ou leguminosas). gá, evidentemente, 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 permita a execução da obra de forma segura e

economica. Serão apresentados, a seguir, alguns dos processos de estabilização de encostas, mais usados entre nós.

Drenagem superficial 0 o b j etivo d a d r enagem é d i m i n uir a i n f i l tração de águas pluviais, captando-as e escoando-as por canaletas dispostas longtudinalmente, na crista do talude e em b ermas, 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 espaçam ento vertical d e 9 a 1 0 m, t a m bém p a r 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 esos, de f orma a aliviá-los junto a crist~ dis onível, fazendo-se um jogo de pesos, 1 de (Fig. 4.~8) Assim, uma escavação pu 'p d i Consistem em alterar a geometria

100

e acresce acrescentá-los iunto ao pé

o ta u e

corte feito junto a crista do

talude diminui uma parcela I

do momento atuante; anaio

II Supe5cie onginat

gam e n t e , a colocação de um

da encosta

contrapeso (berma) junto ap pé do talude tem um efeito contrário, estabilizador.

i(~i>y

Em c e r ta s s i t u ações,

como, por exemplo, quando o horizonte instável é uma

Fig. 4.18

I

llustraçõo de um

posslvel

+X ( X

capa delgada de solo, é mais econômico e m a i s f á cil do talude alterar a g pela remoção do material

eome tria

retaludomento

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 executar com 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 m anta 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 i n conveniente 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 recobrimento deteriora-se com o tempo, abrindo espaço para a passagem cia água.

Capítulo 4

Cortinas atirantadas

101

Encostas Naturais

No caso de taludes subverticais, podem ser empregadas as cortinas atirantadas, que são c o n st i tuídas de p l acas de co n cr eto d e p e q uenas 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« « n d i d o s 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 ruptura. 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 muito elevados, e a execução demanda tempo e requer

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 (:<in»ístcm cm barra» meti<}íca», iu < mesmo tu}>o» dc a<p>,intr<x}uxf<}rm cm pré-furos feítos n<> macíç<i da e n c<>sta e q u e s ã <i, posferíorrr>ef>fe s<ili<laríxaflo» a<i terreno p<ir ínjeçk~ dc nata <le círnent<i <iu arypffsas»w <}e concr«to. l'uncíonam corno ufn reforço do so}<i, íst<i é, a<i l<>Ag<r d<i }>}ar>o <Q ruptura, acresce-se a resí»téncía a<i cí»alhamcnt<i <la»eçú~ <le a<y> <4»e»fa<;a<>,

I')«íinc-sc uma mal}ia <le ponto» na superfícíe do talude a ser trava}o e, a p:frtir <lc ca<}a n<>,p<i(lc-sc iA»talar um grup<i dc estacas raíz, penefran<l<i A<i terreno em v;íri ts <lírcç<ícs, c<im com}>rífnentos taís <}uc a»suas p infa» ff<]verrf além <la sup«rfícíc critíca dc escorrcyam<into, () c injunt<i fr><}<>f<irrr>a um rctlculo dc estaca» raia. (;a<}a grupo dc c»taca» é capea<}o p<ir um }>}<ai> de ç<>ncrcto <>up<ir vígas <}c c<incrct<>, <lísposta» ao l<inyo dc curva» de nível. 'l'aml>ém a<puí o» cu»tos são e}«vados, príncipalrncnte <}Uan<}o a» c»faca+ p«netram cm maciç<>r<icho»r>, e a ex«cu<;ão exíyc pe»»<>a} e e<}uíparr>enf'>ç csp«cialíxa<l<i»,

Solos reforqados ()uando»e trata da recornposíção <}e taludes r<~}>í<}<~,p<ide-se }an<ar ferr<e», afc me»rfa'> esses ta}udes»ão in@ mão d«af«lr<is com}>acta< }os, P<ir veles, i<le-sc ref<irçar o s<>lr> uirn pacta<Jr> verticai», I'ara garantir a c»tabilí<lade, p< corA a inserção ou 1Aclusão de mafenai» fe»ísfentes á traçá<>, }'.s»es maferíaíç como a» tíras meti}ícas usa<la» na técnica da terra arma<}a, podem ser 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

rígidos,

geogrelhas, ()ua}<}uer t«n<lénria dc m o v i m ent<> do macíç<i ímp}ícarí a i com <i sr&r solícítação dos rcforçt>s, por tensões císalhantes n<> c~ntaf<

compactado. As tira» tém de se cstend«r além da»uperfícfe crítica de esc<irregam«nto <lo macíço rel<irçad<i. A construção é fvíta de } iaíxo para cima, com a ín»erção <lo» reforços cntrc camada» de s<il<i cometa<}o.()ç custos sã<> rclativam«nte e}eva<los, p<iís algun» dcs»e» ref<irç<i» são ímp<~

ou pagam rr'«llííx. A r>bra é concluí<la c<im a con»frução ele um parament/> de concrqqr> arma<io, <iu dc cl«m«ntos pré-fa}>rica<}os, ou de concret i> projcaMo, que f<irrr>~ juntam«ntc corno r«f<irç<i,um ver<}adeíro muro de arrímo, l)aí çc po<}ef f/ar

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<im canaletas convcni«ntemente dispo»tas, ()utra técnica muito usada no Brasí} c a d<i s<ilo grampeadri p a ra cstaliílixar taludes de c<irte <iu dc escavação. G>nsíste na ínsta}aç<> dc }>arraç su}>-horixontai» de aç<>num solo natural, p<>r cravaçro (grampo» cravadoç> ou em pré-furos precnrhi<los com nata c}e címento (yampos ínjetado»). f.rn s«guida, executa-se um paramento, que pode»cr <}eelementos pre-fa}>rícad<z r>u <}econcret<>projcta<}o. 0 romprímento das }>arras pode atíngír até 7(ff»


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. E sse campt> dc s(>los rc ft>rçadr>s é m u it o

f é r t i l , p t >is esta aberto 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 seja o lixo aos pneus dcscartados. fodas essas inscrp>cs dc reforços f u n cit>nam se solicitadas, isto e, sao

ancoragcns passivas. C ontrap t>cm-se, assim, at>s tirantes, que sao ancoragens ativas, isto í, entram logo cm funcionamento, p>is são protendtdos após a sua instalação. Para o caso d « s o l o s r « f o r ç ados co m t i r a s o u i n t r @ >es extensiveis, pr<>cede-sc, inicialmente, a uma vcrificaçãt> tia estabibdade externa. como se

fax com qualquer muro dc arrimo, considerando os seguintes modos de «p t u ta: cscorregamento, tombamento e ru p tura da fundação. Em seguida, e

«it» v e rificação da «stabilidade interna, visando garantir a seguranca contra a tuf>tura e o arrancamcnto do reforço (fiall ri»p. Mo d e rnamente, 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 t a l u de infinito com solo6 homogene p ' ) Aonde se situa o plano de ruptura. Por l u e.

Q l

d

~e l o

a o t alude e atinge a maior p r 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 oeficient e deSegurança. Número de Estabilidade de Ta> lor, portanto menor o mlor do C

2. As seguintesafirmações sao verdadeiras ou falsas? corrigindo asfalsas.

Justifiquesuas respostas,

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 solo residual, praticamente homogêneo, apoia-sesobre rocha muito fraturada, depende exclusivamente do ângulo de atrito do solo e do Número de Estabilidade de Taylor. Falsa.Para um mesmo solo, e mesmas condições de drenagem, no caso fluxo v ertical, p o r t a n t o c o m u = 0 , o co e f i c i e n t e d e s e g u r a n ç a é d a d o p o r :

F = 2N/sen 2a+ tg)'//ga (ver 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 da realidade- d a ealidad


Ni> entanto. quando o talu<lc é subamtical, t>u com

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 situações ele pode s«empregado' E m que ele difere das cortinas atirantadas? Conceitualmente, que c« d i + 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 m aciço compactado. Vstes materiais p>dem ser rígidos. corno as t i ra s m e t á licas, ou e x t ensíveis, como o s

a ssim c h a m ados p t u cluti>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. O s reforços devem tcr um cr>rnprumcnto tal que se estendam além da provi i w l

linha de ruptura do maciço.

4. 0 q u e v e m a se r a " d r enagem horizontal profunda" (D H 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 t alude. Ela é empregada quando existe um lençol tr eát>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~t et>c x Vantagens: custo relativamente 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 vem a ser uma cortina atirantada! Indique, esquematicamente. um r oteiro p ara a sua i mplantação na estabilização de um t a lude de co r t e. Conceitualmente, que condição básica se impõe ao comprimento dos tirantes

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<ostac Naturais


Obras de Terra

l06

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 processo executivo cnv<>lvc pro< ride nos cortes ou escavaçoes. d so s oo, l o aa 'introdu<,ão do tirante c a injcçao d primeira fase, a perfuração do bulbo u o de ancoragem. Numa segunda fase „ f nata de cimento para formar 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 comprimen fiquem além da provável linha de ruptura do maciço.

a mpeado" na estabilização de um talude? Como ó. 0 que vem a ser so Io rgram d'ííere d rra armada"? estatécnica di da"tterra arma a". 0 que há em comum entre essastécnicas> ' técnica u usada para estabilizar taludes de curte <>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 por cravação (grampos ctavados ctava os), cm pré-furos preenchidos com nata dc cimcnt<> cons ) . A construção é feita de cima para baixo, como n<> ca~o das grampos injeta dos). '

cortinas a tirantadas.

Terra armada é uma técnica que consiste na inserção ou inclusão dc materiais resistentes a tração num maciço compactado. f.sscs materiais podem scr fígid como a s

(>q

t i r a s m e t á l i c as , o u e x t e n s í v e i s , c o m o o s c h a m a d <>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 do s m a t e r i ai s r e si sten tes g r a d u a l m e n t e , a m e d i d a q u c o a t e f f <> compactado ganha altura.

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<l« ou de concreto projetado.

7. Num loteamento popular, em região com morros e vales, nas vizinhanças de São Paulo, estão previstas operações de cortes e aterros. a) Que parâmetros do talude e do subsolo devem ser considerados no projeto? b) Liste algumas técnicas de estabilização de taludes 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<líveis: um eficiente sistema dc superficial (canaletas), com a colocação de terra vegetal e o plantio dc grama Se a posição do lençol freático for problemática, pensar cm drenagem intc«a

(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 cortes e dos aterros.

Adernais, esses taludes devem ser protegidos contra a ação erosiva das águas de chuva. Isto pode ser feito com vegetação e drenagem superficial. Para os taludes de aterros, além dessas medidas, usar o solo "nobre", laterizado, corno envoltória

do solo compactado, que resiste mais a ação erosiva das águas. Outros cuidados: usar tubos transpassantes em aterros de arruamentos que podem bloquear o fluxo de água em linhas de drenagem naturais (grotas), evitando os aterrobarragens. Providenciar uma drenagem eficiente nas vias de acesso aos lotes. Proteger os pés dos aterros próximos aos córregos. Evitar a consuução de 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 == 1 0 ,3.cos2 33

donde: 15+ (18.10.cos 33-10.3.cos 33),tg35 18.10.sen 33~os33

— 1,

Caso b; fluxo vertical sc= 0

donde: 25+(18.8.cos 45).tg32 =1,0 18.8.scn45.cos 45 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 rocha., para aumentar a tensão normal no plano de ruptura, 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

0,267

13

0,154

i

0

' 45

0

; 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 préfuros 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.

alte rnativa: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


Obras de Terra

110

AHi~JI3>ílc"ll'' Escorregamentos Planares nas Encostas da Serra do Mar Nas encostas da Serra do M ar, n o E s t ado de São Paulo, ocorrem escorregamentos planares de grandes extensões, envolvendo mantos de solos com cerca de 1 m de espessura apenas. São, portanto, escorregamentos do 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 = —

= 0,056

18 1

e

F R=O = 0,91

Em épocas de seca, as pressões neutras são negativas, de sucção, pois os solos são parcialmente saturados, podendo atingir 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 pode depreender da expressão (5). De fato, o novo valor de F passaria a ser:

F =2

0 0 5 6+ 1

— 1,5

0,8 = 1,05

18 • 1 c'os 45 De modo geral, pode-se escrever a seguinte expressão aproximada:

F= 2

N+ 1


Capítulo 4

~u a i n d a , 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 eliminação da sucçã(> í o gatilho dr> csc(>rregamcnto. A<lcmais,

intervêm outtos fatorcs que fav(>rcccm a estabilidade: o efeito das raízes das árvo r es, q ue aumentam a resistência do s ol (>; (>s efciros rridim cnsior>ais das

bordas do escorrcgamcnto; e a inrcrceptação das águas <le chuva pela vegetação presente nos talud<.s.

Outra forma de sc considerar a estabilidade é pela análise em term (>s de tensões t o tais. Neste caso, a coesão aparente (r) é afctada pela saturação, po d e nd o sofrer reduções d» até Ht)'/o do scu valor na c(>n<l>ção não saturada.

C3 ângulo dc atrito (Q) permanece praticamcntc inalrcrado.

Bibliografia <ARVAI.H(?, C, S, 1. strrrlos' ria Ivf illrufrrrr em I's>rr>(t(rs Ch.r>rúis lnsaluruCr>s na 5hna Co AI(rr. 1989. 192 f. Disscrtaçã(> (i»fcsrrad(>) — I'.I'USP, Universidade de São Paulo, São Paulo, 1')H'). EERE, D V S l o p c Stability in R«sidual S(>ils. In: Pr>>NA~II:.RICr>N CONFERENCI'. ()N S( ?II. M L C I I A N I C S AN D I ' ( ) L N D . 'L I IVN i s... I <>rto R>co: Stare ot t h e EN G [ N I = E R I N G , 4., Porto R i co. I rrrckeCrng

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8 R ASILE[RO D E

E Sr A 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 terrestres 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 r e curso 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 <oles, colocado aqui no contexto de um colapso, mas de onde se extrai urna li<aa": «ve-se antes construir os aterros e, somente depois d de a!gum te p ,o ! tem ssáno para a consolidação do terreno, as chamadas "obras de arte" (pontes a2utos) Pt()wi'eMas

envolvi @os

Dc., "e breve apanhado histórico, depreendem-se os se uintes problemas

dop „

"e v»ta técnico: stabilidade dos atcrros logo após a construção;

b)os r a ques dos aterros ao longo d« e m p o.


C>hímen de Terra

' j) (i nf<S ; l(>S ;II C I ! ( > S < I< «n( (>n!ti > :1S ' I« I l ! i l <<j <i-S< C

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.« • .I >ic >s «Ll!11:1 c(>Ast.'tntc, t!int<> j~lí l !1 ve f i t i c aqão J:I esttbfji<jt<je ;I < ~ !ltn;I tl%';l <j(>s I('c ll<j<lcs,,'Yo I Ill:lj, ll e(>l «jilm-sc o s p í o cess(>s <ii<(;(Inl«'n tc «'fl1pf c(-il<j(>s.

é.1 Características dos Solos Moles IS < j < , l p í < i c n l ;l í . (Ip<l!ls <j i >s jl!I f l l t l l c t f ( ) s n1;lfs Inl ' ( >í t;int«s «I<» s(><>s

. Knfc

n« ' t c~, j , > í , l f l f h i < j c j > I ( >Icf<), c(>liv«I11 ;Il>(>í<jltí I t c»n I>« ! Il >< nf' > <I.i (>rl''cn l ( j i >s s(>li >s p(><jc-sc c( Li.l • p.

