ACOMPANHAMENTO DE PROJETO E EXECUÇÃO EM OBRA DE CONTENÇÃO

Universidade Federal de Santa Catarina

Centro Tecnológico

Departamento de Engenharia Civil

CESAR SCHMIDT GODOI

ACOMPANHAMENTO DE PROJETO E EXECUÇÃO EM

OBRA DE CONTENÇÃO DE ENCOSTA – BR 282, KM 25,

SANTO AMARO DA IMPERATRIZ/SC

Trabalho de Conclusão de Curso de Graduação em Engenharia Civil da

Universidade Federal de Santa Catarina, como parte dos requisitos para

obtenção do título de Engenheiro Civil.

Florianópolis/SC, julho de 2010

CESAR SCHMIDT GODOI

ACOMPANHAMENTO DE PROJETO E EXECUÇÃO EM

OBRA DE CONTENÇÃO DE ENCOSTA – BR 282, KM 25,

SANTO AMARO DA IMPERATRIZ/SC

O presente Trabalho de Conclusão de Curso foi julgado adequado como parte dos requisitos para obtenção do título de ENGENHEIRO CIVIL na Universidade Federal de Santa Catarina e aprovado em sua forma final pelo Departamento de Engenharia Civil.

______________________________

Profª. Lia Caetano Bastos (Coordenadora do Curso)

______________________________

Prof. Ph.D. Marciano Maccarini (Orientador)

Banca Examinadora:

______________________________

Engº Rodrigo André Hummes, M.Sc. (UFSC)

______________________________

Profº Adailton Antonio dos Santos, M.Sc. (UNESC)

______________________________

Profº Dr. Rafael Augusto dos Reis Higashi (UFSC)

Florianópolis, julho de 2010.

Dedico este trabalho à minha família, base de tudo!

AGRADECIMENTOS

A cada momento de alegria ou dificuldade passado durante a realização do curso,

algumas pessoas de alguma forma se mostraram marcantes, sendo que eu não poderia deixar

de agradecer.

À minha família, base de tudo, e que me acompanhou nessa difícil caminhada, me

aconselhando em momentos de dúvida, auxiliando-me de todas as formas para que eu

conseguisse alcançar este objetivo. Agradeço-a muito por esse esforço, dedicação e pelo tenro

apoio dado.

Agradeço a meu Orientador, Professor Maccarini, por aceitar me orientar neste

trabalho. Agradeço a ele também por todo aprendizado, amizade, confiança dada e

oportunidades oferecidas durante o tempo que trabalhei no Laboratório de Mecânica dos

Solos.

Aos que me ajudaram diretamente neste trabalho. Sobretudo ao Engenheiro e

Professor Adailton dos Santos, Rafael Higashi e ao Rodrigo Hummes, por auxiliar neste

trabalho e pelas correções e orientações dadas.

Aos meus colegas com que trabalhei no Laboratório de Mecânica dos Solos da

UFSC. Agradeço em especial à Karina, Camila e Gisele. Agradeço também à Angela Grando

e ao Murilo Espindola, pelas oportunidades dadas e todo incentivo à pesquisa.

Ao Professor Pedro Boehl e à Professora Liseane Fontes, por todo apoio e

aprendizado.

Agradeço aos meus amigos do Tênis de Mesa, por todo apoio e camaradagem, além

do auxilio em alguns momentos difíceis, em especial à Família Cataneo (Néri e Voimer) e ao

Ivo Solanho, grande conselheiro e amigo.

Agradeço aos meus colegas de faculdade, com os quais compartilhei bons momentos,

principalmente no que se refere ao estudo da Engenharia. Em especial aos meus amigos

Cassol, Marcio, Paulo, Rick e Saulo. Agradeço também aos meus amigos Erico Rosencheg e

Antonio Correa Jr. por sempre estarem do meu lado, a minha amiga Alessandra por me apoiar

neste trabalho e à Vivi, por estar ao meu lado nestes últimos meses.

Enfim, a todos que de uma forma ou de outra me auxiliaram durante toda essa

caminhada acadêmica e que sabem de todo esforço que fiz para chegar até aqui. Muito

Obrigado!

“A vós não aconselho o trabalho, mas sim a luta. A vós não aconselho a paz, mas sim a

vitória. Que o vosso trabalho seja uma luta e a vossa paz uma vitória!”

F.W. Nietzsche

“Se queres paz, te prepara para a guerra;

Se não queres nada, descansa em paz”

Humberto Gessinger

SUMÁRIO

1. INTRODUÇÃO ................................................................................................................ 13

2. OBJETIVOS...................................................................................................................... 14

3. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA – EMBASAMENTO TEÓRICO .................................... 15

3.1. SOLO – ORIGEM E CONSTITUIÇÃO ........................................................................... 15

3.2. INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO ............................................................................... 17

3.2.1. MÉTODOS DIRETOS DE PROSPECÇÃO E ENSAIO SPT ....................................... 18

3.2.1.1. SONDAGEM À PERCUSSÃO .................................................................................. 18

3.2.1.2. SONDAGEM ROTATIVA ......................................................................................... 19

3.2.1.3. SONDAGEM MISTA ................................................................................................. 20

3.2.1.4. ENSAIO SPT ............................................................................................................... 20

3.3. INSTRUMENTAÇÃO GEOTÉCNICA............................................................................ 22

3.3.1. INCLINÔMETROS VERTICAIS .................................................................................. 24

3.4. DRENOS HORIZONTAIS PROFUNDOS ...................................................................... 26

3.5. MOVIMENTOS EM ENCOSTAS ................................................................................... 30

3.5.1. CLASSIFICAÇÃO DOS MOVIMENTOS EM ENCOSTAS ....................................... 35

3.5.2. VELOCIDADE DE MOVIMENTO DE ENCOSTA .................................................... 38

3.6. ESTABILIDADE DE TALUDES ..................................................................................... 40

3.6.1. MÉTODO DE BISHOP ................................................................................................. 41

3.7. METODOS DE ESTABILIZAÇÃO DE ENCOSTAS ..................................................... 41

4. METODOLOGIA ................................................................................................................. 46

4.1. METODOLOGIA PARA ANÁLISES DA ESTABILIDADE DO TALUDE ................. 47

4.2. METODOLOGIA PARA ANÁLISE DA MOVIMENTAÇÃO DA ENCOSTA ............ 47

5. CARACTERIZAÇÃO DA ÁREA DE ESTUDOS .............................................................. 50

5.1. APRESENTAÇÃO DA ÁREA DE ESTUDOS ................................................................ 50

5.2. GEOLOGIA E GEOMORFOLOGIA DA REGIÃO ........................................................ 52

6. RESULTADOS E CONSIDERAÇÕES ........................................................................... 55

6.1. CONSIDERAÇÕES E ACOMPANHAMENTO DO CASO ....................................... 55

6.1.1. CONTEXTO HISTÓRICO ........................................................................................ 55

6.1.2. INÍCIO DO ACOMPANHAMENTO DO CASO ..................................................... 59

6.1.3. SONDAGENS E ENSAIOS SPT .............................................................................. 61

6.1.4. DRENOS HORIZONTAIS PROFUNDOS (DHP) ................................................... 64

6.1.5. INCLINÔMETROS VERTICAIS ............................................................................. 65

6.1.6. MURO DE GABIÃO ................................................................................................. 68

6.1.7. CORTINAS ATIRANTADAS .................................................................................. 70

6.1.8. PROBLEMAS E DIFICULDADES ENCONTRADAS NA OBRA ........................ 82

6.2. ANÁLISE DA MOVIMENTAÇÃO DA ENCOSTA ................................................... 84

6.2.1. ANÁLISE DO DESLOCAMENTO HORIZONTAL ............................................... 84

6.2.2. ANÁLISE DA DISTORÇÃO (DESVIO DA VERTICAL) ...................................... 88

6.2.3. ANÁLISE DA DIREÇÃO DO MOVIMENTO ........................................................ 91

6.2.4. ANÁLISE DA VELOCIDADE DO MOVIMENTO ................................................ 93

6.3. RETROANÁLISE DA INSTABILIDADE DO TALUDE ........................................... 96

6.4. ANÁLISE DE ESTABILIDADE DO TALUDE APÓS A EXECUÇAO DA

CONTENÇÃO ....................................................................................................................... 100

7. CONCLUSÕES .................................................................................................................. 104

REFERÊNCIAS ..................................................................................................................... 106

ANEXOS ................................................................................................................................ 108

LISTA DE FIGURAS

Figura 1 - Ciclo de Formação das Rochas ............................................................................................. 16

Figura 2 - Esqueleto sólido contendo partículas sólidas (S) e vazios com ar (A) e água (W) .............. 16

Figura 3 - Equipamento para sondagem rotativa instalado ................................................................... 19

Figura 4 - Detalhe da coroa utilizada na obra ....................................................................................... 20

Figura 5 – “Tripé” para sondagem e equipamento para o ensaio SPT .................................................. 21

Figura 6 - Esquema para cálculo do deslocamento horizontal ............................................................. 24

Figura 7 - Detalhes para leitura do inclinômetro ................................................................................... 25

Figura 8 - Sentido dos eixos do inclinômetro ....................................................................................... 25

Figura 9 – Detalhes da instalação do Inclinômetro ............................................................................... 26

Figura 10 - Esquema de um DHP, com a representação do rebaixamento do lençol freático ............. 27

Figura 11 - Manutenção do DHP (SOUZA et al., 2009) ....................................................................... 29



Figura 14 - Esboço do Mecanismo de escorregamento de solo ............................................................ 31

Figura 15 - Equação de Mohr-Coulomb representada graficamente..................................................... 33

Figura 16 - Causas de movimentação segundo VARNES apud GUIDICINI E NIEBLE (1983) ......... 34

Figura 17 - Principais pontos de um escorregamento rotacional de solo .............................................. 35

Figura 18 – Desabamento (http://pubs.usgs.gov/fs/2004/3072/fs-2004-3072.html) ............................. 36

Figura 19 - Tipos de deslizamentos (http://pubs.usgs.gov/fs/2004/3072/fs-2004-3072.html) .............. 37

Figura 20 - Debri-flow ......................................................................................................................... 37

Figura 21 - Escala de Movimento de Massa de Cruden e Varnes (1996) apud Aguiar et al. (2005) .... 38

Figura 22 - Exemplos históricos de deslizamentos de terra (extraído de AGUIAR 2005) ................... 39

Figura 23 - Principais componentes de um tirante ................................................................................ 43

Figura 24 - Detalhes da cabeça de ancoragem ...................................................................................... 44

Figura 25 - Localização do Município de Santo Amaro da Imperatriz ................................................. 50

Figura 26 - Localização da área de estudos (Fonte: Google Earth) ...................................................... 51

Figura 27 - Localização da área de estudos com representação do deslizamento de terra ................... 52

Figura 28 - Detalhes mostrando a formação coluvionar da região ........................................................ 53

Figura 29 - Detalhe da cortina atirantada .............................................................................................. 53

Figura 30 – Diferença entre os tipos de solo na área analisada ............................................................. 54

Figura 31 - Precipitação Acumulada no Estado de Santa Catarina (Fonte: Epagri).............................. 56

Figura 32 - Precipitação Pluviométrica na Grande Florianópolis. FONTE: Epagri/ Ciram/ Inmet ...... 57

Figura 33 - Precipitação Pluviométrica no mês de novembro de 2008. ................................................ 57

Figura 34 - Deslizamento de terra no Morro do Baú em Ilhota (Foto: J.J. Aumond) ........................... 58

Figura 35 - Deslizamento de terra na cidade de Blumenau (Foto: J.J. Aumond) .................................. 58

Figura 36 - Seção Transversal com alguns detalhes da encosta estudada ............................................. 59

Figura 37 - Localização aproximada das trincas de tração encontradas e a verificação do rebaixamento da pista de rolamento ............................................................................................................................ 60

Figura 38 - Sondagem à percussão (esquerda) e sondagem rotativa (direita) ....................................... 61

Figura 39 - Sondagem à percussão, com ensaio SPT ............................................................................ 62

Figura 40 - Perfil Estratigráfico do Local com a posição dos inclinômetros ........................................ 63

Figura 41 - Tanto a perfuração para instalação dos DHP, quanto para colocação dos tirantes, foi realizada em grande parte sobre andaimes ............................................................................................ 64

Figura 42 - Perfuração para colocação dos DHP utilizando a perfuratriz wagon-drill ......................... 64

Figura 43 - Vazão de saída dos drenos em um período de média vazão de saída ................................. 65

Figura 44 - Seção representando a inclinação dos DHP. ...................................................................... 65

Figura 45 - Localização dos Inclinômetros ........................................................................................... 66

Figura 46 - Início da perfuração para posterior colocação do tubo inclinômetro .................................. 67

Figura 47 - Tubo Inclinômetro instalado (Inclinômetro 03) ................................................................. 67

Figura 48 - Seção transversal do muro de gabião ................................................................................. 68

Figura 49 - Montagem das telas (malha) de aço ................................................................................... 69

Figura 50 – Detalhes do muro de gabião ............................................................................................... 69

Figura 51 - Escavação para execução da cortina atirantada – 16/01/2009 ............................................ 70

Figura 52 - Armazenamento dos tirantes e outros componentes (entre eles as bainhas) ...................... 71

Figura 53 - Início da colocação dos tirantes nas cortinas 1 ................................................................... 72

Figura 54 - Tirantes executados na cortina 1 ........................................................................................ 72

Figura 55 - Colocação do tirante e do tubo espaguete na cortina 2 ....................................................... 73

Figura 56 - Tirante sendo colocado na cortina 1 ................................................................................... 73

Figura 57 - Tirante sendo executado na cortina 1 ................................................................................. 74

Figura 58 - Detalhe da armadura utilizada nas cortinas. ....................................................................... 74

Figura 59 - Concretagem dos painéis da cortina ................................................................................... 75

Figura 60 - Painéis concretados ............................................................................................................ 75

Figura 61 - Controle da pressão de injeção da nata de cimento. ........................................................... 76

Figura 62 - Detalhes da cabeça de ancoragem do tirante utilizado ....................................................... 77

Figura 63 - Posicionamento do macaco hidráulico e protensão realizada manualmente ...................... 77

Figura 64 - Visão geral dos operários realizando a protensão em um dos tirantes ............................... 78

Figura 65 - Seção Transversal da cortina 1 ........................................................................................... 78

Figura 66 - Seção Transversal da cortina 2 ........................................................................................... 79

Figura 67 - Seção transversal da obra concluída ................................................................................... 79

Figura 68 - Posição da cortina 2 e do muro de gabião, com o aterro sendo executado ......................... 80

Figura 69 - Obra finalizada, destacando-se as estruturas de contenção ................................................ 81

Figura 70 – Outra vista da obra finalizada ............................................................................................ 81

