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UNIVERSIDADE FEDERAL DE SANTA MARIA CENTRO DE TECNOLOGIA
CURSO DE ENGENHARIA CIVIL
INSTRUMENTAÇÃO GEOTÉCNICA DE SEÇÃO TESTE EM OBRA INDUSTRIAL
SOBRE SOLOS MOLES
TRABALHO DE CONCLUSÃO DE CURSO
Larissa de Brum Passini
Santa Maria, RS, Brasil
2008
INSTRUMENTAÇÃO GEOTÉCNICA
DE SEÇÃO TESTE EM OBRA INDUSTRIAL
SOBRE SOLOS MOLES
Por
Larissa de Brum Passini
Trabalho de Conclusão de Curso apresentado ao curso de Engenharia
Civil da Universidade Federal de Santa Maria (UFSM-RS), como
requisito parcial para a obtenção do grau de
Engenheira Civil.
Orientador: Prof. MSc. Talles Augusto Araújo
Santa Maria, RS, Brasil
Universidade Federal de Santa Maria
Centro de Tecnologia
Curso de Engenharia Civil
A Comissão Examinadora, abaixo assinada, aprova o
Trabalho de Conclusão de Curso – TCC
INSTRUMENTAÇÃO GEOTÉCNICA DE SEÇÃO TESTE EM OBRA INDUSTRIAL
SOBRE SOLOS MOLES
elaborado por
Larissa de Brum Passini
Como requisito parcial para a obtenção do grau de
Engenharia Civil
COMISSÃO EXAMINADORA:
______________________________________________________
Professor Talles Augusto Araújo, MSc. (UFSM)
(Presidente/Orientador)
______________________________________________________
Professor José Mario Doleys Soares, Dr. (UFSM)
______________________________________________________
Professor Rinaldo José Barbosa Pinheiro, Dr. (UFSM)
Santa Maria, 22 de dezembro de 2008.
DEDICATÓRIA
Dedico este trabalho aos meus pais,
minha irmã e meu irmão, meu namorado,
demais familiares e amigos.
EPÍGRAFE
"Felicidade é quando o que você pensa,
o que você diz e o que você faz
estão em harmonia."
(Mahatma Gandhi)
AGRADECIMENTOS
Ao meu namorado pelo amor, cumplicidade e companheirismo, pela sua
presença incessante junto as minhas atividades e escolhas, pela atenção e auxílio.
À minha mãe Jane, meu pai Miguel, minha irmã Letícia, meu irmão Luiggi e
Magic e demais familiares que sempre estiveram presente, pelo amor, carinho e
incentivo.
Aos meus amigos, Ana Júlia, Ana Paula, Andressa, Caren, Cezar, Giceli,
Janaina, Jordana, Luciana, Rafaela, Renata, Vanessa, Verônica, e demais amigos.
Aos engenheiros André Hebmuller, meu orientador na empresa Fugro In Situ,
Stenio Rodrigues Barbosa, Hyllttonn Bazan e Marcio Coimbra de Novaes pela
amizade e companherismo, pelos ensinamentos passados, pelos livros
emprestados, pelas idéias trocadas e pelo apoio e auxílio durante a elaboração
deste TCC e a realização do estágio.
À Universidade Federal de Santa Maria, em especial aos professores do
Curso de Engenharia Civil, pelo ensino, dedicação e conhecimento transmitido
durante a graduação, sendo grandes exemplos a serem lembrados e seguidos.
À empresa Fugro In Situ Geotecnia, pela oportunidade de realização deste
trabalho, e a sua equipe de trabalho pelos ensinamentos de engenharia e pelo
trabalho em conjunto os quais foram fundamentais para o sucesso projeto de
investigação, instrumentação e monitoramento da Seção Teste estudada.
RESUMO
Trabalho de conclusão de curso Curso de Engenharia Civil
Universidade Federal de Santa Maria
INSTRUMENTAÇÃO GEOTÉCNICA DE SEÇÃO TESTE EM OBRA INDUSTRIAL SOBRE SOLOS MOLES
Autora: Larissa de Brum Passini
Orientador: Prof. MSc. Talles Augusto Araújo
Data e Local da Defesa: Santa Maria, 22 de dezembro de 2008.
Este trabalho de conclusão de curso – TCC refere-se a uma Seção Teste
sobre solos moles, a qual foi instrumentada com a finalidade de monitorar o seu comportamento frente à ação de cargas de escória depositadas para simulação.
Esta seção teste pertence a ThyssenKrupp Companhia Siderúrgica do Atlântico – TKCSA, encontra-se no futuro pátio de armazenamento de coque (Coke
Yard), situado dentro da Área de Manejo de Matéria-Prima. A companhia localiza-se às margens da baía de Sepetiba, no Complexo Siderúrgico no Distrito Industrial de Santa Cruz, no município do Rio de Janeiro/Brasil.
As condições do solo na área estudada foram baseadas em estudos preliminares obtidos através de sondagem à percussão e ensaio de piezocone, posteriormente novas investigações foram realizadas na seção teste com ensaios de piezocone e ensaios de palheta.
Os instrumentos instalados foram: piezômetros de corda vibrante, inclinômetros verticais, perfilômetros, extensômetros, placas de recalque, pontos geodésicos e referência de nível profunda.
Os resultados de investigação e instrumentação geotécnica obtidos foram fornecidos aos responsáveis técnicos da companhia siderúrgica, permitindo a eles a realização de análises de desempenho da Seção Teste que servirão como base para desenvolverem orientações para o processo de armazenamento de coque durante a operação da siderúrgica. Através dos resultados pôde-se chegar a conclusões sobre o comportamento da Seção Teste.
De modo geral, conclui-se que a instrumentação geotécnica da Seção Teste foi eficiente, permitindo a avaliação do comportamento do terreno frente à ação de cargas depositadas e, sem dúvida foi de grande aprendizagem para a graduanda. Palavras-chave: engenharia geotécnica, investigação e instrumentação geotécnica, solos moles.
ABSTRACT
Undergraduate Thesis
Curso de Engenharia Civil Universidade Federal de Santa Maria
GEOTHECNICAL INSTRUMENTATION OF TEST SECTION
IN AN INDUSTRIAL SITE ON SOFT CLAY
Author: Larissa de Brum Passini
Advisor: Prof. MSc. Talles Augusto Araújo
Place and Date of Defense: Santa Maria, December 22, 2008.
The undergraduate thesis refers to a Test Section on soft clay which was
instrumented to monitor its behavior upon the action of gravel loads placed for simulation.
The Test Section belongs to ThyssenKrupp Atlantic Siderurgy – TKCSA, and sits at the future coke yard, inside the Raw Material Handling Area. The company is located by the Sepetiba bay, in the Steel Mill Complex of Santa Cruz Industrial District, Rio de Janeiro, Brazil.
Soil’s conditions of the area analyzed were based on preliminary studies gathered through standard penetration test and piezocone penetration test. Additional investigation was later performed with piezocone penetration test and vane shear test.
The instrumentations installed were: vibrating wire piezometer, vertical inclinometer, perfilometers, extensometers, settlement plates, geodetic points and benchmark.
Results obtained from the geotechnical investigation and instrumentation allow steel mill technicians to perform tests to analyze the Test Section behavior, with the purpose of yielding guidelines on storage of the coke originated from steel production.
Test results yielded conclusions on the behavior of the Test Section, and it was concluded that the methodology used was appropriate to evaluate the behavior of the soil under the action of the placed loads and, without question, was a great means of learning to the student.
Key words: geo-engineering, geotechnical investigation and instrumentantion, soft clay.
LISTA DE FIGURAS
Figura 1.01 – Vista aérea da obra da TKCSA ............................................................ 18
Figura 1.02 – Vista aérea da Área de Manejo de Matéria-Prima da TKCSA ............. 18
Figura 1.03 – Exemplo de um depósito de coque ...................................................... 20
Figura 2.01 – Tensões num plano horizontal (PINTO, 2002) ..................................... 26
Figura 2.02 – Distribuição de tensões com a profundidade (PINTO, 2002) ............... 27
Figura 2.03 – Bulbo de tensões (PINTO, 2002).......................................................... 28
Figura 2.04 – Tensões verticais e horizontais num elemento de solo, com superfície horizontal (PINTO, 2002) ..................................................... 28
Figura 2.05 – Determinação das tensões em um plano genérico (PINTO, 2002) ..... 29
Figura 2.06 – Variação do índice de vazios em carregamento isotrópico de argilas (PINTO, 2002) .......................................................................... 29
Figura 2.07 – Ajuste de equação linear a envoltória de resistência curva (PINTO, 2002) ...................................................................................... 30
Figura 2.08 – Ilustração do efeito de lentes de areia no subsolo argiloso (PINTO, 2002) ...................................................................................... 38
Figura 2.09 – Esquema do ensaio SPT (Procedimento SPT - In Situ, 2006) ............ 42
Figura 2.10 – Cone utilizado no ensaio CPTu ............................................................ 45
Figura 2.11 – A classificação estratigráfica do terreno prospectado baseada no método de Robertson et al (1986) ........................................................ 46
Figura 2.12 – Palheta de seção cruciforme ................................................................ 48
Figura 2.13 – Análise da estabilidade de um aterro sobre argila mole, em que a resistência que interessa é a resistência não drenada Su da argila (PINTO, 2002) ....................................................................................... 49
Figura 2.14 – Solicitação no terreno por efeito de carregamento na superfície (PINTO, 2002) ...................................................................................... 49
Figura 2.15 – Piezômetros da Geokon (GEOKON, 2006) ......................................... 57
Figura 2.16 – Torpedo e tubo-guia do inclinômetro (SILVEIRA, 2006) ...................... 58
Figura 2.17 – Torpedo e caixa de leitura do inclinômetro (GEOKON, 2006) ............. 59
Figura 2.18 – Eixos e ranhuras do tubo-guia (Procedimento Inclinômetro – In Situ, 2006) ........................................................................................ 60
Figura 2.19 – Ilustração do perfilômetro em campo (GEOKON, 2006) ..................... 62
Figura 2.20 – Base do extensômetro ......................................................................... 63
Figura 2.21 – Topo do extensômetro ......................................................................... 64
Figura 2.22 – Placas de recalque .............................................................................. 65
Figura 2.23 – Parafuso utilizado como marco de recalque ....................................... 66
Figura 2.24 – Cabeça do parafuso ............................................................................ 67
Figura 3.01 – Seção Teste ........................................................................................ 69
Figura 3.02 – Eixo da Seção Teste ........................................................................... 70
Figura 3.03 – Seção Norte ........................................................................................ 70
Figura 3.04 – Seção Sul ............................................................................................ 71
Figura 3.05 – Localização dos pontos Seção Norte ................................................. 72
Figura 3.06 – Localização dos pontos Seção Sul ..................................................... 72
Figura 3.07 – Planta de situação da Seção Teste .................................................... 73
Figura 3.08 – Drenos verticais .................................................................................. 73
Figura 3.09 – Aterro de escória ................................................................................ 74
Figura 3.10 – Areia dragada do mar ......................................................................... 74
Figura 3.11 – Primeiro carregamento Seção Norte ................................................... 76
Figura 3.12 – Primeiro carregamento Seção Sul ...................................................... 76
Figura 3.13 – Segundo carregamento Seção Norte .................................................. 77
Figura 3.14 – Segundo carregamento Seção Sul ...................................................... 77
Figura 3.15 – Primeiro descarregamento Seção Norte ............................................. 78
Figura 3.16 – Primeiro descarregamento Seção Sul ................................................. 79
Figura 3.17 – Segundo descarregamento Seção Norte ............................................ 79
Figura 3.18 – Segundo descarregamento Seção Sul ............................................... 79
Figura 3.19 – Avanço por lavagem ........................................................................... 82
Figura 3.20 – Execução dos golpes com o martelo .................................................. 83
Figura 3.21 – Esquema do ensaio SPT (Procedimento SPT - In Situ, 2006) ........... 84
Figura 3.22 – Ancoragem e pré-furo do equipamento .............................................. 85
Figura 3.23 – Vista geral dos equipamentos ............................................................. 86
Figura 3.24 – Colocação do cone no pré-furo ........................................................... 86
Figura 3.25 – Ancoragem do equipamento ............................................................... 88
Figura 3.26 – Vista geral dos equipamentos em campo ........................................... 88
Figura 3.27 – Montagem do conjunto ........................................................................ 89
Figura 3.28 – Marcação das hastes ........................................................................... 90
Figura 3.29 – Execução do pré-furo para instalação do piezômetro ......................... 92
Figura 3.30 – Casa de um dos dataloggers ............................................................... 93
Figura 3.31 – Coleta de dados do datalogger ............................................................ 94
Figura 3.32 – Equipamento utilizado .......................................................................... 95
Figura 3.33 – Execução de leituras no inclinômetro vertical ...................................... 97
Figura 3.34 – Instalação dos tubos dos perfilômetros ............................................... 98
Figura 3.35 – Reservatórios dos perfilômetros .......................................................... 99
Figura 3.36 – Execução de leituras no perfilômetro .................................................. 99
Figura 3.37 – Execução do pré-furo para instalação dos extensômetros .................. 101
Figura 3.38 – Execução de leituras topográficas dos instrumentos .......................... 102
Figura 3.39 – Escavação para instalação das placas ............................................... 103
Figura 3.40 – Execução de leituras topográficas dos instrumentos .......................... 104
Figura 3.41 – Marco de recalque instalado ............................................................... 105
Figura 3.42 – Execução do pré-furo do bench mark ................................................. 106
Figura 3.43 – Injeção de calda de cimento ............................................................... 107
Figura 3.44 – Preenchimento com areia ................................................................... 108
Figura 3.45 – Bench mark instalado .......................................................................... 108
Figura 3.46 – Casa para o datalogger ...................................................................... 110
Figura 3.47 – Reservatório de água para o perfilômetro ........................................... 110
Figura 3.48 – Seção Teste ........................................................................................ 111
Figura 3.49 – Inclinômetro e reservatório de água para o perfilômetro ..................... 111
Figura 3.50 – Estaca de areia ................................................................................... 112
Figura 3.51 – Estaca de brita .................................................................................... 113
Figura 3.52 – Drenos verticais sintéticos .................................................................. 113
Figura 3.53 – Eixo: Blocos de concreto e trilhos ...................................................... 114
Figura 3.54 – Eixo: Estrutura metálica ...................................................................... 114
Figura 3.55 – Dutos de drenagem pluvial .................................................................. 115
Figura 4.01 – Perfil sondagem à percussão 1-1 ...................................................... 117
Figura 4.02 – Perfil sondagem à percussão 1-2 ...................................................... 118
Figura 4.03 – Perfil sondagem à percussão 1-3 ...................................................... 119
Figura 4.04 – Ensaio de piezocone no entorno da Seção Teste .............................. 120
Figura 4.05 – Ensaio de piezocone na Seção Norte ................................................ 121
Figura 4.06 – Ensaio de piezocone na Seção Sul .................................................... 122
Figura 4.07 – Ensaio de palheta na Seção Norte a 4,5 m de profundidade ............. 123
Figura 4.08 – Ensaio de palheta na Seção Norte a 6,0 m de profundidade ............. 124
Figura 4.09 – Ensaio de palheta na Seção Norte a 7,5 m de profundidade ............. 124
Figura 4.10 – Ensaio de palheta na Seção Sul a 4,5 m de profundidade ................. 125
Figura 4.11 – Ensaio de palheta na Seção Sul a 6,0 m de profundidade ................. 125
Figura 4.12 – Ensaio de palheta na Seção Sul a 7,5 m de profundidade ................. 126
Figura 4.13 – Resultados dos piezômetros de corda vibrante na Seção Norte ....... 127
Figura 4.14 – Resultados dos piezômetros de corda vibrante na Seção Sul ........... 128
Figura 4.15 – Resultados do levantamento topográfico dos inclinômetros verticais . 129
Figura 4.16 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 1-1 (A0) .................................... 130
Figura 4.17 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 1-1 (B0) .................................... 131
Figura 4.18 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 1-2 (A0) .................................... 132
Figura 4.19 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 1-2 (B0) .................................... 133
Figura 4.20 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 2-1 (A0) .................................... 134
Figura 4.21 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 2-1 (B0) .................................... 135
Figura 4.22 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 2-2 (A0) .................................... 136
Figura 4.23 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 2-2 (B0) .................................... 137
Figura 4.24 – Resultados do levantamento topográfico dos tubos dos perfilômetros ....................................................................................... 138
Figura 4.25 – Resultados do perfilômetro da Seção Norte ....................................... 139
Figura 4.26 – Resultados do perfilômetro da Seção Sul .......................................... 140
Figura 4.27 – Resultados do levantamento topográfico dos tubos de proteção externa do extensômetros da Seção Norte ........................................ 141
Figura 4.28 – Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção Norte ........................................................................................ 142
Figura 4.29 – Resultados do levantamento topográfico dos tubos de proteção externa do extensômetros da Seção Sul ............................................ 143
Figura 4.30 – Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção Sul ........................................................................................... 143
Figura 4.31 – Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção Norte ................................................................................... 144
Figura 4.32 – Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção Sul ....................................................................................... 145
Figura 4.33 – Resultados do levantamento topográfico dos marcos de recalque da Seção Norte e Sul .......................................................................... 145
Figura A.01 – Perfil piezômetro PZ 1-1 ..................................................................... 153
Figura A.02 – Perfil piezômetro PZ 1-2 ..................................................................... 154
Figura A.03 – Perfil piezômetro PZ 1-3 ..................................................................... 155
Figura A.04 – Perfil piezômetro PZ 1-4 ..................................................................... 156
Figura A.05 – Perfil piezômetro PZ 2-1 ..................................................................... 157
Figura A.06 – Perfil piezômetro PZ 2-2 ..................................................................... 158
Figura A.07 – Perfil piezômetro PZ 2-3 ..................................................................... 159
Figura A.08 – Perfil piezômetro PZ 2-4 ..................................................................... 160
Figura A.09 – Perfil inclinômetro vertical Iv 1-1 ......................................................... 161
Figura A.10 – Perfil inclinômetro vertical Iv 1-2 ......................................................... 162
Figura A.11 – Perfil inclinômetro vertical Iv 2-1 ......................................................... 163
Figura A.12 – Perfil inclinômetro vertical Iv 2-2 ......................................................... 164
Figura A.13 – Perfil extensômetro Ex 1-1 ................................................................. 165
Figura A.14 – Perfil extensômetro Ex 1-2 ................................................................. 166
Figura A.15 – Perfil extensômetro Ex 1-3 ................................................................. 167
Figura A.16 – Perfil extensômetro Ex 1-4 ................................................................. 168
Figura A.17 – Perfil extensômetro Ex 2-1 ................................................................. 169
Figura A.18 – Perfil extensômetro Ex 2-2 ................................................................. 170
Figura A.19 – Perfil extensômetro Ex 2-3 ................................................................. 171
Figura A.20 – Perfil extensômetro Ex 2-4 ................................................................. 172
Figura A.21 – Perfil referência de nível profunda .................................................... 173
LISTA DE TABELAS
Tabela 2.01 – Consistência das argilas com índice de consistência e resistência à compressão simples (PINTO, 2002) ................................................ 25
Tabela 2.02 – Valores de K para solos sedimentares (PINTO, 2002) ........................ 31
Tabela 2.03 – Critérios e parâmetros de geossintéticos para reforços de solos e suas propriedades ............................................................................ 35
Tabela 2.04 – Métodos e características utilizadas para controle de recalques (ALMEIDA, 1996) ................................................................................. 36
Tabela 2.05 – Ensaios de campo e laboratório (ALMEIDA, 1996) ............................. 39
Tabela 2.06 – Aplicabilidade de alguns ensaios de campo em obras de aterro sobre solos moles (ALMEIDA, 1996) ................................................... 40
Tabela 2.07 – Parâmetros e procedimentos para argilas moles (ALMEIDA, 1996) ... 41
Tabela 2.08 – Correlações empíricas para estimativa da compacidade das areias e da consistência das argilas, a partir da resistência à penetração medida nas sondagens (GODOY, 1971) ............................................. 43
Tabela 2.09 – Atribuição de tarefas em um programa de monitoramento supervisionado pelo proprietário (SILVEIRA, 2006) ............................ 52
Tabela 2.10 – Erros e incertezas provindas das leituras de uma instrumentação (SILVEIRA, 2006) ................................................................................ 54
Tabela 3.01 – Densidade da escória ......................................................................... 75
Tabela 3.02 – Processo de carregamento da Seção Teste ...................................... 76
Tabela 3.03 – Processo de prolongamento das hastes da Seção Teste .................. 77
Tabela 3.04 – Processo de descarregamento da Seção Teste ................................. 78
Tabela 3.05 – Processo de corte das hastes da Seção Teste .................................. 80
Tabela 3.06 – Descrição da instalação dos piezômetros .......................................... 91
Tabela 3.07 – Descrição da instalação dos inclinômetros verticais .......................... 94
Tabela 3.08 – Descrição da instalação perfilômetros ................................................ 98
Tabela 3.09 – Descrição da instalação dos extensômetros ...................................... 100
Tabela 3.10 – Descrição da instalação das placas ................................................... 103
Tabela 3.11 – Descrição da instalação dos marcos de recalque .............................. 104
Tabela 3.12 – Descrição da instalação da referência de nível profunda .................. 107
Tabela 4.01 – Estratificação do solo ......................................................................... 123
Tabela 4.02 – Resultados do levantamento topográfico do bench mark ................. 146
SUMÁRIO
CAPÍTULO 1 – INTRODUÇÃO
1.1 Considerações iniciais ................................................................................... 17
1.2 Objetivo geral ................................................................................................. 19
1.3 Objetivos específicos ..................................................................................... 19
1.4 Justificativa .................................................................................................... 19
1.5 Estrutura do trabalho ..................................................................................... 20
CAPÍTULO 2 – REVISÃO DE BIBLIOGRAFIA
2.1 Considerações iniciais ................................................................................... 22
2.2 Solos .............................................................................................................. 22
2.2.1 Conceitos importantes sobre argilas ................................................... 22
2.2.2 Tensões no solo .................................................................................. 25
2.2.3 Recalques no solo ............................................................................... 30
2.2.4 Aterros sobre solos moles ................................................................... 32
2.2.5 Geossintéticos ..................................................................................... 33
2.2.6 Técnicas utilizadas para controle de recalques .................................. 35
2.3 Investigações geotécnicas ............................................................................. 38
2.3.1 Sondagem à percussão – Standard Penetration Test (SPT) .............. 41
2.3.2 Ensaio de piezocone – Piezocone Penetration Test (CPTu) .............. 44
2.3.3 Ensaio de palheta – Vane Shear Test ................................................ 47
2.4 Instrumentações geotécnicas ........................................................................ 51
2.4.1 Piezômetro de corda vibrante ............................................................. 55
2.4.2 Inclinômetros verticais ......................................................................... 57
2.4.3 Perfilômetros ....................................................................................... 61
2.4.4 Extensômetros .................................................................................... 62
2.4.5 Placas de recalque .............................................................................. 64
2.4.6 Marcos de recalque ............................................................................. 65
2.4.7 Referência de nível profunda – Bench mark ....................................... 67
CAPÍTULO 3 – PROGRAMA EXPERIMENTAL
3.1 Considerações iniciais ................................................................................... 69
3.2 Procedimento experimental ........................................................................... 69
3.3 Características do solo local .......................................................................... 80
3.4 Procedimentos adotados na execução das investigações geotécnicas ........ 81
3.4.1 Sondagem à percussão – Standard Penetration Test (SPT) ............... 82
3.4.2 Ensaio de piezocone – Piezocone Penetration Test (CPTu) ............... 84
3.4.3 Ensaio de Palheta – Vane Shear Test ................................................. 87
3.5 Procedimentos seguidos na instalação dos instrumentos e monitoramento .. 91
3.5.1 Piezômetro de corda vibrante ............................................................. 91
3.5.2 Inclinômetros verticais ........................................................................ 94
3.5.3 Perfilômetros ....................................................................................... 98
3.5.4 Extensômetros ................................................................................... 100
3.5.5 Placas de recalque ..............................................................................102
3.5.6 Marcos de recalque .............................................................................104
3.5.7 Referência de nível profunda – Bench mark .......................................105
3.6 Comentários sobre a instalação dos instrumentos e monitoramento ............109
CAPÍTULO 4 – RESULTADOS
4.1 Considerações iniciais .................................................................................. 116
4.2 Resultados das investigações geotécnicas ................................................. 116
4.2.1 Sondagem à percussão – Standard Penetration Test (SPT) ............ 116
4.2.2 Ensaio de piezocone – Piezocone Penetration Test (CPTU) ............ 120
4.2.3 Ensaio de Palheta – Vane Shear Test .............................................. 123
4.3 Resultados da instrumentação geotécnica ................................................. 126
4.3.1 Piezômetro de corda vibrante ........................................................... 126
4.3.2 Inclinômetros verticais ...................................................................... 129
4.3.3 Perfilômetros ..................................................................................... 138
4.3.4 Extensômetros .................................................................................. 141
4.3.5 Placas de recalque ............................................................................ 144
4.3.6 Marcos de recalque ........................................................................... 145
4.3.7 Referência de nível profunda – Bench mark ..................................... 146
CAPÍTULO 5 – CONCLUSÕES
5.1 Considerações iniciais .................................................................................. 147
5.2 Conclusões a partir dos resultados da instrumentação geotécnica ............ 147
5.3 Conclusões sobre o programa experimental ................................................ 148
5.4 Conclusões gerais ........................................................................................ 149
BIBLIOGRAFIA ...................................................................................................... 150
APÊNDICE .............................................................................................................. 153
Capítulo 1 INTRODUÇÃO 1.1 Considerações iniciais
Em obras de construção civil, tanto de pequeno como de grande porte, a
investigação geotécnica do subsolo é o primeiro passo a ser dado antes de o projeto
ser concretizado; pois todas as obras se assentam sobre um terreno e requerem que
o comportamento do solo seja considerado, e através de um programa de
investigação geotécnica adequada se pode permitir a análise de muitos problemas.