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>fuj>f«cn<jcí n1«jh(>í '11(L"

I í ! c I , I J C , C ( n l i >, j ) () í « h c f l l j 1 j ), (> S(.'ll S(>j>lc;t«jc!LSIII11cnt(>

é.1.1 Formaqão das argilas moLes quaternárias I .n f c !1<jc ' c p < ií ~(>l()s nl( > lcs (>s si >I (is s«<j!n)c!it;lf «s c<inl I>;fls'1 «s ' " " "

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,„l,~>3a ou salobra) ; Pelo Processo de deposição (fluvial ou mar~ o ) . ga pelo local de deposição (várzeas ou planícies de inundaçao un açao, praias, ou;un 'l P tc),4, dePo lção deP cle d l l t o logla cl á can4s d e o ão, cio ' cl sedimentos. Os depósitos sedimentare 1c rn d, forma de transporte dos e enares si cin função dessas condições ambientais, que variam no espaço Para a fcrrnação de um depósito uniforme, são necessárias .

pes ainbientais estáveis. cerni É

„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

n r anica absorvida pelas partículas de solo o u p o impriniindo-Ihe uma cor escura e um cheiro característico.

Os pântanos, uma subcategoria do s a m b i entes 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 formados 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 solos moles de origem fl u v ial f Sedi~ "-' • entos nas planícies

ormaram-se por deposiçã«e

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 s mal mais (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 heterogenei eneidade vertical nte Onsen

entuada. Acrescente-se a isso uma heterogeneidad cidade horizontal, "c» da forma rneandrante dos cursos dos nossos os rios u'le s ão a

lsed

aram

~anão d, 1

tre s', si através de um semelhantesentre de osi ão na convexa, depo margemconcava edos rios quanto na sua

evem curvas sinuosas

o con pre~lomi ~> (sus

eXem

as áreas d

e mat«lais finos tanto no leito dos r' s em São Paulo, Ad ' n a e oo q ue propiciou nc'a beem mais elevada que hoje edregulhos. a n igos, constituídos de areias com co p ssense (rio Paraguai); as "ei«s: o pantanal rnatogrossen to onas; as bacias do (rn t s alag, v is) do A

Capítulo 5

enterrosSobre Solos /violes 115


f c t>f< Ics (I< > :i II < ) (.' IT)«<II() I II) i)ã<> I'y' in . CIscO <> Ii, ]I I ( I I;lfi) . i<.' íis víl I /( íl.i (]I >s I'll)s Cil )(.' c( >I líinl as cf I I', !I,l<l<> (1(' l ; I i > ] í'ill I s, Ní( Vííf'ílcí( < I<> rto I)'tr ' I ' I ' I «, I Il(l i(I ) ( ' I i l < I i' I ' (' < )ill< > íls I l l ) fl s « X I ( ' l l ! i íl íltl) a (]0 i ' «al«fls< >s (lc])I ) ilf<)s (Ic tu l' I ' I ' I ' I ' ( )c < >1'I (.'Ill « I'íiiil>a ( , ( ) c ( ~(il, l t ,f('I;I ( ,(

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A > ni>i flui< <>I»I><lla,

0

II 'i lt<f lalnilillur lf<.'

14

5

areia e ci~va es<.ura fe •Hr>1

m

I<Ill»s;I, cor» pedregulhos variados, <,'o»ip<)cta, clrléa Gscuíâ

'

1

'

"'

ll

I:)

13

12

13

16

Argila siltos«, II]a

I»<)I<), varlnttild1

18

a dura, cinza

2.>

20

17

15 10

3)

Ateie fine e <nó<tia, siltoaa 55

32 36

24

compacta a muito compacta amareta

.- 50

43

34

28

' :

.

~

-

:

-;

.

:

.

: .

: : =.-:, ~ .

48

fig. 5.1 Segõo geolégiea na várzea cio rio Pinheiros, Sâo Paulo (eampus da USP)

Solos moles de origem marinh a ()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) i l l) s ( ];I ( Iícíl<f't cic 1()30 e c())lle(o d a d ecada de 1~4(]

1)(s<]c css;i éi)(>ca, acre(lit;iv;i-sc (]uc css«s so]ns tinham em c o mum a sua hisr<'>ri;i pc<>li'>gica, f)r«sunli(l.t c(>mo sjr))p]cs, isto é, haviam se Formado ri«~ (ÍIElc<) ('Ícf< ) (lc sc( f ift)ci)ta/lio, c<>nttrluo (' i n i n t e r r u p t o .

A t u;iliucn tc , s ítf)c-sc (Iu c e x i s t i r a m p c ] o m e n o s d o i s c i c«s s «(]ill)cf)t;I(;;I<> n<) ()u ,i t « ri) ír ií>, u m

de

c ] c ]e s n n P l c t s t o c e n o e , o o u t r o , "

11<>l<>c«r)<>, «Ilff'cf)lclt( l <>s p<)l' ur)l f)r()cesso c t o ! ilv o n l u i t o i n t e n s o

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<> <fc sc(lifucnt<>, c(>r)h«ci<]n c()m t ) f'(>ri)la<;ão ~a" ' <I(']) silíi I ) cf) tr« I ttfi Int] « 1 2(] tl)ii íill<)s atrís é a r g i f(>s() .iofl 1)s (Art;fi ts ~ r' .


1' Estagio Máximo daTransgressão Cananeia (Pleistoceno)

Capítulo 5 Aterros Sobre Solos Moles

N.M. máximo

117

p P+ y+++

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+ % t+ t 4 4t +

— 130m (15.000

G

anos atrás)

4' Estágio

Fig. 5.2

Máximo da Transgressão Santos (Holoceno)

ilustração da gênese das Erosão Laguna

~ ~t +

%+ql

N,M, máximo

Laguna G

planícies sedintentares

~ S G

0

~

D

G

~~i + q y

paulistas (Suguio e Alartin, l 978)

A r e ias 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 " tr a n slclonal" deve-se ao ambiente ~ s t o c o n t i nental-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-

h

.

0t

ant» atrás ás

(Ftg. 5.3a) em virtude da úluma glaciação. Como conseq '-„;

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 rede hidrográt>ca de então. Com ela, f ormaram-se ossediment - 'cenicos preenchendo lagunas e baías, donde a d esignação de S.d; íluviolagunares e de Baías (SI'L). Trata-se de sedimentos mannho, E

f o™ d o s p elo r e trabalhamento dos sedimentos da f o r m a ç

atleta

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 •

I

3

Últimos 1 000 anos

(a) 0

5

10

15

20

25

30

35

<0

Ê e 50

'g O

C

o100

Koesmann

Q

M Milliman 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)

Capítufo 5

enterros Sobre

SFL a

20

Solos,trotes

1

ás s

s

á

0 y

á

+ + + k á

á +

+

+ á

~

40

20 l argo do Pombeba l

1

60

+ +

+

+ +

80

+

p

) 00

+

+

t 20

+

+

+

s

á,

+

+

t 40

+

119

160

200m

a g una (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

~ Atuvioes recentes (Mangues) ~ Depósitos lacustres holocênicos(SFL) ~ Argilas transicionais (AT) ~ss Are as marinhas ou eolicas

460

500 520 540 Escala honzoniat em estacas (t = 20 m)

Fig. 5.4 Seção geolãgrca esquemática - Yia dos tmigrantes

Depósitos continentais (Pleistoceno) Depósitos continentais (Holoceno) ~r: Embasarnento Pré-Cambriano

A razão encontra-se no mande abaizarnento do n í vel d o 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 preadensemento (kpa)

SPT 0

5 to p

5 zpp

400

600

I I I

J

- -L - - i - - -L - I

i

r

1

I

I

I I

I I

I C

I I

I I

i

I- -

/-' "Argila organica, cinza ~

- 4-

I I

\

I

J

escura, com raizes ~

ql

j

I

I I - I- I

g

L

I I .

/' Areia fina, argilosa, cinza

Ita

8 20

$ 1/ // i/ // 7/

C 6

/+ /

0

Argilá plástica, ciczá

/

I I

I

- IL - I

-- r/;submerso,

/:

/

I

aI

Peio

Ê

L

I

I

4

I

L

I

//

/

L.-

I

11

I I I

I 'I

I

J

L

I I

1 I

J

L

I

I

3D

-1

I

I

I

a I I

I

I I I I I

I

Areia fina a média, / a r gilosa, cinza escura

-peso' total de terra L

(atua,l)

r t

I

Fíq. 5.5 I

I

. „ =~=

1

=

L -

)

A rgila orgânica, siltosa, cinza / ,

4 —- - h - -

I

L I

S obreodensamento d a s argilas da Baixada Sorttista


Obras de Terra

120

as Ar< ilas Transicionais. observe d, 1ê dos lêm, ,on de ocorrem 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.

alore~ re~ e os

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.

stencia s

Õ„= p„.„(, -+20 (kPa) São, assim, solos levemente sobreadensados,

5.1.2 Algálias p r opriedades geotécnicas Do conhecimento da história geológica desses solos resulta urna característtca fundamental. a heterogenidade.

Tab. 5.1 Caracteristicas geotécnicas de alguns solosmoles Solos das várzeas da cidade de São Paulo

Mangue

Fspassuras(m)

<5

Consistencia

55

Muito mole a mole 40-220

Muito moie <30

Caracteristicas

aa (kpa) RSA SPT LL IP

5

y„(k hl/ms) h (%)

Argilas Quaternárias da Baixada Santista

0-4

30-100 10-35 30-t5 11,0-18,0 30-300

e,

40-150

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» i 0 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 :

SFL <50 Mole 30-200 1 1-2 5 40-150 20-90

20-90 13 5-16,3 50-150 10 60 6% i1) 4-5 24 3-6 (Q 3-10) 10~ 15-100 0 33051 (043i 812

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

"f„; e,e h: Peso específico, indice de vazios e umidad de natura's 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

de cam adas d

~,ernancias argilas muito ar enosas. Também „„ t ocas ou

n a s c o re s se n o t a a,

dade prn solos aluvionares, elas são: preta, cinza-escuro, amarela, hererooene> ada. e

vermelha,ma

e cin

sento p

xaminam as „ g

n d e d i sper

"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 praticamente horizontais, isto é,

Para as argilas das v árzeas do s

r i o s d e S ã o P a u l 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 <oniorme a expressão:

r o + r )1 ' é .

«

(4a)

com:

co = 2,5 a 35 kP u

(4b)

'> = 0,4y,„~

(4c)

e;

0 crcscime ento linear da coesão com a p r o f u n ' d a ' nsarnen to solo sob a ação do peso próprio da camada. '-

ve-se ao c1'" ue 'tlustra "

Capítulo 5 Aterros Sobre

Solos Motes 121


RCp e sistáncia á compressáo simP1es 1,pa Pressáo de terra (submersa)

Obras de Terra

40

20

60

80

122

a l=ig. 5.6, abaixo dos 4 -sta

o> pteparacla com ados ele pacheco priva ( argas, 1 973), o b t i d o s »xale, Fluminense, num lo rox>rn0

a variante K ô - p e tró

Ê5 — )))

Tl

Fig. 5.6 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 . recuperada com canais e d' „

C

)

em meados da década de 1940 tc ria p r o p i ci>d

Y sub

))

O

Q hl

fo mação d e u m a crosta ressecada nos 4 m s u per[or

10

c om o d ei x a m entrever v artaçoe s d a r e~ist e n c i s

Fluminense

(Yargas, l 973) 40

80 120 h - Umidade (%)

160

a

compressão simples (R,) e da urnidade (h).

5.1.3 Parâmetros para projeto A coesão dos so lo s m o l e s e u s u alm ent e o b t i d a p e lo s ensaios de simples (laboratório) ou p elo V n tte Test (campo). Fm face de diversos farores, tars como a perturbação de amostras, anisotropta, ttpo de solicitação do solo no ensaio, sua velocidade etc., os valores da coesão de

comp ressão

compressão simples são inferiores aos do Valete Test. 0 valor "real" 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' de projeto e não necessariamente de um valor real, 0 fator de corre ção <> ~~ leva em c rn conta 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 s tudos 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]l a Is]l]l ( 1() ()s c;]s(>s d«a]err rf ul)l

(1 )73} qu« ~~«s]] (1 ~75} pr(>p(>s , •aexpressão ex

( /qy)/('Io

simples

Capítuto 5 Aterros Sobre

Sc>1 ps Moles

= (),22 ' <a

123 «cl(]«]'«p]es 'Ata Unia e

]r] ]s))(

o" d«.a de coí.r«1ac]onar a c o «s ã« (~rn m a pressao p de prém >rar a co relação empí i S'.. pínca de Skempton = í],11 + 0 , 37 r / g IP, que fornece a coesão de -„d„, pr(>1«t(>} «m funçã(> do Indic«de Plastic]dade do solo. ( 1]/ ]'esp«]to ao s r « c a l q u e s p o r a d e n saAleflto, o , em e m par p a rt ]cu t ] ar 1

1. s«u d«senvolvirnento, sabe-se hoje que não tem sentido

.o«fcien« d e ad«nsamento (C} determinado em laboratório, , de ad„-r]samento. O a s sunto t a m bém fo i a b ordado

p2

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<., coef i c i e n tes d e aclensarnento secundários, r(1;]íivos ã baixada Santista.

].2 Estabilidade 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(:rmos de t ensões totais, através da expressão

(2}.

~ ~1 Solução de Fellenius (]n]a (ias primeiras soluções apresentadas para o problema deve-se a tribuída na "'('n]us, que abordou o c a s o s i m p l e s d e u rn a car~oa distribuíd '"I'effí<ie de urna ('(1)(qq

camada de solo mole, com coesão constante e de grande

(g}

e ~a sua análise, FeHenius admitiu urna superf]cie circu lar a «de ruptura P ""' 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 uniformemente u distribuídos 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 "( r r(n o ""P»t'a vale. ()ss(rn

~-

(7}


2b

Obras de Terra Q,=2qb

q

124 Fig. %.7

b D~= 0,758

Solução de Fellenivs

,

poro <orregomento

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,

e aça>.sesi<

(J, é.iada ppr: 6, =

" resU>taiit

5 , 5 2b i

(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 de fundação, deve-se ter, pela exp«"" ~ '

y„, H , = S , 5 onde v„ vé ' o> peso especítico do aterro. Logo: L3

ll,.

= -

'

Yrsl


„<to a irtfluência da espessura da ca • ccnte, para valores d ]e d.« dtzerd a p o sição do t erreno í t rme subjacente tais c]uc'

Capítulo 5 @]erros So fyre Solos Moles

/g

g (~

(10)

0,758

I nte de •segurança míntrn ;, do ao coeítci< Imo riaeiiz~onsranão pode consequentemente, é possível lanç'r çar aterros com altttras '

p c rco i-

„, do que aquelas dadas por (9). +Ir pres

5,2.2 germas de equilíbrio '..x ima laltura ine-se uma camada de argila mole com c = 10 kp't. a. A m á „e se pode lançar, com peso especíttco de 20 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 das bermas de equilíbrio, como indicado na I"ig. 5.'). Trata-se de atcrros ]aterats que funcionam como contrapeso, opondo-se a eventual ruptura cio aterro pnncipal. A altura das bermas será igual a 4 - 2,75 = 1,25 rn. Deumm d geral, e designando por F' o coeficiente de segurança, m modo pôde-se escrever a seguinte equação para a diferença de alturas Indelicadas tta l'ig. 5 cI

5,5 c

ues cluestão agora é determinar a largura das bermas, l>, na l'Ig 5 ~. »ra 'anto basta "eí sta deírnir a posição do círculo critico e fazer com q« as bert»as cttbram a parte sujeita a levantamento de ruptura, para garantir a estabtltdade

Os abacos deJakobson (1c148) servem justamente para esse propr)sito e são s de ItCISP

Ppr a~ 'zar os cálculos em situaçães em que a coesão é consta"te e '" espessurada dacamada c de solo mole é finita.