Figura 71 - Crescimento da vegetação sobre o muro de gabião ............................................................ 81

Figura 72 - Cortina 1, destacando-se a vegetação crescendo e o funcionamento dos DHP .................. 82

Figura 73 - Matacões perfurados por tirantes ........................................................................................ 82

Figura 74 - Matacões junto a cortina ..................................................................................................... 83

Figura 75 - Gráficos de deslocamento horizontal – Inclinômetro 01 .................................................... 85



Figura 78 - Gráficos de deslocamento horizontal – Inclinômetro 03 – Eixo A .................................... 88

Figura 79 - Gráficos de Distorção – Inclinômetro 01 ........................................................................... 89



Figura 82 - Direção do movimento da encosta no Inclinômetro 01 ...................................................... 91

Figura 83 - Direção do movimento da encosta no Inclinômetro 02 ...................................................... 92

Figura 84 - Análise 18 – Método de Jambu Simplificado ..................................................................... 97

Figura 85 - Curva c = f(φ) para o método de Bishop Simplificado....................................................... 99

Figura 86 - Curva c = f(φ) para o método de Jambu ............................................................................. 99

Figura 87 - Fator de Segurança - Cortina 1, antes de sua execução .................................................... 101

Figura 88 - Fator de segurança - cortina 1 após sua execução ............................................................ 102

Figura 89 - Fator de Segurança - Cortina 2, após sua execução.......................................................... 102

LISTA DE TABELAS

Tabela 1 - Valores de N para designação de consistência ou compacidade de solos ........................... 22

Tabela 2 - Classificação simplificada dos tipos de movimentos em encostas (VARNES, 1978) ......... 36

Tabela 3 - Tabela resumo com as etapas executivas e as datas de início e término de cada ................. 46

Tabela 4 - Estações apresentadas .......................................................................................................... 56

Tabela 5 - Quadro síntese com os valores obtidos de velocidade de movimentação para o IN-01 na profundidade de 9 metros (superfície de ruptura) ................................................................................. 93

Tabela 6 - Quadro síntese com os valores obtidos de velocidade de movimentação para o IN-02 na profundidade de 13 metros (superfície de ruptura) ............................................................................... 94

Tabela 7 - Quadro síntese com os valores obtidos de velocidade de movimentação para o IN-01 na profundidade de 1 metro (movimentação crítica) ................................................................................. 95



Tabela 10 - Retroanálises realizadas ..................................................................................................... 98

Tabela 11 - Parâmetros adotados na análise de estabilidade ............................................................... 100

RESUMO

GODOI, Cesar Schmidt. Acompanhamento de Projeto e Execução em Obra de

Contenção de Encosta – BR 282, km 25, Santo Amaro da Imperatriz/SC. Trabalho de

Conclusão de Curso. Curso de Engenharia Civil. UFSC – Universidade Federal de Santa

Catarina, Florianópolis, SC, 2010.

Neste trabalho é apresentado um estudo geral sobre o deslizamento de terra ocorrido

no km 25 da BR-282 na cidade de Santo Amaro da Imperatriz – SC, e da obra emergencial de

contenção realizada nesse local. Esse deslizamento ocorreu em função das fortes e constantes

chuvas ocorridas durante o mês de novembro de 2008, o qual assolou parte de Santa Catarina

e provocou uma grande tragédia de ordem natural. Dentro deste estudo fez-se um

acompanhamento do projeto e da execução da obra de contenção, e posteriormente

realizaram-se análises de estabilidade do talude, retroanálise para obtenção dos parâmetros de

resistência do solo e análise da instrumentação instalada na encosta. Com isso, além da

apresentação das etapas de execução da obra de contenção, foi possível estabelecer fatores de

segurança através de análises de estabilidade (utilizando algumas hipóteses), e a avaliação da

sua movimentação, sobretudo durante a execução das estruturas de contenção.

Palavras-Chave: Movimentação de Encosta, obras de contenção de encosta, análise de estabilidade.

13

1. INTRODUÇÃO

Nos últimos anos, tem-se acentuado o efeito catastrófico de deslizamentos de terra e

outros tipos de movimentos de massa sobre residências, estradas e outras obras de infra-

estrutura. Possivelmente a quantidade de deslizamentos que vem ocorrendo não é diferente do

que ocorria no passado, quando não se notava com tanta freqüência estas catástrofes,

envolvendo inclusive vidas humanas. Porém, com o aumento da construção de obras em

locais de risco, nota-se freqüentemente estas “catástrofes naturais”.

Com estas considerações iniciais envolvendo este contexto histórico atual, em

novembro de 2008, após fortes e constantes chuvas ocorreu um movimento de massa

(deslizamento de terra) na cidade de Santo Amaro da Imperatriz/SC. Este deslizamento

provocou danos na rodovia existente no corpo do talude, e em diversas residências, sendo que

algumas famílias que viviam no local tiveram de ser removidas destas. Para resolver o

problema, necessitou-se realizar uma obra de contenção no local.

Assim, este trabalho apresenta todo acompanhamento dessa obra de contenção, com

as análises dos procedimentos realizados durante a fase de projeto e execução e do

monitoramento da encosta. A contenção se refere a uma estrutura de concreto armado

atirantada (cortina atirantada) e um muro de gabião e foi executada devido a ocorrência deste

deslizamento. Esta obra está incluída num plano de ações de obras emergenciais do Governo

Federal, realizados naquele período. A obra foi acompanhada durante todo seu transcorrer,

onde foram realizadas visitas no local desde o inicio das sondagens (dezembro de 2008) até a

conclusão da obra (agosto de 2009) e também após a sua conclusão.

Neste trabalho serão apresentados apenas os detalhes mais importantes,

principalmente referentes diretamente à geotecnia. Isto se deve ao fato de que uma obra de

contenção possui inúmeros detalhes envolvendo diversas áreas do conhecimento como a

própria geotecnia, estruturas de concreto armado, hidráulica, hidrologia, entre outros. Ao se

iniciar este trabalho, esta interdisciplinaridade apareceu e em meio a algumas dúvidas (devido

à amplitude e complexidade do assunto) e posteriormente sanando-se estas dúvidas.

Para a análise da obra e do projeto foram levantados dados como da movimentação

da encosta (com a utilização de inclinômetros verticais), sondagens, topografia local e outros

dados e estimativas. Com esses dados pode-se realizar as análises posteriormente

apresentadas, como a análise da estabilidade do talude, análise da movimentação e também

uma retroanálise da instabilidade do talude.

14

2. OBJETIVOS

Objetivo Geral

A execução deste trabalho tem por objetivo principal apresentar um estudo de caso,

no que se refere ao acompanhamento de projeto, execução e a análises de movimentação e

estabilidade da encosta. Para se atingir estes objetivos foram buscados e serão apresentados:

Objetivos Específicos

- Acompanhar a execução das estruturas de contenção referente ao deslizamento de

terra estudado (através de visitas ao local – aproximadamente 35 visitas)

- Contato direto com operários, engenheiros, entre outros, que estiveram presentes na

etapa de execução das estruturas de contenção;

- Coletar dados referentes ao projeto da contenção, às sondagens, inclinômetros,

mapas, informações a respeito da área analisada, dentre outros;

- Estudar metodologias para análises de movimentação da encosta, movimentos de

massa, estabilidade de taludes, dentre outros;

- Respectivas análises e comparação com a bibliografia existente (como por

exemplo, com a escala de Varnes para movimento de massa).

15

3. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA – EMBASAMENTO TEÓRICO

3.1. SOLO – ORIGEM E CONSTITUIÇÃO

Embora o dicionário Aurélio defina solo como sendo “uma porção sólida da

superfície terrestre, onde se anda, se constrói, etc.; terra, chão. Terreno, quanto a suas

qualidades geológicas e produtivas.”, há uma abordagem mais ampla sob o ponto de vista da

engenharia civil e geotecnia. CAPUTO (1988) define solo como sendo: “materiais que

resultam do intemperismo ou meteorização das rochas, por desintegração mecânica ou

decomposição química”.

Para distinção num perfil estratigráfico entre solo e rocha VARGAS (1977)

considera solo como “todo material da crosta terrestre que não oferece resistência

intransponível à escavação mecânica e que perde toda resistência, quando em contato

prolongado com a água. E rocha, aquele cuja resistência ao desmonte, além de ser

permanente, a não ser quando em processo geológico de decomposição, só fosse vencida por

meio de explosivos”. Porém, esta nota não necessariamente se adequa a solos residuais, já que

nem todo solo residual perde toda resistência quando em contato prolongado com a água.

Portanto, as rochas, quanto à sua origem, são divididas basicamente em rochas

ígneas, sedimentares e metamórficas, as quais durante processos de transporte, erosão e

intemperismo formam sedimentos chamados solos. A Figura 1 mostra o ciclo básico de

formação das rochas e do solo.

Quanto à origem do solo em si, após sua formação, podem permanecer próximo ao

local de origem (rocha-mãe), ou serem transportados devido a diversos agentes.

Tradicionalmente, dividem-se então os solos em:

- Solos Residuais – que permanecem próximo ao local de origem;

- Solos Sedimentares – que são transportados para outros locais;

- Solos Orgânicos.

Os solos sedimentares podem ser chamados:

- Solos Glaciais – transporte e deposição de geleiras;

- Solos Aluviais – transportados por águas, normalmente fluviais;

- Solos Eólicos – transportados pela ação do vento;

- Solos Coluvionares – formados e transportados pela ação da gravidade

(deslizamentos, erosão, entre outros).

16

Figura 1 - Ciclo de Formação das Rochas

“No que diz respeito à natureza das partículas, o solo é constituído por grãos

minerais, podendo conter matéria orgânica. As frações grossas são predominantemente de

grãos silicosos, enquanto os minerais que ocorrem nas frações argilosas pertencem aos três

grupos principais: caolinita, montmorilonita e ilita” (CAPUTO, 1988). Na realidade essa

constituição se refere apenas às partículas sólidas do solo.

HOLTZ E KOVACS (1981) definem bem a constituição do solo como sendo “uma

coleção de partículas sólidas com espaços vazios entre eles. Os sólidos do solo são pequenos

grãos de diferentes minerais, enquanto que os vazios podem ser preenchidos com água, ar ou

parcialmente preenchido com água e ar. Em outras palavras, o Vt volume total da massa de

solo consiste no volume de sólidos Vs e o volume de vazios Vv” (figura 2).

Figura 2 - Esqueleto sólido contendo partículas sólidas (S) e vazios com ar (A) e água (W) (HOLTZ E

KOVACS, 1981)

17

Analisando os poros preenchidos por água, CAPUTO (1988) distingue os diferentes

estados em que a água se encontra no solo:

- Água de constituição: água que faz parte da estrutura molecular da partícula sólida;

- Água adesiva ou adsorvida: é aquela película de água que envolve e adere

fortemente à partícula sólida;

- Água livre: é a que se encontra em uma determinada zona do terreno, enchendo

todos os seus vazios. O seu estudo é regido pelas leis da Hidráulica;

- Água Higroscópica: é a que ainda se encontra em um solo seco ao ar livre;

- Água Capilar: é aquela que nos solos de grãos finos sobe pelos interstícios capilares

deixados pelas partículas sólidas, além da superfície livre da água.

Nesse estudo será abordada principalmente a atuação da água livre (com os

diferentes níveis do lençol freático, principalmente a abordagem do nível da água, após o

rebaixamento com os DHP) e da água capilar (que permite o aparecimento da coesão

aparente, oferecendo uma estabilidade momentânea à encosta).

3.2. INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO

“Todas as sondagens são caras, mas as mais caras são aquelas que não foram feitas”

G. Lahuec (apud LIMA, 1979)

Com a frase de Lahuec (apud LIMA, 1979), nota-se inicialmente a importância das

sondagens e investigação do subsolo dentro de um projeto. Normalmente esta etapa consiste

em serviços iniciais básicos, sendo uma das primeiras a ser realizada em qualquer obra. Em

alguns momentos também é importante a realização de sondagens durante a execução de uma

obra, mas isto fica sempre a critério do projetista ou engenheiro responsável pela obra.

O planejamento das etapas de investigação é função de alguns fatores, os quais

futuramente poderão determinar o sucesso ou não do projeto realizado. Estes fatores incluem:

- Tipo de Estrutura e seus problemas específicos (muros de arrimo, túneis,

aterros, taludes de corte, etc.);

- Condições Geológicas da área – tipos de solos e rochas que provavelmente

serão encontrados;

- Características do local a investigar.

18

Como objetivos gerais para a execução de uma sondagem pode-se citar:

- Reconhecimento da estratigrafia local: determinação da extensão,

profundidade e espessura de cada horizonte ou camada de solo, com a sua respectiva

descrição (textura, consistência ou compacidade);

- Profundidade da superfície da rocha e sua eventual classificação. Pode-se

incluir informações sobre extensão, profundidade e espessura de cada estrato rochoso;

- Profundidade do lençol freático;

- Propriedades dos solos e rochas “in situ”, através da realização de alguns

ensaios em campo ou de correlações empíricas.

Quanto aos métodos de prospecção geotécnica, basicamente divide-se em indiretos (a

determinação das camadas do subsolo é feita indiretamente pela medida da resistividade

elétrica ou da velocidade de propagação de ondas elásticas), métodos semi-diretos e métodos

diretos, que serão detalhados.

3.2.1. MÉTODOS DIRETOS DE PROSPECÇÃO E ENSAIO SPT

Os métodos diretos utilizados na etapa de investigação do subsolo são os mais

utilizados atualmente na grande maioria das obras. Como vantagens esses métodos facilitam a

observação direta do solo, além da possibilidade de obtenção de amostras ao longo de uma

perfuração.

Os métodos diretos dividem-se basicamente em manuais (através de poços,

trincheiras ou trados manuais) ou mecânicos (com a utilização de sondagem à percussão,

rotativa, mista ou para obtenção de amostras deformadas). Nesta revisão bibliográfica serão

apresentados apenas os métodos mecânicos, objeto de estudo deste trabalho. Dentro dos

métodos mecânicos, comumente faz-se utilização do ensaio SPT (como será visto no item

3.2.1.4), junto à sondagem realizada. A NBR 6484/2001 padroniza tanto a sondagem para

reconhecimento do solo, quanto o ensaio SPT.

3.2.1.1. SONDAGEM À PERCUSSÃO

A sondagem a percussão é o método executivo de sondagem, recomendado em locais

sem blocos de rocha, matacões ou com a superfície da rocha a uma alta profundidade.

Normalmente a sondagem a percussão é associada ao processo de avanço por lavagem

19

(principalmente em solos de consistência rija ou bem compactos, se for possível o avanço do

furo por este tipo de sondagem).

3.2.1.2. SONDAGEM ROTATIVA

A sondagem rotativa deve ser realizada quando, durante a sondagem, é encontrada

uma camada difícil de ser passada ou intransponível por lavagem e percussão (como blocos

de rocha, matacões ou solos de alta resistência). O objetivo principal desse tipo de sondagem

é obter também testemunhos de rocha.