A instrumentação e o monitoramento geotécnico em grandes
empreendimentos são tão importantes quanto as investigações e o controle de
qualidade. Com a instalação da instrumentação adequada, é possível avaliar o
desempenho de obras no que tange a diversos e importantes parâmetros, como por
exemplos: deformações, cargas e/ou tensões, pressões de água, inclinações, e
recalques.
Este trabalho retrata um programa experimental de investigação e
instrumentação geotécnica executado em uma seção teste sobre solos moles frente
à ação de cargas de escória depositadas para simulação.
A seção teste pertence a ThyssenKrupp Companhia Siderúrgica do Atlântico
– TKCSA, e encontra-se no futuro pátio de armazenamento de coque (produto
residual sólido, proveniente processo de aquecimento com ausência de ar do carvão
mineral, utilizado para a produção de ferro gusa) – Coke Yard – situado dentro da
Área de Manejo de Matéria-Prima. A companhia, que produzirá placas de aço para
exportação, localiza-se às margens da baía de Sepetiba, no Complexo Siderúrgico
no Distrito Industrial de Santa Cruz, no município do Rio de Janeiro/Brasil.
Capítulo 1 – Introdução
18
A Figura 1.01 mostra a vista aérea da obra da ThyssenKrupp Companhia
Siderúrgica do Atlântico – TKCSA.
Figura 1.01 – Vista aérea da obra da TKCSA (TKCSA, 2008).
A Figura 1.02 abaixo mostra a vista aérea da Área de Manejo de Matéria-
Prima, onde se situa a seção teste, no futuro pátio de armazenamento de coque -
Coke Yard – TKCSA.
Figura 1.02 – Vista aérea da Área de Manejo de Matéria-Prima da TKCSA (TKCSA, 2008).
A empresa Fugro In Situ foi a responsável pela execução das investigações
geotécnicas, instalação dos instrumentos e realização do monitoramento em campo
da seção teste.
Capítulo 1 – Introdução
19
1.2 Objetivo geral
Este trabalho tem como objetivo realizar uma revisão bibliográfica sobre
solos, investigação e instrumentação geotécnica, descrever o programa
experimental executado, e fornecer os resultados referentes ao monitoramento da
seção teste sobre solos moles frente à ação de cargas depositadas para simulação à
TKCSA.
1.3 Objetivos específicos
� Realizar uma revisão bibliográfica sobre solos, investigação e instrumentação
geotécnica;
� Adquirir conhecimento prático dos equipamentos utilizados para investigação
e instrumentação geotécnica;
� Realizar a instrumentação e o monitoramento da Seção Teste;
� Avaliar o processo experimental executado;
� Fornecer os resultados referentes ao monitoramento para os responsáveis
técnicos da companhia siderúrgica, permitindo a eles a realização de análises
de desempenho da Seção Teste frente a ação de cargas depositadas no
local.
1.4 Justificativa
A instrumentação e o monitoramento da Seção Teste, área que futuramente
armazenará coque, servirá para a avaliação do comportamento e do desempenho
do solo de fundação do local frente a cargas previamente aplicadas, para que
posteriormente, durante a operação da companhia, se possa depositar, em
definitivo, toneladas de material com segurança.
Na presente obra, as características do relevo original sofrem modificações,
devido a cargas depositadas sobre a fundação de solos moles, durante a fase de
teste e, posteriormente, durante a fase de operação da siderúrgica; a estabilidade é
de suma importância, sendo assim a companhia de posse dos resultados dos
monitoramentos da seção teste avaliará os deslocamentos horizontais e verticais,
variação piezometria, os recalques superficiais e profundos, bem como as tensões
aplicadas em relação ao tempo de dissipação das mesmas, e o processo de
estabilização do solo.
Capítulo 1 – Introdução
20
Recalques elevados durante o processo de estocagem em definitivo do coque
serão considerados perda de matéria-prima devido às limitações de projeto do
alcance do braço mecânico do equipamento de manejo (Stacker/Reclaimer) que
transitará sobre um eixo de trilhos ao longo da Área de Manejo de Matéria-Prima,
depositando e retirando material deste local.
Os resultados da simulação de cargas na Seção Teste através da
instrumentação do local servirão como base para a companhia desenvolver
orientações para o processo de armazenagem do coque, tais como: altura total das
pilhas, quantidade de coque a ser estocado instantaneamente, e intervalos de tempo
entre estocagem; com um fator de segurança adequado permitindo que a Área de
Manejo de Matéria-Prima apresente eficiência durante o período de operação da
siderúrgica.
A Figura 1.03 mostra uma vista aérea de um depósito de coque e o braço
mecânico do equipamento de manejo (Stacker/Reclaimer) de matéria-prima sobre os
trilhos em uma siderúrgica.
Figura 1.03 – Exemplo de um depósito de coque (Siderúrgica São Luiz do Maranhão, 2006).
1.5 Estrutura do trabalho
O presente trabalho está dividido em cinco capítulos, que procuram descrever
diferentes etapas do processo de elaboração deste estudo, sendo eles:
Capítulo 1 – Introdução; onde é feita uma breve introdução sobre investigação
e instrumentação geotécnica, descreve o local onde se realizou o estudo, definindo
os objetivos (geral e específicos) e justificando a importância deste trabalho.
Capítulo 1 – Introdução
21
Capítulo 2 – Revisão Bibliográfica; onde é apresentado um embasamento
teórico sobre solos; investigações geotécnicas com ênfase nos ensaios de
Sondagem a percussão - Standard Penetration Test (SPT), Ensaios de piezocone -
Piezocone Penetration Test (CPTu) e Ensaio de palheta - Vane Shear Test; e
instrumentações geotécnicas, com destaque a instrumentos, como: piezômetros de
corda vibrante, inclinômetros verticais, perfilômetros, extensômetros, placas de
recalque, marcos de recalque, e referência de nível profunda – Bench mark.
Capítulo 3 – Programa Experimental; onde é apresentada uma descrição do
projeto da Seção Teste, apontando sucintamente a execução da sobrecarga de
escória depositada para simulação (aterro). Neste capítulo também é realizado uma
breve explanação com respeito às características do solo local, fornecidas
previamente pela TKCSA para ter-se uma idéia do subsolo em que foi realizado o
trabalho. São detalhados os procedimentos adotados para a execução dos ensaios
de investigação geotécnica, assim como os procedimentos seguidos para a
instalação dos instrumentos e monitoramento. Por fim, são realizados comentários
sobre a instalação dos instrumentos e seu monitoramento.
Capítulo 4 – Resultados; onde são apresentados os resultados das
investigações geotécnicas e do monitoramento da instrumentação geotécnica
realizada na Seção Teste frente ação de cargas.
Capítulo 5 – Conclusão; onde são apresentadas as conclusões deste
trabalho, com conclusões a partir dos resultados da Instrumentação Geotécnica,
conclusões sobre o programa experimental e, por fim, conclusões gerais.
Capítulo 2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA 2.1 Considerações iniciais
Como já foi destacado na introdução deste trabalho, com a finalidade de se
obter um embasamento teórico para auxiliar no desenvolvimento deste projeto, foi
realizada neste capítulo uma pesquisa sobre solos, investigação e instrumentação
geotécnica.
O capítulo encontra-se estruturado em três etapas: a) solos, apresentando
conceitos sobre argilas e comportamento de solos sob a ação de cargas; b)
investigações geotécnicas, que aborda os ensaios utilizados; e c) instrumentações
geotécnicas, que aborda os instrumentos instalados para a realização do
monitoramento da Seção Teste.
2.2 Solos A engenharia geotécnica é uma arte que se aprimora pela experiência, pela
observação e análise do comportamento das obras, para o que é imprescindível
atentar para as particularidades dos solos com base no entendimento dos
mecanismos de comportamento, que constituem a essência da mecânica dos solos
(Pinto 2002).
As obras de engenharia são assentadas sobre o solo e inevitavelmente
requerem que o comportamento do mesmo seja adequadamente considerado. A
mecânica dos solos estuda o comportamento dos solos quando tensões são
aplicadas ou aliviadas, ou perante o escoamento de água nos seus vazios, e o
engenheiro se baseia nestes estudos para desenvolver seus projetos.
2.2.1 Conceitos importantes sobre argilas
Alguns conceitos importantes com respeito aos solos, em especial as argilas,
e seu comportamento sobre a ação de cargas serão apresentados a seguir, com a
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
23
finalidade, de posteriormente, ter-se um melhor entendimento do desempenho do
solo estudado.
Segundo Pinto (2002), a fração argila de um solo é considerada, com
freqüência, como a fração abaixo do diâmetro de 0,002 mm, que corresponde ao
tamanho mais próximo das partículas de constituição mineralógica dos minerais-
argila. Os argilo-minerais apresentam uma estrutura complexa. Na composição
química das argilas, existem dois tipos de estruturas, uma de tetraedros e outra de
octaedros. Estas estruturas estão ligadas por meio de átomos de oxigênio que
pertencem simultaneamente a ambas.
As moléculas de água em contato com partículas argilosas se orientam em
relação a elas e aos íons que circundam as partículas. Os íons se afastam das
partículas, ficando circundados por moléculas de água.
Com a elevação do teor de água, forma-se ao redor das partículas a chamada
camada dupla, que é a camada em torno das partículas na qual as moléculas de
água estão atraídas a íons do solo e ambos à superfície das partículas. Como as
forças eletro-químicas são intensas, as primeiras camadas de moléculas de água em
torno do solo são firmemente aderidas.
As argilas sedimentares apresentam estruturas que dependem da salinidade
da água em que se formaram. Em águas salgadas, a estrutura é bastante aberta,
embora haja um relativo paralelismo entre as partículas, em virtude de ligações de
valência secundária (PINTO, 2002).
O conhecimento das estruturas permite o entendimento de diversos
fenômenos notados no comportamento do solo, como por exemplo, a sensitividade
das argilas (PINTO, 2002).
Com relação ao sistema solo, água e ar, quando o solo não está saturado, o
ar pode se encontrar em forma de bolhas oclusas ou em forma de canalículos
intercomunicados, inclusive com o meio externo. O aspecto mais importante com
relação à presença do ar é que a água, na superfície, se comporta como se fosse
uma membrana.
Pode-se dizer que um solo é classificado como argila quando o seu
comportamento é de solo argiloso, mesmo que contenha partículas com diâmetros
correspondentes a frações silte e areias, sendo respectivamente 0,002 mm a 0,06
mm e 0,06 mm a 2,0 mm, segundo a ABNT. Nas argilas, os minerais-argila se
apresentam geralmente em formato de placas e em tamanhos reduzidos, e
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
24
correspondem à fração argila, são eles que conferem a plasticidade característica
dos solos argilosos.
Como dito anteriormente o arranjo estrutural entre os grãos e do índice de
vazios em que se encontram as argilas, estabelecido no processo de sedimentação,
atribui a sensitividade das argilas. A resistência das argilas depende deste arranjo,
algumas argilas diminuem sua resistência quando manuseadas. Sua consistência
após o manuseio (amolgada) pode ser menor do que no estado natural
(indeformado). Este fenômeno ocorre de maneira diferente conforme a formação
argilosa, e a relação entre a resistência no estado natural e amolgado é definida
como sensitividade da argila.
Conforme Pinto (2002), as argilas são classificadas como insensitivas à ultra-
sensitivas. A sensitividade é uma característica de grande importância, pois indica
que se a argila vier a sofrer ruptura, sua resistência após esta ocorrência é bem
menor. Mesmo após um tempo em repouso, a argila volta a ganhar resistência
devido à interrelação química das partículas, porém não alcança a resistência
original.
Quanto à consistência das argilas, percebemos, ao manuseá-la, que ela pode
ser moldada, não se desmanchando facilmente, dependendo do teor de umidade em
que a mesma se apresente. Quando o teor de umidade é muito elevado a
resistência é muito reduzida devido ao grande índice de vazios presentes.
De acordo com Pinto (2002), a consistência das argilas pode ser estimada por
meio do índice de consistência. O índice de consistência não tem significado quando
aplicado a solos não-saturados, porque eles podem estar com elevado índice de
vazios, baixa resistência e sua umidade ser baixa, o que indicaria consistência alta
(Tabela 2.01).
S
Resistência no estado amolgado =
Resistência no estado indeformado
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
25
Tabela 2.01 - Consistência das argilas com índice de consistência e resistência à compressão
simples (PINTO, 2002).
Consistência Resistência, em kPa Índice de consistência
muito mole < 25 < 0,5
mole 25 a 50 --
média 50 a 100 --
rija 100 a 200 0,5 a 0,75
muito rija 200 a 400 --
dura > 400 > 1,0
O termo solos moles está diretamente associado a solos argilosos,
apresentando características de pouca permeabilidade e baixa resistência à
compressão simples, abaixo de 50 kPa. Por se tratar de solos com baixa resistência,
a análise do seu comportamento como fundação de estruturas geotécnicas ou civis é
importante sobre dois aspectos: adensamento/deformação e estabilidade.
2.2.2 Tensões no solo
Quanto às tensões no solo, uma consideração adequada é a de que os solos
são constituídos de partículas e que forças aplicadas a eles são transmitidas de
partícula a partícula, além das que são suportadas pela água dos vazios.
Nos solos, ocorrem tensões devido ao peso próprio e as cargas aplicadas. Na
análise do comportamento dos solos, as tensões devido ao peso próprio têm valores
consideráveis e não podem ser desprezadas. Quando a superfície do terreno é
horizontal, se aceita que a tensão atuante num plano horizontal B, seja normal ao
plano, e não há tensão de cisalhamento neste plano. Na verdade, estatisticamente,
as componentes tangenciais ocorrentes em cada contato tendem a se contraporem,
anulando a resultante (Figura 2.01).
Equação 2.1
n
c
. σ z = γ a
v
c
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
26
Figura 2.01 – Tensões num plano horizontal (PINTO, 2002).
A água presente no interior dos vazios do solo, abaixo do nível d’água, está
sob uma pressão que independe da porosidade do solo, dependendo somente de
sua profundidade em relação ao nível freático. A pressão da água é representada
pelo símbolo u, e é expressa pela equação:
Equação 2.2
A carga piezométrica é a pressão neutra num ponto em estudo, expressa em
altura de coluna d’água. Terzaghi identificou que a tensão normal total num plano
qualquer deve ser considerada como a soma de duas parcelas: a tensão efetiva, que
é a tensão transmitida pelos contatos entre partículas (σ’); a poro-pressão ou
pressão neutra, que é a pressão da água (u).
Equação 2.3
Se um carregamento é feito na superfície de um terreno, as tensões efetivas
aumentam, o solo se comprime expulsando uma parcela da água existente nos seus
vazios, ainda que lentamente. A tensão efetiva é responsável pelo comportamento
mecânico do solo, e só mediante uma análise através de tensões efetivas se
consegue estudar cientificamente os fenômenos de resistência e deformação dos
solos. Carregamentos aplicados sobre o solo também provocam pressões neutras,
que inclusive podem levar à ruptura. A percolação de água pelo solo interfere nas
pressões neutras e, conseqüentemente, nas tensões efetivas.
b
c
- u z = ( z γ w
w
. )
σ = σ’ + u
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
27
Ao aplicar-se uma carga na superfície de um terreno, numa área definida, os
acréscimos de tensões numa certa profundidade não se limitam à projeção da área
carregada. Nas laterais da área carregada também ocorrem aumentos de tensões,
que se somam às anteriores devidas ao peso próprio.
Como a somatória dos acréscimos das tensões verticais, nos planos
horizontais, em qualquer profundidade, é sempre constante, os acréscimos das
tensões imediatamente abaixo da área carregada diminuem à medida que a
profundidade aumenta, porque a área atingida aumenta com a profundidade como
mostra a Figura 2.02.
Figura 2.02 – Distribuição de tensões com a profundidade
(PINTO, 2002).
A Figura 2.02 indica, qualitativamente, como se dá a distribuição dos
acréscimos das tensões em planos horizontais para diferentes profundidades, e a
variação dos acréscimos da tensão vertical ao longo da linha vertical, passando pelo
eixo de simetria da área carregada.
Unindo-se os pontos no interior do subsolo em que os acréscimos de tensão
são de mesmo valor, têm-se linhas, como as indicadas na Figura 2.03, que são
chamadas bulbos de tensões.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
28
Figura 2.03 – Bulbo de tensões (PINTO, 2002).
Quando se aplica um carregamento, a tensão vertical aumenta num plano
horizontal, porém a tensão horizontal não aumenta no mesmo valor devido ao atrito
entre as partículas do solo. A relação entre a tensão horizontal efetiva e a tensão
vertical efetiva é denominada coeficiente de empuxo em repouso, sendo o seu
símbolo o K0 (Figura 2.04). O valor de K0 é menor do que uma unidade, situando-se
entre 0,4 e 0,5 para areias, e 0,5 e 0,7 para argilas.
Figura 2.04 – Tensões verticais e horizontais num elemento de solo,
com superfície horizontal (PINTO, 2002).
A ruptura dos solos é quase sempre um fenômeno de cisalhamento (Figura
2.05). A resistência do solo ao cisalhamento pode ser definida como a máxima
tensão de cisalhamento que o solo pode suportar sem sofrer ruptura, que é a tensão
resultante das tensões principais (vertical e horizontal). O atrito e a coesão entre as
partículas do solo são essenciais a sua resistência ao cisalhamento. Os tipos de
ensaios podem ser realizados para a determinação da resistência ao cisalhamento
do solo: o ensaio de cisalhamento direto e o ensaio de compressão triaxial.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
29
Figura 2.05 – Determinação das tensões num plano genérico
(PINTO, 2002).
A tensão normal é representada pelo símbolo σ, e a tensão de cisalhamento
pelo símbolo τ. A maior tensão principal atuante é a σ1 e a menor tensão principal
atuante é a σ3. O ângulo α é que determina o plano cisalhante.
Conforme Pinto (2002), corpos de provas de argilas com diferentes índices
de vazios apresentam curvas tensão-deformação que, após atingir a pressão de pré-
adensamento correspondente, encontram-se numa mesma reta virgem (Figura
2.06).
Figura 2.06 – Variação do índice de vazios em
carregamento isotrópico de argilas (PINTO, 2002).
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
30
A envoltória de resistência ao cisalhamento das argilas é dada pela equação
abaixo, conforme a Figura 2.07.
Equação 2.4
Figura 2.07 – Ajuste de equação linear a envoltória de resistência curva (PINTO, 2002).
Onde c’ é a coesão efetiva, σ’ é a tensão efetiva, e φ’ é o ângulo de atrito
interno efetivo entre as partículas de solo.
Os valores do φ’, que é o ângulo de atrito interno efetivo entre as partículas de
solo, variam de acordo com a composição da argila, mas observa-se que seu valor é
menor quanto mais argiloso é o solo, em geral variando de 18 a 38 graus em função
do índice de plasticidade do material. Os valores usuais de intercepto c’, que é a
coesão efetiva entre as partículas de solo, situam-se em torno de 5 a 50 kPa
A resistência não-drenada das argilas (Su) é a resistência (tensão cisalhante)
à ruptura antes de ocorrer qualquer drenagem. A resistência não-drenada de argila
orgânica mole aumenta com a profundidade, isto se comprova porque com a
profundidade as tensões efetivas e de pré-adensamento aumentam.