('A,

bq

b) I

I

Ir y'

r

I

Fig. l.9 Bermas de equilíbrio y "y

I

y y


Obras de Terra

5 g.3 coesão linearmen~e crescente com a pop fUIldlc1acle OsitOS eill (s ue ;1 COeS'10 CreSCe linearlll e i lt e Cnill ;1 nr< .

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 pressi io que leva o terreno ,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 f o r m a de ãbacos, c

Fig. 5.10b, na qual se constata que: a) a solução de Felleniu» é um caso particul;ir dess;i sotu(,io nlajs (erit De tiro, se (i =- 0 (coesão constante ) , tem-se X , = 5 , 5 ; b) qu;lnto menor o v alor de 0, es p e ssur;1 cl;1 canlada d» «r(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 si t u a (;ão, s6 se p o ~ e t i r ai lia Illedid;1 eill actue rofundi d ad e %demais, o talude tunciona corno urna berma (Fig. 5.10

crescimenro linear da coesão com a p

(i

),

(

Como hoje ha uma tendéncia ao uso de cn i nput;ldores. sen'1 i""'" " ' interessante dispor de eipress<ies matenl,iticas para 0 c'itcuto d (- ' ta

carga X,, As secantes expressões 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

)

t

. .. o (

(

(p

0

b) para casos em que 0 é trnito:

X „ = m ai

,a' ],0+ — + 1 , 5 '

' n ;"X „'"( D

=

0

tt4


do o talude o abatlclo, 1sto

I- t n1u!to ' }or

Capítulp Q

(a)

(abrande>

1

m

,nda-se o u.

Solos Moles D

tecnn1en

b, <<s I '> lrbei[

por razões

ptocedcer forn1a":

de d u

tonsttuurine

enterrosSopre

H

>as. Pode-se

(b) 80

127

Q+c,D

ts

I

70

02

L

l 03

4

I

I

c, D,'

a ) subdividir a

) em

0,1

I

II

t;in1pa (I'ig, 5.10a

60

L

-I,

-0;ô

L - -

) etnias, com i g u a l iitea na seqão trans-

I

retsal e igual projeqao

I I'

I

I

I I I I

o que pode ser incQQ veniente na medid a e m que aument a a

I

I

50

I I

0

z 4o

1,0

I I I

< et,uranqa, com o é tacil de <>criticar; ou

1

r'I

30

5 I — -L

L-

I

— -- L II-

b) usar o abaco tia I ig. 5.10d, pre-

20

parado mais recentem ente po r S ou z a Pinto

10

(1994), valido

pata uma berma com metade da altura do aterro (Fig. 5.10c).

0 0

8

(c)

12

16

20 c1

d

H/2

C + C1Z

(l}) 50 I

L

I I

L

O 0

z r

Fie,. 5. lO

IL I

Ábaco de Sousa Pinto para oterros sobre solos moles

10 I L

0

0

4

8

12

16

0

c .f

cc


Obras de Terra

128

5.2.4 Consigeraqão da resistência do a<erro 5.11 mostra dois»odos d» ruptura de atei ros sobre so)os s Role) um ops Ceisos> fo m;l-se um« trinca,o que impede contar com a col }, oração resisf'nci««o ci»,i)hamento do aterro, no cálculo da estabi41«de.

Fig. 5.11

4 4 o0 o 4 0

Modos de ruptura de

o >O

o4 oo oo •

0

0

o

0

• o o o o e o 0o 0 0 4

4

o

e

a 0 0 0 0 ae

0 4o '

0

e4

a

aterros sobre solos

0

0

0

4 a

0

a

0

w~ ~ A

0 0

g a. 0

ee'4

,ea 0

0

0 0

• 0

moles, com (a) e sem

(b) formaçãode trincos

>o ent'info há sifuações em que se pode considerar essa colaboração.

)'ma delas é qu«ndo o aferro é constituído 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)mente calculável. Pilo t u t i l i zo u r i o s seus cálculos p método de lhishop Simp)itlcado. O utr a

sif ua ç ap

refere-se ao emprego de mantas geotêxteis ígeossintéticos) para impedir a

Fi~i, 5.1 2

Il o esquemática de

ustraçã

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 m o l e - aterro, pata

desempenhar também '"'am'n» « , ele fi)tro e de drenagem) oferecem uma l e contr)bui para o mom ento resistente co mo mostra

a F'ig. 5.]3 "ça ~„ d eve ser manfjda em niveis baixos p« ia que as

• f

"'" " '

~ ajam pequenas (de 2 a 3/,) condi ão necessária p' '" ' armação detrincas no aterro. (:om isto, a co ntribuição da " ' " ' " aç a o da manta, em si mesma, é muito pequena, em geral eito é indireto, garantindo a rlão formação de trincas e AM =Tq h

F iri. 5 . 1 $

~+P

Mantas de geossintéti cos para

evitara formação de trincas em aterros

h Meinfo>ggpfg~~l

a possibilidade de inclusão da resistência ) »de aterro nos cálcu'o-

estabilidade, a menosi1" sejam utilizad<as ' camada:

m ííl ti pl as de man'a'

i s to é, t e r i a rrnad» mencion«da no ~ap.


g presença de crosta ressecada 5 Z.5

Capítulo 5

-oram nao so os aspectos publicou ábacos que incorporam dos anteriormente quais sela>, a existência de

~v (1989) l1o%v

,- essura finita; o crescimento linear da coesão c ao com a profundidade; a (arr] esp 'ceia do aterro, como também a presença de crost rosta ressecada no topo / es]s r n ec -

lo rr]ole.

g (oet]ciente de segurança é calculado para várias "r f„ d . pro n d ad e sDD ' n a l o mole l , numa pesquisa - da profundidade , isto é,', da e críti crítica, d '

ca

'

'

d d de que o círculo crítico atinge, através da expressão:

p = q' +X 1Y H ar

ir(

YntH

+Y '>g/

(I 6)

e a coesão média do solo mole até a profundidade D c

v n] nf e Y 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 <xe<pior a camada de argila mole adensa-se, o que signitica que se torna c>ria vezmais rija. Consequentemente, o coeficiente de segurança aumenta, ' o ]nesrnô acontece com os recalques. É por isso que a estabilidade é um Prot]leiira do período construtivo enquanto os recalques i

nteressamna fase

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") enco««s dos aterros com pontes e

nos

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 "s "e "-' situa oes que 0 sso'o I mole encontra-se cont]nado, como, por exemplo entre duas

e areia g]g. 5.1ga), ou por bermas de grande extensao i- ig, . ) "a a siiu s derar et e i t o s uação indicada na l - ig. g 14c, deve-se conside 4n],„s o solo mole, que a», que ocorrem diante da deformação latera' d»

continado

Aterros Sobre

Solos Moles 129


fina p/ por ad, »nsaze„ no ( ur>r (

G/ . ) G , 0 I c c al l p » n l ( )d o ' E l a , q11,In<io l • l.' .' ) ~<) d» s»r calculado, como estudado prlll)árlo » secun (. 1111o, p()L (.

Obras de Terra

,

'

Sarg( l

<k.< '(o/o.r (S<)us:1 Pinto, 2000) p»la eypress1o.

ã„

I)

130

< : .(og " + C

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»frO). C10 n ao t1nal do adensan)ento prlnzano, e t um tempo qualquer Os outros símbolos já foran) definiclos. (

-

)

~(l

c,

.

. - .: - . - ; :

A reia -

Argila Mole

Argila Mole Areia .

Argila Mole

: Areia .=-.=.: ::;.: ==.

'

,

. -

: .

;

.

. '

' •

'

(a)

(c)

F ir. 5,] 4 Solo mole:

I:-ste recalque deve ser acrescido do recalque imediato, dado pela T eoria a) confinado entre duas da Elasciciclade (Sousa Pinto, 2000), a saber:

camadas de areia;

b) sob bermas de grande extensó o;

p, = I

'

(1-v )

(1 8)

c) sob aterros de pequena extensõo

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 forma.

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<ia ' 3c

20 m d e a r g ila m o le , l e v emente s o b r eadensada, com t e la ( ;o a d» sc)hreadensamento (RDA) de 1,3 (isto é, com G„ igual a 1,3 v»~es p' '" et t)va d». terra), o ecalque t1nal q e rn. >» -" esulta e po co s pe lor )C'I (.1U » considerasse a argila mole como normalrnent» aclensada

(R<> = )

seria pouco inferior a 2 m, isto é, quase dobraria d» valor.

1

i%r)te-se que, nessa forma de calcular os recalques, ignoro

res)",I()

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 " ' » t os c'» terra a rm a d a

(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'in i t o s .

'

-

'

,,n!;(s -

J ()<.


ausê nciad» camada ttrnit-', su4]acente ao solo m ]

' )lo mole, ~ode sser levada .; no centro da cantaria de st ' P d em conta . • 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 l . m i,'.« p

''

p

o tempo necessário para que '

'

.

a deve-se recorrer a

d ' i a s é a Teoria do Adensamento d e . mento unidi » , n s i « a l e linearidade n 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 = -

U

r

0 ,933 log('I- U„)-0,085

para U, (60%

(19)

p ara U ) 60 %

(20 )

term I "ã casos em que é necessária a consideraçao do ™ p o de construção do da Via dos Imigrantes, c'ta«m exemplo durante a construi;ao da

rros era de 6 meses e os d aterr """sta, o tempo de construção dos madamen te. Exis tem em '" ' 'zavam-se em 9 m eses aproxima a

recai

db

nto to com c a r regamento I"anões de Teoria de Adensamen riav, eio de uma solução básica ' "o empo, como a de ~lso (1977) P

Para c

ara outras formas Pa per m it e g eneralizaçoess p 4rre ~'"e"'o, „ por simples super Erri t)sr . t.'tle ,

'

'"iti e

,

e

erar

e aareia para acelerar verticais de mpregam drenos. verticais úne ermite aa estimativa da veloci a Barron (1948) permite estr , mente rad ial, e as segu cca a . 0 fl o dos' rrecalques. '

-

Aterros Sobre

Solos s I oles 131

3 g p$<;rnativa da velocidade de desenvolvimento dos recalques

'

Capítulo 5

-

l« t,t>st)cs

' sao apl,

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

3ll

2- I

(»)

4n-

7

132

C T

(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™ l t a neidade, 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 co eficientes de ad ensamento C

e C „ dia n t e da

heterogeneidade natural ga camada de solo mole 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, poi s são cam i n ho s de drenagem

internos a camada de solo m o l e . Po r i s so, v a l o res confiáve is dos coeficientes de agensamento são aqueles obtidos pela análise de recalques observados em v e r d adeira g r a n d eza, po r aterros, ou então, por ensaios in

viu no Cap. 2.

m e i o d a i n s t r u m e n 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« de manutenção, ç , re gu lariz 'zando a pista, para eiirrunar as pndulaço" ' b) remover o solo mo mole, total ou parcialmente; ou c) lançar os aterros em em ponta, após um tratamento dopropriedades são melhoradas.

exem lop ,

s de „i Por' vi os

cgP1 5


, ~<amento de aterros em po~ta

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 d drenagem a colocação da primeira camada de aterro e,em

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 h i d ráulico, 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.) 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 1

d es p e ssura. p m a nta t e m função drenante, alé o aterro e de aumentar a estabilidade.

contam inação d

Pode-se também recorrer a equipamentos leves com esteiras largas,

<acilitando a trafegabilidade e o lançamento da primeira camada de terro. a l.'m cuidado de ordem geral é evitar rupturas, mesmo localizadas, pois leiam a um amolgamento d o s s o l o s m o l es, em g eral com el evada <ensitividade (de 4 a 5 na Baixada Santista), o que reduz, drasticamente, a -u' resistência ao cisalhamento. 0 t e rreno acaba por "tragar" um volume ><to grande de solo do aterro, encarecendo as obras, além de acarretar poblernas técnicos, como dispor de um leito de estrada de má qualidade, com ondulações.

~ 4 2 Rernogão dos solos moles iel para esp '! remo o total d o l o m o l e é possí P«ltienas com c de 4 a 5 m e n o m áximo ~ escavação mecânica, com abrao-hnesou dragas, o" p >cu(t<z«os solos moles. expulsao de lama com explosivos requer o '

aterro e

révio de um

ento

u frente de avanço.

"ocaçao das cargas de dinamite sob ele ou na sua u ' q lo solo do aterro,, que ' ~deiaé acaba ~ode não -~isr)es,

ásee '>h(~

«o l o mole see liquefaça u e seja expulso pelo so .p ,.'a r ática, a expulsão up ' o seu lugar, até o terreno firme. ~'a p .' olo mole sob forma de permanecendo resquí ndula oes com o correr "'a oleito da estrada, provocando ondu aç ,

• encosta,, junto j ao sopé da

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

a b rtndo-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

'llXi 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 "afundava", procedia-se ao seu alteamento, para garantir a subsutuição do solo mole e a continuidade do processo. Um processo construtivo introduzido 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 itmpeza do terreno natural na fatra

arcial

de domínio da estrada, após o que é aberto u m canal no mangue por meio de dragagem; como o nível de água é quase aflorante na superfície ti0 terreno, as dragas flutuam «

NA

h

Colchao de areia

h =3a Sm

Fic,. 5.16 Remoção parcial do

Argila mole

canal aberto. Uma vez abert<

solo mole: colchão de areia

o canal, l ança-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 cle terr (fig. 5.1p) construir sobre o qua e t rraplenagem podem transitar e, assim, 0 ater erro propriamente dito D n o n t o d e istatéc "" " ' " t « o pro c esso 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 a r eta com 9 k N / m ' , o qu ' " ' ea uma tnpbcação de eso p o, o que e desfavorável a estabilidade. ,a' p ior parte do man ue a m ' g , mai s m o le, que está sendo subs" " ' mais resistente e m e nos c nos cornpressível. l e m bra-se, ter( superior das adernai s camadas ar-' s de e arq~a mole é responsável por 5~1 ' '

'

'


do solo mole 4y tratamento fraca pr l imentos do solo mole um conjunto de e proccc

por tratamento i".ritertde-se e ,>ru

Capítulo 5

lh rar as suas prop r i edades geotécnicas, quer dizer, as suas

„,

aracD. flsttcg

d r e s istência e de forrnabilidade. P egadas

olor Mp

13$

empora

a aplicação

t+t rps

erticais

e.ecu ã

ara âco 4 riisírt4uição

o st qaop s tt'uir

a altura [« l deixa se mole aciensar sob o peso cie um aterro de altura Hi,

Altura do aterro Hp

com o que o solo enrijece e fica apto a suportar um incremento d e c a r g a ., c orrespondente a n o v a

Tempo

altura de aterro H „ e ><sim por diante, até se atingir a altura fi.nal H . %1 liecessita-se, apenas, de

um prazo maior para a

f jq. 5.1 7

construção do aterro.