A sondagem rotativa é executada também por alguns equipamentos como (figura 3):

- Sonda Rotativa: composta por motor, guincho e cabeçote de perfuração.

- Hastes: tubos ocos que transmite à coroa no fundo do furo, os movimentos de

rotação e penetração para avanço da sondagem, além de conduzir ou não, água até o fundo do

furo.

Figura 3 - Equipamento para sondagem rotativa instalado

- Barriletes (amostrador): tubos ocos destinados a receber o testemunho de

sondagem.

- Coroas: ferramenta de corte de uma sondagem rotativa e compõe-se de uma matriz

de aço, corpo da coroa, saída de água e diamantes (figura 4).

- Revestimentos: necessário quando há desabamento lateral das paredes do furo.

20

Figura 4 - Detalhe da coroa utilizada na obra

- Sistema de Circulação de água: necessário para agir simultaneamente com o

objetivo de refrigerar a coroa, expulsar fragmentos, diminuir a fricção da coluna com as

paredes e manter uma pressão hidrostática, que contribua para manter rígida a parede do furo.

3.2.1.3. SONDAGEM MISTA

Basicamente a sondagem mista é realizada em locais onde há alternância entre solo e

blocos de rocha, matacões e outros, o que impossibilita realizar a sondagem inteira por

percussão e pode aumentar o custo, se for realizada inteiramente pela sondagem rotativa.

Assim, a sondagem é realizada à percussão até atingir um local de difícil passagem

ou intransponível a percussão. Quando isso acontece, reveste-se o comprimento já sondado

com o tubo de revestimento da sondagem rotativa e a operação prossegue de forma rotativa.

Quando o sondador percebe a mudança de material (rocha para solo), cessa-se a sondagem

rotativa e o avanço continua por percussão (normalmente realiza-se o ensaio SPT neste

ponto). Esse processo continua até o fim da sondagem.

3.2.1.4. ENSAIO SPT

O ensaio SPT (Standard Penetration Test) é uma medida de resistência a penetração

do solo e fornece uma boa indicação inicial e útil da consistência (para solos coesivos) ou da

compacidade (para solos não coesivos). O índice N foi definido por Terzaghi e Peck, como

sendo o número de golpes necessários à penetração do solo, dos 30 centímetros finais para

21

cravação do amostrador. Inicialmente crava-se os primeiros 15 centímetros e faz-se a

contagem dos golpes necessários para essa cravação, porém desconsidera-se esses primeiros

15 centímetros devido ao amolgamento do solo causado pelo avanço da perfuração

(normalmente por lavagem). O amostrador é cravado através de quedas sucessivas do martelo

(65 kg), erguido a uma altura de 75 cm. Normalmente esse processo de subida do martelo é

feito de forma manual através de roldanas e cabos de aço. Na figura 5 é apresentado um

esquema do “tripé” para sondagem e do equipamento para o ensaio SPT.

Figura 5 – “Tripé” para sondagem e equipamento para o ensaio SPT

(http://www.pgie.ufrgs.br/portalead/nucleo/fernando/Livro/Stp/insitusptfinal.html)

Com referência à consistência (no caso de argila e siltes argilosos) ou compacidade

(no caso de areias ou siltes arenosos) de solo a partir do ensaio SPT, a NBR 6484/2001 adota

valores baseados em estudos de Terzaghi e Peck (porém os valores adotados na norma são

diferentes dos estabelecidos por Terzaghi e Peck). Estes valores se encontram na tabela 1.

22

Tabela 1 - Valores de N para designação de consistência ou compacidade de solos – NBR 6484/2001

Quanto ao ensaio em si, atenta-se ao fato de que este não é muito preciso e diversos

fatores podem influenciar na variação dos resultados. Segundo LIMA (1979), esses fatores

podem estar associados ao equipamento (formato e dimensão do amostrador, estado de

conservação das hastes, martelo não calibrado e diâmetro do tubo de revestimento da

sondagem) ou pode estar associado à execução da sondagem (variação da energia de

cravação, má limpeza do furo, furos não alargados suficientemente para livre passagem do

amostrador, excesso de lavagem para cravação do revestimento, ou até mesmo, erro na

contagem do número de golpes). Portanto, qualquer correlação utilizada na prática (já que

existem centenas de correlações para diversos parâmetros do solo), deve ser bem estudada no

que se refere tanto ao equipamento e processo utilizado e também do local e tipo de solo para

qual a correlação é válida. E ainda assim, devem-se analisar diferentes resultados para

diferentes correlações utilizadas na prática, já que pode ocorrer uma variação em diferentes

correlações para um mesmo tipo de solo e para o mesmo parâmetro.

3.3. INSTRUMENTAÇÃO GEOTÉCNICA

Existem diversas técnicas e instrumentos para se realizar o monitoramento de uma

encosta ou de um talude. Esse monitoramento se faz necessário antes do início da obra (fase

de projeto), no decorrer da obra (para apontar possíveis correções no projeto e para avaliar a

23

segurança da obra) e após o término da obra (a fim de avaliar a estabilidade e eficiência da

obra).

Os instrumentos utilizados no monitoramento de um talude visam principalmente à

avaliação da movimentação (horizontal ou vertical), a verificação do nível da água, da pressão

neutra existente no corpo do talude, dentre outras finalidades.

Como principais instrumentos utilizados na prática encontram-se:

- Inclinômetros Verticais – que serão apresentados posteriormente;

- Perfilômetros ou Inclinômetros Horizontais – utilizados para a verificação do perfil

de recalques em aterros, fundações e outras estruturas, além do monitoramento de

deformações verticais da face de concreto de barragens.

- Placas de Recalque – utilizadas para monitorar o recalque de aterros. A placa é

instalada na cota que se deseja monitorar e a haste central pode ser prolongada durante as

etapas construtivas do aterro. Placas de recalque são largamente utilizadas em aterros sobre

geodrenos e onde há presença de sobrecarga temporária onde o deslocamento vertical deve ser

monitorado.

- Piezômetros – são instrumentos utilizados para a medição de pressões neutras ou

poro-pressões. Correntemente são utilizados os piezômetros elétricos ou o de Casagrande. No

piezômetro elétrico a leitura é realizada através de uma unidade leitora portátil ou pode ser

conectado a um datalogger; já para o piezômetro de Casagrande, as leituras são realizadas

através de um medidor de nível de água. A grande vantagem da utilização de piezômetros

elétricos é a resposta imediata a variações de poro-pressões em solos de baixa permeabilidade,

o que não ocorre com o de Casagrande.

- Medidor de nível d’água – Medidores de Nível de Água são instrumentos utilizados

para indicar o nível de água no terreno. Consistem em um tubo de PVC todo perfurado,

revestido com geossintético, instalado em um furo de sondagem. O espaço entre o tubo e as

paredes do furo é preenchido com areia. O objetivo é permitir que a água penetre no tubo

onde o interceptar. As leituras são feitas com um medidor de nível de água.

Neste trabalho será abordado unicamente o Inclinômetro Vertical, já que foi o único

tipo de instrumentação instalada na obra de contenção, da qual se trata este trabalho.

24

3.3.1. INCLINÔMETROS VERTICAIS

Os inclinômetros são instrumentos que realizam o monitoramento de um talude,

aterro, barragem, túnel, fundação, enfim, de uma obra geotécnica. Esses instrumentos

permitem realizar a observação do deslocamento horizontal de uma massa de solo ao longo de

uma vertical. Da análise destes deslocamentos pode-se avaliar a estabilidade do maciço,

dentre outras coisas.

Basicamente, o inclinômetro consiste em um sensor (torpedo deslizante) que é

inserido no interior de um tubo guia (ou tubo inclinômetro). A cada 0,5 metros (L) uma

estação de leitura digital mede o desvio do tubo com relação à vertical (mede o ângulo em

relação à vertical - θ). Através de relação trigonométrica, pode-se calcular o deslocamento

horizontal (D). Essa relação é apresentada na figura 6.

(1)

Figura 6 - Esquema para cálculo do deslocamento horizontal (adaptado de www.slopeindicator.com)

Detalhadamente, o tubo guia deve ser de alumínio ou plástico, com cerca de 8

centímetros de diâmetro e dispondo de 4 ranhuras diametralmente opostas, as quais servem

para guiar a descida do sensor. O torpedo é fabricado em aço inoxidável e apresenta dois

pares de rodas desalinhados (como mostrado na figura 7).

25

Figura 7 - Detalhes para leitura do inclinômetro

O torpedo possui dois acelerômetros, que tem a função de medir o desvio em cada

direção. O plano “A” mede o desvio no plano paralelo às rodas do torpedo, já o plano “B”,

mede o desvio no plano perpendicular às rodas do torpedo (figura 8). Esses planos apresentam

duas direções A0 e B0 (no sentido provável do movimento da massa) e A180 e B180.

Figura 8 - Sentido dos eixos do inclinômetro

26

Colocando a roda “mais alta” sobre a ranhura da direção A0, as leituras efetuadas

para as direções A0 e B0 serão positivas, enquanto que para as direções A180 e B180 serão

negativas.

Como cuidados básicos com os instrumentos, o sensor exige atenção com relação ao

seu transporte até a obra, com a sua limpeza e com o controle da faixa de temperatura de

exposição. Outro cuidado que se deve ter é com a possibilidade de desalinhamento das

ranhuras, as quais podem gerar resultados errados nas leituras.

Deve-se ressaltar que durante a instalação do inclinômetro, deve-se fixá-lo no fundo

do furo, a fim de que haja uma referência imóvel para as diversas leituras. Assim o

inclinômetro deve ser instalado com calda de cimento no fundo, como se vê na Figura 9.

Figura 9 – Detalhes da instalação do Inclinômetro

3.4. DRENOS HORIZONTAIS PROFUNDOS

“A eficácia extraordinária da drenagem foi recentemente demonstrada pela seguinte

observação: Durante uma tormenta tropical, envolvendo uma precipitação de 225 mm em 24

horas, ocorreu um deslizamento num talude de inclinação média de 30º. Como o deslizamento

ocorreu nas proximidades de uma usina hidrelétrica, foi indicada ação imediata. Para obter

informações quantitativas a respeito do movimento de terra e os fatores que determinaram sua

velocidade, foram instalados pontos de referencia em várias linhas horizontais e executadas

27

sondagens para observação do nível d’água junto a cada um desses pontos. Colocando em

gráfico as alturas dos níveis d’água em ordenadas e os correspondentes deslocamentos dos

pontos de referencias nas abscissas, observou-se que apesar do maciço em movimento ter uma

espessura de até 40 metros, os diagramas mostraram que o abaixamento do lençol d’água de

não mais que 4,5 metros foi suficiente para parar o movimento.”

Terzaghi (1952), Mechanism of Landslides.

Com esta observação prática do considerado “pai da mecânica dos solos moderna” é

verificada a enorme importância de uma drenagem adequada em maciços instáveis.

Os drenos horizontais profundos (DHP) são dispositivos cravados nos maciços ou

taludes de cortes, com a finalidade de drenar a água existente no interior destes, fazendo com

que se reduzam as pressões neutras existentes e conseqüentemente aumentando a pressão

efetiva do solo (σ’) e, portanto também a resistência ao cisalhamento do solo (τ). Além disto,

a retirada de água através dos DHP contribui com diversos outros fatores para estabilidade do

talude, como por exemplo, a diminuição do peso do talude que é uma força que tende a

romper o talude e a mudança na direção de percolação da água (que anteriormente próximo à

horizontal, tende a passar para a vertical- figura 10).

Os DHP são constituídos por tubos metálicos ou de PVC ocos, providos de ranhuras

ou orifícios a sua volta, uma camada filtrante ou geotêxtil a sua volta, bucha, ancoramento e

tampão. Sua inclinação encontra-se próxima a horizontal (i > 0º com a horizontal).

Em solos ou rochas permeáveis a vazão nos drenos pode ser muito grande. Já em

materiais com menor permeabilidade, a vazão pode ser até mesmo nula, porém o alivio de

pressões no maciço pode existir. Uma das hipóteses para isto, é que a água possa evaporar no

transcorrer de sua percolação pelo DHP.

Figura 10 - Esquema de um DHP, com a representação do rebaixamento do lençol freático (SOUZA et

al., 2009)

28

Algumas recomendações são feitas na bibliografia (SOUZA et al., 2009) quanto ao

dimensionamento dos DHP:

- Quanto mais suave o talude, maior o comprimento necessário dos drenos;

- Drenos longos mais espaçados são mais eficientes quanto à segurança da

estabilidade de taludes, do que drenos curtos menos espaçados;

- Tubos de PVC rígidos não devem apresentar fraturas, e podem ser usados até 40

metros. Acima disto, poderá ser necessário o uso de ferro galvanizado ou inoxidável.

- Taludes com solos de baixa permeabilidade demoram mais para obter estabilidade

do que taludes com solos de maior permeabilidade (com o mesmo número de DHP). A

alternativa básica é aumentar o número de drenos para solos de baixa permeabilidade, a fim

de aumentar a confiança na estabilidade do maciço.

Quanto à execução, as principais recomendações são:

- Os DHP deverão ser executados com equipamentos de perfuração rotativa e

lavagem com água. A limpeza dos furos deverá ser feita preferencialmente com ar

comprimido.

- O furo deverá ser revestido provisoriamente enquanto perfurado, a fim de se evitar

seu fechamento.

- As vazões serão medidas da conclusão até 24 horas ou até sua estabilização, com

leituras espaçadas entre 10 minutos e 1 hora, definindo um gráfico: vazão x tempo. Com este

gráfico poderá ser atualizado o plano para execução de drenos.

- Os últimos 4 a 6 metros próximos a superfície do terreno não terão ranhuras ou

orifícios, e o tubo deverá ser projetado de 20 a 30 centímetros para fora da superfície acabada

do terreno.

- Os tubos deverão ser protegidos por telas de náilon de malha fina, equivalentes a

peneira 60, ou por mantas geotêxteis. A extremidade enterrada deverá ser tampada.

Para se realizar um controle e manutenção adequados, deverão ser providenciados:

- Durante um período inicial menor que 10 dias, inspecionar diariamente o dreno,

anotando suas vazões. Se após 10 dias algum dreno apresentar vazão superior a 1 l/s, construir

outro dreno próximo. Com o decorrer do tempo, deverão ser feitas inspeções, onde deverão

ser anotadas suas respectivas vazões. Deve-se prever também limpeza e conservação, pelo

menos uma vez a cada dois anos.

29

- O controle dos drenos compreende medidas de vazões, altura de chuva e poro-

pressões.

- A altura de chuva deverá ser medida através de um posto hidrológico situado a

menos de 10 km ou então através da instalação de um pluviômetro no local.