2.2.3 Recalques no solo
A água com freqüência ocupa a maior parte ou a totalidade dos vazios do solo
e desloca-se no seu interior. Durante a análise de recalques, que freqüentemente
está associada à diminuição do índice de vazios, leva-se em consideração a
expulsão de água destes vazios. Já na análise de estabilidade, leva-se em
consideração a tensão efetiva (que comanda a resistência do solo), esta que
τ = c’ + σ’ . tg φ’
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
31
depende da pressão neutra, que por sua vez, depende das tensões provocadas pela
percolação de água.
O coeficiente de permeabilidade (k) indica a velocidade de percolação de
água no solo, sendo uma constante para cada tipo de material. Portanto a
velocidade com que um solo recalca quando submetido a uma compressão depende
da velocidade com que a água sai dos seus vazios, da sua estrutura e da
compacidade (areias) ou consistência (argilas).
Os valores de k são tanto menores quanto menores os vazios nos solos e
menores as partículas. Segundo Pinto (2002), para solos sedimentares, como ordem
de grandeza, os seguintes valores de k podem ser considerados (Tabela 2.02):
Tabela 2.02 – Valores de k para solos sedimentares (PINTO, 2002).
argilas < 10-9 m/s
siltes 10-6 a 10-9 m/s
areias argilosas 10-7 m/s
areias finas 10-5 m/s
areias médias 10-4 m/s
areias grossas 10-3 m/s
As argilas se diferem das areias pela baixa permeabilidade, razão pela qual
adquire importância o conhecimento de sua resistência tanto em termos de
carregamento drenado como de carregamento não-drenado. As argilas
sedimentares se formam com elevado índice de vazios, e sua resistência depende
deste índice de vazios, que é fruto de tensões atuais e passadas, e da estrutura da
argila. Quando elas apresentam baixos índices de vazios são consideradas pré-
adensadas.
Os carregamentos verticais na superfície ou a cotas próximas à superfície
causam deformações no solo, ou seja, recalques, e a medida desta deformação é
um dos aspectos de grande interesse para a engenharia geotécnica. Estas
deformações podem ser rapidamente ou lentamente desenvolvidas após a aplicação
das cargas. Deformações rápidas são observadas em solos arenosos ou solos
argilosos não-saturados, já deformações lentas são observadas em solos argilosos
saturados, pois é necessária a saída da água dos vazios do solo.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
32
Segundo Almeida (1996), os cálculos dos recalques totais em obras sobre
solos moles podem ser divididos em três parcelas, sendo elas:
• Recalque imediato ou não-drenado: associado a deformações elásticas
cisalhantes a volume constante logo após a colocação do aterro sobre
o solo; sendo calculado com base em equações da teoria da
elasticidade, através do módulo de elasticidade não-drenado Eu.
• Recalque por adensamento primário: calculado a partir dos parâmetros
de compressibilidade e do histórico de tensões do solo; os cálculos
podem ser realizados em função do módulo edométrico Eed do solo,
por exemplo.
• Recalque por adensamento secundário: resultado da compressão do
esqueleto sólido, portanto não associado à expulsão da água dos
vazios do solo; se aceita que o mesmo ocorra após o recalque
primário, ou em paralelo com este.
Conforme Pinto (2002), o adensamento de solos saturados é o fenômeno pelo
qual os recalques ocorrem com expulsão da água do interior dos vazios do solo. A
saída de água indica que está havendo redução do índice de vazios, ou seja, está
havendo deformação da estrutura sólida do solo. Parte da pressão aplicada está
passando a ser suportada pelo solo, havendo o aumento da tensão efetiva. A
qualquer momento do carregamento, a soma do acréscimo de tensão efetiva com a
pressão neutra é igual ao aumento de pressão total aplicada.
Ainda de acordo com o mesmo autor, a maneira como ocorre à passagem da
pressão neutra para a estrutura do solo (tensão efetiva), com a redução do volume,
constitui a Teoria do Adensamento, desenvolvida por Terzaghi.
O comportamento dos solos perante os carregamentos depende da sua
constituição e do estado em que o solo se encontra, e pode ser expresso por
parâmetros que são obtidos em ensaios ou através de correlações estabelecidas
entre parâmetros e as diversas classificações (PINTO, 2002).
2.2.4 Aterros sobre solos moles
Segundo Almeida (1996) existem basicamente duas opções ao se planejar
uma obra sobre solos moles, a primeira é quando a camada é relativamente
pequena (até 4 metros) e pode ser totalmente removida; a segunda é quando a
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
33
camada apresenta grande espessura não sendo viável a sua remoção, desta forma
constrói-se um aterro sobre a camada mole. Esta construção pode ser em uma única
ou em várias etapas, dependendo do fator de segurança a ruptura aceitável do solo.
Aterros construídos em etapas produzem o progressivo aumento da
resistência ao cisalhamento da fundaçao devido ao processo de adensamento, com
o conseqüente aumento das tensões efetivas, ao qual a fundação é submetida. A
avaliação da análise de estabilidade em cada etapa construtiva é neste caso um
requisito importante de projeto (ALMEIDA, 1996).
São duas as alternativas utilizadas para a análise de estabilidade de aterros
construídos em etapas (ALMEIDA, 1996):
• análise em tensões totais: utilizando valores de Su calculados em
função da variação da tensão vertical efetiva durante adensamento da
camada mole;
• análise em tensões efetivas: utilizando parâmetros efetivos de
resistência do solo e poropressão medidas ou estimadas.
Ainda conforme o mesmo autor as obras sobre solos moles apesar de muito
estudadas e executadas, ainda podem causar surpresas aos projetistas, tanto no
que diz respeito a rupturas quanto a recalques excessivos inesperados devido a sua
baixa capacidade de carga. Existem técnicas construtivas que podem ser
empregadas visando principalmente à melhoria da estabilidade, neste caso pode-se
citar o uso de geotêxeis e geogrelhas na interfase solo mole-aterro, assim como o
uso de colunas granulares ou geodrenos na fundação.
2.2.5 Geossintéticos
Os geossintéticos são utilizados em associação com outros materiais de
construção na composição de projetos de engenharia. Para desempenhar
adequadamente suas funções, estes produtos, como qualquer outro material de
construção, devem ser projetados e especificados corretamente. Como são produtos
manufaturados, os geossintéticos devem obedecer a rigorosos controles de
qualidade.
Como os geossintéticos são produtos poliméricos e essencialmente planos,
devem ser instalados seguindo planejamento e supervisão adequados de tal forma a
não sofrer danos durante sua instalação.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
34
As principais funções exercidas pelos geossintéticos em obras civis e
ambientais são: filtração, drenagem, separação, reforço, barreira de fluídos e de
solos, encapsulação, proteção, estabilização superficial, entre outras. Percebe-se
que as primeiras cinco funções são as de ocorrência mais freqüentes e que, além
disto, as três primeiras quase sempre coexistem na maioria de suas aplicações.
Os geossintéticos podem ser aplicados isoladamente, no entanto, a
versatilidade destes materiais permite combinações entre eles dando origem aos
geocompostos, cujo uso não só em termos de volume, como em variedade de
combinação, cresce a cada dia.
O geotêxtil é o membro mais versátil da família, podendo exercer
praticamente todas as funções listadas acima.
As geogrelhas que também fazem parte da família dos geossintéticos têm
aplicação exclusiva em obras de engenharia geotécnica, e neste contexto, são
desenvolvidos exclusivamente para desempenhar a função de reforço de solos. Uma
de suas aplicações mais correntes é a de reforço de base de aterros sobre solos
moles com função de garantir a estabilidade da estrutura pela falta de capacidade de
carga do solo de fundação. Parâmetros de resistência e deformabilidade (módulo de
rigidez), em longo prazo, são em termos de projeto, os mais importantes na
caracterização das geogrelhas.
O geotêxtil e a geogrelha são elementos com propriedades dominantes de
elevada resistência à tração e com propriedades essenciais de fluência em tração, e
quando exercem a função de reforço de solos, promovem o aumento da resistência
do solo reforçado pela sua inclusão na interface de camadas de solos com relação
ao arrancamento e ao cisalhamento direto.
Os critérios e parâmetros para a especificação técnica de geossintéticos para
reforços de solos e suas respectivas propriedades estão dispostos na Tabela 2.03.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
35
Tabela 2.03 – Critérios e parâmetros de geossintéticos para reforços de solos e suas
propriedades.
Critérios e parâmetros Propriedades Identificação Gramatura e espessura para geotêxteis Critérios de projeto Mecânico: Resistência à tração Resistência de emendas Fluência Resistência de interface Hidráulico: Resistência ao piping Permeabilidade
Resistência à tração em faixa larga Módulo de rigidez axial (F/ƹ) Resistência à tração em faixa larga em emendas Curva de ruptura por fluência Parâmetros de resistência de interface Abertura de filtração Permeabilidade normal e longitudinal
Sobrevivência à execução Resistência à tração Resistência ao puncionamento
Resistência a tração em faixa larga Resistência ao puncionamento
Durabilidade Resistência à luz UV (se exposto) Compatibilidade com meio (se necessário)
Resistência UV Resistências químicas, biológicas, térmicas, etc.
2.2.6 Técnicas utilizadas para controle de recalques
As técnicas utilizadas para aceleração ou diminui de recalques de aterro
sobre solos moles são apresentados na Tabela 2.04: Principais características dos
métodos utilizados para controle de recalques. Dentre estas técnicas uma das mais
utilizadas é a de drenos verticais na camada de argila mole visando acelerar os
recalques (ALMEIDA, 1996).
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
36
Tabela 2.04 – Métodos e características utilizadas para controle de recalques (ALMEIDA,
1996).
Método Dados utilizados Desvantagens Confiabilidade Comentários
Pré-carregamento Compressibilidade,
permeabilidade Tempo
necessário
Baixa, se recalques
desejados são pequenos
Lento e barato
Pré-carregamento com drenos
verticais
Compressibilidade, permeabilidade
horizontal e vertical
Menor tempo necessário que
pré-carregamento simples
Mais confiável Rápido e
levemente caro
Substituição da argila
Espessura da camada
Local para disposição do solo extraído
Boa em casos de total substituição
Rápido e caro
Colunas granulares
Resistência do solo e módulos
Equipamento, testes de campo
preliminares
Boa após análise dos testes de
campo Rápido e caro
Lajes estaqueadas
Resistência do solo
-- Boa Muito caro
Eletro-osmose
Propriedades físico-químicas,
compressibilidade, permeabilidade
Destruição de eletrodos,
eletricidade necessária
Incerta Muito caro
Aterro com materiais leves
Compressibilidade, permeabilidade
Proteção do material leve
Baixa se recalques
desejados são pequenos
Caro
Aterro estaqueado
Resistência do solo e módulos
-- Boa Rápido e caro
Colunas de argamassa
injetada
Resistência do solo e módulos
-- Boa Rápido e caro
Pinto (2002) acrescenta que, algumas vezes, para acelerar os recalques em
obras sobre solos compressíveis, constroem-se drenos verticais na camada argilosa
responsável pelos recalques. Estes drenos podem ser perfurações preenchidas com
areia ou com brita, como estacas, ou fibras sintéticas com características
apropriadas.
Ainda conforme o mesmo autor, os recalques se desenvolvem muito mais
rapidamente, porque as distâncias de percolação são menores, e os coeficientes de
permeabilidade são maiores na direção horizontal do que na direção vertical.
Quando se trata de argilas moles, deve-se sempre providenciar a construção de um
tapete drenante arenoso na superfície para conduzir a água expelida pelo
adensamento da argila mole e coletada pelos drenos verticais.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
37
Os drenos verticais são geralmente empregados em conjunto com pré-
carregamentos. O pré-carregamento do local é uma técnica muito interessante para
reduzir os efeitos de recalques provocados por um determinado carregamento que
se pretende fazer no terreno. Em outras palavras, o pré-carregamento consiste em
pré-adensar o local, de maneira que todo o carregamento futuro venha a ser feito no
trecho de recompressão.
Segundo Pinto (2002), deve-se ressaltar que os drenos verticais não
interferem no valor do recalque total, sua influência se limita apenas na antecipação
dos recalques em função do tempo.
A eficiência destes drenos verticais depende do processo construtivo, sendo
fundamental que a sua construção provoque a menor perturbação possível no solo.
O amolgamento da argila em torno dos drenos não só aumenta o valor dos
recalques como ainda torna a argila mais impermeável, dificultando a percolação
que se tem como objetivo.
Os drenos verticais pré-fabricados são constituídos basicamente por um
núcleo de plástico ranhurado envolto por material filtrante. O material filtrante tem
por objetivo evitar que as partículas de solo penetrem no núcleo ranhurado, afetando
o transporte da água por este, ocasionando uma diminuição da sua capacidade de
descarga. Estes elementos, convenientemente espaçados, ocasionam uma
redistribuição do fluxo d’água, originando uma redução nas trajetórias das partículas
de água no interior da camada em adensamento, obtendo-se assim uma diminuição
no tempo final do processo.
De acordo com Pinto (2002), a existência de lentes de areia parece ser
comum nos sedimentos marinhos da costa brasileira, e para que estas lentes
interfiram nos tempos de recalques não é preciso que sejam espessas, sendo
suficiente que se prolonguem além das áreas carregadas. A existência destas lentes
de areia no interior da camada argilosa mole, evidentemente, reduz bastante os
tempos de recalque.
Considerando a presença de duas lentes de areia separando uma camada
argilosa em partes iguais, a distância de percolação é reduzida em um terço do seu
valor sem as lentes, como mostra a Figura 2.08.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
38
Figura 2.08 – Ilustração do efeito de lentes de areia
no subsolo argiloso (PINTO, 2002).
2.3 Investigações geotécnicas Segundo Almeida (1996), a primeira etapa de uma investigação geotécnica é
estudo geológico do local através de mapeamento cartográfico, visita ao local e
descrição geológica do mesmo.
Em projetos de engenharia, deve ser realizado um reconhecimento dos solos
envolvidos para a sua identificação, estimativa do seu estado e, eventualmente,
amostragem visando à realização de ensaios especiais. Amostragem em taludes,
aberturas de poços e perfurações no subsolo são os procedimentos empregados
com este propósito (Pinto 2002).
Informações como número de pontos, localização no terreno e profundidade
onde se devem realizar sondagens, são determinadas pelo profissional responsável,
baseando-se em normas, históricos do local, métodos normalmente executados, e
experiência própria.
As informações referentes ao estudo do subsolo que devem constar após as
sondagens são: locação dos furos de sondagem; determinação dos tipos de solo até
a profundidade de interesse de projeto; determinação das condições de
compacidade, consistência e capacidade de carga de cada tipo de solo;
determinação da espessura das camadas e avaliação da orientação dos planos que
as separam; e informação do nível do lençol freático.
A investigação geotécnica é a avaliação e o estudo das características do
subsolo do local sobre a qual será executada uma estrutura, na grande maioria dos
casos, se resume em sondagens de simples reconhecimento, como sondagem à
percussão (Standard Penetration Test - SPT) com o objetivo de classificar as
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
39
camadas do solo; mas também, dependendo do porte da obra ou se as informações
obtidas não forem satisfatórias, podem-se realizar outros tipos de verificações, como
ensaios de penetração contínua com medida de poro-pressão (CPTu) e ensaio de
palheta (Vane Test), estes últimos não possibilitam a amostragem do solo e sua
utilização, portanto é complementar.
Conforme Almeida (1996), ensaios de campo e de laboratório são
procedimentos que se complementam, com vantagens e as desvantagens quando
aplicados a argilas moles, como mostra a Tabela 2.05.
Tabela 2.05 – Ensaios de campo e laboratório (ALMEIDA, 1996).
Tipos de ensaios Vantagens Desvantagens
Laboratório
• Condições de contorno bem definidas
• Condições de drenagem controladas
• Trajetórias de tensões conhecidas durante o ensaio
• Natureza do solo identificável
• Amolgamento em solos argilosos
• Pouca representatividade do volume ensaiado
• Em condições análogas é, em geral, mais caro que ensaio de campo
Campo
• Solo ensaiado em seu ambiente natural
• Medidas contínuas com a profundidade (CPTu)
• Ensaiado maior volume de solo • Geralmente mais rápido que o
ensaio de laboratório
• Condições de contorno mal definidas
• Condições de drenagem desconhecidas
• Grau de amolgamento desconhecido
• Modos de deformação e ruptura diferentes da obra
• Natureza do solo não identificável (exceto SPT)
Almeida (1996) classifica a aplicabilidade de alguns ensaios de campo em
obras de aterros sobre solos moles, descritos na Tabela 2.06, onde A, B e C
representam respectivamente alta, média e baixa aplicabilidade.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
40
Tabela 2.06 – Aplicabilidade de alguns ensaios de campo em obras de aterro sobre solos
moles (ALMEIDA, 1996).
Ensaio Tipo de
solo Perfil Su u OCR G, Eu mv, Cc ch, cv K Curva
σ-ƹ
SPT B B C -- -- -- C -- -- --
CPTU A A B A A B B A B B
Palheta B C A -- -- -- -- -- -- --
CPT B A B -- C B C -- -- --
Dilatômetro B B B -- B B C -- -- C
Permeabilidade
in situ C -- -- A -- -- -- B A --
Fratura
hidráulica -- -- -- B B -- -- C C --
Pressinômetro
autocravado B B A A A A A A B A
onde:
Su → resistência ao cisalhamento não-drenado;
u → poropressão;
OCR → razão de pré-adensamento;
G, Eu → módulo cisalhante, módulo de elasticidade;
mv, Cc → coeficiente de compressibilidade volumétrica, indice de compressão;
ch, cv → coeficiente de adensamento horizontal, coeficiente de adensamento vertical;
K→ coeficiente de permeabilidade;
Curva σ-ƹ→ curva tensão deformação.
Almeida (1996) recomenda procedimentos para a determinação de
parâmetros de argilas moles, expostos na Tabela 2.07.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
41
Tabela 2.07 – Parâmetros e procedimentos para argilas moles (ALMEIDA, 1996).
Parâmetro geotécnico Procedimento recomendado Procedimento alternativo e
observações
Estratigrafia Piezocone Amostragem integral de
pequeno diâmetro (Lacerda e Sandroni, 1993)
História de tensões (OCR) Ensaio edométrico Considerar qualidade de amostragem (NBR 9820)
Coeficiente de empuxo em repouso (k0)
Pressinômetro autocravante (PMT) e dilatômetro (DMT)
Ensaio caro (PMT)
Usar correlação k0=f(OCR) para avaliar resultado do DMT
Parâmetro de compressibilidade (e.g., mv)
Ensaio edométrico Considerar qualidade de amostragem (NBR 9820)
Coeficiente de adensamento Dissipação com piezocone Ensaio edométrico não
necessariamente confiável
Coeficiente de permeabilidade CPTu e/ou permeabilidade in
situ Ensaio endométrico para obter
k=f(índice de vazios)
Resistência não-drenada Combinação de ensaios de
campo e laboratório Usar correlação Su=f(OCR)
para avaliar resultados Parâmetros e resistência em
tensões efetivas Ensaio triaxial drenado e
não-drenado --
Módulo de elasticidade Eu
Ensaio triaxial drenado e não-drenado (com
carregamento e descarregamento)
Considerar qualidade de amostragem (NBR 9820)
Diagramas Eu/Su=f(IP,OCR) podem auxiliar
2.3.1 Sondagem à percussão – Standard Penetration Test (SPT)
De acordo com Schnaid (2000), a sondagem à percussão (Standard
Penetration Test – SPT) é uma ferramenta de investigação geotécnica que visa o
reconhecimento de solos para fins de engenharia geotécnica conjugada a uma
medida de resistência dinâmica.
Durante a amostragem do solo, são anotados os números de golpes do
martelo necessários para cravar cada um dos três trechos de 15 cm do amostrador-
padrão. Com resultado do ensaio obtém-se o índice de resistência à penetração
(NSPT), sendo ele o número de golpes necessários para cravar os últimos 30 cm do
amostrados, após os primeiro 15 cm já cravados. Este índice é empregado em
projetos de fundação.
Schnaid (2000) relata que a perfuração é realizada por tradagem e circulação
de água, utilizando-se um trépano de lavagem como ferramenta de escavação.
Amostras representativas do solo são coletadas a cada metro de profundidade por
meio de um amostrador-padrão. O procedimento de ensaio consiste na cravação
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
42
deste amostrador no fundo de uma escavação (revestida ou não), usando um peso
de 65 kg, caindo de uma altura de 75 cm.
A Figura 2.09 abaixo demonstra um esquema dos equipamentos utilizados
para a realização da sondagem.
Figura 2.09 – Esquema do Ensaio SPT (Procedimento SPT – In Situ, 2006).
A primeira aplicação atribuída ao SPT consiste na simples determinação do
perfil do subsolo e identificação táctil-visual, das diferentes camadas, a partir do
material recolhido no amostrador-padrão. A classificação do material é normalmente
obtida combinando a descrição do testemunho de sondagem, com as medidas de
resistência à penetração.
As vantagens deste ensaio com relação aos demais são: simplicidade do
equipamento, facilidade do transporte, baixo custo, e obtenção direta de um valor
numérico (NSPT), que pode ser relacionado com regras empíricas de projeto.
As principais desvantagens são: para solos saturados e moles a energia
aplicada é alta e não existe sensibilidade; muitas vezes utilizam-se fórmulas
empíricas sem consideração da complexidade do solo; utiliza motor e água, o que
torna dependente de fornecimento externo de energia e água; e as mobilizações e
instalações são complicadas e demoradas.
Pinto (2002) acrescenta que, em função da resistência à penetração, o estado
do solo é classificado pela compacidade, quando areia ou silte arenoso, ou pela
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
43
consistência, quando argila ou silte argiloso. As classificações, fruto da experiência
acumulada, dependem da energia efetivamente aplicada ao barrilete amostrador,
conseqüente de como é acionado o martelo.
As normas e documentos referentes ao SPT são: NBR 6484/2001 – Solos –
Sondagens de simples reconhecimento com SPT – Método de ensaio; NBR 6502/95
– Rochas e solos – Terminologia; NBR8036/83 – Programação de sondagens de
simples reconhecimentos dos solos para fundações de edifícios – Procedimentos;
NBR 13441/95 – Rochas e solos – Simbologia; NBR 7250/82 – Identificação e
descrição de amostras de solos obtidas em sondagens de simples reconhecimento
dos solos.