Construçã õ ~+

Recalques

Esta técnica só é '< el, na prática, quando

aterros por etapas

do solo mole é relativamente elevado ou a espessura da camada é p r a z o m a ior para a construção do aterro se

~ 1"ena, situações em que o torna '" e>equivel

(alguns anos

).

$04rp brecarga temporária l'or"s. « p r ocesso, também denominado pre-compressão, o 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 primários e «ndários, como t ambém se consegue um ganhona naresistencia do trio le de remoção da 5.18 ilustra o processo. Ao tempo i'rs SO)ie ( ) d ev iclo a carga "-' > la ocorreu um recalclue p,.„. igual ao prirnáii" (Pj) dário. e acrescido de um p > de adensamento secund

<~ 1 ro, " Pela-l-

pser

o u c sc dctc.rmtna

'to fixando-se um t„e um p,.„„cocn o qc f atoi t e1Tlpo I

, ' i s soci'1

' A d ensarnento de Terzaghi, L„,usaiic o-.

yg, p

,p


Obras de Terra

s expressões (19' e i20), e, por.anto, o valor do recalque Anal na a *.

.

-

,

.= ! a

-. = p , ~ ~

tormula ~

, Fi na ne n t e , co m u m r

tipo da (] /) chega-se ao ~ alor da sobreca a p, que se necess'ta

136

QomQ Q adensarninto se proces a mars depr e- sa rias eytrern' a u«ues da camada. junto as taces drenar.'tes, pode-se, para t ln s d e p r p;eto

, roer

L ~; corrlo a porcent~

de adensamento ~n , rel« tlva ro ua

s

canlada. E sse proce I

merltO e m « r s conserTempo I

maiores de sobreczrea

I

temporária.

I

I I

I

I

Fiei. 5.18 Ilvstraqoo do efeito de uma sobrecarga temporé ria

Pr

lI

I

$ tg

v«dor, !ev«ndo a v«1or'e.

Obri«nlente, e con-

diçzo para a aplicaião uo

pr OCeSSO ue ' i ~ • n»' ultrapasse aaltura crItica.

Recalques

%demais, para que o

processo t u n c i one, na prática, é necessário que o c o etlciente de adensamentc d o s olo m ole seja re!anvamente alto, ou que a camada de solo m ole 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 co m a est«bi"d«~" de aterros.

b)Ase )gu n d a variante (Fig. 5.19b) consiste em aplicar vácuo ern poç -' abertos no solo mo! que podem ser profundos, atingindo estrlros arenosos solo mo'e, essa forma, as pressoes neutras }lidrostáticas são redu '"" C. aumentando-se, con equenter n e nt ,

a s t e n sões etetivas devidas 'lo p .

próprio de solo mole o mo e, o que provoca o adensanjentQ da camada.

Fiel. 5.19 Yariantesda técnica de sobrecarga temporária, com o uso de Irócuo

Membrana Filtro (are ia)

Samba de vácuo

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<lo o solo n)<)lc c nl iso,( pfi'-c<)n)picss'li) (sob(ecarga • tcnnporari.,) 1) t« n a-se inct '

'

'

(c(ente.

;,(()ui(<)

" cl c c í i c u r (ar11 as g,»»<s •(sos pr)<lc-sc hn(ar m ão d os d renos vcrt(cai» . s dc drcn;)gen) e acc eram o adcnsamento.

Aterros Sobre

Solos /violes

"

'

'

.

137

.

(li»(;1(lc(a

1) preg ação

e o drc rio vcrtic<1 d .. ( ) tipo 11)a(s con)u mLnti L ( . ,ccur;ã1) re<a«r (1 «1st'1 a(;ao dc tubos m c tál(cos di - , « t

(1 > >p)

)1( <lese]ada, em gera ;ltc a can)ad( dc areia subjaccflte 1o s 1

, <„o <lu<" sc procede a lin)pcr a d o seu i n t erior co m j atos de água p) icr(ormcntc ilespcja-sc areia dentro do t u bo, ã mc(lida <lue cle vai sifldo

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 p a ( a i~u".(ntir a drenagem no

topo,

r( <sccu<, ã(o dos drenos r&il(cr c(ii d idos espec(a (s

N A.

Ore nos veriioafs :

' Argi(a —.. mole

Fi<f. 5.20

Orenos verticaisparo acelerar os recalques ,

-

-

..

-

Arei a

p ara minimizar o a m o l gam<n(o do solo mole em volta dos drenos, o c]ual leva a uma indesejável re<{u(„ao da sua pcrmeabiliihde, e evitar o seccionamento dos próprios drenos ~uan<io da rctir;ld;1 dos tubos do terreno. L'.»ses problemas pr)dcm reduzir a l <r<) a ct(ci<lncia dos drenos. U su;llm c n tc, os d i i n ) c t ros variaín entre

0 e

4S cn), c os c»pagamentos, dc 1 m a 4,5 m. ihlodcrnamcnte cmprcoam-se os drenos t(bro<luimicos ou dc plástico (lu> t<n) a >ornaa de tiras, com sef;ão transver»al retangular, dc 100 )< 3 mn1 .

0 inrcrior da» tiras eiistcn1 canais para dar escoamento ás águas cl« ton<»ponde(11 a mais de 7()'/í f d(1 área da sul

transversal. A instalaqao secção

as (ir;1» rc<lucr o emprego dc e<luipamcntos espcciai», di grande pro u('ão • o <»pai;(n)cnto int r<' d renos co»tur))a s< r pc(iuc 1o. t b- ei 'a9 •tr((11 <iuc os d(enos t(br<)L1u(n)icos (lp(csLIltl(11 dc»Ln)pi

"'"os dc areia com 18 cm dc diãmctro. os d)enos ~ d(n)cnsionan)crlto c t i([<) c»colher>do-se urll <ii'in)et o fg ( )li) nara p' < Un) ,. lu ;io combinada 1 c»pa(anlcnto entre eles (J). (:aso se trate d i un)a so .

,

.

.

Côf(( 1

p, , (Cn1DO(ái((1 p P i con)pressão, dctcrmina-sc o v;llor da sobr L«raroa

ga(or(1 .. , Oria dc adL(lsai~ento: '» indic'( Lli( no 1tcnl anterior, com a di t< rcnça na teor -

,

rrir 'ls tóyn1ulas d((das pelas exp(cssocs

(-~) uando:

isso tunciona, isto L',L<c hcicntc c cc«) o " n)iio ' f a ga aplicad (i estiver bem a c in1a Lia p( e»s(lo U »<l ' 1((ando o solo tor realn)ente mole;

1() o»c U(i[

' l(iicns;(n) • t

(

' par n ) ct r s t o r n .l.

p

" ll ba(xo»; erllprcg>\r drenos ' h iro '

'

, ,

.1.

.


Obras de Terra

)

r adensan>ent > prin>'h io em tl e

i .,vai ce .) r 'ca lue

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' r e ' a]' >ues i empregar os drent>s ver"c' '

'

t>

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 ii 10 0 i pof o ensalt>s I>/ .t/fl( ou pot' observa(ao (moigt 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<ad~>s entre si em 1 a 2,'> m, e com í ( ) a 9() cm de diãme«o at,. atingir-se estrato llfine subjacente. Na sequência, os lu ro » são preenchidos com peclras ou brita, densiticadas p(>r vibragão. O a p arelho usado para a perfuracão ê um torpedo com uma massa excêntrica, clue umprinae vibrapp horizontal, e em c uj a p()nta p o d e-se jatear água. 0 m e s m o a p arelho é enipregado na tase de preenchimento do t u r o co m m a t erial granular, mais espec>ficamentc, na sua cornpactagão.

As colunas d» pedras têm duas fungues: a primeira c transferir a carp> dos aterros a maiores profundidades, como se tosse 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 distribuigão 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 compressibilidacles. 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 a2 a 2 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 aterroo sob so re so o mole não solos rrer logo após a construía<, ela não ocorrerá mais) po« u-q or cfuê. otort

moles.É

gp ponto de vista do projetista, os problemas são: a) a estabi] dade d oaPós a construção; b) os recalclues dos aterros ao longo o g o m re'ação empô. g do tem Ípgp rps aterros de encontro a pontes e viadutos, pode-se listar como problemas 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 amolgamento 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 aiinientará

segurançapouco acima de 1, sabendo que, com o tempo, ele

sign ificativamente.

~. 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 e rro de encontro" e dar um empo 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«a r po nte t eao ' cola so; e uvo ee "zir esforços não desejáveis nas estacas, como, por exemplo, oo atrito atrito ne~ negativo ' p"xos laterais.

3

A 4„ pbtidns

f'a;a o r

'Iculos de estabilidade e de Pa ârnetros da argila mole necessários para cálculos btidos.. um aterro, indicando como podem ser obtido d- com e » r u r al, o í n dice de vazios e o í n dice de c pressão po<lem ser . ras indeformadas. 'o de ensaios de laboratório em amostra. ti/u. l Hdadein p de-se recorrer a ensaios de perrneabi"da<. e .

esistencia não drenada (coesão) pod» ser o ti 'i po e gjerrun errum aos valores obddos. 'e-se tomar o cuidado de aplicar a correção de

139


Obras de Terra

4. 0

que u e é altura 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 pode

140

"D senl

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

, 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 mais superfi per ici poae ., 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. N o t r atamento de s ! moles, os drenos verticais de areia têm a função e so!os

precípuade reduzir os recalques,graças ao efeito "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 falsa,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 • g , aceler acelerando os recalques primários, Por isso, só pode~ ser empregados em argilas em g' , omoles e s, em que predominem os recalques por adensar ii«+

p nmano, o q u e e x c lu i a s a r i l a adensamento secundário.

argilas organicas turfosas, pois nestas pre»le

7 0 0 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 solo mole, aumentan mo e, aumentando a sua resistência ao cisal a sua estabilidade.A afirmação é I s »mento ' p . a rmaçaoéf lsaouverdadeira?Sef lsa.f çaacorreçao

roblema s,

A afirmação é falsa. 0 lançamento de ançamento de aterras em ponta pode s«m~ pois ois poúe oúe 1levar o solo mole a ru tura. e a ruptura. Ern consequência, a resistê«ia a o so o mole pode cair drasticamente e , por efeito do amolgamen« O " por t r agar um volume e muito ' g ran a n d 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 mais "rijo) não durante ou " ca mais 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"

Porquê'

verticais! por quê?

ii e iii e um

de sobrecarga temporária e drenos verticais'. Por q«'

ittsposta'. 0

ária para o caso 2. Ela só Funciona quando C é o de su r e m oção) e o solo mol

o(

s p o r t a o se p

romper (F alto). ' p"

o

o 1. F- 1, po r t anto não supo o

b

gtndo uma so]ução rad ) q« r e d uzem 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: da e"P«gar drenos verticais de areia, ou usar o recurso da préargilamole

comp ressão

) 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 o r 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 fazem • o« VnneTest,feitos no local, indicaram valores de coesao quesatis "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 com // == 0,7. »ua altura critica? p,dotar a correção de Bjerrum, com ) Qual u dever' de altura, a ser "'»er a inclinação cio talude de um aterro de 33 m de onstruído a de o no local, se se quiser um coeficiente de segurança de l,2?

141


Obras de Terra

Respost~ ;, de areia são "colunas ' de areia insta adas na camada d e sul>

a. ( s < r.enos s e

,b;eivo de encurtar as distâncias de drenagem e ac 1 )

mo e~ com

aceterar p

swnento. Peio custo, são empregadas ape"as 9 ando a camada de solo , „1 • : muito espessa ou o seu C I'é muito baixo. Xifodernamente estão .

142

o senttp

unlizados os drenos t>broquimicos (ver p, 137). b, l.'sse processo também cienonanado sobrecarga

tempo rária

consist um carregamento em excesso daquele que aruará na vida utti da ob antecipar os recalques e possibilitam um ganho na reststencia ao cts solo mole. Para que o processo funci >ne, na prática e ne«ssá,.

ançar t Bi[te<

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.

c. implore-se que C = 10' cm-'/s = 0,32 m'/ano, é um valor muito baixo e apong p ata o

u s o d o s d r e n o s v ert>cais. D e f a t o , p a ra U = T = 0,85.

t)0 /g

T = 0,85 = ~r ~90 ~2

Lppo

Donde: rqn

=

0 85 . 1 5 -

- - —

0 ,32

=150 anos

2

supondo drenagem p el eloo to t o p o e pela base, valor este muito alto, tor nando inexequivel e stiniar um te m o d e r

remoção da sobrecarga (t ) compativel com o tempo de rmando que se devern usar drenos verncais de areia

p

construção da obra, confirm a

fi broq uírni cos) . d . Os ensaios mais in'ndicados di c d sao os de permeab6dade in sits~,pelo fato envolverem volume muito m '

maiorde solo que um simples ensaiodead«san' "' '

il<as o melhor tnesrno é valer-se é valer-se de retroanáQses de aterros experimentats, q" são encarados como ensaios em v s em verdadeira grandeaa, mas requerem tnves~' e" muito grandes, raramente evequiveis. e. Para talutles quase. verticais v r cais, vale a í ó r m u l a d e I ' e llenius: '7n~ nipr r r„= 0 7 x 10 = 7 kPa, .

.

,

,

Logo, p.H = 5 , 5 > 7 . Pa ra

ara densidade e do aterro y = 20 1 N/m', tem-se

f.

Com -A

os

á bacos .

+. o = f Y ~ l /' o =

= ((0,7.1,7 cc~. . / /c~ = , .

(( Sou o us saa Pint.o), ' 0' 3, 1s

, )) 15(7 == 2 ,5

>,

rn / ipr ro =

t i r a - s e,, d o á ; b ac , c o ,, ~t áá=2,c, = 2 « /e) =2 = 7 t á/ ~ = /1,19=11,8rrr = , , rrree oo t al u d e d e v e t er a i n c l t naçã a , / = 4, ou seja, 1V:41-1. -

10. Para o caso o de um aterro sobre sol ser construido n encontro co m re rui o no u solo mole, cle grande espessu~~ (= " nto as seguintes condições do sub urna ponte, indique formas o subsolo: a) C relativamente alto (5"


(l p-4 cm'/s),' Explicar como funciofla cad ca af forma edetra r„baixo tratamento e o b)" . oi jetivã co rn cada urna delas. q(íe se '

se tfa '

1 (je U(li ' i t « r r ( > ( 1 (.' «nc(>n1 rr> a um ,a pr>nre

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 ce n TIITlet1'r>s

a n« n < sscs cas,, c ->

- anr«cipar c, durant(: a «r «c ucar> da

para qLlí (>c o 1'1am, n;1 s

,

„;(fa da

- aso (a), como o C c afia pois o /„,-

' (le

renlPPfaf ,inpppp (la' sobrecarga ( /

( r(-'lattvam e n t e 3."

alrr>

~,>de

» r >s , t r >man (lr> exe

a r um r ( m j > ) c o l T l p a t l ve l cr>m r> crr>n(> rs >grama da r>l>ra.

c„so (b), isto não o c o r r e , pr>js (> /. c( ele va(jr>>, po en <> atingir Ou lll ai a d e afe

algumas

u m S ( '.Cul(>. Pr>de-Se r(-.cr>fre r >rrer a úúr e n r>s. ver t i c a

ftbroq

m «nt e

as

is, 1S,

i stánci a s (je

. [-,sta solução pr>(j«ser combinada com sr>brecar as 1(fflppf afias.

ltu 1 a deye

o nde p e ~ i d 'o do ad ensarnento

.