- Para se obter a vazão, deve-se utilizar um recipiente de volume conhecido e um

cronômetro.

- A comprovação da eficiência da drenagem, será obtida a médio e longo prazo pela

leitura de piezômetros.

- Deverão ser feitos gráficos, relacionando cotas piezométricas com altura de chuvas.

Quando as pressões subirem, sem aumento de vazões, estará havendo perda de eficiência dos

drenos (entupimento ou colmatação).

- As poro-pressões são obtidas com piezômetros tipo Casagrande, com bulbo poroso

de areia de menor comprimento possível (1 a 2 metros)

- As inspeções verificarão também a presença de vegetação no interior dos tubos, que

deverá ser removida.

Para manutenção dos drenos horizontais profundos, SOUZA et al. (2009) recomenda

os seguintes procedimentos, apresentados na figuras 11 a 13.

Figura 11 - Manutenção do DHP (SOUZA et al., 2009)

Construir um êmbolo que penetre no PVC com folga de cerca de 1 mm.


30

Injetar água pelo êmbolo, ao mesmo tempo em que este é introduzido até o final do

dreno.


Repetir a operação até observar que a água que sai logo após a retirada do êmbolo

esteja limpa ou passe a fluir.

Como parâmetro de vida útil, se for realizada limpeza e manutenção constantes e

adequadas, a vida útil esperada para eficiência dos DHP é de 40 anos ou mais.

3.5. MOVIMENTOS EM ENCOSTAS

GUIDICINI E NIEBLE (1983) definem encosta da seguinte maneira: “As encostas

naturais caracterizam-se por superfícies inclinadas que unem áreas de diferentes altitudes. De

acordo com sua formação geológica e inclinação, as encostas comportam-se de maneiras

diferentes no decorrer do tempo, quando sujeitas a interferências externas, como, por

exemplo, a ação da água.”. Alguns autores diferenciam encosta e talude, como encosta sendo

superfícies inclinadas naturais e taludes como superfícies inclinadas modificadas pela ação do

homem.

“A palavra escorregamento diz respeito a um deslocamento rápido de uma massa

rochosa, solo residual ou de sedimentos adjacentes de um talude no qual o centro de

gravidade da massa em movimento avança numa direção orientada para fora e para baixo. Um

movimento similar que, entretanto avança de um modo imperceptível é denominado rastejo

(outros autores definem como fluência, ou creep)” TERZAGHI (1952). Basicamente o que

diferencia estes movimentos é a velocidade de avanço da massa deslizante (ou deslizada), e na

constância do movimento (na realidade há uma diferença marcante nas leis que regem estes

movimentos, porém que são alvo de estudos mais minuciosos). Novamente TERZAGHI

(1952) estima valores a estes movimentos, sendo o escorregamento crescendo rapidamente de

31

zero a 0,3 m/h e decrescendo novamente a zero metro por hora. Já o rastejo constitui um

movimento contínuo que avança numa razão média de 0,3 m por decênio.

Basicamente, o mecanismo do escorregamento será ocasionado caso as tensões

cisalhantes atuantes se tornar igual à resistência ao cisalhamento do solo, conforme se observa

na Figura 14.

Figura 14 - Esboço do Mecanismo de escorregamento de solo

Atualmente, existe uma enorme preocupação com os movimentos de encostas

naturais e taludes, sobretudo no estado de Santa Catarina. Em novembro de 2008

aproximadamente 135 pessoas morreram e 80.000 pessoas ficaram desalojadas no estado,

após a ocorrência de fortes chuvas e deslizamentos. O estudo de caso apresentado está

inserido no contexto desses deslizamentos.

Assim, para definir as causas da ocorrência de um movimento de massa, TERZAGHI

(1952) divide em causas externas e internas. As causas externas são aquelas que provocam um

aumento das tensões ao cisalhamento sem que haja ao mesmo tempo um aumento da

resistência ao cisalhamento do material adjacente ao talude. Neste caso, houve um aumento

das tensões de cisalhamento ao longo de uma superfície potencial de escorregamento até o

respectivo ponto de ruptura.

As causas internas são aquelas que provocam um escorregamento sem que haja

modificações das condições superficiais e sem a existência de choques sísmicos. Portanto,

admite-se que houve uma diminuição da resistência ao cisalhamento do material. As causas

mais comuns para que ocorra essa diminuição podem ser um aumento da pressão hidrostática

e num decréscimo progressivo da coesão do material do talude.

Há também uma situação intermediária entre estes dois tipos de causas de

movimentação de taludes. Esta situação se refere a abaixamentos rápidos do lençol da água, à

erosão superficial e a liquefação espontânea. Estes casos envolvem causas externas e internas.

Dentre as principais causas evidentes envolvendo a instabilidade de um talude, estão:

32

- Aumento da sobrecarga no talude (causa externa) – como a ação antrópica, com a

construção de residências, rodovias e outros. Isto provoca claramente um aumento na tensão

cisalhante do solo no talude.

- Modificações da geometria do talude (causa externa) – principalmente com o corte

excessivo do pé do talude, o qual provoca um aumento da tensão cisalhante no solo e um

desconfinamento do corpo principal do talude.

- Elevação do nível piezométrico (causa interna) – No interior de uma massa de solo

saturado, a água dos vazios acha-se sob pressão. O princípio das tensões efetivas, estabelecido

por Terzaghi evidencia isto. A fórmula é considerada uma das mais importantes dentro da

mecânica dos solos, sendo precursora desta ciência moderna, e está mostrada abaixo:

σ = σ’ + u (2)

Onde, σ é a pressão total numa massa de solo;

σ’ é a pressão efetiva do solo (suportada pelas partículas sólidas);

u é a pressão neutra na água.

Além dessa outra importante equação que deve ser mencionada, é o critério de Mohr-

Coulomb (na realidade Mohr apresentou a teoria para a ruptura relacionando a tensão normal

com a tensão cisalhante, o que resultaria numa linha curva; Coulomb anteriormente já havia

apresentado uma aproximação da tensão cisalhante no plano de ruptura para uma função

linear da tensão normal). Esta equação é apresentada abaixo:

τ = c’ + σ’. tg φ’ (3)

Onde, τ é a tensão cisalhante no solo;

c’ se refere ao intercepto coesivo efetivo;

σ’ é a pressão efetiva, conforme o princípio das tensões efetivas;

φ’ é o ângulo de atrito interno efetivo entre as partículas sólidas.

Na realidade esta equação é basicamente uma função linear y = a + b*x (figura 15).

33

Figura 15 - Equação de Mohr-Coulomb representada graficamente

Com estas considerações básicas sobre resistência ao cisalhamento, pode-se agora

melhor relacionar a instabilidade de um talude com o efeito do nível piezométrico no talude.

A primeira se refere ao desaparecimento da coesão aparente que poderia ter existido

quando o solo encontrava-se não saturado. Segundo TERZAGHI E PECK (1948) apud

TERZAGHI (1952) “esse efeito da água intersticial pode eliminar a tensão superficial que

com certa quantidade de água existia. Isso ocorre normalmente em solos de granulação fina, e

é chamada de coesão aparente”. Essa coesão aparente aumenta o valor do intercepto coesivo,

portanto, aumentando momentaneamente a resistência ao cisalhamento do solo.

A segunda consideração se faz referente ao aumento da pressão neutra no solo. É

evidente que com o aumento do nível do lençol freático, a pressão neutra aumenta. Assim, por

meio das fórmulas apresentadas, tem-se:

τ = c’ + σ’. tg φ’

τ = c’ + (σ- u). tg φ’ (4)

Como σ é constante em um ponto qualquer, e a pressão neutra aumenta com o

aumento do nível do lençol freático, a pressão efetiva σ’ diminui. Como a pressão efetiva é

diretamente proporcional à resistência ao cisalhamento τ, esta diminui também.

Por último, há também certa tendência de admitir que exista um “efeito lubrificante”

da água sobre as partículas sólidas, quando da ocorrência de um movimento de massa. Na

realidade isto é um equívoco. Segundo TERZAGHI (1952) para a maioria dos minerais a água

34

age como anti-lubrificante. Apenas uma fina película de água poderia agir como lubrificante

entre as partículas, o que não ocorre nos tradicionais eventos de movimentos de massa, os

quais ocorrem após chuvas torrenciais e o solo normalmente se encontra saturado (não

necessariamente).

VARNES (1978) apud GUIDICINI e NIEBLE (1983) apresenta uma tabela

exemplificando os fenômenos relacionados a cada causa de movimentação do solo (figura

16). Esta apresenta semelhanças com as considerações de Terzaghi, onde as causas externas

se referem ao aumento da solicitação e as causas internas à redução da resistência.

Figura 16 - Causas de movimentação segundo VARNES apud GUIDICINI E NIEBLE (1983)

Em relação às partes de uma encosta e em referência a um movimento de massa, na

Figura 17, estão nominadas algumas destas partes para um escorregamento rotacional de solo.

35

Figura 17 - Principais pontos de um escorregamento rotacional de solo (adaptado de

http://pubs.usgs.gov/fs/2004/3072/fs-2004-3072.html)

3.5.1. CLASSIFICAÇÃO DOS MOVIMENTOS EM ENCOSTAS

Para analisar inicialmente um movimento de terra e posteriormente a obra adequada

a ser realizada no local, deve-se verificar atenciosamente o tipo do movimento existente. Esta

análise pode não ser fácil, pois há em algumas situações a combinação dos movimentos. A

princípio deve-se verificar os materiais existentes e os possíveis agentes responsáveis pelos

movimentos. Uma das principais classificações de movimentos existentes é a de VARNES

(1978) apud GUIDICINI E NIEBLE(1983) a qual é apresentada na tabela 2.

36

TIPO DE MOVIMENTO

TIPO DE MATERIAL

ROCHAS SOLO

PREDOMINANTEMENTE GROSSO

SOLO PREDOMINANTEME

NTE FINO

QUEDAS QUEDAS DE

ROCHA QUEDAS DE DETRITOS QUEDA DE SOLO

DESABAMENTOS DESABAMENTO DE ROCHAS

DESABAMENTO DE DETRITOS

DESABAMENTO DE SOLO

DESLIZAMENTOS

ROTACIONAL DESLIZAMENTO DE ROCHA

DESLIZAMENTO DE DETRITOS

DESLIZAMENTOS DE TERRA TRANSLACION

AL

ESPALHAMENTOS LATERAIS ESPALHAMEN

TO DE ROCHAS

ESPALHAMENTO DE DETRITOS

ESPALHAMENTO DE SOLO

CORRIDA CORRIDA DE

ROCHAS CORRIDA DE

DETRITOS CORRIDA DE TERRA FLUÊNCIA - CREEP

COMPLEXO COMBINAÇÃO DE DOIS OU MAIS TIPOS DE MOVIMENTOS

Tabela 2 - Classificação simplificada dos tipos de movimentos em encostas (VARNES, 1978)

Assim, os tipos de movimentos são definidos da seguinte forma:

a) Queda – Movimento de material através de queda livre abrupta em encostas

muito íngreme e precipícios. O material geralmente é desprendido em blocos

b) Desabamento – Rotação de massa de solo ou rocha em relação a ponto ou eixo

localizado abaixo do centro de gravidade da massa deslocada. O desabamento é, às vezes,

devido a material sobre o talude, às vezes, devido à água ou gelo nas fraturas da massa (figura

18).

Figura 18 – Desabamento (http://pubs.usgs.gov/fs/2004/3072/fs-2004-3072.html)

c) Deslizamento – Movimento de massa ao longo de uma superfície previsível.

Os deslizamentos podem ser subdivididos de acordo com as superfícies de ruptura em

rotacional, em cunha e planar (figura 19).

37

Figura 19 - Tipos de deslizamentos (http://pubs.usgs.gov/fs/2004/3072/fs-2004-3072.html)

d) Espalhamento – Movimento de extensão lateral distribuída em massa fraturada.

e) Corrida: Caracteriza-se pelo fato de que a massa em movimento comporta-se

como um material viscoso, com os movimentos inter-granulares predominando em relação

aos movimentos de superfície de cisalhamento. São movimentos extremamente rápidos

(>3m/s), ocasionados pela anulação da resistência ao cisalhamento, em virtude da destruição

da estrutura (figura 20).

Figura 20 - Debri-flow (corrida de detritos - http://pubs.usgs.gov/fs/2004/3072/fs-2004-3072.html)

f) Fluência e rastejo: São movimentos muito lentos. Envolvem, em rochas,

deformações profundas e superficiais contínuas, que resultam em dobramentos e torções do

material. Nos solos, estes movimentos podem ser contínuos, denominados fluência, ou

intermitentes, denominados rastejo, que estão relacionados com o regime de chuvas.

38

3.5.2. VELOCIDADE DE MOVIMENTO DE ENCOSTA

Um dos principais fatores que ocasionam um evento que provoca maiores danos à

sociedade em geral é a velocidade do movimento de uma encosta. Segundo AGUIAR et al.

(2005) este fator associado à área atingida é aproximadamente proporcional ao poder do

escorregamento. Esses dois fatores são na realidade parâmetros para uma medida de risco do

escorregamento.

Tradicionalmente é adotada uma escala de velocidade dos movimentos de massa.

Esta escala foi proposta por Varnes, inicialmente em 1958 e posteriormente modificada.

A figura 21 mostra a escala de movimento de massa proposta por CRUDEN e

VARNES (1996) apud AGUIAR et al. (2005).

Figura 21 - Escala de Movimento de Massa de Cruden e Varnes (1996) apud Aguiar et al. (2005)

A escala de Varnes possui dois importantes limites entre as velocidades de

movimento. O primeiro se refere ao limite entre as velocidades rápido e muito rápido, que é a

velocidade aproximada de um homem correndo (5 m/s). A segunda é entre as classes de

39

movimento lento e muito lento (1,6 m/ano), onde abaixo algumas estruturas em

escorregamento ficam intactas.

TURNER e SCHUSTER (1996) apud AGUIAR et al. (2005) apresentam exemplos

de escorregamentos com os respectivos danos causados (figura 22):

Figura 22 - Exemplos históricos de deslizamentos de terra (extraído de AGUIAR 2005)

Segundo o CBMSC (Corpo de Bombeiros Militar de Santa Catarina) nos

escorregamentos em Santa Catarina no ano de 2008, foram registradas 135 mortes, porém se

registrou também mais de 4 mil deslizamentos. Nessa situação, cada deslizamento de terra

deve ser classificado distintamente, mas um dos lugares mais afetados e passível de maiores

estudos é o Morro do Baú na região do Vale do Itajaí.