A Tabela 2.08 apresenta correlações empíricas, que permitem uma estimativa
da compacidade das areias e da consistência das argilas, a partir da resistência à
penetração medidas nas sondagens. (GODOY, 1971)
Tabela 2.08 – Correlações empíricas para estimativa da compacidade das areias e da
consistência das argilas, a partir das resistências à penetração medidas nas sondagens (GODOY,
1971).
Compacidades e consistências segundo a resistência à penetração - SPT Solo Denominação N0 de golpes
Compacidade de areias e siltes arenosos
Fofa < 4 Pouco compacta 5 – 8 Med. compacta 9 – 18
Compacta 19 – 41 Muito compacta > 41
Consistência das argilas e siltes argilosos
Muito mole < 2 Mole 2 – 5 Média 6 – 10 Rija 11 – 19 Dura > 19
Conforme Schnaid (2000), as aplicações dos resultados do NSPT do ensaio de
sondagem à percussão são divididas em diretas e indiretas. As aplicações diretas
são: previsão de comportamento de fundações, capacidade de carga e estimativa de
recalques. As aplicações indiretas são: estimativa das propriedades e
comportamento do solo, ângulo de atrito, resistência ao cisalhamento não-drenado,
entre outras.
Schnaid (2000) salienta ainda que, é importante que os métodos estatísticos,
aplicação simples, e coeficientes de correlação devam ser validados através da
experiência local onde o ensaio foi realizado.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
44
2.3.2 Ensaio de piezocone – Piezocone Penetration Test (CPTu)
Schnaid (2000) explana que, o ensaio piezocone, conhecido pela sigla CPTu
(Piezocone Penetration Test), vêm se caracterizando internacionalmente como uma
das mais importantes ferramentas de prospecção geotécnica. Resultados de ensaios
podem ser utilizados para determinação estratigráfica de perfis de solos,
determinação de propriedades dos materiais prospectados, particularmente em
depósitos de argilas moles, e previsão da capacidade de carga de fundações. O
ensaio fornece dados de resistência de ponta, atrito lateral e poropressão.
O ensaio de simples execução, rápido e prático, de alta produtividade, não
possui interferência do operador nos resultados, sendo fornecidos continuamente; e
há uma boa estimativa dos parâmetros mecânicos do solo. No Brasil sua
metodologia é normatizada pela NBR 12069/91 – Solo – Ensaio de penetração de
cone in situ (CPT).
A seguir são apresentadas algumas das definições empregadas durante o
ensaio.
Cone: ponteira elétrica dotada de quatro sensores elétricos para medir dentro
da própria ponteira a resistência à penetração, atrito lateral, poropressão e desvio.
Ponteira do cone: instrumento de forma cilíndrica com uma ponta cônica
projetada para penetrar em solos e fornecer o componente de resistência de ponta,
desenvolvendo durante a sua penetração.
Luva de atrito: parte do cone sobre a qual a componente resistência de atrito
local se desenvolve.
Pedra porosa: Parte do cone sobre a qual a componente de poropressão se
desenvolve.
Haste: tubos de aço utilizados para o avanço (cravação) do cone.
Penetrômetro: equipamento responsável pela reação e cravação estática do
cone e conjunto de hastes.
Microfone: equipamento responsável pelo recebimento do sinal sonoro
emitido pelo cone.
Caixa codificadora: equipamento responsável pela transmissão dos sinais ao
computador.
Profundimetro: equipamento responsável por medir a profundidade do ensaio.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
45
Resistência de ponta (qc): resistência à penetração desenvolvida sobre o
cone, igual à componente de força vertical aplicada ao cone, dividida pela área
projetada horizontalmente, sendo expressa em MPa.
Resistência de atrito (fs): resistência à penetração desenvolvida sobre a luva
de atrito, igual à componente de força vertical aplicada à luva, dividida pela área de
sua superfície lateral, sendo expressa em KPa.
Poropressão (u): poropressão desenvolvida sobre a pedra porosa localizada
na base da ponteira cônica.
Almeida (1996) acrescenta que, o ensaio do cone consiste na cravação no
terreno de uma ponteira cônica de 60º de ápice e 10 cm² (Figura 2.10), a uma
velocidade constante de 20 mm/s.
Figura 2.10 – Cone utilizado no ensaio CPTu.
Segundo Schnaid (2000), o equipamento de cravação é uma estrutura de
reação sobre a qual é montado um sistema de aplicação de cargas. Sistemas
hidráulicos são normalmente utilizados para essa finalidade, sendo o pistão
acionado por uma bomba hidráulica acoplada a um motor a combustão ou elétrico. A
penetração é obtida através da cravação contínua de hastes, seguida da retração do
pistão hidráulico para posicionamento de novas hastes.
À medida que se procede a cravação das hastes no solo, são feitas medições
a cada 2 cm de profundidade, dos seguintes valores: resistência à penetração da
ponta (qc), resistência por atrito lateral (fs) e poropressão ou pressão neutra (u).
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
46
Com o ensaio, também se pode avaliar, através de correlações, as seguintes
características do terreno: Estratigrafia; Perfil geotécnico; Coeficiente de
adensamento (Ch e Cv); Densidade relativa (Dr); Resistência não-drenada (Su);
Ângulo de atrito efetivo de areias (Ø'); História de tensões (tensão de pré-
adensamento, OCR); Coeficiente de permeabilidade (K); Módulo de deformação
cisalhante (G0); Coeficiente de deformabilidade (mv).
A classificação estratigráfica do terreno prospectado pode ser baseada no
método de Robertson et al (1986). O ábaco de classificação, apresentado abaixo,
demonstra que entrando com os valores de resistência de ponta corrigida (qt); razão
de atrito (FR), e poropressão (u) pode-se classificar o solo em estudo. É importante
observar que os ábacos da Figura 2.11 não classificam granulometricamente o solo,
apenas fornecem uma idéia do comportamento do solo.
Figura 2.11 - A classificação estratigráfica do terreno prospectado baseada
no método de Robertson et al (1986).
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
47
Segundo Almeida (1996), os cálculos da resistência de ponta corrigida (qt) e
poro-pressão corrigida (ub) são realizados através das fórmulas:
Equação 2.05
Equação 2.06
onde:
qt →resistência de ponta corrigida (MPa);
qc→ resistência de ponta obtida através do ensaio (MPa);
a→ calibração do equipamento;
ub→ poro-pressão corrigida (MPa);
ut → poro-pressão obtida através do ensaio (MPa).
Ainda conforme Almeida (1996), a correção do atrito lateral medido (fs) para o
corrigido (ft) realiza-se de forma análoga à correção do qc para qt. O cálculo da razão
de atrito (FR) é dado pela fórmula:
Equação 2.07
onde:
qt → resistência de ponta corrigida (MPa);
FR → razão de atrito (%);
ft→ atrito lateral corrigida (MPa).
2.3.3 Ensaio de palheta - Vane Shear Test
De acordo com Almeida (1996) e Pinto (2002), o ensaio de palheta (Vane
Shear Test) tem por objetivo determinar a resistência ao cisalhamento não-drenada
(Su) in situ de solos argilosos, em especial solos moles. Utiliza-se uma palheta de
seção cruciforme com dimensões pré-definidas (Figura 2.12), a qual é cravada no
terreno e submetida a uma rotação constante de 6 graus/minuto, por meio de um
c
+ qt (1-a) . = q u b
t
. ub 0,8 = u
t
t
FR q
=f
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
48
torquímetro mantido na superfície, medindo-se o torque necessário para cisalhar o
solo à medida que é provida a rotação.
Figura 2.12 – Palheta de seção cruciforme.
O ensaio, que internacionalmente é conhecido por Vane Shear Test, no Brasil
possui metodologia normatizada pela NBR 10905/89 – Solo – Ensaios de palheta in
situ (VT).
Algumas definições importantes referentes ao ensaio:
Palheta: palheta com quatro pás, preferencialmente de aço de alta
resistência, com diâmetro de 65 mm e altura de 130 mm. Quando o ensaio é
executado em argila rija tolera-se o uso de palheta retangular de diâmetro de 50 mm
e altura de 100 mm.
Haste fina: haste de extensão com diâmetro de 22 mm, de aço, capaz de
transmitir sem romper o torque à palheta. Compostas de segmentos acopláveis com
1 m de comprimento.
Tubo de proteção: tubo de proteção da haste fina, com diâmetro externo de
42 mm, utilizado para eliminar o atrito do solo com a haste fina, sendo mantido
estacionário durante o ensaio.
Equipamento de torque e medição: equipamento que imprima uma rotação às
hastes de 0,10 a 0,20 graus/segundo e que permita medição do torque aplicado às
hastes.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
49
Slip-coupling: equipamento acoplado por um giro de aproximadamente 20
graus logo após a palheta. Mede o atrito entre o tubo de proteção e as hastes finas.
Penetrômetro: equipamento responsável pela reação e cravação estática do
tubo de proteção/palheta/haste fina.
Pinto (2002) expõe que o Vane Shear Test é extremamente simples e usado
com muita freqüência, por ser econômico, e acrescenta que, um dos problemas do
ensaio é que ele deve ser realizado com elevada velocidade de rotação da palheta,
para que a pressão neutra não dissipe, fazendo com que a resistência não seja mais
a resistência não-drenada. Deste modo, a ruptura do solo acontece em menos de 5
minutos, e a resistência determinada é muito superior à resistência correspondente a
carregamentos mais lentos, o que acontecem na prática. O outro problema é que a
resistência oferecida à rotação da palheta durante a realização do ensaio é dada na
superfície vertical, porém na análise de estabilidade de um aterro, não é este plano o
solicitado, como mostram as Figuras 2.13. e 2.14.
Figura 2.13 – Análise da estabilidade de um aterro sobre argila mole,
em que a resistência que interessa é a resistência não drenada Su da argila (PINTO, 2002).
Figura 2.14 – Solicitação no terreno por efeito de carregamento na superfície (PINTO, 2002).
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
50
As resistências não-drenadas obtidas pelo ensaio são superiores aos reais,
isso se deve a anisotropia e ao fator tempo, e é tanto maior quanto mais plástico é o
solo, pois o efeito do tempo é tanto maior quanto mais argiloso o solo.
Almeida (1996) e Pinto (2002) proferem que o ensaio de palheta,
devidamente corrigido, é um ensaio confiável para projetos, principalmente quando
seus valores são confrontados com os fornecidos por correlações.
Equipamento Tipo “A”:
Os ensaios realizados com equipamento tipo A (ensaios sem perfuração
prévia) apresentam resultados de melhor qualidade, sendo utilizados em solos com
baixa consistência, onde é possível a cravação estática da palheta a partir do nível
do terreno.
Durante a cravação, com o auxílio de um penetrômetro hidráulico, a palheta é
protegida por uma sapata, e as hastes, através do tubo de proteção, sendo mantidas
centralizadas e protegidas. A cravação é interrompida 0,5 m antes da cota de
ensaio. A partir dessa profundidade, o acionamento do conjunto de hastes permite
posicionar a palheta no ponto desejado, minimizando-se as perturbações do terreno,
e o atrito do sistema.
Quando a palheta gira no interior do solo, ela tende a cortar o solo segundo
um cilindro definido pelas dimensões da palheta. Na superfície deste cilindro, a
resistência oferecida ao torque é a resistência não-drenada do solo, tanto quanto na
superfície de ruptura. Atingido o torque máximo, a resistência da argila é obtida,
igualando-se este valor ao momento resistente do cilindro formado. Desta igualdade
resulta o valor da resistência não-drenada do solo, que, sendo a altura duas vezes o
diâmetro da palheta, expresso pela equação, segundo Almeida (1996):
Equação 2.08
onde:
T → torque máximo medido (Nm);
D → diâmetro da palheta (m);
Su → resistência não drenada (KPa).
Ao terminar o ensaio para a obtenção da resistência não-drenada in situ (Su),
procede-se a obtenção da resistência não-drenada amolgada (Sur), executando-se
3.
.86,0
D
T
Su
π
=
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
51
10 voltas rápidas da palheta e reiniciando-se as medições. Calcula-se a resistência
não-drenada amolgada (Sur) com a mesma fórmula descrita anteriormente, apenas
utilizando novo valor de torque máximo determinando no ensaio.
A execução dos ensaios de palheta permite obter os seguintes resultados:
gráfico de torque (N.m) em função da rotação; torque máximo com solo indeformado,
Resistência não-drenada (Su) do solo in situ; torque máximo com solo amolgado;
Resistência não-drenada amolgada (Sur); e sensibilidade do solo (St).
Com os valores da resistência não-drenada (Su) e a resistência não-drenada
amolgada (Sur), pode-se obter o valor da sensibilidade da argila através da seguinte
equação, segundo Pinto (2002):
Equação 2.09
2.4 Instrumentações geotécnicas
Segundo Almeida (1996), a avaliação de desempenho de obras sobre solos
moles através de instrumentação de campo objetiva a verificação das premissas do
projeto, visto que sempre estão presentes incertezas sobre do comportamento real
da obra.
Silveira (2006) salienta que a instrumentação é apenas uma ferramenta e não
uma solução. Almeida (1996) acrescenta que, as medidas tradicionalmente
realizadas em obras sobre solos moles são: medidas de deslocamentos verticais, na
interface aterro-fundação e em profundidade na camada de argila mole; medidas de
deslocamentos horizontais, principalmente na camada de argila mole na região
subjacente ao talude do aterro; e medidas de poropressão em diferentes pontos da
camada de argila mole.
Entre os instrumentos utilizados para a realização das medidas acima
descritas pode-se citar piezômetros, inclinômetros verticais, perfilômetros,
extensômetros e placas de recalque.
Conforme Silveira (2006) é necessário prever a variação das medidas as
quais se pretende obter para requerer instrumentos com sensibilidade adequada,
u
ur
S t S
=S
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
52
pois uma estimativa destes valores conduz a uma determinada categoria de
instrumentos.
Uma estimativa do valor mínimo de interesse conduz à seleção da
sensibilidade ou precisão do instrumento. Há uma tendência de buscar
desnecessariamente alta precisão, quando, na realidade, alta precisão deve ser
sacrificada em prol da confiabilidade, quando essas conflitam entre si. Alta precisão
está, geralmente, vinculada à delicadeza e fragilidade (SILVEIRA, 2006).
A seleção e aquisição dos instrumentos, calibração na fabrica, instalação,
calibração in situ, manutenção, coleta, processamento e apresentação dos dados
devem, preferencialmente, estar sob controle direto do proprietário ou do
especialista em instrumentação, selecionado pelo proprietário. Quando qualquer
uma dessas tarefas é desempenhada pelo empreiteiro, a qualidade dos dados é
frequencialmente duvidosa (SILVEIRA, 2006).
A Tabela 2.09 fornecida por Silveira (2006) é um exemplo de atribuição de
tarefas em um programa de monitoração supervisionado pelo proprietário. Contudo é
meramente um exemplo, pois as necessidades de cada empreendimento devem ser
avaliadas particularmente.
Tabela 2.09 – Atribuição de tarefas em um programa de monitoramento supervisionado pelo
proprietário (SILVEIRA, 2006).
Tarefa Parte responsável
Proprietário Consultor do projeto
Especialista em instrumentação
Empresa construtora
Concepção do plano de auscultação X X X Aquisição dos instrumentos e
calibração de fábrica X X
Instalação dos instrumentos
X X
Manutenção e calibração periódica dos instrumentos
X X
Estabelecimento da programação de coleta de dados
X X
Aquisição dos dados
X X
Processamento e apresentação dos dados
X
Análise e elaboração de relatórios periódicos
X X
Decisão pela implementação das recomendações e medidas corretivas
X X
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
53
Os instrumentos devem ter uma prova de seu bom desempenho no passado
e devem sempre assegurar a máxima durabilidade, no ambiente em que foram
instalados (SILVEIRA, 2006).
A necessidade de um sistema automático de aquisição de dados deve ser
analisada, e as informações obtidas devem ser selecionadas, respeitando a
freqüência planejada e a duração das leituras. Sofisticação e automação
desnecessárias precisam ser evitadas. Devem ser feitos planos de ação para
eventuais falhas em qualquer parte do sistema de automação, bem como a
determinação da necessidade de elementos adicionais e de unidades de leitura
reservas (SILVEIRA, 2006).
Silveira (2006) expõe que uma solução prática para a seleção da localização
dos instrumentos deve envolver três passos básicos: a) identificação de áreas de
risco (tais como áreas estruturalmente frágeis, como carregamentos mais intensos,
ou onde as maiores pressões d’água são esperadas), para receber a instrumentação
apropriada; b) seleção de áreas, normalmente seções transversais, nas quais o
comportamento é previsível; c) como a seleção das áreas pode estar incorreta,
devem ser instalados instrumentos em seções secundárias, para servir de
comparação aos resultados e comportamentos obtidos.
A instrumentação é utilizada para medições, e cada medida realizada envolve
erros e incertezas. Erro constitui o desvio entre o valor medido e o valor real. Assim,
ele é matematicamente igual à precisão. Erros surgem em função de várias causas
distintas, descritas a seguir e sintetizadas na Tabela 2.10 (SILVEIRA, 2006).
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
54
Tabela 2.10 – Erros e incertezas provindas das leituras de uma instrumentação (SILVEIRA, 2006).
Tipos de erro Causas Medidas corretivas dos
instrumentos
Erro grosseiro Inexperiência, falha na leitura, falha
no registro, erro computacional.
Mais cuidado/atenção, treinamento, leituras duplicadas, dois
observadores, comparação com as leituras prévias.
Erro sistemático Calibração imprópria, falha de
calibração, histerese, não linearidade.
Uso de calibração correta, recalibração, uso de padrões, uso de
procedimentos de leitura consistentes.
Erro de conformidade Detalhes de instalação incorretos, limites o instrumento de medição.
Seleção de instrumento apropriado, modificação dos procedimentos de
instalação,aprimoramento do projeto de instalação.
Erro ambiental Clima, temperatura, vibração,
corrosão.
Registrar as variações ambientais e introduzir correções, fazer escolha
apropriada dos materiais dos instrumentos.
Erro observacional Variação entre observadores Treinamento, uso de sistemas de aquisição automática de dados.
Erro de amostragem Variabilidade nos parâmetros
medidos, técnicas incorretas de amostragem.
Instalação de um número suficiente de instrumentos nos locais
representativos.
Erro randômico Ruído, atrito, efeitos ambientais.
Seleção correta dos instrumentos, eliminação temporária de ruídos,
leituras múltiplas, análises estatísticas.
Lei de Murphy Se alguma coisa pode dar errado,
com certeza, dará. Nenhuma – qualquer tentativa de remediar a situação irá piorá-la.
Silveira (2006) sugere que, os detalhes da instalação de cada instrumento
devam ser documentados nos relatórios de documentos de instalação, porque
condições locais ou não usuais normalmente influenciam as variáveis medidas. Os
procedimentos de instalação devem ser bem esquematizados, antes da
determinação das datas de instalação, e devidamente ajustados ao cronograma das
obras. Procedimentos escritos devem ser preparados detalhadamente, tendo como
base o manual de instrução do fabricante e o conhecimento do projetista sobre as
condições geotécnicas locais. Estes devem incluir uma lista minuciosa de materiais e
equipamentos demandados, e folhas de documentação da instalação devem ser
preparadas, para registrar todos os fatores que podem influenciar os dados medidos.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
55
2.4.1 Piezômetros de corda vibrante
Antes de tudo é importante saber a diferença entre nível freático e
poropressão, a definição de nível freático é a superfície superior de um corpo d’água
subterrâneo, na qual a pressão d’água corresponde à atmosférica e não há a
presença de fluxo d’água; a poropressão ou pressão neutra é a pressão da água
presente nos vazios do solo, a qual independe da porosidade do mesmo,
dependendo somente de sua profundidade em relação ao nível freático; quando um
carregamento é realizado na superfície de um terreno, o solo se comprime e uma
parcela de água é expulsa de seus vazios, mesmo que lentamente, a percolação de
água pelo solo interfere nas pressões neutras e faz com que o nível freático não se
encontre em equilíbrio.
Conforme Silveira (2006), para a medição do nível freático utilizam-se poços
de observação ou medidores de nível d’água, e para a medição de poropressão
utilizam-se piezômetros.
Silveira (2006) acrescenta que normalmente a poropressão registrada abaixo
do nível d’água é positiva e pode aumentar em um solo pela aplicação de esforços
de compressão na camada em estudo. A colocação de um aterro sobre uma camada
argilosa pode provocar aumentos significativos de poropressão na fundação. A
poropressão pode aumentar também devido a esforços de cisalhamento são
aplicados a um solo fofo. Neste caso, as deformações cisalhantes tendem a
provocar a redução do volume de solo na camada em análise.
Quando os poros do solo estão cheios de água, tende a ocorrer uma elevação
da poropressão. Como um exemplo prático, pode-se considerar uma ruptura pela
fundação de um aterro sobre solo fofo de origem aluvionar. O material sob o pé do
aterro é submetido a esforços de cisalhamento enquanto o aterro é construído, além
de sofrer um incremento das poropressões, decorrente do adensamento do solo
pelo peso das camadas sobrejacentes. Os esforços cisalhantes causam deformação
do solo, o aumento das poropressões e a redução da resistência, aumentando
dessa forma a tendência de ruptura (SILVEIRA, 2006).
Quando uma escavação é realizada em argila, o solo abaixo da base da
escavação é descarregado, causando um início de redução das poropressões, que
podem se tornar negativas. As poropressões podem também decrescer quando
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
56
esforços cisalhantes são aplicados ao solo, cujo esqueleto está em um estado
bastante adensado (SILVEIRA, 2006).
Para Silveira 2006, os piezômetros, em geral, são instalados em furos de
sondagem. O elemento poroso de um piezômetro é normalmente envolto por areia,
sendo a célula de areia vedada no interior da sondagem, por um trecho de injeção,
por exemplo, de bentonita.
Os piezômetros de corda vibrante são instrumentos instalados no solo na
profundidade de interesse para realizar o controle da poropressão, ou seja, pressão
na água presente nos vazios do solo, em obras de engenharia geotécnica. Eles
convertem poropressão em freqüência através da conexão de uma pedra-porosa
com um diafragma interno, cuja deflexão é medida por um transdutor de corda
vibrante instalado perpendicularmente ao plano do diafragma. A temperatura
também é medida através de um sensor térmico acoplado e é utilizada para corrigir
os dados.
Conforme o fabricante Geokon (2006), o transdutor de pressão usa um
sensível diafragma de pressão com uma corda vibrante anexada ao elemento. O
diafragma é soldado a uma cápsula que é hermeticamente fechada e evacuada.
Pressões do fluido que atuam sobre a face externa do diafragma causam
deformações no diafragma, alterações na tensão e freqüência da corda vibrante. A
mudança na freqüência é transmitida às paredes da cápsula.