.

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 <a = 56 kPa c = 10+ 1,3 z lkPa) (com a correção 1> 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)

P arametro

144

eoi 7n

idos Como s a o o bt

Para que servem

Ensaios de caracterizaçao

Estimar recalques

(amostras indeformadas) Ensaios de adensamento

C ,,C„a' , „ e ,

Estimar recalques

(amostras indeforrnadas) 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

C„

Avaliar o tempo de ocorre n cia dos recalques

.oeficiente de segurança do atetro, supondo que o seu talude será de 1 p rt -rt

1 ,3 10

c,

10

d os ábacos (Souza Pinto): X „

);4ru;.

=1,3

= 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: r9ã = 1 ano.

De: T

=

C,, i' ~

Eig 1 v e m : ~9s =

De T = 1,780 — 0,933 log (100L—

) para U > 6 0, 'n extrai-se T = 1,13 a ra L = 9>'~i.

Logo: fgts

( 2000 2) 1 1 3 8 10 '

.

14 1250 0 0 0 s = 4,48 anos

Portanto, não satisfaz a condição de projeto.

d)

( :o r n p lernento construtivo:

0 valor de C é relativainente ainente eelevado. Portanto, pode-se pensar numa sobr«:~P' v temporária, a ser removida 'd depois de alguns meses, para an de oi tecipar os recalque" modo a atender a co nd> ão de r ' ç o de projeto. Há espaço para essa sobrecarga P " F = 1, 76 é bastante elevado, a o, permitindo u m acréscimo altura do aterro.

(sobrecarga trmpora«) "'


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' <GAS g,

"'- Aterros na Baixada de Santos. Revista pciitewicú •o p

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 rápida, do índice de vazios, por processos 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 c o m p actação objetiva imprimir ao solo uma ho mogeneização 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 fundações 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 en s a io de Proctor - curvas de compa ctaqão

Ern fins da década de 1930, Porter, da California Division of Highways, o ponto ót im o d e EUA, desenvolveu um método para a compactação dos solos — o ponto de máxima compactação. Para ele, o

determinaçãod


Obras de Terra

148

o era a redução do volume de ar dos vazios, resultado da compactação era a r função nção da a umidade dos solos. Dependendo d concluindo que ela era uma 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', á gua 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 ' o peso específico seco {Y,), o que dá na (e), no entanto, pre eriu u tilizar ' '

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), t inha a forma de um s ino e p e r m i ti a d e f i ni r u m p o n t o ó t i m o d e compactação, como mostra a Fig. 6.1. Tinha-se, assim, um peso específico seco máximo (Y, .J, e urna umidade ótima (h,). Vs S =100%

90 80

Foi Proctor quem padronizou o ensaio, por volta d e 1 9 33, d i v u lgando o fato. Por isso, n ão s ó o en s a i o d e compactação leva o seu nome — Ensaio d e Proctor — como também

a curva d a F i g . 6.1 é denominada Curva de Proctor, e o d e senho, 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 em deixarcair uma massa de 2,5 kg, de uma altura de 30,5 cm, 26 vezes. O 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, homogenizando-se a massa erepete-se o procedimento até se ter uma boa definição da curva decoinpactação 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 P roctor 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 solos iuaet e i a *t * t d t* d . se na proprta e rutur a o s a r g i i o m i n erais,c omo a h a i o i s ita ~ 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 Africa, estudada por Terzaghi na década de 1 9 50 , A s p r i m e i r a s a m o s t ras ex t r aídas das áreas de empréstimo revelaram umidades muito acima da ótima de laboratório, a p onto de e m p r eiteiras acharem i m p o ssível secar o s ol o at é o p o n t o

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 p r i m eiro ponto da curva de compactação, condição que se aproxima mais da de campo. A d i f e r ença entre as u m i d ades ótimas atingiu 1 0% , Si tuaçao s emelhante, embora m ais atenuada, ocorreu no B r a sil co m o s o l o

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 de 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

Capítulo 6 Com pactaqão de Aterros 149


Obras de Terra

descrita adiante. 0 i m p o r tante a destacar é que os ensaios de laboratório

funcionam como ensaiosde referência para a compactação de campo, de forma um tanto arbitrária, tendo a "padronização" partido, em últi ma instância, do campo.

150 pormato da curva de compactapão 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, ã medida que seãdiciona aágua, as particuTas de solo se aproximam í diante do efeitó lúbrificante dá' agua. No ramo úm ido $acima da urnidade ; ótima), a água passa a existir etn excesso, o que provoca um aFastamento dâs '. partículas de volp e>.consequent~ l i m i nu i ~ Í

p~ gu p e s o específico,

Uma explicação mais moderna envolve o conceito de "agregações" (itustrrs). As partículas dos solos finos, argilas ou siltes reúnem-se, em face de cimentaçoes ou de forças de aglutinação, como a sucção ou a capilaridade, formando agregados de partículas. Quando se compacta um solo nesse esta&o)

; as agregações Funcionam como se fossem grãos relativamente duros e porosos) ' em um arranjo mais ou menos denso, após a aplicação da energia d) compactaçao. A medida que se aumenta a umidade do solo, osagregados ã bsorvem água, to r n am-se mais m o l es, o q u e p o s sibi l it a um a m a i o r 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)

A íig. 6.1 ilustra algumas dessas curvas de igual grau de saturação, que têm a forma de kipérboles. Observa-se que o ramo úmido da curva de


Capítulo 6

compactaqão "acompanha" a hipérbole dos 100% sem tocar nela,jstn~ o solo nâo se satura, Adernais, a hipérbole relativa a S = 100% delimita

Com pactaqão de Aterros

superiormente o diagrama de Proctor, não podendo existir pontos acima dela.

151 V alores tipicos do peso especifico seco máximo e d a u midade ótim a 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. A s d i f e r enças sao marcantes, a ponto I I y (kN/m~) I ca I I I I I I I I I I I I I I de se poder utilizar esses I I I w I M I + I I I I p arâmetros como d i f e I

I I

I

renciadores dos solos. É

I

I

l ugar g~eométrico d o s picó» das ITtversas curvas corresponde, aprõximatlamente, a linhã hiper: bólicá cóm grau de satur aqâo entre 80 e 9 0 % ,

18

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16

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útimos.

10

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20

Fig. 6.2

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rt-- — -- ~+----

14

(2). L a linha dos pontos

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1

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30

Curvas de Proctor de solosdiferentes, compactados com a mesma energia

I

40

h (s()

Solo "borrachudo" Fica fácil de entender agora o fenómeno denominado solo "borrachudo". Quando se tenta supercompactar um solo, com umidade acima da ótima, ' ~ 'I'~ a tinge-se rapidamente um estado de quase saturacão„~ ~ o er g aa i ~ ii cadg a e a d e v o lve como se fosse um material passa a ser transferida para 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 um solo " b o r r achudo s a por se apresentar " l am inado" , co m u m a p a r t e

I.'i+ c .

destacando-se da outra ao longo de planos horizontais.

6.1.2 Energias de Compactaqão . e b» dos solos, Os parâmetros de compactação dos 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

A Tab. 6.1 contém indicações do e q uipamento a ser utilizado para i mprimi r uma cer t a energia de compactação, por impacto, a um solo. No ensaio d e P r o c tor

7 (kN/m ) I

Modificada ' I

18

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152

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I I I I I

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I I

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16

Fig. 6.$

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I I I

N ormal, uaa:ga u m a

a

Norm al

Curvas de Proctor de um mesmo solo, eom di ferentes energias

Argila sil~

II

comp actado

massa de'2,5 kg; n d o de uma altura.de' 30,5 c 26 vezes po camada de

I

a

II' I

I a

I

I

I I I I

~ s o l o~

I I I I

ê

ao t o d o , n u m

cilindro de 1.000 cm>, As 25 h (%) diversas energias podem s er o b t i da s c o m u m

20

15

10

I

d fo de 2.ppp cm', situação em que o único parâmetro diferenciador passa a ser o número de golpes: 12 para o Proctor Normal; 26 para a Energia Intermediária, e 55 para o Proctor Modificado,

Tab. 6.1 Energias de Compactação por Impacto Designagão

Massa

Altura N ú m ero Nú m e ro Vo lume do Energia cilindro de queda de de ("g (cm) camadas golpes (cm )

Proctor Normal

2 ,5

30,5

3

26

1000

5,9

Proctor Normal

4,5

4 5 ,7

5

12

2000

6,2

Intermediária

4,5

45,7

26

2000

13,4

Proctor

4 ,5

4 5,7

55

2000

28,3

Modificado

Constata-se também que a energia nominal do ensaio de Proctor Normal é cercade 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. 0 m o lde ou cilindro pode variar em dimensões, de 1.000 , ( ab. 6,1), até 90 cm , v a lor adotado no equipamento H arvard Miniatura.. 00 uussood ee equipamento d e p e queno p o rt e vi sa comnactar um solo commuum menor dispendio de tempo e com menores quantidades de solo,


l>go Lluutro ne principais tipos de entupa('tuiuo: a} por ilupacti i; puni cu(IA unul de utn (erro n(<<ne<i> Llr Lutuudus, ilri»A-se cair Uni l>rso d<' 1>tlla <lit(ira constante', illvc'fsils veaee, co<n<> Yc' ilrscrcvc'u p1ra n rns.li<i ile Vn c tor; é também ci inlieciilo conto ci»npai tuplo din<iwicu

C<1P(tulO 6

ou piir apil<i;lnii. tit(i; .

153

Cl)llllhtct<t(;ho

tk> Aterro»

,eP'

aplci a(fio

Ii} p<>f pisotrantcnt() para til(>ldrs de ()(1 cm'; consiste nu dc' um est<>f<n constante, atruvi s ile utn s<>(luete (o<u haste (le 1,2 cni ile diuttlrtfii e t>lula; a tor<;A !1A nii>lu 'IioLle set ajustada afbitfufiutnrtlte, cnl geral rrclurr'se utn niiniino dr 10 golpes (H g<>lpes cotnplet>un uniu volta) e 5 L>UOAdAY p<UQ se <obter bi>m<igeneid:idr do c( ifpo ik' prova;"

-~ <v

c) pof vibn<L'!l(g upllcilvel tr solos gfuAulafesy il o cA-Ye unlA sobfecufLQ no topo d<) iolo, ilelitro do n l i i l de, Ao t)>est))o ten)po Ll(te sc vibra ii L<>til@t)to(

<>btcndo-se uni maior entrosatnrttto etitre gt><os; d} estiticu, t('ita com a apli(uq'i<o de unia tia Q Quina huste i<ci>pia(lu a U<li dts(o, c<>tli diunirt fo v'<>Iun)r de ()() cnl .

pc >Uco <tl(c'flor' Iio Llon1olde dc' con>puctu(A(g ei)nl

A cnt)>parta(uo por pisi itr.imentii tiii intr<>divida na tentativa de silnulut turlluir a cnn>parta("in pnxluf ida pelo ri>Io pe de cu@>riri> 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 so lo c (>tnpilctu(lo no cu<l>l ( >o Lofi o Llc' prova i>btld(i

p&k sr r r n satad(> niecanica<nente (p()r e.cen)pl(>> ensaios triuxiuis ), p>leu A <)f>ten<'uo de paramrtri>s para n projeto.

6.2 Compactaçdo de 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,

Escolha da Arca de cmprbstiruo Na escolha da a r c a d e e m p r e s t i t n( i, i n t e t v ( ( t n t u t i i r e s c o m < i u distancia cle transporte, i) v n l u n le de t n u terial disponivel, os t i p os d e enlne e seus te()res ile u t n i d ade (acert<> ile u<ni(iade ). 1'.nl prini ipio, Llual(luef t ip<) dc' s<)l<) sL'fvc', excetuando 'se os 'solos sAtilru L liis r o n l tl)ate'ria c)rg.inica e us solos t u r t o s os; devi'-se, evitar tunlbénl os s olos n)tc'ice<)s e saibrosc)s.

Escava<,ão transporte e esp;rllr:rmento do s ()ln A es(>va<,u<) Llo s<>li) fia afcu (lr etn p f r s t i t ll o ( l eve' srr t ( i t a Lc>ttlLui (lu(los esp< c(a<s Llu',int<) a (lretl;<gr<l), p,ita L v l{.lr A sut(truLao do s (>lo «ni ( ' po( A (IL' «l)Uva, e ta <t)brfll / < l .'t<it<)a est<>cugrt)) ilo so lo s( i l>si<p(ftli,'l,ll c<ii gc't;II f>u('t.<d<> uf>f('sent>l c'Irvud;i f e st»tc',tt('iu l atrrirado, ( t u r Llu.<t)<lo l)ml c ( >t>>

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L;<tl>a(laLlc' s<>l» ofg.bani("<)> dc' f>r<1<lcnu

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Obras de Terra

A Tab, 6.1 contém

y (kN/m~)

indicações do e q u ipamento a ser utilizado para u ma c e r t a imprimir

. Jdodlficela.' I

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152

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energia de compactaçao, por impacto a um solo N o ensaio de P r o c t o r Normal, usa-se, uma

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16

Fiq. 5.3

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I I

Norrpal

Curvas de Proctor de um mesmo solo,

I1

pyglla ãIltosa

I

compactado com

14

diferentes energias

I

I

I

I

I

I I 1

20

15

massa de 2,5 kg, c<indo de uma altura de 30,5 c~ , 26 veres por' camada de ~s o lo, três ao todo, num cihnd ro de 1.000 cm~. As h(%) diversas energias podem ser o b t i da s c o m u m

cilindro de 2.000 cm~, situação em que o único parâmetro diferenciador passa a ser o número de golpes: 12 para o Proctor Normal; 26 para a Energia Intermediâria, e 55 para o Proctor Modificado.

Tab. 6.1 Energias de Compactação por impacto Deslgnaçao

Altura N u mero N ú mero Volume do Massa de queda ënergia de de cilindro ' 3

(cm) c a madas 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

4 5,7

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 Miniatura. 0 u s o d e equipamento de pequeno porte vi sa 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 número de camadas, deixa-se cair um pis o dc ama altura constante, diversas veres, como sc descreveu

para oenaaio de procron d ram hém conhecido como comp~acre ao dindmica ou fxir ap i loanlenfOi

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 se obter homogeneidade do corpo+e prova; c) por xibração, aplicavel e solos granularcs o l o ca-se uma sobrecarga no topo do soíã, dentro do molde, «o nlesnltl tempo que sc vibra o conjunto,

obtendo-se um maior entrosamcnto cntrc pios; 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 ~~ l u me de 90 cml. A compactaçio por pisoteanlento foi introduzida na tentativa de simular mcihor a compacraCao pmduaida peio rolo pé de carneiro e, a ear arrca 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 serensaiado mecanicamente (por exemplo, ensaios triaxiais), para a obtenção de parámetros para o projcto.