40

3.6. ESTABILIDADE DE TALUDES

A análise da estabilidade de um talude envolve diversos fatores, nos quais são

relacionados os esforços atuantes no talude pesquisado. Esses esforços são divididos entre os

que tendem a romper o solo (τatu) e os que tendem a resistir ao deslizamento (τr). Basicamente

o Fator de segurança (F) calculado se refere a esses dois esforços, (5)

Tem-se então as seguintes determinações:

- Se F = 1: o solo encontra-se em estado eminente de ruptura;

- Se F < 1: o talude encontra-se num estado instável;

- Se F > 1: o talude encontra-se com certa estabilidade.

Tem-se assim a adoção de um Fator de Segurança que quanto maior que 1, mais

conservadora será a solução, enquanto que quanto mais próximo a 1 mais econômica será a

solução (porém com menos segurança). A NBR 11682/2006 recomenda o uso de um fator de

segurança maior que 1,3 em áreas urbanas.

No caso, as causas gerais que tendem a romper o solo já foram apresentadas em

subitem anterior (3.5.). Já o fator que tende a resistir ao rompimento do solo é unicamente a

resistência ao cisalhamento do solo.

Para análise da estabilidade do talude, alguns métodos são utilizados ou na prática,

ou em pesquisas. Dentre estes, destacam-se:

- Estudos em modelos físicos;

- Modelos Matemáticos;

- Métodos de Equilíbrio Limite.

Neste trabalho, será apresentado apenas o Método de Bishop (Equilibrio Limite). O

método do equilíbrio limite consiste basicamente no traçado da superfície de ruptura,

dividindo esta em fatias. Estudam-se as condições de equilíbrio em cada uma das fatias

(forças atuantes e forças resistentes). Além do método de Bishop outros métodos para análise

de estabilidade existem na bibliografia, destacando-se o método de Fellenius (mais

conservador) e o de Morgenstern-Price.

41

3.6.1. MÉTODO DE BISHOP

O método de Bishop apresenta algumas vantagens em relação ao método de

Fellenius. A principal é que ele considera o empuxo das fatias vizinhas atuando sobre a fatia

analisada. Bishop considera a componente horizontal dos empuxos das fatias vizinhas uma

vez que conseguiu provar que a não consideração da componente vertical apenas faz variar o

fator de segurança em torno de 1%.

O fato de Bishop considerar as fatias vizinhas faz com que o resultado do fator de

segurança seja aproximadamente 15% maior quando comparado ao método de Fellenius.

Para um estudo mais detalhado do método de Bishop e o respectivo cálculo para o

fator de segurança, recomenda-se verificar na bibliografia DAS (2007).

3.7. METODOS DE ESTABILIZAÇÃO DE ENCOSTAS

Atualmente existem diversas técnicas para estabilização de uma encosta ou de um

talude. Na prática, cada caso deve ser estudado minuciosamente afim de que se diminuam

riscos e custos. Alguns desses métodos são apresentados a seguir, porém deve-se salientar que

estes métodos dificilmente são executados isoladamente. Na maioria dos casos há a

combinação destes métodos na estabilização de um talude.

a) Retaludamento – Com a diminuição da inclinação do talude, sendo um método

simples de reduzir a massa de solo sobre o talude (causa externa de deslizamento). Pode-se

também executar um ou mais patamares (banquetas) no novo talude.

b) Drenagem Profunda – já visto anteriormente.

c) Drenagem Superficial – Realizado principalmente com a utilização de

canaletas, bueiros e outros mecanismos de drenagem.

d) Hidrossemeadura ou revestimento do talude – CAPUTO (1988) indica que a

revegetação do talude com espécies vegetais adequadas ao clima local é uma proteção eficaz

do talude, sobretudo contra a erosão superficial. A erosão superficial é uma forma de

instabilidade que se agrava principalmente pelo excesso de chuvas num determinado local.

42

e) Utilização de materiais estabilizantes – injeção de nata de cimento no corpo do

talude é um exemplo típico de estabilização. É muito utilizado em maciços rochosos

fissurados. Esta técnica visa principalmente melhorar as características de resistência do solo.

f) Utilização de bermas de equilíbrio – Basicamente, consiste em colocar no pé

do talude banquetas de terra (como se fosse um novo aterro); normalmente utiliza-se o próprio

material do talude. Esta técnica visa melhorar a estabilidade do talude através do peso da

berma (produzindo um momento contra a massa deslizante) e também através da

redistribuição das tensões de cisalhamento que se produzirá no terreno de fundação, onde

abaixo do pé do talude as tensões são mais elevadas (CAPUTO, 1988).

g) Muros de arrimo e ancoragens – são soluções muito utilizadas na prática. Os

muros de arrimos são executados muitas vezes sem o acompanhamento de um engenheiro

responsável, o que ocasionalmente se constitui em problemas. A execução de ancoragens

pode ser realizada com tirantes protendidos ou não, os quais são ancorados fora da zona de

escorregamento.

Na obra de contenção objeto deste estudo, foram executados drenos horizontais

profundos, Drenagem superficial Hidrosemeadura e muros de arrimo com a respectiva

ancoragem.

3.8. TIRANTES

Basicamente, o tirante é um elemento linear capaz de transmitir esforços de tração

entre suas extremidades. A extremidade que fica enterrada é conhecida por trecho ancorado e

designada por comprimento ou bulbo de ancoragem, enquanto que a extremidade que fica

fora do terreno é a cabeça (cabeça de ancoragem). O trecho que liga a cabeça ao bulbo é

conhecido por trecho livre ou comprimento livre. A figura 23 apresenta estes principais

componentes.

43

Figura 23 - Principais componentes de um tirante (FONTE: Revista Techne -

http://www.revistatechne.com.br/engenharia-civil/123/artigo53093-5.asp)

Como, a maior parte do esforço solicitado é a tração, é comum a utilização de aço

como tirante. Assim, grande parte dos tirantes utilizados em obras, é composto por barras, fios

ou cordoalhas de aço. Este esforço é aplicado na cabeça e transferido pelo trecho livre até o

bulbo de ancoragem. O bulbo não deve se romper por arrancamento, e nem deformar

excessivamente em função de cargas de longa duração. A NBR 5629 estipula valores do fator

de segurança em relação ao arrancamente em 1,75 cm e 1,50 cm, para tirantes definitivos e

provisórios, respectivamente.

Detalhando-se cada elemento do tirante, têm-se:

- Cabeça de Ancoragem: a cabeça de ancoragem tem a função de suportar uma

estrutura. Assim, em geral ela é constituída por peças metálicas, as quais possuem detalhes

necessários para prender o tirante (placa de apoio, cunha e bloco de ancoragem). Estes

detalhes são apresentados na figura 24.

A placa de apoio tem a função de distribuir as tensões sobre a estrutura e é

constituída por placas metálicas. O tamanho desta placa está condicionado ao efeito de

punção do concreto.

Já a cunha de grau é um prisma, onde base e topo não são paralelos. Este elemento

tem como principal função fazer o alinhamento do tirante em relação à cabeça.

O bloco de ancoragem (não confundir com o bloco argamassado) tem a principal

função de prender realmente o tirante à estrutura. Assim, este bloco pode ser composto por

um sistema de porcas, por clavetes ou por botões.

44

Figura 24 - Detalhes da cabeça de ancoragem

- Trecho Livre: O trecho livre representa uma ligação entre as extremidades

fundamentais do tirante. Neste trecho o aço deve ser isolado da nata de cimento necessária

para formação do bulbo. Para isso, durante a montagem do tirante, o comprimento livre (o

aço) é protegido por um tubo ou mangueira, o qual no seu interior pode ser adicionado

cimento ou outro material inerte (este procedimento deve ser feito em etapas separadas da

formação do bulbo – normalmente já se coloca o tirante com este tubo preenchido com nata

de cimento), o que garante também uma proteção contra corrosão.

- Bulbo de Ancoragem: O bulbo de ancoragem (trecho ancorado) é normalmente

constituído por calda de cimento, o qual tem a função de aderir o aço ao solo. Esse trecho é

responsável por transmitir os esforços do tirante para o terreno.

Quanto ao sistema de injeção de nata de cimento, os tirantes podem ser divididos em

“injetados em estágio único” ou “em estágios múltiplos”. Os tirantes injetados em estágios

múltiplos possuem um sistema auxiliar de injeção. Este é constituído por um tubo de PVC,

com válvulas manchetes. A válvula manchete é uma borracha flexível que recobre firmemente

alguns pequenos furos no tubo. Quanto a nata de cimento é aplicada com pressão na parte

interna do tubo, a válvula manchete se abre, deixando a nata de cimento passar, e fechando

após a pressão acabar. Como o tubo fecha, a nata continua sobre pressão dentro do maciço, o

que ocasiona na formação do bulbo. Pode-se reinjetar a nata em outros momentos, com a

finalidade do aumento do bulbo de ancoragem.

45

A injeção é feita em dois estágios distintos. A primeira se refere à chamada “bainha”,

na qual se faz um preenchimento do furo aberto no terreno, com a injeção de calda a baixa

pressão, até que a mesma vaze pela boca (extremidade livre). Após a pega do cimento da

bainha, fazem-se a formação do bulbo, através das já citadas válvulas manchetes.

De acordo com a NBR 5629, todos os tirantes de uma obra devem ser submetidos a

ensaios de protensão. A protensão do tirante é feita contra a estrutura, com a utilização de um

conjunto macaco hidráulico-bomba-manômetro.

Na protensão, é recomendado atingir no máximo 90% da carga teórica de

escoamento do tirante. Para avaliar a qualidade do elemento, devem-se proceder alguns

ensaios como:

. Ensaio de Recebimento;

. Ensaio de Qualificação;

. Ensaio Básico;

. Ensaio de Fluência.

Estes ensaios são descritos na norma e mais detalhes podem ser consultados no livro

Fundações: Teoria e Prática. Após a realização destes ensaios e a constatação da qualidade do

tirante, pode-se realizar a incorporação da carga no tirante, segundo especificações do projeto.

46

4. METODOLOGIA

A metodologia deste trabalho se baseia no acompanhamento direto da execução da

obra (através de diversas visitas no local) e do projeto desta (feito durante o transcorrer da

execução da obra, já que se trata de uma obra emergencial de contenção). Além disto, neste

capítulo também é apresentada a metodologia utilizada para as análises realizadas neste

trabalho (estabilidade do talude e movimentação da encosta).

Para o acompanhamento da execução das estruturas de contenção foram realizadas

aproximadamente 30 visitas ao local de execução da contenção, entre os dias 20/12/2008, até

parcialmente o dia 12/08/2009, pouco antes do término da execução (que ocorreu no dia

15/08/2009). Posteriormente, foram realizadas mais cinco visitas ao local, sendo que a última

aconteceu no dia 19/04/2010.

Este acompanhamento direto no local de estudos teve como principais finalidades o

aprendizado das técnicas executivas para as estruturas de contenção, a verificação de técnicas

executivas incorretas, bem como a informação aos projetistas e consultores, dentre outras.

Assim, praticamente todas as etapas foram acompanhadas, sendo resumidas na tabela 3.

Tabela 3 - Tabela resumo com as etapas executivas e as datas de início e término de cada

O acompanhamento do projeto ocorreu através do contato direto com consultores e

projetistas da obra, durante diversas etapas de decisões sobre problemas ocorridos na obra

bem como das análises de estabilidade e escolha dos tipos de estrutura de contenção a ser

utilizados.

No capítulo 6 (Resultados e Considerações) será apresentada a metodologia

(materiais e métodos) utilizada para execução da obra de contenção. Neste serão apresentadas

diversas imagens com comentários sobre os métodos executivos de cada etapa de execução.

Também serão feitas considerações sobre métodos não-adequados utilizados na execução

desta contenção.

47

4.1. METODOLOGIA PARA ANÁLISES DA ESTABILIDADE DO T ALUDE

A análise da estabilidade do talude foi realizada a partir de uma seção típica da

região (Estaca 10 – ver anexo). Para realização destas análises foi utilizado o método de

Bishop Simplificado, como já descrito na revisão bibliográfica.

Em um primeiro momento, realizou-se uma retroanálise, visando buscar parâmetros

de resistência ao cisalhamento que condiziam com o movimento da encosta. Para a

retroanálise além de se utilizar o método de Bishop Simplificado, utilizou-se também o

método de Jambu (para visualização geral e apresentação deste método). Foram realizadas 27

retroanálises onde fixou-se o nível do lençol freático (fixado conforme observações em

campo, próximas a data de ocorrência do deslizamento), e 4 pontos que correspondem a

superfície de ruptura

Seguindo a metodologia utilizada por GOMES (2003), traçou-se a curva c = f(φ)

para fatores de segurança iguais a 1, tanto para o método de Bishop, quanto para o método de

Jambu. Esta curva é traçada com os valores de coesão no eixo y, e ângulo de atrito no eixo x,

apenas para os fatores de segurança igual a 1. Assim, a confiança nos parâmetros de

resistência do solo, adotados ou estimados, aumenta.

Com estes parâmetros de resistência estabelecidos, procedeu-se a análise da

estabilidade do talude após a execução das estruturas de contenção. Nestas análises calculou-

se o fator de segurança pelo método de Bishop em dois momentos. O primeiro sem a estrutura

de contenção, e o segundo com a estrutura de contenção. Os resultados obtidos garantem a

estabilidade do talude ou não.

4.2. METODOLOGIA PARA ANÁLISE DA MOVIMENTAÇÃO DA

ENCOSTA

Conforme apresentado na revisão bibliográfica, foram utilizados inclinômetros para a

realização da análise da movimentação da encosta em estudo. Inicialmente as leituras foram

realizadas pela Fugro In Situ Geotecnia, onde foram repassados à empresa solicitante

(Castellar Engenharia) os dados de deslocamento horizontal em função da profundidade de

leitura.

48

O objetivo de se instalar a instrumentação é de verificar a profundidade da superfície

de ruptura em cada ponto instalado, a magnitude dos deslocamentos e a região do talude de

maior movimentação ou a que esteja movimentando.

Com isso, a primeira análise realizada foi a do deslocamento horizontal da encosta,

na qual plotou-se em gráfico no eixo y a profundidade e no eixo x o deslocamento horizontal.

Estes gráficos foram traçados para cada um dos três inclinômetros e para cada eixo do

inclinômetro (eixo A e eixo B), conforme mostrado na revisão bibliográfica (item 3.3.1.). Esta

análise tem como objetivo maior a verificação da área de movimentação da encosta, e dá uma

idéia da profundidade da superfície de ruptura (a qual é verificada realmente com os gráficos

de distorção).

A análise dos gráficos de distorção (ou desvio da vertical) é um parâmetro mais

adequado e/ou confiável para se estabelecer a superfície de ruptura real em campo. Para

realização desta análise é calculada inicialmente a distorção para cada profundidade em que se

realizaram as medidas de deslocamento horizontal. Portanto, a distorção é calculada pela

seguinte fórmula:

−−=

12

12%100zz

Distorçãoδδ

(6)

Onde, δ – deslocamento horizontal na profundidade i.

z – profundidade i.