O fabricante acrescenta que, os piezômetros de corda vibrante têm
incorporados a eles um filtro de pedra porosa à frente do diafragma, o que permite
que o fluido passe, porém evita que partículas do solo interfiram diretamente sobre o
diafragma. O modelo padrão de piezômetro é projetado para medir pressões de
fluidos como água subterrânea e elevações de poropressão, quando enterrados
diretamente em aterros, também é adequado para instalação no interior furos, ou
poços de observações.
Os resultados podem ser expressos graficamente onde os eixos do gráfico
são: poropressão (kPa) versus dias monitorados.
A Figura 2.15 abaixo apresenta modelos de piezômetros de corda vibrante
fornecidos pela Geokon, com diferentes formatos e posições da pedra-porosa,
conforme a sua finalidade.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
57
Figura 2.15 – Piezômetros da Geokon (GEOKON, 2006).
2.4.2 Inclinômetros verticais
Segundo Silveira (2006), os deslocamentos horizontais são decorrentes da
compressibilidade dos materiais do aterro e fundação, a observação destes
deslocamentos tem também grande interesse na supervisão dos deslocamentos
cisalhantes concentrados. Na fundação, a existência de uma camada de solo de
baixa resistência pode favorecer a indução de superfícies potenciais de ruptura, cuja
ocorrência real pode ser supervisionada por meio de instrumentos que permitem a
medição dos deslocamentos horizontais ao longo de toda a extensão de furos
verticais de sondagem.
Os inclinômetros verticais monitoram o deslocamento horizontal do solo, isto
é, a movimentação das camadas que compõem o terreno com o passar do tempo,
através das leituras realizadas, durante o monitoramento da obra até a sua
estabilização ou ruptura, com a utilização de um torpedo a prova d’água, dotado de
um pêndulo interno, que é introduzido dentro de um tubo-guia previamente instalado
no terreno o mais vertical possível, para reduzir a possibilidade de erros. Deve ser
dada atenção à vedação da emenda entre os tubos-guia e as luvas, pra evitar a
entrada de água com argila ou outros materiais no interior da composição.
Silveira (2006) comenta que o torpedo do inclinômetro vertical mede
deslocamentos angulares a intervalos igualmente espaçados e segundo direções
preestabelecidas. O tubo-guia deve ser instalado tendo por base um referencial fixo
na fundação, preferencialmente o topo rochoso, subindo verticalmente até a
superfície do aterro, onde as leituras são realizadas.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
58
A Figura 2.16 representa o ângulo de inclinação e desvio lateral lidos pelo
torpedo ao longo do tubo-guia.
Figura 2.16 – Torpedo e tubo-guia do inclinômetro
(SILVEIRA, 2006).
Conforme o fabricante Geokon (2006), o torpedo é provido de rodas que o
mantêm em uma orientação conhecida e durante a sua utilização, o mesmo
permanece conectado a um cabo, sendo introduzido até a parte inferior do tubo-guia
e, em seguida, é erguido em incrementos de iguais espaçamentos. Em cada
incremento é realizada uma leitura através da ligação da parte superior do cabo com
caixa de leitura.
A leitura dá uma medida da inclinação do tubo com a vertical, em cada
incremento de profundidade. As repetidas leituras revelam mudanças (inclinações),
que podem ser analisadas para fornecer parcelas de desvios laterais dos tubos-guia,
em direções ortogonais para cada incremento de profundidade.
A inclinação do torpedo é determinada utilizando-se dois servo-acelerômetros.
Um deles mede o deslocamento angular ao longo da direção onde são esperados os
maiores deslocamentos, enquanto o outro mede ao longo da direção ortogonal ao
anterior.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
59
O inclinômetro portátil da Geokon da série 6000 apresenta sensibilidade de
± 10 segundos de arco (± 0,05 mm/m) e repetibilidade correspondente a 0,02% do
campo de leitura, que é de ± 53º.
A Figura 2.17 abaixo apresenta um modelo de inclinômetro vertical com
unidade de leitura e bobina com cabo elétrico.
Figura 2.17 – Torpedo e caixa de leitura do inclinômetro
(GEOKON, 2006).
Durante a execução de um levantamento de deflexão, através da caixa de
leitura é possível visualizar a soma (incrementos) das deflexões totais. Também, no
final de um levantamento, pode ser exibida somente a deflexão parcial para cada
profundidade. Ambas as funcionalidades tornam-se uma ferramenta útil para verificar
os dados do levantamento no terreno para que os erros de leitura sejam
minimizados.
A referência imóvel é a base inferior do tubo-guia, seu material é alumínio e
apresenta ranhuras em todo o seu comprimento. Os deslocamentos horizontais são
calculados comparando-se leitura acumulada efetuada pelo torpedo, de baixo para
cima do tubo, a cada 0,50 m, com a leitura inicial realizada na base inferior do tubo-
guia do inclinômetro. Os deslocamentos são calculados nos dois eixos ortogonais:
eixo A0 e eixo B0. O eixo A0 é a direção onde são esperados os maiores
deslocamentos.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
60
A Figura 2.18 mostra o detalhe das ranhuras do tubo-guia do inclinômetro por
onde passam as rodas do torpedo e os eixos A0 e B0.
Figura 2.18 – Eixos e ranhuras do tubo-guia
(Procedimento Inclinômetro - In Situ, 2006).
É importante que, em cada série de medidas com o inclinômetro, sejam
realizadas leituras diretas e inversas, o que exige a repetição das leituras girando-se
o torpedo a 180º e repetindo-se toda a série de medidas, desde o fundo até a
superfície, procurando-se posicionar o torpedo sempre nas mesmas profundidades.
Com realização dessas duas séries de medidas, é possível se proceder ao cálculo
dos deslocamentos horizontais com muito mais precisão. Os deslocamentos no topo
dos tubos-guia (superfície do terreno) devem ser monitorados por meio de medições
topográficas independentes, para uma melhor avaliação da precisão dos
deslocamentos medidos (SILVEIRA, 2006).
Silveira (2006) recomenda que a instalação tubo-guia do inclinômetro deva
ser protegida, na superfície do aterro, por uma tampa e uma caixa de proteção
adequada também provida de tampa. Deve-se também providenciar uma boa
drenagem evitando acumulo de água e lama no seu entorno.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
61
Os resultados podem ser expressos graficamente onde os eixos do gráfico
são: profundidade (m) versus deslocamento (mm).
2.4.3 Perfilômetros
Os perfilômetros medem deslocamentos verticais ao longo da interface aterro-
fundação ou no interior do próprio aterro em estudo, através das leituras realizadas
com a utilização de um sensor que passa dentro de um tubo previamente instalado
no local conectado a reservatórios de água.
O medidor de recalque (perfilômetro), fabricado pela Geokon (2006), é
provido de sensores de pressão de corda vibrante, sendo de alta sensibilidade e
precisão. O transdutor de pressão emprega um sensível diafragma de pressão com
uma corda vibrante anexada ao elemento. O diafragma é soldado a uma cápsula
que é hermeticamente fechada e evacuada. Pressões do fluido que atuam sobre a
face externa do diafragma causam deformações do diafragma, alterações na tensão
e na freqüência da corda vibrante. A mudança na freqüência é transmitida às
paredes da cápsula.
A Geokon (2006) acrescenta que, os perfilômetros de corda vibrante têm
incorporados a eles um filtro de pedra-porosa à frente do diafragma, o que permite
que o fluido passe, porém evita que partículas de material sólido interfiram
diretamente sobre o diafragma. Um medidor de temperatura auxilia na correção dos
dados obtidos.
Este equipamento permite a perfilagem contínua dos recalques empregando-
se um sensor o qual é conduzido, manualmente com o auxílio de dois técnicos
posicionados nas extremidades da área em monitoramento. O sensor inicia a
perfilagem em uma das extremidades, posicionado começo do tubo horizontal
preenchido com água, no interior do reservatório. O tubo horizontal deve estar
conectado a dois reservatórios de água. O sensor é dirigido de uma extremidade a
outra da tubulação horizontal, a qual se encontra enterrada no interior do aterro.
A condução do sensor ao longo da tubulação horizontal entre cada ponto de
leitura deve realizar-se com intervalos de tempo suficientes para estagnar o fluxo de
água criado com a movimentação do sensor, evitando a captação de dados
tortuosos. O número de pontos a serem efetuadas as leituras ao longo do tubo
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
62
horizontal fica a critério do projetista ou especialista responsável pela análise dos
dados de acordo com a precisão que se quer obter.
Os resultados podem ser expressos graficamente onde os eixos do gráfico
são: recalque (cm) versus distância (m).
Segundo Silveira (2006), o reservatório deve localizar-se sobre um local cujo
recalque possa ser determinado continuamente por meio de medições topográficas
(Figura 2.19).
Figura 2.19 – Ilustração do perfilômetro em campo (GEOKON, 2006).
2.4.4 Extensômetros
Os extensômetros são hastes instaladas verticalmente ao plano horizontal do
terreno, fixadas no solo em diferentes profundidades, possibilitando o
acompanhamento dos deslocamentos verticais sofridos pelas distintas camadas do
mesmo. O monitoramento é realizado por medição topográfica, comparando a
variação do nível da haste do extensômetro com relação a uma referência de nível
conhecida e inalterável.
A empresa Fugro In Situ Geotecnia utiliza extensômetros compostos por
hastes de náilon emendadas através luvas rosqueáveis, onde também é colocado
cola para auxiliar na solidarização, estas hastes de náilon são protegidas
externamente por tubos de PVC ¾ “, os quais são emendados com a utilização cola.
Na interface tubo de revestimento e as hastes é colocado graxa de rolamento
permitindo a movimentação através redução do atrito.
Na base da haste de náilon é emendada uma haste metálica, através de uma
luva, meio metro acima desta haste de ferro, na interface haste metálica e haste de
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
63
náilon, é colocado um revestimento de câmara de bicicleta possibilitando uma maior
deformabilidade nesta região, esta câmara é fixada com braçadeiras de plástico.
Logo acima começa o revestimento de proteção de PVC ¾”, que se estende até a
superfície do terreno.
A Figura 2.20 mostra a base um extensômetro, composto pela haste metálica
na extremidade inferior seguido de um revestimento de borracha protegendo a haste
de náilon, e o inicio do revestimento de PVC dando continuidade a esta proteção.
Figura 2.20 – Base do extensômetro.
A haste metálica é solidarizada na camada de solo de interesse, onde se
deseja monitorar a sua movimentação vertical, com a utilização de nata de cimento.
Na superfície do aterro, após a instalação do extensômetro no solo, é recomendada
a instalação de um tudo de proteção externo que o envolva adequadamente,
evitando que durante o carregamento do aterro ocorram danos às hastes.
Os resultados podem ser expressos graficamente onde os eixos do gráfico
são: recalque (cm) versus dias monitorados.
A Figura 2.21 mostra um extensômetro instalado e envolto por uma proteção
no seu entorno.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
64
Figura 2.21 – Topo do extensômetro.
2.4.5 Placas de recalque
As placas de recalque medem deslocamentos verticais e, sendo eles sofridos
superficialmente pelo terreno ou sofridos pela interface aterro-fundação. O
monitoramento é realizado por medição topográfica comparando a variação do nível
haste da placa com relação a uma referência de nível conhecida e inalterável.
Conforme o procedimento Monitoramento de recalque (2008), da empresa In
situ Geotecnia, este instrumento de monitoramento é composto por hastes de aço
galvanizado, emendada por luvas de rosca, soldada a 90 graus com uma placa
metálica com dimensões de 50 x 50 cm, com 5 mm de espessura. Esta haste é
envolvida por tubos de proteção de PVC de 40 mm, emendados utilizando cola. Na
interface tubo-haste é colocado graxa de rolamento, permitindo a movimentação da
placa, devido à redução do atrito.
No topo da haste de aço galvanizado existe um tampa rosqueada instalada, a
qual é utilizada para o posicionamento da régua utilizada para a realização das
leituras topográficas durante o processo de monitoramento de recalques.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
65
Este equipamento é instalado meio metro abaixo do nível do terreno ou
previamente, também a meio metro abaixo do nível da superfície, na interface aterro-
fundação, com a placa paralela ao plano do terreno e a haste perpendicular a ele.
Os resultados podem ser expressos graficamente onde os eixos do gráfico
são: recalque (cm) versus dias monitorados.
A Figura 2.22 apresenta placas de recalque montadas e prontas para serem
instaladas.
Figura 2.22 – Placas de recalque.
2.4.6 Marcos de recalque
Os Marcos de recalque superficiais são utilizados para monitoramento de
deslocamentos verticais na superfície de aterros, pisos e superfícies de estruturas.
De acordo com o procedimento Monitoramento de recalque (2008), da
empresa In situ Geotecnia, o marco de recalque quando instalado em solo, pode ser
constituído de uma haste de aço galvanizado de 1” que é concretada dentro de um
furo executado a trado manual ou cavadeira mecânica, sua profundidade de
instalação é normalmente 1,0 m a 1,5 m de profundidade com relação ao nível do
terreno. Na superfície, deixa uma parte da haste de ferro exposta e no topo é
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
66
chumbado uma tampa, também é colocado uma caixa de proteção que pode ser de
plástico (PVC) ou ferro.
O procedimento da empresa acrescenta que, o marco de recalque também
pode ser constituído por um parafuso, quando instalado em solo, é concretado em
um buraco de dimensões aproximadas de 50 x 50 cm, com profundidade de meio
metro. Já quando instalado em estruturas de concreto, por exemplo, em pisos, o
parafuso é chumbado em um pequeno buraco executado com o auxilio de uma
furadeira.
O monitoramento é realizado por medição topográfica, comparando a
variação do nível do marco com relação a uma referência de nível conhecida e
inalterável.
Os resultados podem ser expressos graficamente, onde os eixos do gráfico
são: recalque (cm) versus dias monitorados.
As Figuras 2.23 e 2.24 mostram o marco de recalque constituído por um
parafuso:
Figura 2.23 – Parafuso utilizado como Marco de recalque.
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
67
Figura 2.24 – Cabeça do Parafuso.
2.4.7 Referência de nível profunda – Bench mark
Para a realização do monitoramento dos recalques das placas de recalque,
marcos de recalque e extensômetros, se faz necessário a utilização de uma
referência de nível profunda, que permaneça, com sua cota e coordenadas
inalteradas. O bench mark desempenha este papel fundamental no controle dos
deslocamentos verticais sofridos.
Algumas definições importantes são: bench mark : referência de nível para
monitoramento de recalques; tubo interno: peça responsável pela referência de
nível; Revestimento: tubo responsável pela proteção do tubo interno; cabeçote de
latão semi-esférico: acoplado na extremidade superior do tubo interno, onde apóia-
se a régua de leitura topográfica.
Conforme o procedimento de instalação de referência de nível profunda
Bench mark (2006), da empresa In Situ Geotecnia, a referência de nível profunda é
composta por hastes de aço galvanizado emendada por luvas de rosca, protegidas
externamente por tubos de PVC de revestimento, emendados utilizando cola. Na
interface tubo de revestimento e hastes é colocado graxa de rolamento.
O procedimento da empresa acrescenta que, a base da haste de aço
galvanizado permanece aberta para permitir a passagem do nata de cimento
possibilitando sua ancoragem. Deve existir aproximadamente três metros livres de
haste de aço galvanizado, sem revestimento de PVC que o envolvendo, para que
Capítulo 2 – Revisão bibliográfica
68
esta região seja coberta por nata de cimento ancorando à referência de nível nas
camadas mais profundas do terreno.
No topo da haste existe um cabeçote semi-esférico, onde é posicionado a
régua para a realização da leitura topográfica durante o processo de monitoramento
de recalques. É recomendado que a instalação do bench mark seja protegida, na
superfície do terreno, por uma caixa de proteção adequada provida de tampa.
Capítulo 3 PROGRAMA EXPERIMENTAL
3.1 Considerações iniciais
Conforme descrito no Capitulo 1, o objetivo deste capítulo foi apresentar uma
descrição do projeto da Seção Teste, apontando sucintamente a execução da
sobrecarga de escória depositada para simulação (aterro). Neste capítulo também
foi realizado uma breve explanação com respeito às características do solo local,
fornecidas previamente pela TKCSA para ter-se uma idéia do subsolo em que será
realizado o trabalho. Foram detalhados os procedimentos adotados para a
execução dos ensaios de investigação geotécnica, assim como os procedimentos
seguidos para a instalação dos instrumentos e monitoramento. Por fim foi realizado
comentários sobre a instalação dos instrumentos e monitoramento.
3.2 Programa experimental
O programa experimental foi realizado em uma Seção Teste (Figura 3.01), no
pertencente ao pátio de armazenamento de coque, situado na Área de Manejo de
Matéria-Prima – TKCSA. Esta Seção Teste é dividida por um eixo de simetria (Figura
3.02), neste eixo esta prevista a passagem um equipamento de manejo de matéria-
prima (Stacker/Reclaimer), que opera sobre trilhos, uma parte da seção teste foi
denominada Seção Norte (Figura 3.03) e outra denominada Seção Sul (Figura 3.04).
Figura 3.01 – Seção Teste.
Seção Norte Seção Sul
Seção Teste – Coke Yard N
Capítulo 3 – Programa experimental
71
Figura 3.04 – Seção Sul.
Em ambos os lados do eixo, onde futuramente será depositado coque em
definitivo, foram realizados ensaios SPT, de piezocone e de palheta, também foram
instalados piezômetros, inclinômetros verticais, perfilômetros, extensômetros, placas
de recalque e pontos geodésicos, previamente ao carregamento de escória para
simulação do comportamento do subsolo local frente a ação destas cargas.
As Figuras 3.05 e 3.06 apresentam um croqui com as coordenadas
topográficas, utilizadas pela TKCSA, dos pontos de execução dos ensaios e
instalação dos instrumentos.
Capítulo 3 – Programa experimental
72
Figura 3.05 – Localização dos pontos Seção Norte.
Figura 3.06 – Localização dos pontos Seção Sul.
A seção teste, dentro do pátio de armazenagem de coque, localiza-se na
parte sul do mesmo, cerca de 350 metros a leste de sua fronteira oeste (Figura
3.07). A futura armazenagem de coque nesta área esta prevista para ter pilhas de
uma altura máxima de 13 metros, o que equivale a uma carga de 100 kN/m².
N
N
A0 A0
A0 A0
Capítulo 3 – Programa experimental
73
Figura 3.07 – Planta de situação da Seção Teste.
Em todo o pátio de armazenagem de coque incluindo a seção teste foram
instalados, previamente, drenos sintéticos verticais (Figura 3.08), em ambos os lados
do eixo de trilhos, com a finalidade de acelerar os tempos de recalque nesta fase de
teste com o auxílio de pré-carregamento (Figura 3.09), com a presença de uma
camada drenante de areia dragada do mar na interface aterro-fundação (Figura
3.10).
Figura 3.08 – Drenos verticais.
Seção Sul
Seção Norte
Seção Teste
Capítulo 3 – Programa experimental
74
Figura 3.09 – Aterro de Escória.
Figura 3.10 – Areia dragada do mar.
Com o pré-carregamento será possível reduzir os recalques na fase de
operação do pátio de armazenamento de matéria-prima da siderúrgica, assegurando
um fator de segurança adequado no que diz respeito à estabilidade global da área
de estocagem de coque neste período.
O planejamento da Seção Teste foi parte integrante do projeto e do conceito
de segurança da companhia, devido às condições desfavoráveis do subsolo,
Capítulo 3 – Programa experimental
75
principalmente devido à presença de argila mole no local. Esta área recebeu
acréscimos de cargas na superfície durante a fase de testes, e utilizou para o seu
estudo uma combinação numérica e analítica, juntamente com verificações
experimentais, para que assim, posteriormente fosse possível realizar a otimização
do projeto do armazenamento de coque no local, tendo um melhor conhecimento do
comportamento do subsolo, o qual se pretende que em longo prazo apresente
segurança e durabilidade.
Os acréscimos de carga depositadas na superfície da Seção Teste durante a
fase inicial do monitoramento foram realizados logo após o término das
investigações geotécnicas, e a instalação dos instrumentos na Seção Norte e Sul. O
material utilizado para realizar a pré-carga foi escória, com massa específica de
2,532 g/cm³ conforme a Tabela 3.01, e uma inclinação das pilhas de 1:3 a fim de
garantir um declive com estabilidade.
Tabela 3.01 – Massa específica.
Seção Teste – Coke Yard
Massa específica do material utilizado para aterro
Seção Norte
Massa específica 2,562 g/cm³
Massa específica 2,529 g/cm³
Seção Sul
Massa específica 2,507 g/cm³
Massa específica 2,489 g/cm³
Massa específica (média) 2,532 g/cm³
Foi realizado um processo de carregamento ordenado, a fim de evitar o
colapso do solo. A carga máxima prevista, devido ao peso do material, foi de
aproximadamente de 100 kN/m² e a altura máxima no centro do carregamento foi de
4 metros.
O processo de carregamento foi realizado em 2 etapas, sendo 2 metros de
carregamento por vez, intercalando o carregamento da Seção Norte com a Seção
Sul, como é apresentado na tabela 3.02.
Capítulo 3 – Programa experimental
76
Tabela 3.02 – Processo de carregamento da Seção Teste.
Etapa de
carregamento Seção Teste
Altura da Pilha
de carga
Data de realização
dos carregamentos
Primeira etapa de carregamento
Seção Norte + 2 m 29.09.2008 Seção Sul + 2 m 30.09.2008
Segunda etapa de carregamento
Seção Norte + 2 m 03.10.2008 Seção Sul + 2 m 06.10.2008
As Figuras 3.11 e 3.12 mostram respectivamente: A primeira fase de
carregamento da Seção Norte e Sul respectivamente.
Figura 3.11 – Primeiro carregamento Seção Norte.
Figura 3.12 – Primeiro carregamento Seção Sul.
As Figuras 3.13 e 3.14 mostram respectivamente: A segunda fase de
carregamento da Seção Norte e Sul respectivamente.
Capítulo 3 – Programa experimental
77
Figura 3.13 – Segundo carregamento Seção Norte.
Figura 3.14 – Segundo carregamento Seção Sul.
Previamente a realização da cada etapa de carregamento foi necessário o
prolongamento das hastes das placas de recalque e dos extensômetros da Seção
Norte e Sul, permitindo a realização das leituras topográficas, como mostra a Tabela
3.03.
Tabela 3.03 – Processo de prolongamento das hastes da Seção Teste.