6.2 Compactação de Campo

compre ende

uma série de atividades, desde a A compactação de campo escolha da área dc empfésGmo até a cnmpactação propriamente dita.

Escolha da área de empréstimo Na e scolha da á r e a de e m p r é s t i m o, i n t e r v em f a t o r e s c o mo a dist~ncia de tr ansporte, o v o l um e d e m a terial disponivel, os ti pos dc solos e seus teores de u m i d ade (acerto de umidadc). Em principio, qualquer t ip o d e s o l o se r v e, cx c etuando-se os solos saturados com JTlatéria orgánica e os solos tu r f o sos; 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 orgi n ico, 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 umidade, em funçao

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.

C ompactação propriamente di t a Segue-se a compactação propriamente dita, com e q u i pamentos parametros adequados ao tipo de solo, conforme 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 ~eo a esPondentes Parâmetros mii~ @ <uad cada caso particular. Para obras de muita responsabilidade, como barragens de terra, costuma-se lançar mão dos aterros experimentai~ s ão testa os vários equipamentos, compactando solos com d ; f umidadcs. Pode-se, por exemplo, obter curvas de peso especifico s u . o núm e r o d e passadas e valer-se do aterro para extrair a indeformadas para ensaios de laboratório etc. Heterogeneidades no solo compactado são, frequentemente, causadas pelos equipamentos de transporte pesados, como os nioto srrapr<t e Qs

Tab. 6.2Equipamentos de Compactação Tipo

Solo

Rolo

Argila

pé decarneiro ou silte Rolo pneum ético

S ilte, areia com finos

R olo vibratório

Mater i a l gra n ular

Modo de compactar

Parãmetros dos equipamentos

e lcm)

N

v (kmt b)

De baixo para cima

20a25

8 a 10

~4

De c i m a pa r a baixo

30a40

4a6

4a6

Vibração

60 a 1 00

2a 4

>8

p 2.000 a 3ppp kPa

Legenda: e = Espessurada camada de solo solto N = Numero de passadas do rolo compactador v = Velocidade do rolo compactador

5pp ypp

50 a 100

p = Pressão na pata ou no pneu P = Peso do rolo vibratório


caminl><)«s fora de estrada, quc podem produzir solo "borrachudo"., v itam- )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 homem camin)sandó; em tparcha normal, é de

5 a 6 km/h. E uma pressão nos pneus de 500 a 700 k 100 psi;

equivale de 70 a

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 placas v'bratórias<

d) quando se compacta a terros 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 Especif icas;ões da Compactatão 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: éitnido por: a) o grau de compactaeaoOC~

7J ~ sei

(3)

sp'/a.v

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 Sente; . s ão 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 m esmo,

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%

(5)

— 2% < Ab 5 +1% Segundo Mello (1975), existem tres maneiras de se especifica compactação: pelo r o d uto f inal; pelo método construtii u; e pelo p~ „ final com indicaçoes do meto o mec"

m i sto .

• Es p e cificar pelo p r o d u to f i n a l s i g n i f i ca f i x ar a s c a r acterísticas ' assíveis de aceitação, em função do conceito da obra „ a '

visão do projetis . C i e m preiteiro executa o aterro co m

r o m e t endo se a

E specificar pelo método c o nstrutivo c o n siste em f i xa r t o d o s

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 i dade da obra.

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 + tias? xm. ; c) o que se exigirá 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 eq ui'pamento compactador, se os parimetros como a espessura da camada solta, o número de passadas, q d a velocidade etc. estão de acordo com o especifi cado. Para obras dee pequeno e porte, basta essa ~p e mais um "controle visual" sfeito por pessoa p oa experiente.

urificação

No sentido estrito d a ppalavra • vra, controlar co a compactação quer dizer verificar se o GC e o bb estão dentrodos limites especiticados ão entro o s como no e exemp l o dado pela expressão

(5).

Após acompactação de umaa camada camadaddesolo,determina-se, rapidamente o seu peso específico natural, ou peso es ecifi ' p o r e areia, por exempl - p o em 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

de enterros

7 ua

(6)

d'á

157

a

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 pr o veio 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, p ortanto, o valor d o p e s o e specífico seco de campo (p,u) no d i a seguinte, por c ausa da es t u fa, que requer 24 h p ara secar solos argilosos: é o problema da estufa.

6,4.i IVlétodo de Hi lf Hilf debruçou se s o

est a q u e stão 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 6 b uído, isto é, seja constante.

o'B

Afinidade entre a curva de Hi l f e a d e P roctor 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' Umidade (*)

2

Peso especifico úmido (*')

Camada a ser Liberada

18cm

Firj. 6.4 1

ha

21

~u1

2

ha

22

~u 2

3

ha

23

~u3

4

h,

24

~u4

i'):apóso quarteamento ("): apóscompactar no cilindro de proctor

Método de Hilfgtrarteamenta 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

p ara

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,)

P =P

C)

8

haPs

h +P

(1+h ) Z

11

donde:

Ps

Firs. 6.5

P +P h'

P + P, h + P,

V

( + /j

V

V é o volume do cilindro de Proctor (1.000 cm~). Rearranjando-se essa expressão e tendo-se em conta que

P

7

S

V

tem-se:

(1+q).(1+h ) Define~ p eso 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 conhecida 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)

pl/t' = (1 +k).g e

h- k 1+k

~ S ~100%

~S = 100'/o

Vsmax

Fig, 6.6 Afinidad entre os curvos de Hiif (o) e de Proetor (b)

boi

(a) Hilf

{b) Proctor

ea ont o Assim a curva de Hilf apres ta um p> o que corresp ótirno de Proctor. Está aí a chave ara a soluç o do proble a, que po e ser assim resumida: "quem não tem ã (g,e h) caça com gat (p„,e g . ll


Obras de Terra

Cálculo exato do grau de compactagão (GC) ]guitip]icando-se o numerador e o denominador 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 »

lo - s eo s

termos, tem-se:

I+h =

(I +h,) (>+g)

(14)

para " = - , tem-se p = p , ot e r n v i r t ude da relação de a fini 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, )

No entanto, o problema da estufa continua presen« p » s disponivel no dia seguinte.

(17) >ot s<é esta~~


Po«m golpe de sorte, mesmo que se estime h» 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 am iguais a 25 +5% e 1,8%, respectivamente. Ter-se-ia:

Capitulo 6 Com pactação de Aterros 161

1+0,018

trtax

(1 + 0,20) = — 2,1'/ (1 + 0 30) = — 2 3%

1 ~P P18

Isto é, Ah = - (2,2 +0,1)% Assim, existem dois caminhos para a estimativa de h,h: o primeiro consiste em adotar um valorpara h,q,com erro de até +5%. Um engenheiro ou um encarregado de obra, com prática, consegue uma precisão bem melhor, Para facilitar as coisas, lembra-se que, frequentemente 'ma-se bastante »a do LP . O se gundo passa pela hipérbole de( u c s inski, q e é a equação empírica da "linha dos pontos ótimos" (Fig. 62) F ssa equação foi obtida por Kuczinski em 1950, trabalhando com solos brasileiros, e vale:

'y,

'

-

,

+ 0,5

1+26 h

(em kN/m )

(18)

Multiplicando-se ambos os membros dessa expressão por (1+hg, 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, portanto, 7« ,

b) da expressão (19) obtém-se h„;,e c) da expressão (17) estima-se hh. No intervalo 10% ( h » (

3 5 % , v ale a seguinte 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 permite uma estimativa direta de Ah.

(21)

c)

r'Qy '


Obras de Terra

162

ó.4.2 Estufa de raios infravermelhos Trata-se de um procedimento que permite secar um solo rapidamente, com uma estufa de m as que emitem ]uz infravermelha. Com isto obtêm-se valores da "umida ' h<i„ e n ã o é a umidade verdadeira h, pois requer, por definição,o emprego e tufa com temperam a ent 105 e 110 C Yo entanto, através de correlações empíricas entre' e h f i , e os sível liberar camadas recém-compactadas em 30 a 40 minutos.

6.5 Pesquisasde Arcas de Empréstimo e de Jazidas A pesquisa das áreas éstimo começa com a execução de furos de soridagem, em geral' a trado, r e q uentemente complementados com a abertura de poços, visan ó a cubagem do inaterial disponível, como

iden tificaçãotául 5 visual e a execução

também a coleta de amostras para a sua dos primeiros ensaios de laboratório. Entre os ensaios, incluem-se:

a) ensaios de caracterização e identificação: granulometria, Limites de

Atterberg, umidade natural e o peso específico dos grãos; b) ensaios de compactação; 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 valores da umidade dos solos de empréstimo com as h«, obtendo indicações preciosassobre o acerto da unudade antes da

compactação; e c) confrontar h,z com o LP (Limite de Plasticidade). A seguir, escolhem-se amostras típicas de cada grupo, que são submetidas aos ensaios mecânicos, do terceiro item, os quais são feitos apenas em casos de aterros de muita responsabilidade, como terros para barragens de terra,

por exemplo, e fornecem parâmetros como s 'eQ', 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 s i l te) existentes. Esses dados o r i entarão eventual "processamento" da areia, através de peneiramentos e lavagem, para se obter

material granular para a obra (areia com diversas graduações quanto ao tamanho dos grãos). Outros ensaios referem-se a determinaSão d~os indiees de vazios máximo ínim o , importantes para a obtenção da compacidade ou densidade relativa de areias compactadas. p ara materiais p e dregosos, c om o o s b l o c o s d e r o c h a p a r a enrocamento, é necessário investigar as pedreiras. Importa conhecer: a


espessura do e stéril a r e m o v er, i sto é, do s o l o r e s idual que c apeia a

Capítulo 6

r ocha; a d u r eza d a r o c ha; e o s i s t ema de d i á clases ou j u n t a s (descontinuidades). Essas informações condicionam o p r o j e to de detonação eafetam o tamanho dos blocos. Para aplicações em barragens, interessam também estudos sobre a desagregabilidade da rocha quando

Compactação de Aterros 163

e@posta as intempéries.

6.6 Aterros Compactados Na sequência, discorrer-se-a sobre os aterros já construídos, do ponto de vista de seu comportamento e das medidas que se recomendam para

conservá-los em bom estado. Ver-se-á t ambém uma aplicação prática, ou seja, o emprego de aterros para loteamentos e conjuntos habitacionais, tão em voga entre nós diante do i m enso déflcit habitacional que aflige

nossa sociedade.

6.6.1 Comportamento dos solos compaetados Uma vez compactado, o solo comporta-se como um solo insaturado, sobreadensado, com pressões de pre-adensamento entre 35

a 50 kpa, imprimidas pelo r olo c o m p a c t a d or . E m

termos de permeabilidade, apresentam-se, na Fig. ó.'7,

10 7 P

I I

5 4l I

+I

D Ol

I

I

I

I I I I I I I

I

I

I

01O~

I.

O.

I

I

I

I I

I

I I

jI.

I

I

I I

I

dois gráficos em que, para

I

I I

I

J

I

I

I

uma mesma energia de compactação, ao aumentar

I

I

I

I I

I

I

I

I

I

I

I I

I

I I

I I I

I I

I

I I

I I I I

I I

I I

I

I.

a umidade demoldagem, a diminui, e no ramo úmido ocorre um pequeno aumento. A razão

perm eabilidade

I I

I

I

desse comportamento está

no fato de solos f i nos, compactados no ramo seco, formarem agregações com grandes vazios entre si ( p o ro s i n t eragregações), por o nde a água percola com muita facilidade; no ramo úmido as agregações tendem a se

I

Ol

I I

I

I I I I I I

I I

i ÍÍ

I r-

I I

I

I I

I I

I

I

E

I

2.

Fig, 6.7

OI

1

I

I

I

19 rI

Q

% ii

I

~

I

II i , o3. 0

9

11

13

15

I i IÍ I

A I I

17

19 h (%)

Variação da permeabilidade com a umldade de com pactoçoo (Lambe e Whitman, i969 )


Obras de Terra

desfazer, ou estão muito próximas, e a água tem de percolar pelos p o r u intra-agregações. Assim, no ponto ótimo ou acima dele, a permeabilidade menor do que no ramo seco.

s é

Em termos de compressibilidade pata um mesmo peso específico s ec u e mesma energia de compactação, solos compactados no ramo seco sãos m enos compressíveis do que os compactados no ramo úmido, pelo rne n c ) s

164

para baixas pressões (Fig. 6.8).

th

OS

Sea

8

Fig. 6.8

Se~

4)

+aa,

8

ay

'6C

Oa

@A I.

Compressibilidade de solos com pactados (Lambe e Whitman, l 969)

+a~

C5 N O

+aa„

I

ID

0

~eS~

O aiy0

W

asp

SSãO(m

sp~

'aos)

Quanto a resistência ao cisalhamento, a Fig. 6.9 revela que s o l m a c ompactados no ramo seco apresentam maiores resistências de pico, qua~d m comparados com o ramo úmido. Além disso, a ruptura é do tipo "frágil" p~ os primeiros, e "plástica" para os segundos, confirmando as diferenças quant n ã deformabilidade, apontadas acima. A razão desse comportamento está n a s d iferenças en tr e a s e s t r u t u ras do s s o lo s n o s r a m o s s e c o e ú m i d o c onsequentemente, nas pressões neutras que se desenvolvem d u r a n t e n s

e nsaios triaxiais, que são maiores no ramo úmido. Certos solos, quanG ~ c ompactados m u it o s ecos, podem apresentar estrutura c o l a p s i v el , e , an

submergir, resultam deformações bruscas e trincas.

03

15

I

I

I'

E X

Qs

I

e

X

I

I

I

14

30

'Q2

0~ I

J

I I

13 20

I

22 2 4

26

28

30 32

-Q2'

40

I

Ó I

I

- - LII

-L

I

LI

20

I

5

I I

10 34 36

Q6 l 10 1 2

14

16

Fig. 6.9 Resistência a ao ao cisalhamento em função da umidade de comp ~o«o e Whitman, l969)

(o

18 s C%)


Do qu e foi descrito, seguem algumas consequências práticas em termos de otimi z a ção de seções de barragens de terra. Os aterros de barragens precisam atender a dois requisitos básicos: serem estanques, isto é, devem ter um " s e p to " i mpermeável para represar água; e serem estáveis durante sua vida úti l p s e ção indicada na Fig. 6.1Q procura atendê-los. Observe-se que 0 núcleo, compactado acima da ótima, é menos permeável doque os espaldares de montante e jusante, funcionando, portanto, como "septo" impermeável, e os espaldares, justamente por serem compactados abaixo da ótima, apresentam maiores resistências, garantindo a estabilidade da barragem.

Capítulo 6 Com pactat;ão de Aterros 16S

Com esse exemplo, entende-se porque nem sempre o ponto de máxima compactação (o ponto ótimo da curva de Proctor ) representa o "ótimo d a compactação: tudodepende do que se pretende obter com o solo compactado. Sobre o assunto, veja Sousa Pinto (1971). Um estudo exaustivo de propriedades de solos brasileiros compactados pode ser encontrado no livro de Cruz (1996).