Com os gráficos construídos, verificou-se a profundidade onde há a maior inclinação

da reta de distorção, e por esta se referir a uma variação da movimentação em função da

profundidade, a maior variação na reta de distorção indica uma superfície cisalhada.

Estabelecida então a superfície de ruptura, buscou-se a direção deste movimento.

Para isto, plotou-se em um gráfico os dados de deslocamento horizontal do eixo A do

inclinômetro (eixo y do gráfico) e eixo B do inclinômetro (eixo x do gráfico). Estes valores de

deslocamento horizontal são apenas da superfície de ruptura. Assim, com uma linha de

tendência traçada foi possível estabelecer a direção do movimento em relação a estes eixos.

Seguindo a metodologia utilizada por AGUIAR et al. (2005), foi possível realizar

uma análise da velocidade do movimento da encosta. A análise da movimentação foi

comparada com a escala de movimento de massa de Varnes (Figura 21). Tal escala faz

referência à velocidade de movimento, e atenta, também, para o alcance destrutivo do

movimento da massa. Após os cálculos realizados referentes a cada período entre leituras, foi

49

possível enquadrar o tipo do movimento em função desta escala. Para o cálculo da velocidade

de movimento foi utilizada a equação 7.

−−=

12

21

tt

ddVelocidade (7)

Onde, d – deslocamento horizontal resultante no tempo i.

t – dia em que ocorreu a leitura i.

E o deslocamento horizontal resultante calculado através da equação 8.

22 )()( bAi ddd += (8)

Onde os índices A e B se referem a cada eixo de instalação do inclinômetro.

50

5. CARACTERIZAÇÃO DA ÁREA DE ESTUDOS

Neste capítulo será apresentada de forma geral a área afetada e a alguns aspectos da

região em que se está localizada. Serão abordados aspectos como localização, geologia,

geomorfologia da região, dentre outros.

5.1. APRESENTAÇÃO DA ÁREA DE ESTUDOS

A localização da área de estudo se encontra na cidade de Santo Amaro da Imperatriz,

mesorregião da Grande Florianópolis, estado de Santa Catarina (figura 25). Sua população em

2009, segundo o IBGE, é de aproximadamente 18.500 habitantes, e sua área total é de 311

km². Como municípios limítrofes encontram-se Paulo Lopes, Palhoça, Águas Mornas, São

Pedro de Alcântara, São Bonifácio e São José.

Figura 25 - Localização do Município de Santo Amaro da Imperatriz (Fonte: www.wikipedia.com.br)

Na classificação de Köppen-Geiger o clima de Santo Amaro é considerado

subtropical o qual se caracteriza por ser um clima de transição entre os climas tropicais, de

menor latitude e temperaturas mais quentes, e os climas mais frios de latitudes maiores (como

os temperados), apresentando por isso características compartilhadas de ambos os tipos de

clima para os quais faz a transição.

Santo Amaro da Imperatriz é referência devido às suas águas termais, as quais

atraem inúmeros turistas, sendo também uma das economias fortes do local. Outra referência

importante é seu elevado IDH (Índice de Desenvolvimento Humano), que é de 0.843. Além

51

disso, Santo Amaro está localizado em meio a uma das principais rodovias catarinense: a BR-

282, que faz ligação entre o litoral e o oeste catarinense.

Figura 26 - Localização da área de estudos (Fonte: Google Earth)

O foco principal do local de estudo está localizado no km 25 da BR-282 (figura 26).

Esta localidade se refere ao bairro Sombrio em Santo Amaro da Imperatriz. O local é

costeado pelo Rio Cubatão, importantíssimo rio catarinense e abastecedor de água da cidade

de Florianópolis (figura 27).

52

Figura 27 - Localização da área de estudos com representação do deslizamento de terra (Fonte: Google

Earth)

5.2. GEOLOGIA E GEOMORFOLOGIA DA REGIÃO

Segundo consultor da empresa responsável pela fiscalização da obra (SOTEPA), a

área que sofreu a instabilidade está inserida numa região de sedimentos quaternários

(depósitos aluvionares), e que tiveram sua formação durante o Holoceno (Era Cenozóica).

Esta região de depósito aluvionar ocorre devido à ação histórica do atual Rio Cubatão. Numa

visão mais global (dentro de um esboço tectônico – ver Mapa Geológico do Estado de Santa

Catarina, 1986) a área afetada encontra-se num faixa de Granito-Gnaisse.

Esses depósitos aluvionares são sedimentos fluviais que formam na maioria das

vezes extensas planícies. São constituídos por areias, argilas, cascalhos e material silto-

argiloso, onde geologicamente os sedimentos mais finos predominam nas planícies de

inundação dos rios.

No local de estudos notou-se uma formação coluvionar, composta por inúmeros

matacões e blocos de rocha. A constatação de que a área afetada encontra-se num local que já

havia sofrido movimentações anteriores (ou a própria ação de fluência do solo), veio pela

visão dos extremos laterais da encosta, a qual se notou a existência de solo residual

indeformado de granito, de textura mais fina. Na figura 28 observam-se detalhes mostrando

53

blocos de rocha (próximo à escadaria), no interior de uma matriz de areia fina siltosa,

características de Talus ou Colúvio.

Figura 28 - Detalhes mostrando a formação coluvionar da região

Na figura 29 é mostrado um detalhe da cortina atirantada, com diversos matacões no

seu entorno e inclusive nela. Esta grande quantidade de matacões e blocos de rocha

dificultaram muito todas as etapas de execução da obra como será apresentado

posteriormente.

Figura 29 - Detalhe da cortina atirantada

Na figura 30 percebe-se visualmente a diferença entre dois tipos de solo e da sua

formação. À esquerda o provável limite da massa deslizante, identificando-se como solo

54

residual de granito indeformado de textura mais fina. Mais à direita a localização da formação

coluvionar, com alguns matacões e textura mais grossa.

Figura 30 – Diferença entre os tipos de solo na área analisada

Dentro de algumas considerações sobre a geomorfologia, o local se encontra na

unidade geomorfológica denominada Serra do Tabuleiro e Itajaí, apresentando embasamento

em estilos complexos. O local apresenta como paisagem geomorfológica colinas baixas e

pouco inclinadas se comparado com as formas salientes e muito inclinadas do relevo

montanhoso do Cambirela e Tabuleiro.

55

6. RESULTADOS E CONSIDERAÇÕES

6.1. CONSIDERAÇÕES E ACOMPANHAMENTO DO CASO

Neste subitem será abordada as principais considerações acerca do acompanhamento

de todo o caso, estudo, projeto e execução da obra em si. Este acompanhamento se iniciou no

meio do mês de dezembro de 2008 (aproximadamente dia 15 de dezembro de 2008) e se

estendeu parcialmente até o final da execução da obra (15 de agosto de 2009), porém após

este período, continuou-se um período de estudos e algumas visitas à obra concluída também.

Estas visitas após o término da execução das estruturas de contenção tiveram como principal

finalidade a observação visual de possíveis danos às estruturas (devido a uma possível

movimentação da encosta), da verificação da necessidade ou não de manutenção em alguma

das partes desta.

6.1.1. CONTEXTO HISTÓRICO

O evento e caso apresentado, está inserido num contexto mais amplo que culminou

numa das maiores tragédias naturais ou geoclimáticas da história catarinense e talvez,

brasileira. Durante os dias que antecederam o evento (aproximadamente 90 dias) uma

situação anomala se instalou em parte do estado de Santa Catarina, provocando um excesso de

chuvas que foi ponto importante para os eventos de enchentes e deslizamentos de terra que se

sucederam, sobretudo nos dias 22 e 23 de novembro de 2008. Esta situação de acúmulo de

precipitação durante estes meses está evidenciada na figura 31.

Apenas no mês de novembro de 2008 a precipitação foi de cerca de 640 mm, sendo

que apenas no dia 22 de novembro choveu aproximadamente 135 mm na cidade de São José

(Estação da EPAGRI/CIRAM/INMET). Esta estação é a mais próxima ao local do evento

estudado e dista cerca de 10 quilômetros deste. Conforme se observa na figura 32, a

precipitação acumulada nos três meses que antecederam o evento do deslizamento é de

aproximadamente 1200 milímetros na Grande Florianópolis. Esta anormalidade no que diz

respeito aos fenômenos hidrológicos e meteorológicos não será totalmente abordada, já que

um estudo muito mais amplo poderia ser aberto com isso (como foi por outros autores,

conforme as referências bibliográficas).

56

Figura 31 - Precipitação Acumulada no Estado de Santa Catarina (Fonte: Epagri)

Porém, a fim de referenciar o evento ocorrido com a precipitação pluviométrica na

época do evento e durante a execução das estruturas de contenção é apresentado a seguir

(figuras 32 e 33) os dados de precipitação em duas estações da EPAGRI: a estação localizada

no bairro Itacorubi em Florianópolis (distante aproximadamente 25 km do local de estudo), e

a estação localizada no município de São José (cerca de 10 km do local de estudo), conforme

a tabela 4.

Estação: São José - SC Florianópolis-SC (Itacorubi)

Latitude: 27°36'07'' S 27º38'50'' S

Longitude: 48°37'11'' O 48°30' O

Altitude: 1,84 m 2 m

Tabela 4 - Estações apresentadas

57

Figura 32 - Precipitação Pluviométrica na Grande Florianópolis. FONTE: Epagri/ Ciram/ Inmet

Como a precipitação pluviométrica anual na cidade de Santo Amaro da Imperatriz

está em torno de 1600 a 1800 mm, pôde-se notar que no mês de novembro de 2008 choveu

aproximadamente 1/3 do que choveria no ano inteiro. Isto já se mostra uma situação anormal

e alarmante em referência a possíveis deslizamentos de terra na região. Na figura 33 é

mostrada em gráfico, a precipitação pluviométrica apenas para o mês de novembro de 2008 na

estação de São José – SC, medida a cada dia.

Figura 33 - Precipitação Pluviométrica no mês de novembro de 2008. FONTE: Epagri/ Ciram/ Inmet

Através dos gráficos apresentados constata-se a alta pluviosidade nos dias próximos

à ocorrência do deslizamento de terra estudado (20 a 23 de novembro).

58

Esta situação apresentada ocorreu não somente na Grande Florianópolis, mas sim,

atingiu grande parte do estado de Santa Catarina, principalmente a região do Vale do Itajaí.

As cidades mais afetadas foram Blumenau, Gaspar, Ilhota, Brusque, Itajaí, entre outras. Um

total de 60 cidades e mais de 1,5 milhões de pessoas foram diretamente afetadas por

enchentes e deslizamentos. Infelizmente diversas pessoas morreram e aproximadamente 30

mil habitantes tiveram que sair de suas residências. Nas figuras 34 e 35 são mostradas as

imagens de alguns deslizamentos ocorridos no mês de novembro de 2008 em Santa Catarina.

Figura 34 - Deslizamento de terra no Morro do Baú em Ilhota (Foto: J.J. Aumond)

Figura 35 - Deslizamento de terra na cidade de Blumenau (Foto: J.J. Aumond)

59

6.1.2. INÍCIO DO ACOMPANHAMENTO DO CASO

Logo após o evento que culminou com o deslizamento de terra no km 25 da BR-282

em Santo Amaro da Imperatriz, inspeções foram feitas pelo DNIT e alguns consultores em

diversos trechos de rodovias catarinenses, e nestas inspeções foi incluida a BR-282.

Constatou-se a princípio a ocorrência de diversos deslizamentos de terra, que danificaram

parcialmente ou até mesmo, bloquearam a rodovia (ressalta-se novamente a grande

importância desta rodovia, já que é a principal via que liga Florianópolis à região Oeste e

Planalto Serrano Catarinense). Assim, iniciou-se um período de execução de obras

emergencias de remediação desta e de outras vias, a fim de que houvesse eventuais

desobstruções e também a prevenção de novos problemas com a execução de estruturas de

contenção ou outras soluções.

No km 25 da BR-282 (local de estudos), verificou-se inicialmente a presença de

trincas em alguns locais da encosta (acima de onde se localizavam algumas casas, portanto as

casas estariam localizadas dentro da massa deslizante). Previa-se que a massa deslizante

possuisse em torno de 200 metros de extensão na direção da encosta. No mapa em anexo

pode-se notar claramente a localização das trincas e a posição das casas (marcadas como A –

alvenaria ou M – madeira), e na figura 36 é apresentado um esboço de uma seção transversal,

indicando as residências, a BR-282, dentre outros detalhes referentes à area de estudo:

Figura 36 - Seção Transversal com alguns detalhes da encosta estudada

Além disto, verificou-se também a existência de fissuras e rachaduras nas

residências, porém o principal problema se referia aos rebaixamentos constantes da pista, já

60

que na ocasião variava de 15 cm até aproximadamente 50 centímetros, e que a cada chuva

forte notava-se novamente esse rebaixamento na pista, prejudicando de forma significativa o

trafégo no local. Outro fato importante se referia ao volume de água que ainda escoava

superficialmente na encosta, mesmo após alguns dias da ocorrência das chuvas mais fortes e

torrenciais.

A figura 37 mostra a localização das trincas encontradas em relação às residências e

o rebaixamento da pista verificado.

Figura 37 - Localização aproximada das trincas de tração encontradas e a verificação do rebaixamento

da pista de rolamento

Com estas considerações iniciais realizadas, foi recomendado realizar de forma

emergencial o monitoramento imediato da encosta, através de intrumentação geotécnica, a

instalação de drenos horizontais profundos e, principalmente, a remoção imediata dos

moradores da área instabilizada. Assim, haveria uma segurança maior quanto a uma eventual

nova movimentação, e um tempo maior para que fosse realizado o projeto das estruturas de

contenção (que não deixaram de ser emergenciais).

61

6.1.3. SONDAGENS E ENSAIOS SPT

Uma das ações iniciais para reconhecimento do perfil estratigráfico e da análise mais

adequada da provável forma de escorregamento, foi através da realização de sondagens na

área instabilizada. Na verdade, foi a primeira ação realizada no local e se iniciaram no dia

15/12/2008 e se estenderam até o dia 16/01/2009.

Foram realizadas 10 sondagens mistas, com a realização do ensaio SPT, em diversos

pontos localizados na encosta. Estas sondagens foram realizadas pela empresa SOTEPA. Na

planta do local, anexa a este trabalho, nota-se a localização algumas sondagens realizada,

identificada como SM (Sondagem Mista).

As sondagens eram normalmente iniciadas à percussão. Ao se perceber a existência

de matacão ou algum bloco de rocha (os quais foram comuns se encontrar na região), o

sondador realizava a instalação do equipamento de perfuração a rotação e percussão (sonda

rotativa – motor, guincho e cabeçote de perfuração). Durante as sondagens também foi

realizado o ensaio SPT (Standard Penetration Test). Estes procedimentos estão evidenciados

nas próximas figuras.