Prolongamento
das hastes Seção Teste
Comprimento
aproximado do
prolongamento
das hastes
Data de
realização dos
prolongamentos
Primeira etapa de prolongamento
Seção Norte + 1 m 23.09.2008 Seção Sul + 1 m 23.09.2008
Segunda etapa de prolongamento
Seção Norte + 2 m 30.09.2008 Seção Sul + 2 m 01.10.2008
Capítulo 3 – Programa experimental
78
Após a fase de carregamento e monitoramento do comportamento das
Seções Norte e Sul frente à ação das cargas depositadas nas mesmas, ocorreu a
fase de descarregamento, para determinar este período, a TKCSA respeitou o
comportamento individual de cada uma das seções, isto é, o tempo necessário para
a estabilização das leituras, dentro do possível, respeitando o cronograma da obra,
somente após isto é que ocorreu o descarregamento das Seções Norte e Sul.
O processo de descarregamento foi realizado em 2 etapas, sendo 2 metros
de descarregamento por vez, tanto na Seção Norte com na Seção Sul, como mostra
a Tabela 3.04.
Tabela 3.04 – Processo de descarregamento da Seção Teste.
Etapa de
descarregamento Seção Teste
Altura da Pilha
de carga
Data de realização
dos
descarregamentos
Primeira etapa de descarregamento
Seção Norte - 2 m 10.12.2008 Seção Sul - 2 m 24.10.2008
Segunda etapa de descarregamento
Seção Norte - 2 m 13.12.2008 Seção Sul - 2 m 27.10.2008
As Figuras 3.15 e 3.16 mostram respectivamente: a primeira fase de
descarregamento da Seção Norte e Sul respectivamente.
Figura 3.15 – Primeiro descarregamento Seção Norte.
Capítulo 3 – Programa experimental
79
Figura 3.16 – Primeiro descarregamento Seção Sul.
As Figuras 3.17 e 3.18 mostram respectivamente: a segunda fase de
descarregamento da Seção Norte e Sul respectivamente.
Figura 3.17 – Segundo descarregamento Seção Norte.
Figura 3.18 – Segundo descarregamento Seção Sul.
Capítulo 3 – Programa experimental
80
Posteriormente à realização da cada etapa de descarregamento foi
necessário o corte das hastes das placas de recalque e dos extensômetros da
Seção Norte e Sul, permitindo a realização das leituras topográficas, como mostra a
Tabela 3.05.
Tabela 3.05 – Processo de corte das hastes da Seção Teste.
Corte das hastes Seção Teste
Comprimento
aproximado do
corte das hastes
Data de
realização dos
cortes
Primeira etapa de corte das hastes
Seção Norte - 2 m 13.12.2008 Seção Sul - 2 m 25.10.2008
Segunda etapa de corte das hastes
Seção Norte -1 m 13.12.2008 Seção Sul -1 m 14.11.2008
O tempo de carregamento da Seção Teste não foi suficiente para que o
adensamento total do terreno seja concluído. Mas espera-se, que os resultados dos
testes de campo sejam adequados para que a companhia possa estabelecer uma
previsão do período total de consolidação.
3.3 Características do solo local
As condições do solo na área estudada foram baseadas em estudos
preliminares realizados no local e fornecidas pela TKCSA. Com base nesses
estudos, assumindo que as camadas são orientadas horizontalmente, a
estratificação do solo presente na Seção Teste pode ser resumida da seguinte
forma: Camada de areia fina (aterro): areia dragada do mar e depositada
acima da superfície do solo original, com uma espessura de aproximadamente 2
metros, com a função de nivelar, fornecer suporte e drenar a água expelida pelo
adensamento do solo mole.
Camada superior de argila: localizada abaixo da superfície original do solo,
argila com consistência de mole a muito mole, com uma profundidade de até 11 a 17
metros. Apresenta uma zona crítica na faixa de 6 a 7 metros de profundidade, com
argila extremamente plástica, apresentando valores de Su de 5 a 15 kN/m². Abaixo
disso, os valores de Su são ligeiramente mais elevados, na ordem de 10 a 60 kN/m². Primeira camada de areia: a camada superior de argila esta sustentada por
uma camada de areia com uma espessura de 4 a 10 metros.
Capítulo 3 – Programa experimental
81
Camada de inferior argila: em algumas partes da área de armazenamento de
matéria prima, existe uma segunda camada de argila com cerca de 2 a 6 metros de
espessura é de melhor qualidade que a camada superior de argila. O topo desta
camada esta a uma profundidade de 19 a 22 metros, e sua base entre 24 a 27
metros abaixo da original superfície do solo.
Segunda camada de areia: abaixo da camada de argila inferior há uma
segunda camada composta de areia grossa que está entre 33 m e 36 m de
profundidade. Abaixo desta camada há o leito de rocha.
O nível do lençol freático no local tem encontra-se praticamente na superfície
do terreno.
3.4 Procedimentos adotados na execução das investigações geotécnicas
As investigações geotécnicas solicitadas pela TKCSA foram realizadas na
Seção Norte e Sul com um ensaio de palheta e um de piezocone aproximadamente
no centro de cada uma delas.
A escolha dos pontos de realização dos ensaios na Seção Teste bem como
as profundidades dos mesmos, foi determinada pela TKCSA.
Os procedimentos seguidos para a execução dos ensaios foram baseados
nos manuais dos instrumentos, procedimentos da empresa, normas NBR e também
nos conhecimentos dos encarregados de investigação da empresa.
As locações de todos os furos sondagem e suas cotas foram realizadas
previamente por topografia e fornecidas pela TKCSA à Fugro In Situ. Os pontos
foram marcados com piquetes que continham a identificação do furo e sua cota.
Após a locação de cada ponto, foram mobilizados os equipamentos e a equipe para
a execução dos serviços.
Previamente ao início do projeto da Seção Teste, já havia sido realizado um
ensaio de SPT e piezocone no entorno do local a ser instrumentado, o qual pertence
à Área de Manejo de Matéria-Prima.
Capítulo 3 – Programa experimental
82
3.4.1 Sondagem à percussão – Standard Penetration Test (SPT)
A execução da sondagem à percussão – Standard Penetration Test (SPT) foi
realizada de acordo com a norma NBR 6484/2001 – Solos – Sondagens de simples
reconhecimento com SPT – Método de ensaio.
Iniciou-se a perfuração dos dois primeiros metros de sondagem com o
emprego de trado – cavadeira manual. Desceu-se o amostrador, deixando um metro
de haste para fora. Acoplou-se a cabeça de bater na parte superior da haste.
Marcou-se com auxílio de um giz um segmento de 45 cm divididos em três trechos
iguais de 15 cm.
Para os dois primeiros metros, apoiou-se o martelo suavemente sobre a
cabeça-de-bater, anotando-se a penetração do amostrador no solo pelo peso do
martelo. Como ocorreu a penetração maior que 45 cm, não se prosseguiu a
cravação do amostrador por meio de impactos sucessivos do martelo. Após a
penetração, sacou-se o amostrador e retirou-se a amostra para que fosse realizada
a descrição tátil-visual da mesma.
A partir de dois metros de profundidade retomou-se a perfuração com a
utilização de injeção de água, perfuração por lavagem, com um trépano de lavagem
e a bomba hidráulica. (Figura 3.19).
Figura 3.19 – Avanço por lavagem.
Capítulo 3 – Programa experimental
83
As perfurações foram realizadas de metro em metro. Para cada metro de
perfuração executou-se a penetração do amostrador. Somente após os 9 metros de
profundidade é que houve a necessidade de executar golpes com o martelo para
ocorrer a cravação do amostrador até completar os 45 cm de penetração (Figura
3.20).
Figura 3.20 – Execução dos golpes com o martelo.
Os impactos do martelo realizados ocorreram deixando-o cair, livremente, de
uma altura de 75 cm sobre a cabeça-de-bater. Anotou-se separadamente o número
de golpes necessários à cravação de cada segmento de 15 cm. Precauções
especiais foram tomadas para que, durante a queda livre do martelo, não houvesse
perda de energia de cravação por atrito. Após a penetração dos 45 cm, sacou-se o
amostrador e retirou-se a amostra para que fosse realizada a descrição tátil-visual
da mesma.
Capítulo 3 – Programa experimental
84
A Figura 3.21 representa o esquema de execução de sondagem.
Figura 3.21 – Esquema do ensaio SPT (Procedimento SPT – In Situ, 2006).
As amostras foram guardadas em um recipiente hermeticamente fechado,
com etiqueta de identificação continha nome da obra, número do furo, número da
amostra, registro de golpes.
A sondagem foi limitada pelo impenetrável, sendo realizada até 46,86 m de
profundidade. O avanço com revestimento foi de 6 metros. O nível da água foi
encontrado a zero metros de profundidade. As mudanças de camada durante a
execução do ensaio foram anotadas, para a correta determinação do perfil
geológico.
Os resultados da sondagem à percussão estão dispostos no Capítulo 4, o
qual se destina a este fim.
3.4.2 Ensaio de piezocone – Piezocone Penetration Test (CPTu)
A execução dos ensaios de piezocone – Piezocone Penetration Test (CPTU)
foram realizadas de acordo com a norma NBR 12069/91 – Solo – Ensaio de
penetração de cone in situ (CPT).
O equipamento foi conduzido ao local com auxílio de um caminhão,
primeiramente executou-se um pré-furo central passado pela primeira camada de
Capítulo 3 – Programa experimental
85
areia até atingir uma camada de solo mole para não danificar a pedra porosa a qual
se apresentava saturada. Posteriormente executou-se a ancoragem do equipamento
para que o mesmo permanecesse firme no ponto de sondagem (Figura 3.22).
Figura 3.22 – Ancoragem e pré-furo do equipamento.
A seqüência de montagem do equipamento consistiu na instalação do
profundímetro que mede velocidade e profundidade de cravação, alimentador de
energia – bateria, inversor de tensão, microfone que capta o sinal sonoro emitido
pela ponteira do cone através de um sensor instalado nele, caixa codificadora, serial
e cabo USB para lançar os dados coletados do ensaio para o programa de
computador (Figura 3.23).
Após esta etapa, preparou-se o cone, com a colocação da luva de atrito
lateral, posteriormente da pedra-porosa saturada em glicerina e a ponteira cone, por
fim colocou-se uma camisinha no entorno da ponteira do cone para evitar a perda de
saturação da pedra-porosa.
Capítulo 3 – Programa experimental
86
Figura 3.23 – Vista geral dos equipamentos.
A ponteira do cone foi prolongada com as hastes e introduzida no pré-furo,
encaixou-se o topo da haste no penetrômetro e iniciou-se o ensaio (Figura 3.24). A
cada haste de um metro cravada executava-se uma pausa rápida para haver o
encaixe de uma nova haste e assim sucessivamente.
Figura 3.24 – Colocação do cone no pré-furo.
Capítulo 3 – Programa experimental
87
Os valores foram medidos através de um instrumento de precisão,
devidamente calibrado, instalado na extremidade do conjunto, sendo os dados
transmitidos à superfície por um sistema de ondas sonoras. Os sinais foram
coletados, transferidos e armazenados em um computador, podendo o resultado do
ensaio ser visualizado imediatamente na tela.
Depois de concluído o ensaio iniciou-se o processo de retirada uma a uma
das hastes, sendo que sempre que retiradas elas eram lavadas e guardadas.
Alguns dos limitantes do ensaio devido ao equipamento são: 100 MPa de
resistência de ponta, 800 KPa de atrito lateral, 15% a razão da resistência à
penetração de ponta com o atrito lateral, 10 toneladas de cravação da máquina,
número de hastes disponíveis para a realização do ensaio e ancoragem do
equipamento.
Os resultados dos ensaios de piezocone estão dispostos no próximo capítulo,
o qual se destina a este fim.
3.4.3 Ensaio de palheta – Vane Shear Test
Os ensaios de palheta, que internacionalmente chama-se Vane Shear Test,
foram executados de acordo com a norma NBR 10905/89 – Solo – Ensaios de
palheta in situ (VT).
O equipamento foi conduzido ao local com auxílio de um caminhão,
primeiramente executou-se a ancoragem do equipamento para que o mesmo
permanecesse firme no ponto de sondagem (Figura 3.25).
Capítulo 3 – Programa experimental
88
Figura 3.25 – Ancoragem do equipamento.
A seqüência de montagem do conjunto consistiu na instalação do
computador, inversor de tensão, equipamento de torque e medição, alimentador de
energia – bateria, serial e cabo USB para lançar os dados coletados no ensaio para
o programa do computador (Figura 3.26).
Figura 3.26 – Vista geral dos equipamentos em campo.
Capítulo 3 – Programa experimental
89
Posteriormente a esta etapa, preparou-se a montagem da palheta com a
haste fina, tubo de proteção da haste fina, slip-coupling, sapata de proteção da
palheta, e revestimento apresentando comprimento final de 1,80 m (Figura 3.27).
Figura 3.27 – Montagem do conjunto.
O conjunto foi prolongado, introduzido no equipamento e cravado
estaticamente com auxílio do penetrômetro. Chegando próximo à profundidade
determinada de realização do ensaio, retirou-se o revestimento da haste superior e
cavou apenas a haste, permitindo o aparecimento da palheta na cota de realização
do ensaio. Colocou-se o equipamento de torque e medição, iniciou-se o programa
do computador permitindo a realização do ensaio de palheta com o solo
indeformado e posteriormente amolgado.
Após o término do ensaio para a obtenção da resistência não-drenada
indeformada (Su), efetuando-se 10 giros rápidos na haste, e iniciando-se novamente
ensaio obtem-se a resistência não-drenada amolgada (Sur).
Como o ensaio foi executado com equipamento eletrônico controlado por
computador, tinha-se uma visualização imediata dos resultados, sendo que qualquer
anomalia poderia ser percebida imediatamente, além de uma maior agilidade na
elaboração do relatório final. Outra vantagem do equipamento eletrônico é a
Capítulo 3 – Programa experimental
90
inexistência de interferência humana nos resultados, reduzindo substancialmente a
ocorrência de erros causados pelo operador.
Depois de concluído o ensaio na primeira profundidade pré-determinada,
colocou-se novamente a palheta no interior da sapata de proteção com auxilio de um
sacador mola, o qual é rosqueado na haste que encontrava-se no topo, sendo
erguida pelo penetrômetro.
Cada haste possui 1 metro de comprimento e o encaixe de novas hastes
foram realizadas através de uma breve pausa no processo de gravação, da mesma
forma procedeu-se com o seu revestimento.
Para cada profundidade solicitada de execução do ensaio, cravou-se o
conjunto estaticamente através do penetrômetro e procedeu-se a realização do
ensaio conforme explanado acima. As profundidades de realização do ensaio são
determinadas manualmente pelo operador, sabendo o comprimento das hastes ele
realiza marcações nas hastes e revestimentos com auxílio de uma régua e giz
(Figura 3.28).
Figura 3.28 – Marcação das hastes.
Os resultados dos ensaios de palheta estão dispostos no próximo capítulo, o
qual se destina a este fim.
Capítulo 3 – Programa experimental
91
3.5 Procedimentos seguidos na instalação dos instrumentos e
monitoramento
Todo o programa de instrumentação foi baseado em investigações e
relatórios geotécnicos, e em informações do subsolo obtidos previamente e
fornecidos pela TKCSA, assim como a escolha da disposição dos instrumentos na
Seção Teste bem como as profundidades de instalação foram determinados pela
mesma.
Para o perfeito monitoramento do comportamento da Seção Teste, a qual se
encontrava dentro da futura Área de Armazenagem de Matéria Prima (Raw Material
Handling – RMH), especificamente no local onde será depositado coque (Coke
Yard), frente a carregamentos impostos para a simulação, foram instalados
instrumentos ao longo de toda a seção.
Procedimentos seguidos para a instalação dos instrumentos de
monitoramento foram baseados nos manuais dos instrumentos, procedimentos da
empresa e também nos conhecimentos dos encarregados de instalação da empresa.
3.5.1 Piezômetros de corda vibrante
Os piezômetros de corda vibrante foram instalados em quatro profundidades
diferentes, a partir do nível do terreno antes do carregamento, tanto na Seção Norte
como na Seção Sul e foram denominados com a notação “PZ” e numerados como
segue na Tabela 3.06.
Tabela 3.06 – Descrição da instalação dos piezômetros.
Seção
Piezômetros de
corda vibrante
(nomenclatura)
Profundidade
de instalação a
partir do nível
do terreno (m)
Seção Norte
PZ 1-1 - 4,50
PZ 1-2 - 6,00
PZ 1-3 - 7,50
PZ 1-4 - 14,50
Seção Sul
PZ 2-1 - 12,00
PZ 2-2 - 6,00
PZ 2-3 - 14,50
PZ 2-4 - 4,50
Capítulo 3 – Programa experimental
92
O equipamento utilizado para que realizar o pré-furo foi o tripé do
equipamento de sondagem à percussão, com auxílio de uma bomba de injeção de
água (Figura 3.29). Após a execução do pré-furo foi colocado areia, posteriormente o
sensor, e novamente areia para encapsular a piezômetro.
Figura 3.29 – Execução do pré-furo para instalação do piezômetro.
O pré-furo deveria ser de no mínimo 3” de diâmetro, para que após executado
o mesmo, revestido quando necessário, pudesse descer o piezômetro; também foi
atingida a profundidade especificada pelo projetista adicionando 50 cm.
Antes de descer o instrumento, foi verificado se o furo estava completamente
limpo, sem obstrução e na profundidade desejada. A areia ocupou um volume
equivalente a 50 cm a baixo e 50 cm a cima do sensor.
Houve um cuidado rigoroso para garantir o perfeito posicionamento do
sensor, assim como e um bom contato hidráulico com o solo. Logo após foi colocado
bentonita granular. Finalmente a parte superior da perfuração foi preenchida com coli
(mistura de cimento, bentonita e água).
As perfurações para a instalação dos piezômetros foram utilizadas como uma
exploração adicional do solo, a fim de obter informações detalhadas sobre as
condições do subsolo no local de teste (Apêndice – Figuras A.01 a A.08). Na
superfície, os cabos dos piezômetros foram conduzidos, através de um tubo de
proteção de PVC, para uma das extremidades de cada seção, sendo conectados a
dataloggers, que armazenaram as leituras de cada piezômetro.
Capítulo 3 – Programa experimental
93
Foi construída, a pedido da TKCSA, uma casa de alvenaria para proteger os
dataloggers (Figura 3.30), e os cabos dos piezômetros chegaram até as caixas de
leitura através do piso inseridos em um tudo de PVC.
Figura 3.30 – Casa de um dos dataloggers.
O modelo utilizado de piezômetro de corda vibrante – Model 4500 Geokon,
possuía estabilidade e confiabilidade térmica de longo prazo. Podendo ser
executados comprimentos de cabos de vários metros sem nenhum problema, pois a
freqüência sinal de saída não era afetada pela mudança de cabo ou sua resistência,
nem pela penetração de umidade no circuito eletrônico.
Todos os piezômetros foram produzidos pelo fabricante em titânio ou em aço
inoxidável e foi realizada uma evacuação da cápsula para garantir um alto nível de
resistência à corrosão. Foi retirado do tubo gases do seu interior com a finalidade
principal de proteger o equipamento contra possíveis danos causados por descargas
atmosféricas.
A corda vibrante com transdutores de pressão utilizados não era adequada
para realizar medições de pressões com mudanças rápidas, para este fim deveriam
ser utilizados outros modelos de transdutores.
As leituras dos piezômetros foram efetuadas diariamente durante o período
de monitoramento, este período envolveu três fases: antes, durante e após o
descarregamento. Os resultados estão dispostos no próximo capítulo, o qual se
destina a este fim.
Capítulo 3 – Programa experimental
94
A Figura 3.31 mostra um tecnólogo coletando as leituras dos piezômetros
através de um datalogger.
Figura 3.31 – Coleta de dados do datalogger.
3.5.2 Inclinômetros verticais
Os inclinômetros verticais foram instalados nas extremidades das Seções
Teste Norte e Sul, com profundidade aproximada de 27 m, a partir do nível do
terreno, deixando meio metro exposto na superfície, foram denominados com a
notação “Iv” e numerados como segue a Tabela 3.07.
Tabela 3.07 – Descrição da instalação dos inclinômetros verticais.
Seção
Inclinômetros
de corda
vibrante
(nomenclatura)
Profundidade de
instalação a
partir do nível
do terreno (m)
Comprimento
total dos tubos-
guia dos
inclinômetros
(m)
Direção onde
é esperado o
maior
deslocamento
(A0)
Seção Norte Iv 1-1 - 27,00 - 27,50 Norte
Iv 1-2 - 27,00 - 27,50 Sul
Seção Sul Iv 2-1 - 27,00 - 27,50 Norte
Iv 2-2 - 27,00 - 27,50 Sul
Capítulo 3 – Programa experimental
95
As perfurações para a instalação dos tubos-guia dos inclinômetros foram
executadas através de um equipamento mecânico-hidráulico – sonda rotativa, com
circulação de água (Figura 3.32).
Figura 3.32 – Equipamento utilizado.
Os equipamentos utilizados para a instalação do tubo do inclinômetro são:
sonda rotativa; hastes; revestimento; barrilete; bomba para circulação de água; rede
de água; bomba para injeção de coli; martelo de fundo 3 ½” ou 4 ½”; misturador;
furadeira elétrica ou a bateria com mandril de 1/2”; chave para mandril; broca para
metal com 4 mm; extensão elétrica; rebitadeira; trena de 5m; caneta de marcação;
lima ou grosa, pincel atômico ou similar; fita adesiva tipo silvertape; rebites de
alumínio de 4,0 x 12,0; arco de serra com serra; tampa metálica de proteção;
cadeado; tubo de alumínio para inclinômetro; luva de alumínio para emendas dos
tubos; e tampão de fundo.
Na preparação do tubo de inclinômetro foi deixado um trecho exposto de
50 cm de tubo de alumínio do inclinômetro acima do nível do terreno. Foi rebitada a
tampa de fundo no primeiro tubo, usando quatro rebites entre as ranhuras. Foram
rebitadas as luvas nos tubos restantes deixando metade do comprimento da luva
livre para encaixar na ponta de outro tubo. Usaram-se dois rebites para cada divisão
de ranhuras (total de oito rebites por luvas). Apanhou-se o tubo que tem a tampa de
Capítulo 3 – Programa experimental
96
fundo e outro tubo que já estava uma luva rebitada, encaixaram-se os tubos e
rebitaram-se um ao outro usando um rebite em cada extremidade. Procedeu-se
então a furação, totalizando 16 rebites.