Fig. 6.10 Montante h=hot

Núoteo h =ho t + ~

Jusante h =h~ -

t~

Otimiza5ap gfa sy5ap

da banagem

rotecçãodos aterros

6.6.2 Re sistência a erosão —p com p actados No

e s t u d o d a s encostas naturais, v e r i f i c o u -se qu e os solos lateríticos

apresentam elevada resistência a erosão, o contrário acontecendo com os solos saprolíticos (ver Cap. 4). Os solos lateríticos, que são superficiais, servem de proteção aos solos saprolíticos, subjacentes. É o resultado natural do equilíbrio en tre 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 possuem, em geral, elevada coesão; ou porque os óxidos de ferro e alumínio p r e sentes têm ação cimentante, gerando agregações de partículas com macrop o ros, que dificultam a erosão; ou ainda porque a água de chuva penetra com m ais facilidade pelos macroporos, diminuindo a ação erosiva das águas que escoam pela superfície do terreno. Os solos saprolíticos que ocorrem nos entornos da cidade de São Paulo, principal m e n t e aqueles que resultaram d a d e c o m p osição de gnaisses, micaxistos, granitos e arenitos, por serem solos siltosos micáceos, são, em geral, erodíveis, mesmo quando compactados. Daí a regra que se deve usar em serviços de terraplenagem: estocar o solo superficial, que é mais resistente a erosão, e u t i l izá-lo para compactar as úl t i mas camadas de um aterro, Funcionando como um "selo" ou uma "envoltória" para os solos saproliticos.


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: proteger os taludes 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), plantadas manualmente 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 protege o solo da ação ero a das lâminas d' água formadas após chuvas intensa~- ~ proteçã somente dasfolhas,como também da "coesão" 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 s emelhantes podem ser empregadas no caso de aterros próximos a c ' g o s. Q uanto a drenagem superficial, a exemplo d o q u e se vi u Pa r » s encostas naturais (gap. 4), ela é simples e eficaz, quando bem executada

na redução do

impactoerosivo das águas de chuva. Deve-se dispor « um

sistema de captação de águas pluviais, consutuido de canal« » c a i xas de c oletas e d e t r a n s i ç õ es, e s t r u t u r a s d e d i s s i p a ção d e e n e r g i a « c . Posteriormente, as águas são lançadas num córrego, em cotas próximas ao seu nível normal, com p r o teção 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 cidades 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~ e n tações 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 P ara 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 loteamentos populares são frequentemente clandestinos, sem nenhuma infraestrutura básica. A ocupação se dá, ein geral, em encostas de morros, e inicia-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 p equeno aterro de solo lançado, ambos altamente erodíveis. ¹ o ex i s t e nenhum sistema de drenagem das águas de chuva nem esgoto para as águas servidas G p r o blema aqui é a absoluta carência de recursos 6nanceiros. + seguir 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 inimiga 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 u m s i stema de dr enagem superticial os t aludes e Q s istema viário do l o t e amento. Tomar cuidado co m a t e r ros d e 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 c am po, recomenda-se a leitura do trabalho de Cozzolino (1989). De particular importância é a u e faz a f a lt a d e um a m e n t alidade e u m a tradição conservacionistas, entenda-se, de p r eservação da n atureza, 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 q ue 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 poria s 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 d e co m pactaçãoconstantes, essa variação tem a forma d sino.. e a curs~ de compactação de Proctor, que serve para de«rrm ~ ó~ a e a densi me seca ~ ~ a, q u e são parametros de compactação muito ~~ tes ~ o con t r ole 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 sentidosampio 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 «P o 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

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

170

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 equipamento compactador; c) acerto de umidade, através de irrigação ou aeração, e homogenenização, para distribuir bem a u m idade, quando for o

c aso, e ao destorroamento do so lo, se

necessáno; d) compactação propriamente dita, com equipamentos e parâmetros adequados ao tipo de solo.

5. Cite tres 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.

Jus tifique

(Ver a sr>lução da questão 8 do Cap, 4)


QAIi'lIVUKOop

BARRAGENS DE TERRA E ENROCAME NTO 7.1 Evolução Histórica A s barragens de terra são construções de longa data. Um dos reg'» o s mais antigos é de uma barragem de 12 m de altura, construída no ~g t apro x i madamente 6,8 mil anos, e que rompeu por transbordamento ~sta out ra s informações (Tab. 7.1) encontram-se no livro de Thomas (1~~6). As barragens de terra eram "homogêneas", com o material transporta

manualmente ecompactado por pisoteamento, por animais ou home bar r agern do Guarapiranga foi construída pelos ingleses, no início do seculo ~, p róx i m o a cidade de São Paulo, com a técnica de aterro hidrau"co a urna c e rta cota, complementada até a crista com solo compa«ado P carn e i ros; existe um documento que cita, literalmente, a "co» a t açao carn e i rada". Em 1820 consta que Telford introduziu o uso de núcleos afg1la para garantir a estanqueidade das barragens. 0 uso de e«ocamen na co n strução de barragens iniciou-se, provavelmente, com os minet«s ~a]j f o r n ia, na década de 1850, pois havia carência de material «« o so +s b l o c o s d e r o c h a e r a m s i m p l e s m e nt e e m p i l h a d os, se m n e n h u m a cor n p a ctação. Fm c o nsequência, muitas barragens sofreram recalques bru s c os quando do primeiro enchimento, pois, diante da saturaçao, oc«r» «a ur' " a m o l ecimento" da rocha nos pontos de contato entre pedras, don "q u e b r a das pontas" e os recalques. Hoje, os aterros de enrocame«o sao co n s t r u í do s co m r o l o s c o m p a ctadores vi b r atórios, ob t endo-se um entr o s amento 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 terra-enrocamen o g os m ais 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.

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

Egito Sri Lanka (antigo Ceilão) Norte da Itdlia Sul da França

Barragem Madduk-Masur 1200 d.c.

Altura: 90 m

Destruida por transbordamento Barragem de Estrecho de Rientes 1789 1820 Fim do Século XIX

fndla

Altura: 46 m

Destruida logo após o primeiro enchimento

Espanha

Telford introduz o uso de núcleos argilosos

em barragens de terra e enrocamento

inglaterra

Barragem de Fort Peck Altura: 76 m Volume de material: 100.000.000 m

EUA

1856

Experiências de Darcy Velocidade de percoiaçâo da água

França

1859

Patente do primeiro rolo

compactador a vapor

Inglaterra

Surge o primeiro rolo compactador 1930-40

Hoje

tipo pé de carneiro 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 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 projetadas em bases empíricas. A barragern de 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 construção de barragens de terra no B rasil. 1'oi um marco, pois, pela primeira vez, Terzaghi empregou o filtr o 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

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 unidadeou um todo orgânico no espaço, compreendendo: a)a bacia da represa; 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 operação, 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 volume total superior 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).

Capítulo 7 Sarragens de Terra e Enrocarnento 175


Obras de Terra

176

H

A v er i f i c a ç ão da estabilidade é f e it a co m a aplicação dos princípios da estática, sob dois aspectos: estabilidade qua n t o ao d eslizamento, e m q u e s e compara a força 2< co m 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

0,7 a 0,8 H

caia no terço médio da base, para evitar tração no pé de montante da barragem.

As subpressões na base ocorrem em consequência da percolaçãode água pelo maciço rochoso de fundação que, via

Fig. 7.1 Barragem de

ravidad e

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~ t agens 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 c onstru i - l a e ngastada e m val e s fechados, em qu e a r elação entre a largura da crista e a altura da barragem é inferior a 2,5. 0 problema é hiperestático e sua l u ão re u e r cons idera ções qu a n t o ã compatibil idade de d e f o r m ações e ntre a e s t r u t ur a d e c o n c r eto e o maciço rochoso, donde a necessidade de se co n h e c e r o m ó d u l o de elasticidade da rocha. Adernais, como a espessura da "casca", no contato com o maciço rochoso, é de 10 a 15% da altura d a b a r r agem, as f u n d a ções 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. T o l era f u n dações 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

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).

178

Um dos problemas que mais preocupam o projetista é opiping 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 nas ombreiras de jusante, por meio de filtros verticais (tipo "chaminé") ou inclinados. Os filtros são consutuídos de areia ou material granular, com granulometria 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 confere ao solo características geotécnicas diferentes, como se riu no Cap. 6. Trata-se de uma otimização da seção de uma barragem de 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 ú m i d o , c o n s t r u ídas compactando-se os solos de empréstimos normalmente, com a diferença 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 e ncontravam-se bastante úmidos e a p l u v i o sidade no l o cal er a m u i t a elevada. A construção de um aterro convencional demandaria um tempo b astante gr ande, m u i t o a l é m d o q u e h a v i a s i d o e s t a b elecid o p e l a 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 d e construção, que costumam ser altas, em virtude da elevada uni d a d e de compactação do solo.

7.2.5 Barragem de terra-enrocamento I: a mais estável dentre as barragens de terra e terra-enrocarnento, não havendo registro d e r u p t ur a envolvendo seus taludes. 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 núcleo argiloso imprime a estanqueidade a barragem, permitindo o represamento de água (formação do lago

Capítulo 7

0 núcleo dessas barragens pode ser central ou inclinado para montante (Figs. 7.5a e b). Q u ando a a r gila e o e n r o c a m e n t o 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 compressível do que o enrocamento, pode ocorrer o fenômeno de arqueamento, ou "efeito de silo". Nessas condições, a argila tende a recalcar mais, sendo impedida pelos espaldares, mais rígidos Em outras palavras, o peso da argila passa a ser suportado pelo enrocamento (arqueamento), por atrito, como só acontece nos silos, podendo surgu' trincas no núcleo,na direção do fl uxo 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, ganhando-se tempo, enquanto se pr ocede ao t rt ratament atamento o das fundações (injeções na base do núcleo).

179

).

Barragens de Terra e Enrocarnento

NA aó

1,7

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 b arragem, 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 dispor entre a ar gila e as d e uma transição gradual, em termos de granulometria, en pedras, para evitar 0 plping. Nas fundações, a percolação concentm-se sob a evi a ta r fu gas d'á gua b ase do núcleo, que é relativamente pequena; para evit 's est estan s ignificativas, é necessário um maciço de Fundação mais q ue, u ando CC m u e o comparada com a barragem de terra ' homogénea, em que c aminho de 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 or ocasião do primeiro enchimento.

sign ificativosp

4 I~ •

Fig. 7.d Barragem de enrocomento com membrana de concreto

Enrocemento 4p • 4

A grande vantagem está no cronograma construtivo, pois tanto o aterro ser construídos independentemente 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 pedras:basta que se tornem alguns cuidados no talude de jusante, como a colocação de bermas, com pedras de maior tamanho, entrosadas com pedras p equenas, bem c o m p actadas, podendo-se f i xar u m a s as o u t ras c o m chumbadores ou telas de ferro.

odem

quanto amembrana de concreto p

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 meio de tubulações, ate o local de construção. Trata-se das barragens em aterro hidráulico. Ao ser despejado, o material 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 comportamento de barragens 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 virtude de defeitos construtivos.

Em 1973, o ICOLD (lnternational Committee on Large Dams) publicou um livro i n t itulado Le ssortrf~m Dam Inrirkrtts, que mostra 236 incidentes envolvendo barragens de vários tipos (em arco, contrafortes, 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.

<ma vez realçada a importância dos aspectos geológico-geotécnicos, passa-se a listar os principais fatores que afetam a escolha do tipo de barragem. pão eles; a) geológico-geotécnico; b) hidrológico-hidráulico; c) topográfico; d) materiais de empréstimo; e) custo; f) prazo; g) clima; h) construtivo. Outro fator que costuma ser citado é de caráter subjetivo, pois, frequentemente, a

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 flexível, 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 umidade ótima, seriam prejudicados 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 rochosa 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 definição 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 transbordamento durante 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 ponto de vista dos materiais e seus volumes, preparou-se a

Tab. 7.2. 0 n úmero entre parenteses (2) refere-se ao uso de concreto compactado a rolo,que se compara com 5, de concreto massa convencional. Atente-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)

Custo

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)

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 volume, 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 Catastróf icos Envolvendo Sarragens Acidentes catastróficos envolvendo barragens 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 de distância rio abaixo. O aspecto que se quer enfatizar é de outra ordem, referente as lições e devem extrair não só das rupturas como também dos pequenos que se podem incidentes envolvendo as barragens. Terzaghi via-os como elos 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 r upt u r a e m b a r r a g e ns : t r e s d e l e s m u d a r a m o s r u m o s d e n o s s o s 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.

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) d e 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 c o nstrução ficaram ao encargo de p r o f issionais competentes, reconhece-se que havia um distanciamento muito grande entre os projetistas e os geólogos, que não sabiam exatamente o tipo 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 I tália, em 1963, foi o p i o r 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 p arte m ais b aixa d e u m v a l e d e 1 . 00 0 m d e 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 forma de uma onda, 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 movimentos de rastejos. Por isso, f oram executados t r abalhos de o b s ervação e a c o m p a n h am ento d o 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 r eservatório, onde as encostas ficam sujeitas a uma

submersão pelas águas represadas. Construído em 1951, nas cercanias de Los A n g eles, o reservatório Baldwin Hills tinha a forma aproximada de um trapézio, com dimensões médias entre 300 e 350 m, delimitado pela barragem de terra co m 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 terreno diante da exploração petrolífera

roximide as.Além disso, os solos de fundação eram constituídos

feita nas p


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 f o r mação 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 (cut og, junto a ombreira direita. ¹o h a via 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 e ao 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 homogêneas: • 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: •

fi n al de construção, em que interessa analisar o talude de jusante, o mais íngreme;

ba r ragem em operação, com o nível de água na sua posição máxima, h á vários anos, situação em que o t alude crítico é também o d e jusante, pois o talude de montante está submerso;

abaixamento r ápido" do nível de água, que, pode levar alguns meses para ocorrer, mas que nem por isso deixa de ser "rápido", diante da b aixa permeabilidade do solo compactado; o talude crítico é o d e 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

Capítulo 7 Barragens de Terra e Enrocarnento

reservatório, quebram-se no contato com o t a lude de montante,

podendo resultar na formação de sulcos de erosão. Esse efeito é combatido construindo-se um rip rap, isto é, camadas de enrocamento

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 tráfego 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 enrocamento, 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

(d)

(c)

NP

NA V

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

d o 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 p

erme abilidade

dos 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 maciço compactado e as fundações, No entanto, diante 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 horizontais (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

O O • 0 • 0

0•

0 •

.0 ; Pedregulho 0', ' 0 • 0 • O e •

0 • 0 o O Oi o eO •

Fi t. 7.10 Filtro horizontal tipo "sanduíche" Qm filtro trabalhando livremente, e, nessas condições P " c avei

Dupuit (ver a seção1.5.3). Nas expressões (2) e (3) kp de permeabilidade do filtro horizontal; 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 de segurança elevados, da ordem de 10, pois os cálculos coeficientes de permeabilidade, de dificil estimativa em p ráticos, principalmentequando se trata de solos naturais,como ocorrem nas fundações de barragens;

envolvem

190

roblema sp

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 f i l tro, 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 p a ssagem de partículas do solo a ser protegido. Se algumas das partículas maiores puderern ser mantidas em posição, elas bloquearão a passagem das partículas 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 d e F i l tro d e Terzaghi, que estabelece as seguintes condições a serem satisfeitas pelo Filtro

e pelo solo a ser protegido:

) D„(S.i. )

D ( Filtro

< 4oo 5

(4)

para garantir a proteção contra o piping, e

) (So/o )

D„ ( Filtro

D

> 4oo 5

(5)

para garantir a p a ssagem da água. O s í n d i ces 15 e 8 5 r e f e r 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 aopiping. Assim, desde que haja experiência acumulada ou se executem ensaios especiais, pode-se


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ct< tltt<l<> l)lclill>t<><1t c><p«><><:«>

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f3arrayens de Terra e Enrocamento

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s<>1<> (vcj:t (;~<l«tyrctt, 1')(>7 c (,'rita, 1')')(>).