Figura 38 - Sondagem à percussão (esquerda) e sondagem rotativa (direita)

62

Figura 39 - Sondagem à percussão, com ensaio SPT (nota-se o posicionamento do martelo para

execução deste ensaio)

Com posse dos laudos de sondagem, pode-se traçar seções transversais com os perfis

estratigráficos, com a finalidade de se ter uma idéia maior do tipo do movimento e da ruptura,

parâmetros geotécnicos, além de se poder analisar melhor qual estrutura de contenção seria

mais adequada. Um perfil típico do local obtido a partir destas sondagens, com o respectivo

Nspt, é apresentado na figura 40.

63

Figura 40 - Perfil Estratigráfico do Local com a posição dos inclinômetros

64

6.1.4. DRENOS HORIZONTAIS PROFUNDOS (DHP)

Como já descrito anteriormente, uma das primeiras recomendações dos consultores

da obra era a execução de drenos horizontais profundos, com a principal finalidade de

rebaixar o nível do lençol freático na encosta. Esta ação deveria ser imediata, como precaução

básica contra novos movimentos na encosta, já que a instrumentação da encosta ainda não

havia sido instalada.

Assim, esta foi a primeira medida a ser tomada para estabilização da encosta e teve

início junto a execução das sondagens. Mais precisamente, iniciou-se a instalação dos DHP’s

no dia 27 de dezembro de 2008 e teve a maioria destes instalados até dia 28/01/09, porém

durante toda execução da obra foram instalados novos drenos horizontais profundos, a fim de

se obter uma segurança maior sobre a estabilidade do talude, e também de forma empírica, a

cada vez que se via a necessidade de se instalar outros drenos devido à elevada vazão de água

que saía dos drenos.

Figura 41 - Tanto a perfuração para instalação dos DHP, quanto para colocação dos tirantes, foi

realizada em grande parte sobre andaimes

Figura 42 - Perfuração para colocação dos DHP utilizando a perfuratriz wagon-drill

65

Na figura 43 é mostrada a saída de água em um período de média vazão de saída.

Após a instalação dos primeiros DHP a vazão era extremamente alta, onde alguns drenos já se

encontravam “afogados” (foto de 21/01/2009)

Figura 43 - Vazão de saída dos drenos em um período de média vazão de saída

Figura 44 - Seção representando a inclinação dos DHP, bem como sua posição referentes à cortina 1.

6.1.5. INCLINÔMETROS VERTICAIS

A recomendação do DNIT durante a época do evento era de manter este trecho da

BR-282 em funcionamento. Neste local é difícil manter um desvio alternativo adequado, já

que esta área está “confinada”, tendo a encosta de um lado da pista e de outro lado (mais

abaixo) encontra-se o Rio Cubatão. Uma das alternativas seria desviar o tráfego

(extremamente alto, com carretas pesadas), pelo Bairro Sul do Rio (com estradas em péssimas

66

condições), até o centro de Santo Amaro da Imperatriz. Esta alternativa como pode-se notar a

uma primeira impressão não é nada viável.

Diante desta situação, a primeira medida recomendada pelos consultores da obra foi

a instalação de Inclinômetros Verticais, os quais teriam o objetivo de monitorar a

movimentação da encosta para poder tomar a decisão de manter a rodovia em funcionamento

ou não.

O outro objetivo da instalação dos inclinômetros era de monitorar a encosta durante a

execução da solução de contenção. Esta tinha como finalidade principal a segurança dos

trabalhadores da obra.

Devido a dificuldades na época para se encontrar equipamentos para instalação dos

inclinômetros e também empresas especializadas que realizassem o serviço de leituras nos

inclinômetros, a 1ª leitura só foi feita no dia 5/3/09, ou seja, aproximadamente 4 meses após a

ocorrência do deslizamento e 3 meses após a recomendação dos consultores em se instalar

estes aparelhos. Com isto, o primeiro objetivo citado só foi atendido através de verificações

visuais da encosta a todo momento, e também através de leituras imprecisas de movimentação

(principalmente do aumento da magnitude das trincas em residências e observações de

movimentação da pista).

Feitas estas considerações iniciais, foram instalados 3 inclinômetros verticais em

pontos estratégicos da encosta. A planta de locação dos inclinômetros está apresentada na

figura 45.

Figura 45 - Localização dos Inclinômetros

67

A instalação dos tubos inclinômetros foi realizada pela empresa FR Perfurações e

iniciou-se no dia 25/01/09 até 30/01/09. Para realização do furo para colocação do tubo

inclinômetro foi utilizada uma sonda percussivo e rotativa, semelhante ao equipamento para

perfuração dos DHP (wagon-drill).

Na sequencia de imagens é mostrado o posicionamento da perfuratriz, bem como a

perfuração do furo para instalação do tubo inclinômetro (figuras 46 e 47).

Figura 46 - Início da perfuração para posterior colocação do tubo inclinômetro e vista geral do

equipamento

Figura 47 - Tubo Inclinômetro instalado (Inclinômetro 03)

Como a utilização dos inclinômetros para monitoramento da movimentação da

encosta foi de muita importância, bem como sua análise é de suma importância em diversos

68

tipos de obras de terra, uma análise mais detalhada é apresentada no subitem 6.2. deste

trabalho (Análise da Movimentação da Encosta).

6.1.6. MURO DE GABIÃO

A principal finalidade da execução de um muro de gabião e do colchão reno (gabião

saco) na margem do rio Cubatão, era de se evitar problemas com erosão, sobretudo na parte

inferior da cortina atirantada nº 2, além de também contribuir na estabilidade do talude.

Como consideração sobre as dimensões do muro, apresenta-se na figura 48 uma

seção típica que representa os detalhes do muro de gabião utilizado na obra.

Figura 48 - Seção transversal do muro de gabião

A indicação de “PVC” na figura se refere a uma camada de composto termoplástico

à base de PVC, com a finalidade de proteger o arame contra possível corrosão e deterioração.

Já o geotêxtil tem a principal finalidade de separar o material do aterro (partículas finas), com

as pedras de mão que preenchem o muro de gabião.

Outras dimensões do muro de gabião executado são apresentadas a seguir:

- Extensão do Muro de Gabião: 283,00 m

- Área do gabião saco (d = 0.65m) = 0.332m²/m

- Área do Gabião Caixa PVC 1,0m = 8.50m²/m

- Área do Contraforte = 7.00m²/m

- Manta geotextil fundo gabião = 6.00m²/m

- Manta geotextil fundo e topo contraforte = 7.00m²/m

69

Como seqüência executiva do muro de gabião, nas figuras 49 e 50 é mostrado os

principais aspectos referente a esta etapa.

Figura 49 - Montagem das telas (malha) de aço

Como pode-se notar na figura 49 a montagem das telas de aço, que formam uma

parte da estrutura de gabião, é feita de forma manual. Na verdade, grande parte do processo de

montagem do muro de gabião (montagem das telas, colocação de pedras nas “gaiolas”) é feita

de forma manual.

A figura 48 apresenta parte do muro pronto. Assim, pode-se notar claramente a

presença da manta geotêxtil (bidim - nota-se este geotêxtil, já que o aterro entre o muro e a

cortina nº 2 não está pronto). Também fica clara a presença dos contrafortes executados e o

gabião em si pronto, restando apenas a execução do aterro entre o muro de gabião e a parte

mais alta da encosta.

Figura 50 – Detalhes do muro de gabião

70

6.1.7. CORTINAS ATIRANTADAS

A execução das duas cortinas atirantadas iniciou em 16/01/2009 através de

escavações. Porém, o início da colocação dos tirantes ocorreu apenas no dia 01/02/2009.

Apenas em 15/08/2009 (sete meses após o início) as duas cortinas atirantadas ficaram prontas,

e ressalta-se que esta estrutura de contenção, dentre todos os métodos executados para a

contenção da encosta, foi a estrutura que demorou mais tempo para ficar pronta, além de ter o

maior custo dentre todas. Entretanto, foi a que mais auxiliou e auxilia na estabilidade da

encosta.

Para execução das cortinas atirantadas, a primeira providência a ser tomada foi o

corte ou escavação de parte da encosta, já que esta era a especificação de projeto. Porém, a

recomendação construtiva feita pelos consultores desta obra, era de que as escavações fossem

realizadas por “nichos” (ou por partes) de tamanho reduzido (em torno de 10 metros). Esta

parte do talude funcionava como uma espécie de calço da encosta e auxiliava na estabilidade

da encosta. Portanto, como se observa na figura 51, estas recomendações não foram seguidas

durante a execução sendo que isto pode ter favorecido uma maior movimentação da encosta,

como será mostrada na análise da movimentação da encosta (item 6.2).

Nesta figura, é mostrado o início das escavações com o fim de posicionar a execução

da cortina número 1 (processo executivo não adequado).

Figura 51 - Escavação para execução da cortina atirantada – 16/01/2009

Após este início, a mesma equipe que executava a instalação dos inclinômetros e dos

DHP’s (empresa FR Perfurações) iniciou a colocação dos tirantes.

71

Os tirantes utilizados na obra (nas duas cortinas) foram do tipo DYWIDAG ST85

com diâmetro de 32 mm. Estes tirantes são fabricados com aço laminado a quente que possui

um patamar de escoamento na curva tensão x deformação. Este patamar favorece a protensão

do tirante, onde mesmo com uma deformação excessiva, a tensão no aço não aumenta,

ficando abaixo da tensão de ruptura do aço. Estes tirantes utilizados apresentam as seguintes

características:

- Carga de Trabalho = 35 tf

- Carga de Escoamento = 68 tf

- Carga de Ruptura = 82 tf

- Módulo de Elasticidade = 21.000 kgf/mm²

A figura 52 mostra os tirantes utilizados na obra, bem como outros componentes

utilizados junto aos tirantes.

Figura 52 - Armazenamento dos tirantes e outros componentes (entre eles as bainhas)

A perfuração para colocação dos tirantes ocorreu com a perfuratriz Wagon-drill

(mesma utilizada para execução dos DHP), que avança a percussão e rotação, e é muito

utilizada em locais onde apresenta alternância entre solo e rocha (ou matacões). Na figura 53

nota-se a execução dos primeiros tirantes nas duas cortinas.

72

Figura 53 - Início da colocação dos tirantes nas cortinas 1 (figura da esquerda) e cortina 2 (figura da

direita) – 5/02/2009 e 27/02/2009

Nas figuras a seguir serão apresentadas algumas fotos referentes às etapas

construtivas das cortinas atirantadas. Nestas também serão feitas alguns comentários

pertinentes.

Na figura 54 visualiza-se a grande quantidade executada de tirantes na cortina 1, bem

como a colocação de um tirante em uma fileira mais alta que as anteriores. Esta colocação é

facilitada pela utilização da perfuratriz que permite o deslocamento na vertical da sonda

percussivo-rotativa.

Figura 54 - Tirantes executados na cortina 1

A colocação dos tirantes se dá em algumas fases. A primeira é a perfuração, como já

descrito, utilizando uma perfuratriz percussivo-rotativa. A segunda se refere à colocação do

tirante no furo, sendo que o tirante fica envolto na parte ancorada pela bainha (antes da

73

colocação do tirante no furo, a bainha já havia sido colocada junto ao tirante). Além do

tirante, é colocado também o tubo espaguete, o qual é utilizado para realizar a injeção de nata

de cimento no furo, facilitando posteriormente a formação do bulbo de ancoragem. Faz-se

então esta injeção de nata de cimento inicial a fim de que se o cimento adquira uma

resistência adequada para posterior formação do bulbo de ancoragem.

Figura 55 - Colocação do tirante e do tubo espaguete na cortina 2

Figura 56 - Tirante sendo colocado na cortina 1 (figura da esquerda) e após sua colocação e injeção da

nata de cimento (figura da direita)

74

Figura 57 - Tirante sendo executado na cortina 1

Nota-se nesta foto que é necessário um operário para auxiliar na colocação do tubo

espaguete. Isto porque este tubo é flexível e já está com todo seu comprimento pronto para

colocação, enquanto que o tirante é colocado por partes, e encaixado por meio de luvas

rosqueadas.

Após esta etapa da colocação dos tirantes, passa-se a etapa da execução da cortina

propriamente dita.

Os passos iniciais como qualquer estrutura de concreto armado é a montagem das

formas e armaduras da cortina. Nos projetos em anexo, é possível visualizar a disposição das

armaduras e quais diâmetros utilizados.

Figura 58 - Detalhe da armadura utilizada nas cortinas, evidenciando-se a armadura de fretagem

utilizada junto aos tirantes.

75

Após a montagem das formas e da armadura, cada painel, de 30 metros, foi

concretado. O concreto utilizado na concretagem da cortina era usinado e possui fck = 20

MPa. Na Figura 59 é mostrada a concretagem de alguns painéis da cortina.

Figura 59 - Concretagem dos painéis da cortina

Figura 60 - Painéis concretados

Na seqüência, houve a formação do bulbo de ancoragem, através da injeção de nata

de cimento sobre pressão (com auxilio de válvulas manchetes). Foram utilizadas manchetes

ao longo do trecho de ancoragem a cada 50 centímetros, sendo que estas manchetes eram um

tubo de PVC rígido, com diâmetro de 0,5’.

76

Figura 61 - Controle da pressão de injeção da nata de cimento utilizando no final do tubo espaguete

válvulas manchetes (foto da esquerda) e visão geral da cortina número 1, destacando-se a protensão

em alguns tirantes e a injeção de nata de cimento.

Em relação aos tirantes, por último, foi realizada a protensão em cada um destes. Na

realidade, a protensão foi realizada quando cada painel estivesse pronto. Assim, a atuação da

cortina atirantada sobre a estabilidade do maciço era cada vez maior.

Outra divergência entre as seqüências executivas adotadas na obra e as

recomendações feitas pelos consultores da obra ocorreu neste momento. A orientação dada

pelos consultores era de que a cortina número 1 (superior) tivesse um avanço maior do que a

cortina 2, isto porque a maior parte dos esforços provenientes da encosta deveriam ser

transmitidos à cortina 1. No entanto, como a cortina número 2 (inferior, mais próxima ao rio)

teve um avanço na sua construção mais rápido que a cortina número 1, por algum tempo

quem recebeu os esforços provenientes da encosta foi a cortina 2, a qual não havia sido

dimensionada para tal.

Por isso, durante este acompanhamento na execução, verificações visuais na cortina

2 foram feitas até o término da execução da cortina 1. Não foram encontradas trincas e não se

verificou flambagem na cortina 2. Portanto, visualmente e provavelmente, a cortina número 2

não foi prejudicada por isto.