Numerou-se a luva que estava totalmente rebitada ao tubo. Marcou-se a
posição em que eles estavam encaixados, usou-se o mesmo número para os dois
tubos consecutivos. Soldaram os tubos, usando a furadeira, com o tubo que
continha a tampa de fundo e que já estava preparado. O tubo que estava com a luva
foi encaixado em outro tubo que também tinha uma luva totalmente rebitada em uma
das suas extremidades.
Repetiram-se os procedimentos até a metragem ser concluída. Vedaram-se
as luvas e furos de rebite com fita tipo silvertape. Verificou-se se os tubos estavam
encostados suas extremidades dentro da luva a fim de evitar que, por ocasião das
leituras, o torpedo ficasse dentro do tubo.
Na instalação do tubo inclinômetro verificou-se se o tubo apresentava-se
tampado no fundo, antes de iniciar sua instalação. Os tubos deveriam estar pré-
preparados, com luvas rebitadas em um lado, perfurados para rebites, alinhados e
numerados em seqüência de montagem.
Foi tomado o devido cuidado para que os tubos estivessem instalados com
umas das ranhuras na direção do possível deslizamento do terreno (a chamada
direção A0).
A descida dos tubos foi feita por segmentos de três metros acoplados um ao
outro por meio de uma luva já perfurada para ser rebitada seguindo a seqüência de
numeração. Colocou-se o tubo com a tampa de fundo no furo e inseriu-se até que o
mesmo ficasse com ± 60 cm para fora do furo ou uma medida que facilitasse o
encaixe e rebitagem do próximo segmento. Vedaram-se as emendas nas luvas e os
furos de rebites, e tomou-se cuidado ao encaixar um tubo no outro para que os furos
aonde fossem os rebites coincidissem sempre.
Foi necessário que se preenchesse internamente o tubo com água para
facilitar a descida do mesmo e posteriormente evitar a entrada de coli (mistura de
cimento, bentonita e água). Na operação de descida dos tubos foi importante manter
sempre a correta orientação das ranhuras.
Após a completa descida do tubo-guia até a profundidade especificada, foi
deixado um trecho exposto de meio metro do tubo-guia de alumínio acima do nível
do terreno, e completou-se o espaço existente entre o tubo e o terreno com coli, o
Capítulo 3 – Programa experimental
97
qual foi preparado com misturador elétrico e injetado com bomba mecânica ou
elétrica. Após o completo preenchimento com coli, lavou-se o tubo internamente,
para eliminar qualquer resquício do material.
Terminada a instalação do tubo do inclinômetro executou-se uma caixa de
proteção no topo do terreno para evitar danos durante os incrementos de carga na
seção. Na tampa do tubo de proteção, registrou-se o número do inclinômetro, bem
como a direção A0. Usou-se tinta apropriada.
As perfurações para a instalação dos tubos-guia foram utilizadas como uma
exploração adicional do solo, a fim de obter informações detalhadas sobre as
condições do subsolo no local de teste (Apêndice – Figuras A.09 a A.12).
As leituras dos inclinômetros foram efetuadas diariamente e posteriormente
duas vezes por semana conforme solicitado pela TKCSA, durante o período de
monitoramento, este período envolveu três fases: antes, durante e após o
descarregamento. Os resultados estão dispostos no próximo capítulo, o qual se
destina a este fim.
A Figura 3.33 mostra um tecnólogo efetuando as leituras de um inclinômetro
vertical.
Figura 3.33 – Execução de leituras no inclinômetro vertical.
Capítulo 3 – Programa experimental
98
3.5.3 Perfilômetros
Os tubos de PVC por onde passaram os perfilômetros, em cada uma das
Seções Norte e Sul, foram instalados ao longo de toda a extensão das mesmas. A
profundidade de instalação dos tubos foi de aproximadamente 0,30 m a partir do
nível do terreno antes do processo de carregamento, e foram denominados com a
notação “BTH” e numerados como segue a Tabela 3.08.
Tabela 3.08 – Descrição da instalação perfilômetros.
Seção
Tubos dos
perfilômetros
(nomenclatura)
Profundidade de
instalação a partir
do nível do terreno
(m)
Comprimento total
dos tubos dos
perfilômetros (m)
Início das
leituras do
perfilômetro
Seção Norte BTH 1-1 e BTH 1-2 - 0,30 58,50 BTH 1-1
Seção Sul BTH 2-1 e BTH 2-2 - 0,30 53,50 BTH 2-2
A instalação dos tubos foi executada através de uma simples escavação
manual e o fechamento ocorreu com o próprio material retirado durante a
escavação, como mostra a Figura 3.34.
Figura 3.34 – Instalação dos tubos dos perfilômetros.
Nas extremidades dos tubos foram construídos reservatórios para permitir a
execução das leituras, como mostra a Figura 3.35.
Capítulo 3 – Programa experimental
99
Figura 3.35 – Reservatórios dos perfilômetros.
As leituras dos perfilômetros foram efetuadas diariamente e posteriormente
duas vezes por semana conforme solicitado pela TKCSA, durante o período de
monitoramento, este período envolveu três fases: antes, durante e após o
descarregamento. Os resultados estão dispostos no próximo capítulo, o qual se
destina a este fim.
A Figura 3.36 abaixo mostra um tecnólogo efetuando as leituras da corda
vibrante do perfilômetro, através de uma caixa de leitura, a qual mede temperatura
(0C) e freqüência (Hz).
Figura 3.36 – Execução de leituras no perfilômetro.
Capítulo 3 – Programa experimental
100
3.5.4 Extensômetros
Os extensômetros foram instalados em quatro profundidades diferentes, a
partir do nível do terreno antes do carregamento, tanto na Seção Norte como na
Seção Sul e foram denominados com a notação “Ex” e numerados como segue na
Tabela 3.09.
As perfurações para a instalação dos extensômetros foram utilizadas como
exploração adicional do solo, a fim de obter informações detalhadas sobre as
condições do subsolo no ponto de instalação (Apêndice – Figura A.13 a A.20).
Tabela 3.09 – Descrição da instalação dos extensômetros.
Seção Extensômetros
(nomenclatura)
Profundidade
de instalação a
partir do nível
do terreno (m)
Seção Norte
Ex 1-1 - 10,00
Ex 1-2 - 6,00
Ex 1-3 - 24,00
Ex 1-4 - 16,00
Seção Sul
Ex 2-1 - 4,00
Ex 2-2 - 7,00
Ex 2-3 - 10,00
Ex 2-4 - 17,00
O equipamento utilizado para que realizar o pré-furo foi o tripé do
equipamento de sondagem à percussão, com auxílio de uma bomba de injeção de
água (Figura 3.37), assim como na instalação dos piezômetros. Após a execução do
pré-furo, a haste do extensômetro foi introduzida e logo na seqüência foi injetado
nata de cimento, no fundo do pré-furo, para fixar a extremidade inferior da haste do
extensômetro, a qual é uma haste metálica, junto à camada de interesse de realizar-
se o monitoramento dos deslocamentos verticais sofridos.
Capítulo 3 – Programa experimental
101
Figura 3.37 – Execução do pré-furo para
instalação dos extensômetros.
A haste metálica na base do extensômetro foi emendada através de uma luva
a uma haste de náilon, esta haste de náilon sofre várias emendas quanto
necessárias por meio de luvas de náilon. Logo acima da haste de metálica, a qual foi
solidarizada na base do pré-furo, foi colocado um revestimento de câmara de
bicicleta de aproximadamente meio metro, envolvendo a haste de náilon,
possibilitando uma maior deformação, esta câmara foi fixada com braçadeiras de
plástico a haste metálica e ao revestimento de PVC acima da mesma. O
revestimento de PVC acima da câmara de bicicleta se estende até a superfície. Na
interface do revestimento e as hastes é colocado graxa de rolamento permitindo a
movimentação pela diminuição do atrito.
Acima da camada preenchida com nata de cimento, foi injetado coli (mistura
de cimento, bentonita e água) até a superfície para preencher o espaço existente
entre os revestimentos das hastes e o terreno, o coli foi preparado com misturador
elétrico e injetado com bomba mecânica ou elétrica.
Devido à esbelteza das hastes do extensômetros, as quais são compostas
por hastes de náilon envolvidas por um revestimento de PVC, acima da superfície foi
realizada uma proteção externa com a utilização de um tubo de PVC, evitando
Capítulo 3 – Programa experimental
102
danos nos períodos de carregamento, monitoramento e descarregamento das
Seções Norte e Sul.
Foram previstas emendas nas hastes dos extensômetros para possibilitar as
leituras topográficas durante e após os incrementos de cargas na Seção Teste,
posteriormente aos descarregamentos foram necessários realizar cortes nas hastes
para permitir o monitoramento topográfico.
As leituras dos extensômetros foram efetuadas diariamente e posteriormente
duas vezes por semana conforme solicitado pela TKCSA, através de medição
topográfica durante o período de monitoramento, este período envolveu três fases:
antes, durante e após o descarregamento. Os resultados estão dispostos no próximo
capítulo, o qual se destina a este fim.
A Figura 3.38 abaixo mostra um tecnólogo efetuando as leituras topográficas
dos instrumentos.
Figura 3.38 - Execução de leituras topográficas
dos instrumentos.
3.5.5 Placas de recalque
As placas de recalque foram instaladas a aproximadamente meio metro
abaixo do nível do terreno antes do carregamento, tanto na Seção Norte como na
Seção Sul, foram denominadas com a notação “S” e numeradas como segue na
Tabela 3.10.
Capítulo 3 – Programa experimental
103
Tabela 3.10 – Descrição da instalação das placas.
Seção Placas de recalque
(nomenclatura)
Profundidade
de instalação a
partir do nível
do terreno (m)
Seção Norte
S 1-1 - 0,50
S 1-2 - 0,50
S 1-3 - 0,50
S 1-4 - 0,50
Seção Sul
S 2-1 - 0,50
S 2-2 - 0,50
S 2-3 - 0,50
S 2-4 - 0,50
A instalação foi realizada através de uma simples escavação manual, após a
colocação da placa no local escavado (Figura 3.39), a placa foi coberta com o
próprio material retirado durante a escavação, da mesma forma que na instalação
dos tubos de PVC dos perfilômetros.
Figura 3.39 – Escavação para instalação das placas.
Foram previstas emendas nas hastes das placas para possibilitar as leituras
topográficas durante e após os incrementos de cargas na Seção Teste, assim como
para os extensômetros.
Capítulo 3 – Programa experimental
104
As leituras das placas de recalque foram efetuadas diariamente e
posteriormente duas vezes por semana conforme solicitado pela TKCSA, através de
medição topográfica durante o período de monitoramento, este período envolveu
três fases: antes, durante e após o descarregamento. Os resultados estão dispostos
no próximo capítulo, o qual se destina a este fim.
A Figura 3.40 abaixo mostra um tecnólogo efetuando as leituras.
Figura 3.40 - Execução de leituras topográficas dos instrumentos.
3.5.6 Marcos de recalque
Os marcos de recalque foram instaladas a aproximadamente no nível do
terreno antes do carregamento, tanto na Seção Norte como na Seção Sul, foram
denominados com a notação “G” e numerados como segue na Tabela 3.11.
Tabela 3.11 – Descrição da instalação dos marcos de recalque.
Seção
Marcos de
Recalque
(nomenclatura)
Profundidade de
instalação a partir do
nível do terreno (m)
Seção Norte G 1-1 0,00
G 1-2 0,00
Seção Sul G 2-1 0,00
G 2-2 0,00
Capítulo 3 – Programa experimental
105
A instalação foi realizada através de uma simples escavação manual de
dimensões aproximada de 50 x 50 cm e profundidade de meio metro, após o local
escavado foi preenchido com concreto e posteriormente foi introduzido o parafuso
na superfície (Figura 3.41).
Figura 3.41 – Marco de recalque instalado.
As leituras dos marcos de recalque foram efetuadas diariamente e
posteriormente duas vezes por semana conforme solicitado pela TKCSA, através de
medição topográfica durante o período de monitoramento, este período envolveu
três fases: antes, durante e após o descarregamento. Os resultados estão dispostos
no próximo capítulo, o qual se destina a este fim.
3.5.7 Referência de nível profunda – Bench mark
A execução da referência de nível profunda iniciou com a realização de um
pré-furo através do tripé do equipamento de sondagem à percussão, com auxílio de
uma bomba de injeção de água (Figura 3.42).
Capítulo 3 – Programa experimental
106
Figura 3.42 - Execução do pré-furo para o Bench mark.
O diâmetro do pré-furo foi de 2½” para que, após executado, fosse possível
descer o revestimento de PVC das hastes de aço galvanizado emendadas por luvas
de rosca. A instalação do bench mark foi realizada, na medida do possível, com a
completa lavagem do furo com água, para tirar toda e qualquer sujeira presente no
mesmo.
Antes de descer a composição de tubos, verificou-se se na interface tubos de
revestimento e as hastes havia sido colocado graxa de rolamento, e se a
extremidade inferior do tubo de aço galvanizado apresentava-se aberta, permitindo a
saída da calda de cimento a ser injetado, para solidarizar do bench mark no fundo
do pré-furo. Desceu-se toda a composição de hastes no pré-furo até que a mesma
encontre o fundo do furo.
O revestimento de PVC parou um metro livre antes do bulbo de ancoragem
do tubo de aço galvanizado com nata de cimento. O bench mark for ancorado a
40,95 m de profundidade a partir do nível do terreno, quando foi atingido o
impenetrável, com 3,0 m de bulbo. O revestimento atingiu 37,95 m de profundidade
a partir do nível do terreno (Tabela 3.12).
Capítulo 3 – Programa experimental
107
Tabela 3.12 – Descrição da instalação da referência de nível profunda.
Referência de nível
profunda – Bench
Mark (nomenclatura)
Profundidade de
instalação das hastes de
aço galvanizado a partir
do nível do terreno (m)
Profundidade de instalação
do revestimento de PVC a
partir do nível do terreno (m)
BM1 - 40,95 - 37,95
Na preparação do bench mark foi deixado um trecho exposto de 65 cm de
haste de aço galvanizado acima do nível do terreno, para facilitar a leitura por
topografia posteriormente.
Após descer toda a composição de tubos externos e internos, injeta-se calda
de cimento pelo interior deste tubo de aço galvanizado com auxílio de uma bomba
(Figura 3.43). Foi tomado o devido cuidado para que o volume de calda não
excedesse o volume de ancoragem.
Figura 3.43 – Injeção de calda de cimento.
Após a injeção da calda de cimento, acoplou-se o cabeçote de latão semi-
esférico na parte superior da haste de aço galvanizado e retirou-se o revestimento
do pré-furo utilizado para a execução do pré-furo.
O preenchimento do espaço existente entre os revestimentos das hastes e o
terreno foi realizado com a colocação manual de areia até o topo da perfuração
Capítulo 3 – Programa experimental
108
(Figura 3.44). A ancoragem do revestimento ao topo do terreno no topo foi realizada
por meio de uma massa de concreto. Após o tempo de cura do concreto, executou-
se uma caixa protetora, com tampa metálica (Figura 3.45).
Figura 3.44 – Preenchimento com areia.
Figura 3.45 – Bench mark instalado.
Capítulo 3 – Programa experimental
109
A perfuração para a instalação da referência de nível profunda foi utilizada
como uma exploração adicional do solo, a fim de obter informações detalhadas
sobre as condições do subsolo no ponto de instalação (Apêndice – Figura A.21).
Após a perfeita acomodação da referência de nível o que levou alguns dias,
tirou-se a cota do bench mark através de outra referência de nível existente, a qual
possui cota conhecida. Depois de realizadas algumas leituras de confirmação do
bom desempenho e estabilidade, iniciaram as leituras topográficas da Seção Teste a
partir desta referência de nível. Os resultados estão dispostos no próximo capítulo, o
qual se destina a este fim.
3.6 Comentários sobre a instalação dos instrumentos e monitoramento
Durante a instalação dos extensômetros, piezômetros e bench mark, houve
certa dificuldade devido às camadas de areia existentes no subsolo. O equipamento
utilizado para realizar o pré-furo foi o tripé do equipamento de sondagem à
percussão, com auxílio de uma bomba de injeção de água, onde o revestimento era
colocado somente nos primeiros metros do pré-furo. E método de instalação com a
utilização do trépano de sondagem à percussão apresentou muitas vantagens, como
praticidade, fácil transporte e mobilização, porém muitas vezes o pré-furo fechou-se
logo após a sua execução, quando a bomba de injeção de água era desligada. Por
este motivo, novas perfurações necessitaram ser realizadas atrasando os serviços.
O nível da água no local da Seção Teste era praticamente superficial, pois a
área situa-se próxima ao mar, e era um mangue antes do início dos trabalhos na
região. Foram instalados drenos sintéticos verticais e foi colocada uma camada de
areia dragada do mar para nivelamento do terreno, ambos auxiliaram na drenagem
do local. Quando executadas as escavações superficiais para a instalação dos tubos
dos perfilômetros ao longo das seções Norte e Sul, placas de recalque, marcos de
recalque, tubos para conduzir os cabos dos piezômetros, piso das casas dos
dataloggers (Figura 3.46) e reservatórios dos perfilômetros (Figura 3.47), muita água
rapidamente se acumulava no local atrapalhando e atrasando os serviços, apenas
do bombeamento contínuo para drenagem superficial do local.
Capítulo 3 – Programa experimental
110
Figura 3.46 – Casa para o datalogger.
Figura 3.47 – Reservatório de água para o perfilômetro.
Problemas climáticos também ocorreram, devido às chuvas intensas e
constantes na região durante o período de realização de trabalhos na Seção Teste.
Por este motivo muitas atividades e cronogramas de instalação de instrumentos e
execução de monitoramentos atrasaram.
Posteriormente às chuvas outro problema era gerado a partir dela, pois muita
água acumulava-se na Seção Teste (Figura 3.48), mesmo com a utilização de
bombas para drenagem superficial, em alguns locais com grande profundidade de
deposição, prejudicando o deslocamento de pessoas, dificultado a realização dos
trabalhos (Figura 3.49) e o acesso ao local.
Capítulo 3 – Programa experimental
111
Figura 3.48 – Seção Teste.
Figura 3.49 – Inclinômetro e reservatório de água para o perfilômetro.
Os dataloggers pararam de funcionar por duas vezes, em fins de semana
distintos, sem motivos aparentes, prejudicando a coleta dos dados dos piezômetros,
e uma das caixas de leitura, a qual pertencia a Seção Norte, realizou leituras de
apenas três piezômetros durante quase todo o período de monitoramento, para o
quarto piezômetro foram realizadas leituras pontuais diariamente durante este
período. Chegando ao fim do monitoramento um segundo piezômetro também parou
de ser lido pelo datalogger e também foi monitorado através de leituras pontuais até
que os problemas fossem resolvidos.
Capítulo 3 – Programa experimental
112
O monitoramento topográfico e a realização das leituras dos perfilômetros
foram um pouco prejudicados pela troca de operadores e auxiliares que ocorreram
durante os trabalhos na Seção Teste. Este problema acarretou em pequenas
diferenças de leituras, erros nos procedimentos e nos registros dos dados, que
necessitavam ser ajustados.
Uma intensa movimentação no entorno da Seção Teste, devido à
necessidade de prosseguir os trabalhos de construção e preparação da Área de
Manejo de Matéria Prima, com certeza atrapalharam e influenciaram os resultados
do monitoramento em geral.
Diariamente ocorriam movimentações de caminhões carregados com material
de um lado a outro, retro-escavadeiras, caminhões munck, tratores, execuções de
estacas de areia (Figura 3.50) e de brita (Figura 3.51), colocações de drenos
verticais sintéticos (Figura 3.52), compactações de camadas de areia drenantes
entre camadas de geossintéticos, colocações de blocos de concreto e trilhos (Figura
3.53), estruturas metálicas (Figura 3.54), execuções de valas para colocação de
dutos de drenagem pluvial (Figura 3.55), trânsito de veículos e caminhões de outras
áreas.
Figura 3.50 – Estaca de areia.
Capítulo 3 – Programa experimental
113
Figura 3.51 – Estaca de brita.
Figura 3.52 – Drenos verticais sintéticos.
Capítulo 3 – Programa experimental
114
Figura 3.53 – Eixo: Blocos de concreto e trilhos.
Figura 3.54 – Eixo: Estrutura metálica.
Capítulo 4 RESULTADOS 4.1 Considerações iniciais Este capítulo esta dividido em duas partes: a) resultados das investigações
geotécnicas, onde são apresentados os resultados das investigações geotécnicas
realizados na seção teste; b) resultados da instrumentação geotécnica, onde são
apresentados os resultados do monitoramento realizado na seção teste frente ação
de cargas.
Não é o objetivo a este trabalho a análise dos resultados, pois eles serão
fornecidos para os responsáveis técnicos da companhia siderúrgica TKCSA,
permitindo a eles a realização de análises de desempenho da seção teste frente à
ação de cargas depositadas no local para simulação.
4.2 Resultados das investigações geotécnicas Como explanado no capítulo anterior, previamente ao início do projeto da
Seção Teste, já havia sido realizado um ensaio de SPT e piezocone no entorno do
local a ser instrumentado, o qual pertence a Área de Manejo de Matéria-Prima.
Contudo, foi realizado na Seção Norte e Sul um ensaio de palheta e um ensaio de
piezocone, aproximadamente no centro de cada uma das seções, no período inicial
da instalação dos instrumentos de monitoramento.
4.2.1 Sondagem à percussão – Standard Penetration Test (SPT)
A sondagem à percussão teve como objetivo o reconhecimento do solo para
fins de engenharia geotécnica, além de fornecer uma medida de resistência
dinâmica. O resultado da sondagem à percussão – Standard Penetration Test (SPT)
no entorno do local da Seção Teste esta disponível nas Figuras 4.01 a 4.03.
Capítulo 4 – Resultados
4.2.2 Ensaio de piezocone
Os ensaios de piezocone tiveram como objetivo fornecer uma
definição da estratigrafia do terreno, além de fornecer parâmetros de resistência.
resultado do ensaio de piezocone
do local da Seção Teste está
0,71 m e a profundidade
Figura 4.0
Ensaio de piezocone – Piezocone Penetration Test (CPTu
Os ensaios de piezocone tiveram como objetivo fornecer uma
definição da estratigrafia do terreno, além de fornecer parâmetros de resistência.
o ensaio de piezocone – Piezocone Penetration Test
do local da Seção Teste está exposto logo abaixo. A cota de início do ensaio foi de
a profundidade foi de 16,00 m (Figura 4.04).
Figura 4.04 – Ensaio de piezocone no entorno da Seção Teste
120
(CPTu)
Os ensaios de piezocone tiveram como objetivo fornecer uma melhor
definição da estratigrafia do terreno, além de fornecer parâmetros de resistência. O
Piezocone Penetration Test (CPTu) no entorno
de início do ensaio foi de
no entorno da Seção Teste.