Capítulo 7

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 n ecessário 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 u m i dade ó t i m a, p ara 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 poderia levar ao fenómeno do piping com todos os seus efeitos danosos. b) Para o f i l tr o h o r i zontal deve-se empregar um s olo g r anular bem g r o sso

(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 fluxo poderia 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 emprego de areias de granulação mais fina e torna o filtro do tipo "sanduíche".

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 c om gradientes elevados, da ordem de l .

0 co n t r á rio o c o rre co m o s f i l t r o s

horizontais, em qu e o s g r adientes são mu it o

b a i x os, quase nulos, d o nd 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 t r ansição " s uave" e m

t e r m o s d e g r a n u l o m et ria,


envolvendo o solo do aterro ou da fundação, o filtro horizontal acabaconsti tuído de várias camadas (areia fina, areia média e grossa, pedregulhps) fprmandp p que se denomina "filtro sanduíche".

Capítulo 7

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 I O. 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 10

~ 0,001

0,002

0,20 0,02

0,10

a I ) Dimensionamento do f iltro vertical Para o Filtro Vertical, 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 v a zão absorvida pelo fi ltro, B é a espessura do filtro 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 ,

p o r r azões

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 =

kg i • A = kp • B/L (B

(B),

2í 1)= kp B Í L , o n d e k é o

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,,

Barragens de Terra e énrocamento


Obras de Terra

P ara a areia fina e média chega-se a: p =

1.' l 0

.125/( 2 1 0

) =8 t tr

(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 f i l tro 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 po r m , j á majorada com um fator de I O. 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 c m/ 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 a construção 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 " f i l tro i n vertido", 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 co ncreto, são construções artiíiciais; os materiais que as constituem podem ser especificados e, portanto, conhecidos e controlados pelo projetista. 0 mesmo não ocorre 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 dificilmente

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 primeiro 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 e m qu e á permeabilidade do solo compactado do aterro (k„) é bem menor do que a da

fundação (kf), como ilustra a F ig , 8 . 1 a . E m u m a

<a) NA

primeira a p r o x imação, pode-se admitir que só as

perdas d' água pelos solos k~~ = 10 cm/s A' D'

,

'

A

M I

M'

kt = 10~cmls

de fundação são signific ativas, T ud o s e p a s s a como se existisse um grande

permeâmetro (Fig. 8.1b), NA~

Fiq. 8.1 (a) Barragem de terra apoiada sobre terreno muito permeóvel;

(~)

I

H

r epresentado por A B M N , com o potencial em AB igual a H e, em MN , i gual a 0. Dessa forma, o cálculo das

perdas d' água ( gf), por

(b) Modelo do

I

permet)metro.

f

=k

f

H —

metro de larg u 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 s ua 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 MM' (Fig 8 1a). Fssas perdas podem ser incluídas no modelo do permeâmetro, desde que se aumente seu comprimento em 2x0,44D=0,88D. Dessa forma, chega-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 i g . 8. 2 b ,

extraída de Cedergren

{ 1967), foi

o btida

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 penetração da trincheira; D

(j

(b)

a espessura do solo permeável; e g~ e g~, são as perdas d' água

0,8

com e sem a trincheira, r espectivamente. D a

ci 0,6 ciio

sua análise, conclui-se

Oi

I

III'

II

Fig. 8.2

I

(a) Barragem de terra

l I

com trineheiro de vedação ou cut off;

I

0,4

q ue, para um a t r i n -

cheira com 80% de penetração,a eficiência

(E), definida por:

0,2

I I I

I I I

I I

I I

I

I

I

I

I

I

02

(b) variaçõo dos perdas d'água em funqõo do

4

04

penetração do cut off 0,6

(Cedergren, i 967)

0,8 (I/O

E= 1

-

-

2p

(3)

é de apenas 50% . P ar a se t e r u m a r e d u ção s i g n i f i c ativa da v a zão, 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 pr o f undidade, Quando, num perfil d e 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 ocorrem n a Serra do M a r , tê m e ssa característica de crescimento da permeabilidade com a profundidade e as rochas subjacentes são muito fraturadas.


Obras de Terra

/ob o a specto const rutivo , a s t r i n c h e i ras d e NA

vedaçao tem, por vezes, os

V

i nconv e n i e n te s t a n t o d o

200 Fiei. 8.3

~

Exemplo de caso em que a eficiência do cut off fica

y Q g )Cp

~~ ~ ~

r ebaixamento d o l e n ç o l freático, para possibilitar os trabalhosde recompactação, F u g a d água q uanto d a g a r a n ti a d e estabilidade dos taludes da ito

mu

fraturada

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 a via também garantia de estanqueidade

~ Estacas-prancha

Fir,. 8.4 Estacas-prancha, uma solução que caiu em desuso

/-

/-

/ - / - / /= / - /= /= /=

nos embutimentos da base e do topo d a c o r t i na. Essas imperfeições traduziam-se em aberturas na cortina, por o nde a ág u a p as s a v a, f azendo co m q ue a eficiência caísse drasticamente, Por exemplo, 8 furos totalizando 1% da área total da cortina r e d u ziam a

eficiência para algo em torno de 20%, A água é "pontuda"...

8.2.3 Diafragmas plásticos e rigidos 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 impermeável, com o uso de lama bentonítica, 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

!

o de-se também ão. Po execução. t d ee ve v e dação entre painéis. As vezes, e utilizada 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 a s p l a sticos apresentam a v antagem 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 n tanto, 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:

I-I

202

f

=k

m

D

(5)

Substituindo-se (4) em (5) resulta, após algumas transformações:

k~ H D 0,88• D+ B+ b

k~ — —1 k

(6)

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 Coso i/ustrati vo

r Nr X r i

A, A

D =20m

rX rX r X

I

I

B = 220m

fosse feito um tratamento com di af ragma p l á s t i c o , c om k~ =10 c m / s e b = 1 m, ter-se-ia uma distância de percolação média de:

10-'

0 ,88x20+220 + 1 x

10-'

1 = 1 0 .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 10.238

: 98'/o


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 f o rm a d e suas seções transversais podem ser retangulares ou t riangulares e a p r esentam i n t e r esse quando a t o p o g r a fi a é p l a n a , podendo ser encarados como um b ota- fora priv i H Tapete legiado para solos .argilosos,de baixa r i r i r r r r z r

p e r m eab ili d ad e.

tZi ' I' I.

"

-

.

-'

-

.

- l ' ' I : I

I I

I

I

X

B

I I

Fig. 8.7 8arragem de terra eom tapete impermeável de 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) quando 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, N a p r atica, valores de 0,5 a 0,8 ja são considerados NA e levados e p r e Coluna n unciadores d a de solo areia movediça. H Em c i r c u n stânD' cias como e sta, D p ode-se r e c o r rer ao s t a p e t es

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 c o eficiente 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 areianão 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 l evantamento do so l o (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 p e s o su bmerso da c o l una d e s ol o 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 D'

1

(8)

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'

-

'

"

(9)

g, F

Redução das perdas d' água Para determinar a redução das perdas d' água, é necessário o traçado de rede de fluxo, em geral trabalhosa, pois intervêm vários 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,. Note-se que B é a largura da base da barragem e wI o comprimento do tapete, se ele fosse totalmente

imper meável.


>essa forma, as perdas de água podem ser estimadas pela expressão: H

gf -— k

(0,88 D+ 3 + ~

)

Tratamento defundações 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 permeabilidade 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

(14-a)

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.

Capítulo 8

205


Obras de Terra

c) Para a x ~< 0,4 ou, fisicamente, quando o tapete é muito pouco permeável,tem-se, aproximadamente:

x

206

= -

1 . a x = x a

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 o/e 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): = 0,6 3

. i - = 40 0 m

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

-

238 638

=60%

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 "tapete-pé de montante das barragens", pois os solos de fundação

podem recalcar diferencialmente, sob diferentes pressões (do tapete e da

Capítulo 8 Tratamento de Fundações de Barragens

barragem). Trincas nesse contato anulariam a função do tapete. De novo,

porque a água é "pontuda"...

207

8.2.5 Poqos de alívio Trata-se de poços abertos e preenchidos com material 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 forma 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

I-

D

.- kr

4 — Linha de poços I=-

(b) NA

Camada de baixa permeabilidade

L inha de poços ~

D

I

z l Camada l permeável

(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.

odem

208

Já aconteceu de se observarem, logo após o primeiro enchimento, sinais de areia movediça junto ao pé de jusante de barragens. Nessa circunstancia, 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.

eei

E»stem teorias aproximadas que possibilitam estabelecer a p >< os 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 eterogêneos, com di stribuição errática, 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 @<a perda d' água pelas fundações, numa largura igual â distância entre poços, e admitindo-se que ela é absorvida totalmente pelos poços, tem-se:

z k D bH

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 ac e i tável, com um c e r to c o e ficiente d e 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 parâmetros p ara o p r o j e t o , c o m b a s e e m e x p e r i ê n cia a n t e r i or , e o b s e r v a r 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 Areia grossa

invertido

Firt. 8.10 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 , po r

o u t ra, há um a u mento do n u m erador da expressão

(~), de u m

v a l o r c o r r e spondente ao p eso d o f i l t ro , o q u e m e l h ora a contra o f e n ô m e n o d a a r e i a m o v e d iça (s a(id boil) o u o "levantamento do so lo" (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 nome f i l tro invertido". T ambém é u m a s o l u ção qu e p o d e ser ad otada após o p r i m e i r o enchimento, se se fizer necessária, e pode ser usada em combinação com os tapetes "impermeáveis" de montante ou os 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 p r i m eira f o r m a d e tratamento do maciço rochoso consiste num a c o n solidação

superficial ( F ig. 8.11), no

Fiei. 8.11

contato c o n c reto-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 p rotensões. Seu o b j e t iv o 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 so ndagem r o t a tiva. Envolvem , f r e q u entemente, t rês ou m ais l i n has de f u r o s

Fig. 8.12 Fundações de barragem de concreto massa: de noto de cimento

( Fig. 8.12), fo r mando u m a "cortina" que, segundo Wlello

Injecç ões

(1975), tem a função mais de

Linhas de injeções

preencher as fissuras maiores e h omogenizar o m aciço d o que ser totalmente estanque.

P or n ã o s e r p o s s í v e l garantir a estanqueidade, ha certos autores que descartam e sse tipo d e s o l u ç ão. F n o "o z « « su p e r ior 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 etivo único de aliviar as subpressões. A Fig. 8.13 mostra de forma esquemática, diagramas de s ubpressões an te s e a p ó 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 ut ro ex t r e m o , quando o maciço rochoso é muito fraturado e p e r m e á vel, a d renagem é e f i caz, mas co m lnjeções, necessári;ls p:ir.l evit ar

Fundações de ConcretoMassa:

a ) para t e r r e no s p o u c o permeáveis, em que as injeções são difíceis, o problema maior 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.

Capítulo 8 Tratamento de Fundações de Barragens

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 abertura 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 f i x ação 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.

211


Obras de Terra

Porexemplo, seas barragens 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, peie-se lançar mão das injeç6es de ruta de rtment'h n>

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tentativa de minimirar essas perdas d'~~


Capítulo 8 Tratamento de Fundações

de Barragens 213

C~lul&svgngs pp ittx 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, construindo tapetes "impcrmeáveis de montante, "cortinas

de vedação; diafragmas plásticos; poços de alivio etc.

2. Uma barragem de terra hornogênea foiapoiada sobre areias aluvionares. Durante o primeiro enchimento notou-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 da ordem de 1. De imediato,

ravidad e:

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.

3. As fundações de uma barragem são muito permeáveis.A barragem deve ser projetadade forma a reduzir drasticamenteperdas de água pelasfundações,a 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 /of (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 prolongamento da B arragem de Terra para montante, com o o b j etivo de aumentar o c a m i nho d e

percolação, Com essa solução, consegue-se diminuir os gradientes de saída, a um custo baixo. l'ara o p r o j e to , são n e cessários os seguin tes p ar âm et r os: c o e f i c i entes 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 permeável. Indique uma solução para cada um dos 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 b lema, deve-se usar uma trincheira 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 soluções

impli camalterar 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 = k i ..A = k .

b,H L

6. Explique 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 o utro solo d e b aixa permeabilidade. A sua f u n ção é aumentar o c a m i nho d e

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.

7ratamento de Fundações de Barragens

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 significativamente as perdas d' água pelas Fundações.

b) Ele é apropriado para casos em que a permeabilidade das Fundações decresce com a p r o f u ndidade. 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 um maciço rochoso muito fraturado não se deve usar trincheiras de vedação, pois a agua escaparia por entre as fendas. c) A parede diafragma 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). Portanto, tem um funcionamento semelhante a o das tr incheiras de vedação: trata-se também de u m

s e pto bem m e n o 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 taludes da escavação. Por isso, os custos podem ser elevados e os prazos, dilatados, As paredes-diafragma requerem equipamentos especiais e pessoal especializado para a sua execução, o que encarece as obras; no entanto, p

odem

ser construídas em prazos mais curtos. d) Os tapetes "impermeáveis" são um prolongamento da Barragem de Terra para montante, com o o b j etivo de aumentar o caminho de percolação. Com essa solução c o n segue-se: aliviar as p r essões neutras a j usante da b a r ragem;

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 offs 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 "impermeáveis" de montante.

8, 0

q u e vem a ser um filtro invertido? Qual a sua finalidade? E por que tem

esse nome? Ver a resposta na seção 8,2.6 do Cap. 8.

Capítulo 8

21S


Obras de Terra

216

9. Uma barragem de concretotipo gravidade, com 50 m de altura máxima, deverá apoiar-se sobre rocha que se apresenta alterada a muito alterada, com baixa resistência nos primeiros 3 m, tornando-se em seguida praticamente sã, mas com muitas fissuras. Que problemas você antevê para a construção da

barragem) Como resolvê-los< São dois <>s prr>i>lemas. 0» 3 m dc rocha alterada, de baixa resistência, não têm a capacidade dc suportar o peso tia barragem (problema dc estabilidade); devem scr removidos c apoiar a barragem em rocha sã. Abaixo dos 3 m, a rocha é sã, mas muito fraturada. Logo, haverá um fluxo dc água com as seguintes consequências: subprcssão na base da barragem c sob a b

arriquem ,

perda d' água. Neste caso, pode-se tratar as fundaç<>cs com: a) drenagem (para reduzir as subpressõcs); c b) injcçõcs dc nata dc cimento, para homogcnizar o maciço e rctluzir um pouco a perda d' água. l inalmentc, na cota-3 m deve-se pr<>mover uma consolidação superficial do maciço, com nata dc cimento e concreto. U~ ou m p ossibihdsdc é investi}pr a existência dc out 0 local mes favorávcl em termos dc tundação.

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Obras de terra curso básico de geotecnia faiçal massad  
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