Capítulo 4 – Resultados
O ensaio de piezocone
2,619 m e a profundidade de execução foi de
resultados (Figura 4.05).
Figura 4.0
ensaio de piezocone realizado no centro da Seção Norte
a profundidade de execução foi de 26,18 m, apresentou os seguintes
.
Figura 4.05 – Ensaio de piezocone na Seção Norte.
121
centro da Seção Norte, iniciou na cota
apresentou os seguintes
Capítulo 4 – Resultados
Outro ensaio de piezocone realizado no centro da Seção Sul
início do ensaio de 2,62 m e
os seguintes resultados (Figura 4.0
Figura 4.0
Outro ensaio de piezocone realizado no centro da Seção Sul
início do ensaio de 2,62 m e término a uma profundidade de 16,94 m,
(Figura 4.06).
Figura 4.06 – Ensaio de piezocone na Seção Sul.
122
Outro ensaio de piezocone realizado no centro da Seção Sul, com cota de
de 16,94 m, proporcionou
Capítulo 4 – Resultados
123
A estratificação do terreno segue a numeração descrita na Tabela 4.01.
Tabela 4.01 – Estratificação do solo
Numeração Comportamento do solo
3 Argila
5 Silte argiloso – argila siltosa
6 Silte arenoso – silte argiloso
7 Areia siltosa – silte arenoso
8 Areia – areia siltosa
9 Areia
4.2.3 Ensaio de palheta – Vane Shear Test
Os ensaios de palheta objetivaram a determinação da resistência não
drenada (Su) do solo para diferentes profundidades. Os resultados do ensaio de
palheta realizado no centro da Seção Norte, em três profundidades distintas (4,50;
6,00; e 7,50 m), estão dispostos nas Figuras 4.07, 4.08 e 4.09.
Figura 4.07 – Ensaio de palheta na Seção Norte a 4,5 m de profundidade.
Capítulo 4 – Resultados
124
Figura 4.08 – Ensaio de palheta na Seção Norte a 6,0 m de profundidade.
Figura 4.09 – Ensaio de palheta na Seção Norte a 7,5 m de profundidade.
Capítulo 4 – Resultados
125
Outro ensaio de palheta foi realizado no centro da Seção Sul também em três
profundidade diferentes (4,50; 6,00; e 7,50 m), onde os resultados estão expostos
nas Figuras 4.10, 4.11 e 4.12.
Figura 4.10 – Ensaio de palheta na Seção Sul a 4,5 m de profundidade.
Figura 4.11 – Ensaio de palheta na Seção Sul a 6,0 m de profundidade.
Capítulo 4 – Resultados
126
Figura 4.12 – Ensaio de palheta na Seção Sul a 7,5 m de profundidade.
4.3 Resultados da instrumentação geotécnica
Como apontado no capítulo anterior foram instalados instrumentos para o
monitoramento das Seções Norte e Sul, sendo no total oito piezômetros de corda
vibrante em diferentes profundidades, quatro inclinômetros verticais, dois
perfilômetros, oito extensômetros em diferentes profundidades, oito placas de
recalque, quatro marcos de recalque, e uma referência de nível profunda – bench
mark. Os resultados esta instrumentação são apresentados a seguir.
4.3.1 Piezômetros de corda vibrante
Os resultados dos piezômetros de corda vibrante da Seção Norte e Sul são
oferecidos nas Figuras 4.13 e 4.14.
A Figura 4.13 demonstra que os quatro piezômetros instalados na Seção
Norte apresentaram-se sensíveis ao primeiro carregamento (29.09.2008), com picos
de poropressão seguidas de uma pequena dissipação, e ao segundo carregamento
(03.10.2008), com novos picos de poropressão seguidas de uma dissipação
contínua ao longo do período de monitoramento, buscando a estabilidade.
Capítulo 4 – Resultados
127
Fig
ura
4.13
– R
esul
tado
s do
s pi
ezôm
etro
s de
cor
da v
ibra
nte
na S
eção
Nor
te.
Capítulo 4 – Resultados
128
Fig
ura
4.14
– R
esul
tado
s do
s pi
ezôm
etro
s de
cor
da v
ibra
nte
na S
eção
Sul
.
Capítulo 4 – Resultados
A Figura 4.14 demonstra que
sendo eles os mais superficiais,
primeiro carregamento (30.09.2008),
pequena dissipação, e ao segundo carregamento (06.10.2008)
poropressão seguidas de uma dissipação contínua ao longo do período de
monitoramento, buscando a estabilidade.
Novamente, a sensibilidade dos piezômetros mais superficiais foi evidenciada
no primeiro descarregamento (24.10.2008),
seguida pelo segundo
poropressão, seguida de um acrésci
monitoramento, buscando a estabilidade.
Os piezômetros mais profundos
sensibilidade aos carregamentos e descarregamentos da Seção Sul, durante a fase
de monitoramento.
4.3.2 Inclinômetros verticais
Os resultados do levantamento topográfico
verticais da Seção Teste
relevância nos recalques
Figura 4.15 – Resultados d
demonstra que dois piezômetros instalados na Seção
os mais superficiais, PZ 2-2 E PZ 2-4, apresentaram
(30.09.2008), com picos de poropressão
pequena dissipação, e ao segundo carregamento (06.10.2008), com
seguidas de uma dissipação contínua ao longo do período de
monitoramento, buscando a estabilidade.
Novamente, a sensibilidade dos piezômetros mais superficiais foi evidenciada
descarregamento (24.10.2008), com uma queda de poropressão,
segundo descarregamento (27.10.2008), com uma
, seguida de um acréscimo contínuo ao longo do período de
monitoramento, buscando a estabilidade.
Os piezômetros mais profundos, PZ 2-1 e PZ 2-3, não demonstraram grande
sensibilidade aos carregamentos e descarregamentos da Seção Sul, durante a fase
metros verticais
do levantamento topográfico dos tubos-guia dos inclinômetros
verticais da Seção Teste, dispostos na Figura 4.15, demonstram que não houve
relevância nos recalques medidos nos tubos-guia.
Resultados do levantamento topográfico dos inclinômetros verticais
129
instalados na Seção Sul,
apresentaram-se sensíveis ao
ropressão seguidas de uma
, com novos picos de
seguidas de uma dissipação contínua ao longo do período de
Novamente, a sensibilidade dos piezômetros mais superficiais foi evidenciada
com uma queda de poropressão,
uma nova queda de
mo contínuo ao longo do período de
não demonstraram grande
sensibilidade aos carregamentos e descarregamentos da Seção Sul, durante a fase
guia dos inclinômetros
, demonstram que não houve
levantamento topográfico dos inclinômetros verticais.
Capítulo 4 – Resultados
130
As Figuras 4.16 a 4.19 apresentam os resultados dos inclinômetros verticais
da Seção Norte, no sentido onde são esperados os maiores deslocamentos (A0) e
perpendicular a ele (B0).
Figura 4.16 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 1-1 (A0).
Capítulo 4 – Resultados
133
Figura 4.19 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 1-2 (B0).
Os maiores deslocamentos horizontais, na Seção Norte, para o sentido A0
ocorreram a uma profundidade aproximada de 2,5 m, sendo por volta de 75 mm para
o Iv 1-1 e 35 mm para o Iv 1-2.
Capítulo 4 – Resultados
134
Os resultados dos inclinômetros verticais da Seção Sul estão divulgados nas
Figuras 4.20 a 4.23, tanto para o sentido onde são esperados os maiores
deslocamentos (A0), como para o perpendicular a ele (B0).
Figura 4.20 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 2-1 (A0).
Capítulo 4 – Resultados
137
Figura 4.23 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 2-2 (B0).
Os maiores deslocamentos horizontais, para a Seção Sul, no sentido A0
ocorreram a uma profundidade aproximada de 2,5 m, sendo por volta de 17,5 mm
para o Iv 2-1 e 35 mm para o Iv 2-2.
Capítulo 4 – Resultados
4.3.3 Perfilômetros
Os resultados do levantamento topográfico da
horizontais dos perfilômetros,
perfilagem são apresentados
BTH 1-1 e BTH 2-2 foram respectivamente
Figura 4.24 – Resultados do levantamento topográfico dos tubos
Os resultados dos perfilômetros da Seção Norte e Sul
nas Figuras 4.25 e 4.26
cada seção foram respectivamente de
do levantamento topográfico das extremidade
s perfilômetros, da Seção Norte e Sul, onde se iniciavam
apresentados na Figura 4.24. Os recalques máximos
2 foram respectivamente de 8 cm e 2 cm, aproximadamente
Resultados do levantamento topográfico dos tubos
Os resultados dos perfilômetros da Seção Norte e Sul estão demonstrados
6, onde evidenciam que os recalques máximos
foram respectivamente de 70 cm e 40 cm, aproximadamente
138
extremidades dos tubos
se iniciavam as leituras de
máximos medidos para a
aproximadamente.
Resultados do levantamento topográfico dos tubos dos perfilômetros.
estão demonstrados
máximos no centro de
aproximadamente.
Capítulo 4 – Resultados
4.3.4 Extensômetros
Os resultados dos levantamentos topográficos realizados nos tubos de
proteção externa dos extensômetros e
Norte estão dispostos nas Figuras 4.2
Os recalques medidos nos tubos de proteção externa dos extensômetros
Seção Norte após o primeiro carregamento (29.09.2008) e segundo carregamento
(03.10.2008) foram de aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque
máximo durante o período de monitoramento foi de 70 cm aproximadamente.
Figura 4.27 – Resultados do
Os recalques medidos nas hastes
à 10,0 m de profundidade, Ex
profundidade e Ex 1-4 à 1
foram de aproximadamente
dos levantamentos topográficos realizados nos tubos de
proteção externa dos extensômetros e nas hastes dos extensômetros
estão dispostos nas Figuras 4.27 e 4.28.
Os recalques medidos nos tubos de proteção externa dos extensômetros
após o primeiro carregamento (29.09.2008) e segundo carregamento
(03.10.2008) foram de aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque
máximo durante o período de monitoramento foi de 70 cm aproximadamente.
Resultados do levantamento topográfico dos tubos de proteção externa do
extensômetros da Seção Norte.
Os recalques medidos nas hastes dos extensômetros da Seção
,0 m de profundidade, Ex 1-2 à 6,0 m de profundidade, Ex
4 à 16,0 m de profundidade, após o período de monitoramento
foram de aproximadamente 3 cm, 16 cm, 5 cm e 6 cm, respectivamente.
141
dos levantamentos topográficos realizados nos tubos de
os extensômetros da Seção
Os recalques medidos nos tubos de proteção externa dos extensômetros da
após o primeiro carregamento (29.09.2008) e segundo carregamento
(03.10.2008) foram de aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque
máximo durante o período de monitoramento foi de 70 cm aproximadamente.
tubos de proteção externa do
extensômetros da Seção Norte, Ex 1-1
,0 m de profundidade, Ex 1-3 à 24,0 m de
,0 m de profundidade, após o período de monitoramento
cm, respectivamente.
Capítulo 4 – Resultados
Figura 4.28 – Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção Norte
Os resultados dos levantamentos topográficos realizados nos tubos de
proteção externa dos extensômetros
estão demonstrados nas Figuras 4.2
Os recalques medidos nos tubos de proteção externa dos extensômetros
Seção Sul após o primeiro carregamento (30.09.2008) e segundo carregamento
(06.10.2008) foram de aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque
máximo durante o período de monitoramento, com a seção carregada, foi de 48 cm
aproximadamente. Após as du
e 27.10.2008), o recalque foi para 44 cm aproximadamente.
Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção Norte
dos levantamentos topográficos realizados nos tubos de
dos extensômetros e nas hastes dos extensômetros
estão demonstrados nas Figuras 4.29 e 4.30.
Os recalques medidos nos tubos de proteção externa dos extensômetros
após o primeiro carregamento (30.09.2008) e segundo carregamento
(06.10.2008) foram de aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque
máximo durante o período de monitoramento, com a seção carregada, foi de 48 cm
Após as duas etapas de descarregamento da seção
e 27.10.2008), o recalque foi para 44 cm aproximadamente.
142
Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção Norte.
dos levantamentos topográficos realizados nos tubos de
extensômetros da Seção Sul
Os recalques medidos nos tubos de proteção externa dos extensômetros as
após o primeiro carregamento (30.09.2008) e segundo carregamento
(06.10.2008) foram de aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque
máximo durante o período de monitoramento, com a seção carregada, foi de 48 cm
as etapas de descarregamento da seção (24.10.2008
Capítulo 4 – Resultados
Figura 4.29 – Resultados do levantamento topográfico dos tubos de proteção externa do
Os recalques medidos na
m de profundidade, Ex 2
profundidade e Ex 2-4 à 17,0 m de profundidade,
foram de aproximadamente
Figura 4.30 – Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção
Resultados do levantamento topográfico dos tubos de proteção externa do
extensômetros da Seção Sul.
Os recalques medidos nas hastes extensômetros da Seção Sul
m de profundidade, Ex 2-2 à 7,0 m de profundidade, Ex 2
4 à 17,0 m de profundidade, após o período de m
foram de aproximadamente 20 cm, 6 cm, 4 cm e 0 cm, respectivamente
Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção
143
Resultados do levantamento topográfico dos tubos de proteção externa do
da Seção Sul, Ex 2-1 à 4,0
2 à 7,0 m de profundidade, Ex 2-3 à 10,0 m de
o período de monitoramento
respectivamente.
Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção Sul.
Capítulo 4 – Resultados
4.3.5 Placas de recalque
Os resultados dos levantamentos topográficos realizados nas placas de
recalque da Seção Norte
Os recalques medidos
o primeiro carregamento (29.09.2008) e segundo carregamento (03.10.2008) foram
de aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque máximo durante
período de monitoramento foi de 70 cm aproximadamente.
posteriormente na base do aterro
Figura 4.31 – Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção Norte
Os recalques medidos nas placas da Seção Sul,
primeiro carregamento (30.09.2008) e segundo carregamento (06.10.2008) foram de
aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque máximo durante o
período de monitoramento, com
Com o descarregamento da seção (24.10.2008 e 27.10.2008), o recalque foi para
44 cm aproximadamente.
não obteve resultados expressivos.
lacas de recalque
dos levantamentos topográficos realizados nas placas de
da Seção Norte e Sul são apresentados nas Figuras 4.31
Os recalques medidos nas placas da seção Norte, S 1-1, S 1
o primeiro carregamento (29.09.2008) e segundo carregamento (03.10.2008) foram
de aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque máximo durante
período de monitoramento foi de 70 cm aproximadamente. A placa S 1
posteriormente na base do aterro, não obteve resultados expressivos.
Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção Norte
recalques medidos nas placas da Seção Sul, S 2-1, S 2
primeiro carregamento (30.09.2008) e segundo carregamento (06.10.2008) foram de
aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque máximo durante o
período de monitoramento, com a seção carregada, foi de 48 cm aproximadamente.
Com o descarregamento da seção (24.10.2008 e 27.10.2008), o recalque foi para
44 cm aproximadamente. A placa S 2-4, instalada posteriormente na base do aterro,
não obteve resultados expressivos.
144
dos levantamentos topográficos realizados nas placas de
31 e 4.32.
1, S 1-2 e S 1-3, após
o primeiro carregamento (29.09.2008) e segundo carregamento (03.10.2008) foram
de aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque máximo durante o
A placa S 1-4, instalada
não obteve resultados expressivos.
Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção Norte.
1, S 2-2 e S 2-3, após o
primeiro carregamento (30.09.2008) e segundo carregamento (06.10.2008) foram de
aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque máximo durante o
a seção carregada, foi de 48 cm aproximadamente.
Com o descarregamento da seção (24.10.2008 e 27.10.2008), o recalque foi para
4, instalada posteriormente na base do aterro,
Capítulo 4 – Resultados
Figura 4.32 – Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção
4.3.6 Marcos de recalque
Os resultados dos levantamentos topográficos realizados nos marcos de
recalque da Seção Norte
evidenciam que não houve relevância
o marco de recalque utilizado no estudo da Seção Teste.
Figura 4.33 – Resultados do levantamento topográfico dos marcos de recalque da Seção Norte e Sul
Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção
ecalque
dos levantamentos topográficos realizados nos marcos de
da Seção Norte e Sul estão demonstrados na Figura 4.
que não houve relevância nos recalques medidos e
o marco de recalque utilizado no estudo da Seção Teste.
Resultados do levantamento topográfico dos marcos de recalque da Seção Norte e Sul
145
Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção Sul.
dos levantamentos topográficos realizados nos marcos de
estão demonstrados na Figura 4.33. Estes valores
e funcionalidade para
Resultados do levantamento topográfico dos marcos de recalque da Seção Norte e Sul.
Capítulo 4 – Resultados
146
4.3.7 Referência de nível profunda – Bench mark
Inicialmente realizou-se um monitoramento topográfico convencional do
bench mark para certificar-se de que o mesmo havia sido bem instalado e
permanecia imóvel, permitindo o seu pleno uso no monitoramento da Seção Teste.
Os resultados do monitoramento da referência de nível profunda estão dispostos na
Tabela 4.02. O valor adotado como cota para a referência de nível profunda foi de
3,336 m.
Tabela 4.02 – Resultados do levantamento topográfico do bench mark.
Monitoramento do bench mark
Data Nível IBGE (m) Realização
23/09/08 3,332 Particular
25/09/08 3,338 Particular
26/09/08 3,336 In Situ
07/10/08 3,335 In Situ
10/10/08 3,336 In Situ
13/10/08 3,337 In Situ
14/10/08 3,333 In Situ
15/10/08 3,338 In Situ
Média (valor adotado) = 3,336 m
Capítulo 5 CONCLUSÃO 5.1 Considerações iniciais
Este capítulo tem como objetivo realizar: conclusões a partir dos resultados
da instrumentação geotécnica; conclusões sobre o programa experimental; e por fim,
conclusões gerais.
5.2 Conclusões a partir dos resultados da instrumentação geotécnica
Os dados de poropressão, obtidos através dos piezômetros de corda vibrante,
apresentaram-se coerentes, precisos e muito eficientes, de obtenção ágil através da
utilização dos dataloggers, gerando informações piezométricas consistentes.
Os resultados dos deslocamentos horizontais, da fundação do aterro e das
interferências sofridas pela mesma frente à intensa movimentação no entorno da
Seção Teste, através da utilização dos inclinômetros verticais, demonstraram a
sensibilidade do conjunto, no que se refere à captação de valores de pequena
grandeza e das variações dos deslocamentos.
Para os quatro inclinômetros verticais instalados na Seção Teste, foi
evidenciado que os maiores deslocamentos horizontais das camadas de fundação
ocorreram a aproximadamente a 2,5 m de profundidade, para o sentido A0, sendo
este sentido o de maior relevância, pois se encontra longitudinalmente ao eixo da
Seção Teste.
Os perfilômetros apresentaram dados coerentes, porém não precisos, devido
às variações de volume nos reservatórios com relação à boca do tubo horizontal, por
onde se iniciava e terminava as leituras, devido ao fluxo d’água gerado no interior do
tubo, pela movimentação do sensor a outro ponto de leitura e devido a erros nos
registros dos dados.
Os levantamentos topográficos realizados nas extremidades dos tubos-guia
dos inclinômetros verticais e tubos horizontais dos perfilômetros serviram para ter
noções das grandezas dos recalques e movimentações sofridas pelos mesmos.
Capítulo 5 – Conclusão
148
Desta forma foi possível corrigir e ajustar os resultados dos inclinômetros e
perfilômetros.
As informações geradas através dos levantamentos topográficos dos
extensômetros e placas de recalques foram fundamentais para a compreensão do
comportamento dos recalques, nas subcamadas e na interface aterro-fundação
respectivamente. Os marcos de recalque não obtiveram um bom desempenho,
assim, seus dados topográficos não poderão ser utilizados no auxílio da avaliação
da Seção Teste.
O resultado do recalque obtido através do perfilômetro para a Seção Norte foi
de 70 cm, este valor coincide com o resultado obtido através dos tubos de proteção
externa dos extensômetros e placas de recalque para a mesma seção.
Para a Seção Sul, o resultado do recalque obtido através do perfilômetro foi
de 40 cm, este valor aproxima-se do resultado obtido através dos tubos de proteção
externa dos extensômetros e placas de recalque para a mesma seção, sendo de
44 cm.
5.3 Conclusões sobre o programa experimental
Pode-se concluir que o programa experimental como um todo contribuiu para
o desenvolvimento da geotecnia brasileira, no que se refere a instrumentos utilizados
e comportamento de aterros construídos sobre solos moles.
As Seções Norte e Sul, as quais compõem a Seção Teste, embora simétricas,
próximas e localizadas na mesma área, apresentaram comportamento e
conseqüentemente resultados distintos, porém totalmente possíveis quando estamos
trabalhando com geotecnia, em que as incertezas estão intrínsecas a este estudo.
Os resultados da simulação de cargas na Seção Teste, através da
instrumentação do local, com certeza servirá como base para a companhia
desenvolver orientações para o processo de armazenagem do coque, tais como:
altura total das pilhas, quantidade de coque a ser estocado instantaneamente, e
intervalos de tempo entre estocagem; recalques esperados e admissíveis; com um
fator de segurança adequado permitindo que a Área de Manejo de Matéria-Prima
apresente eficiência no período de operação da siderúrgica.
Capítulo 5 – Conclusão
149
5.4 Conclusões gerais
Através da revisão bibliográfica realizada e do programa experimental
executado pode-se verificar a relevância do tema no contexto em que este trabalho
de conclusão de curso esta inserido, e sem dúvida todo este estudo serviu como
forma de aprendizagem para a graduanda.
Este estudo pode trazer subsídios para a utilização de aterros experimentais
instrumentados em obras sobre solos moles, de projetos geotécnicos, colaborando
com a seleção de equipamentos de investigação e instrumentação, auxiliando
também, na busca de uma maior eficiência ao programa experimental a ser adotado.
Bibliografia
150
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Disponível em: < http://www.thyssenkrupp-steel.com/csa>. Acesso em: 28 ago.
2008.
Apêndice 153
Neste apêndice são apresentados os perfis encontrados durante as
perfurações para a instalação dos piezômetros, inclinômetros, extensômetros e
referência de nível profunda, os quais foram utilizados como uma exploração
adicional do solo, a fim de obterem-se informações detalhadas sobre as condições
do subsolo no ponto de instalação dos instrumentos.
Figura A.01 – Perfil piezômetro PZ 1-1.