Assim, os tirantes segundo especificação de projeto, foram protendidos com as

seguintes cargas:

- Carga de teste nos tirantes: 45 ton, onde 10% dos tirantes com carga de teste = 60

ton

- Carga de incorporação nos tirantes = 35 ton

77

A cabeça de ancoragem de cada tirante possui alguns detalhes, que provocam uma

espécie de apoio da cortina em relação à massa de solo. Assim, são posicionadas uma placa

metálica e uma cunha, onde esta cunha se divide em anel de grau e uma porca. Também é

moldado in loco um bloco de argamassa sobre a cabeça de ancoragem. Esse bloco de

argamassa tem como finalidade principal proteger a ponta livre do tirante (às vezes podendo

estar afiada), de pessoas e animais. Esses detalhes apresentados estão mostrados na figura 62.

Figura 62 - Detalhes da cabeça de ancoragem do tirante utilizado

Para realizar a protensão foi utilizado um macaco hidráulico acionado manualmente,

o qual era posicionado entre a placa metálica e a cortina (na realidade, junto à cortina há uma

espécie de parafuso, que auxilia neste processo de protensão), conforme as figuras 63 e 64.

Figura 63 - Posicionamento do macaco hidráulico e protensão realizada manualmente

78

Figura 64 - Visão geral dos operários realizando a protensão em um dos tirantes

Assim, ao final deste processo executivo as cortinas possuíam a seguinte

configuração de projeto (figuras 65 e 66):

Figura 65 - Seção Transversal da cortina 1

79

Figura 66 - Seção Transversal da cortina 2

Na figura 67, é apresentada uma seção transversal da obra concluída, bem como a

visualização dos tirantes em relação à superfície de ruptura.

Figura 67 - Seção transversal da obra concluída

80

Como se observa nos projetos da cortina em anexo, a cortina número 1 possui 90

metros de extensão e 6 metros de altura, onde a cada 30 metros foi executada uma junta de

dilatação (feitas com isopor). Assim, foram executados 180 tirantes em quatro fileiras (45

tirantes por fileira). Também se executaram diversos barbacans (os quais na realidade foram o

último procedimento realizado no local).

Já a cortina número 2, possui aproximadamente 262 metros de comprimento por 4

metros de altura, porém possui apenas duas fileiras de tirantes, totalizando 148 tirantes,

conforme o projeto em anexo.

Como esta cortina ficou “enterrada”, devido ao aterro entre o muro de gabião e a

rodovia, não foi necessária a execução de barbacans. Na figura 68, nota-se claramente a

posição da cortina número 2, em relação ao muro de gabião e com parte do aterro já

executado.

Figura 68 - Posição da cortina 2 e do muro de gabião, com o aterro sendo executado

Nas figuras 69 a 72 são mostradas fotos da obra já executada. Estas fotos datam de

19/4/2010, portanto 8 meses após o término da execução. Destaca-se também a revitalização

do local, e também, se não houvesse o alto tráfego de veículos no local, esta área inclusive

poderia ser destinada a áreas de lazer e recreação. Destaca-se também o crescimento da

vegetação sobre as estruturas de contenção, principalmente sobre o muro de gabião. É

relevante considerar que este tipo de estrutura em pouco tempo se insere dentro da paisagem

natural do local, e ainda assim, matem sua finalidade principal, que é de contenção.

81

Figura 69 - Obra finalizada, destacando-se as estruturas de contenção

Figura 70 – Outra vista da obra finalizada

Figura 71 - Crescimento da vegetação sobre o muro de gabião

82

Figura 72 - Cortina 1, destacando-se a vegetação crescendo e o funcionamento dos DHP

6.1.8. PROBLEMAS E DIFICULDADES ENCONTRADAS NA OBRA

Durante a execução da estrutura de contenção alguns problemas e dificuldades foram

encontrados e tiveram de ser resolvidos em um curto prazo de tempo (afinal, problemas ou

dificuldades não previstas são comuns em obras de engenharia, sobretudo em obras de terra).

Inicialmente, uma dificuldade já prevista para os executores das estruturas de

contenção era natural. O fato de que a formação do solo é coluvionar e neste local é elevado o

número de matacões, algumas perfuratrizes foram prejudicadas, sendo desgastadas de forma

mais rápida ou até mesmo, quebradas. Na figura 73 é evidente a perfuração em um matacão,

onde neste foi passado por um tirante.

Figura 73 - Matacões perfurados por tirantes

83

Construtivamente, não há problemas na perfuração de um matacão. Porém, como já

explanado, o desgaste dos equipamentos é muito maior se esta fosse feita em solo. Além

disto, durante a perfuração, o próprio operário fazia o avanço em solo de forma mais rápida.

Ao encontrar um matacão, o operário notava um choque inicialmente, e após tentava perfurar

de forma mais lenta, com o objetivo de não danificar os aparelhos. Portanto, o problema era

mais de ordem econômica, onde a empresa executora dos tirantes teve um prejuízo

significativo por isto.

Estes matacões também ao final da construção da cortina atirantada se encontravam

juntos a esta como pode-se notar na figura 74.

Figura 74 - Matacões junto a cortina

Outra dificuldade encontrada foi o trabalho realizado ao lado de uma rodovia com

alto volume de tráfego. Diversas vezes, o tráfego local teve de ser interrompido para

passagem de máquinas, principalmente quando estava sendo executado o aterro na cortina 2.

Além disso, havia o perigo de acidente com algum operário, já que o espaço para se trabalhar

era reduzido, e também, que muitas vezes estes atravessavam a rua com equipamentos e

materiais pesados em mãos.

Um problema que ocorreu durante a execução dos tirantes foi o alto consumo de nata

de cimento quando da sua injeção em pelo menos 2 tirantes da cortina 1. Esta injeção se

referia à formação do bulbo de ancoragem. Este problema ocorreu devido à elevada

permeabilidade ou porosidade do solo no local de injeção desta nata. Porém, este problema

não acarreta em danos na estrutura, mas sim, auxilia na estabilidade do talude, já que ocorre

um aumento da coesão devido ao agente ligante (nata de cimento). O problema maior era a

não previsão deste consumo extra de nata de cimento, o que provocou um aumento nos

custos.

84

6.2. ANÁLISE DA MOVIMENTAÇÃO DA ENCOSTA

A análise da movimentação da encosta foi realizada a partir da instrumentação

geotécnica instalada no local de estudo.

Como já descrito anteriormente, a instrumentação instalada é composta por 3

inclinômetros verticais. As análises foram realizadas através da coleta dos dados de

deslocamento horizontal dos inclinômetros, repassados pela empresa responsável pela obra

(Castellar). Com isso, foi possível realizar as análises apresentadas neste tópico, as quais

englobam gráficos de deslocamento horizontal, distorção, direção e velocidade do movimento

da encosta, além da comparação com dados da bibliografia.

6.2.1. ANÁLISE DO DESLOCAMENTO HORIZONTAL

Esta primeira análise foi realizada para verificar a delimitação da massa deslizante e

observação prévia da superfície de ruptura (que será complementada com os gráficos de

distorção).

Os gráficos de movimentação (deslocamento horizontal) referentes ao inclinômetro 1

estão apresentados na figura 75 e mostram a relação entre o deslocamento horizontal

(expresso em milímetros) e a profundidade (metros), nos sentidos A e B do inclinômetro.

Observa-se que o eixo B não apresentou movimentação significativa, comprovando-

se a maior movimentação no sentido da encosta (perpendicular à rodovia). Além disto, nota-se

que no eixo A do inclinômetro 01, a encosta movimentou-se cerca de 10 centímetros em

apenas 2 meses. Após este período houve a execução de parte da cortina número 1 o que ficou

evidenciado nas leituras posteriores ao dia 5/5/09 (havendo um retrocesso na movimentação

da encosta).

A leitura do dia 5/5/09 apresentou maior deslocamento no topo do inclinômetro e

decréscimo do deslocamento em profundidades maiores. Isto evidencia a colocação dos

tirantes de baixo para cima (diferentemente do que havia sido recomendado pelos projetistas,

sendo um método executivo não adequado). Devido a este método executivo não adequado, a

leitura de movimentação no dia 5/5/09 no topo, apresentou valores exorbitantes de 180

milímetros de deslocamento, o que inclusive representava perigo na obra para os operários. A

leitura posterior (12/05/09) mostrou a correção deste problema, com o atirantamento das

fileiras superiores da cortina 1.

85

Figura 75 - Gráficos de deslocamento horizontal – Inclinômetro 01

É importante ressaltar que houve obstrução do Inclinômetro 01 no dia 5/5/09, devido

à elevada movimentação da encosta. Com isso, houve a perda de referência da base (fundo)

do inclinômetro, evidenciando a não representatividade dos dados posteriores a esta data.

Outro importante parâmetro observado nestes gráficos é a evidência da superfície de

ruptura (será analisada de forma mais precisa na análise da distorção). Para o inclinômetro 01,

nota-se que a superfície de ruptura se encontra a aproximadamente 9,5 metros do topo do

inclinômetro. Esta conclusão se deve ao fato de que a movimentação acima desta

profundidade é muito maior que a movimentação abaixo desta profundidade (na realidade,

abaixo de 9,5 metros a movimentação é muito próxima a 0). A obstrução do inclinômetro

nesta profundidade é outro parâmetro para que se faça esta conclusão.

Na figura 76 são mostrados os gráficos de deslocamento para o Inclinômetro 02.

86


Realizando as observações necessárias para análise deste inclinômetro apenas com os

dados de deslocamento horizontal, faz-se algumas conclusões que se assemelham às

conclusões tiradas para o Inclinômetro 01.

Houve novamente um deslocamento muito maior no sentido da encosta (Eixo A), se

comparado com o deslocamento do Eixo B. Para o eixo A houve um deslocamento

aproximado de 70 milímetros na parte mais “representativa” do Inclinômetro. No eixo B o

deslocamento máximo foi de cerca de 25 milímetros.

Neste inclinômetro, observa-se que a superfície de ruptura está localizada a

aproximadamente 13,5 metros do topo do inclinômetro. Esta diferença de profundidade para o

inclinômetro 01 deve-se ao fato da localização do inclinômetro 02. Além disso, percebe-se

que não houve obstrução do inclinômetro, diferentemente do inclinômetro 01.

Outra conclusão que se assemelha à feita para o inclinômetro 01 é o retrocesso no

movimento a partir do dia 5/5/09, devido também à execução da cortina número 2. Porém este

retrocesso foi menor que para o inclinômetro 01, como será visto adiante.

Já para o inclinômetro 3, nota-se que as leituras não apresentaram deslocamento

perceptível se comparado com os outros inclinômetros instalados (figura 77).

87


Em ambos os eixos o deslocamento máximo foi de aproximadamente 10 milímetros

em 3 meses. Como este inclinômetro foi instalado “abaixo” da rodovia, uma das hipóteses

para a ocorrência deste pequeno deslocamento pode ser a existência do tráfego, o qual é

extremamente pesado. Porém deve-se também considerar a hipótese de que o local também

esteja inserido dentro de uma massa deslizante, já que algumas trincas também haviam sido

encontradas próximas à crista do talude.

Para uma melhor observação deste inclinômetro, alterou-se a escala referente ao

deslocamento (as escalas eram as mesmas apenas para observação geral da magnitude dos

deslocamentos) para o Eixo A. Este gráfico está mostrado na figura 78.

Com a apresentação deste gráfico em uma escala menor para os deslocamentos, nota-

se que os deslocamentos são maiores em pequenas profundidades (mais superficial),

evidenciando ainda mais a possibilidade da movimentação devido ao tráfego. Em uma

observação de processos de ruptura e movimentação de uma encosta ou talude, esse

deslocamento de aproximadamente 10 milímetros deve ser bem analisado. Como na encosta,

acima deste inclinômetro há a presença de algumas trincas de tração, mas observando o

mesmo comportamento que ocorreu para os demais inclinômetros (retrocesso do movimento

devido à execução da contenção), pode-se concluir que atualmente a encosta não apresenta

perigo de instabilidade.

88

Figura 78 - Gráficos de deslocamento horizontal – Inclinômetro 03 – Eixo A

Com estas observações feitas, conclui-se inicialmente que o inclinômetro 03

encontra-se fora de uma massa deslizante principal (a qual está inserida próxima aos

inclinômetros 1 e 2), mas encontra-se numa região de pequena movimentação, e que porém,

com a execução da cortina 2, o talude encontra-se estável (ver Análise da Estabilidade do

Talude).

6.2.2. ANÁLISE DA DISTORÇÃO (DESVIO DA VERTICAL)

Conforme a metodologia apresentada, a qual indica a distorção como parâmetro mais

preciso para definição da ruptura e da superfície de ruptura de um talude, foram construídos

os gráficos de distorção em função da profundidade. Na figura 79 estão apresentados os

gráficos da distorção para o inclinômetro 01.

89

Figura 79 - Gráficos de Distorção – Inclinômetro 01

Como a distorção se refere a um deslocamento horizontal em relação a uma

determinada faixa de profundidade e a maior distorção evidencia a superfície de ruptura,

pode-se identificar esta na posição do Inclinômetro 01, a uma profundidade de 9,5 metros. A

conclusão da posição da superfície de ruptura a 9,5 metros se torna ainda mais evidente, pela

obstrução do inclinômetro nesta profundidade, devido ao elevado deslocamento e pela perda

de referência imóvel da base do inclinômetro.

A figura 80 apresenta os gráficos de distorção do Inclinômetro 02.

O inclinômetro 02 apresenta uma distorção com valor máximo, próximo ao

encontrado pelo inclinômetro 01. Este valor é de aproximadamente 40% em módulo. Além

disto, pode-se concluir que a superfície de ruptura se encontra a aproximadamente 13 metros

do topo do inclinômetro na posição do inclinômetro 02.

Outra observação importante, é que para este inclinômetro, não houve obstrução

devido à deformação excessiva do maciço. Com isto, foi realizada uma leitura a mais do que

havia sido feito no Inclinômetro 01. Mas vale ressaltar que mais leituras poderiam ser

realizadas neste ponto, já que não houve a perda da referência imóvel da base.

90


A última análise de distorção é feita para o Inclinômetro 03 e apresentada na figura

81.


91

Para este inclinômetro (3) pode-se notar que não há uma superfície de ruptura

evidente, já que as curvas de distorção são quase que uniformes ao longo da profundidade

(mesma escala dos inclinômetros 01 e 02). Há na verdade uma pequena variação na distorção

superficialmente (menos de 1,5 metros). Essa variação pode ser devida ao tráfego de veículos

que pode gerar movimentações superficiais.

6.2.3. ANÁLISE DA DIREÇÃO DO MOVIMENTO

Para construção dos gráficos de direção do movimento da encosta, registraram-se os

dados de deslocamento horizontal de cada eixo na profundidade da superfície de ruptura. No

eixo das ordenadas estão os dados do eixo A, enquanto que no das abscissas estão os dados de

deslocamento do eixo B. Assim, a figura 82 mostra a direção do movimento no inclinômetro

01.

Figura 82 - Direção do movimento da encosta no Inclinômetro 01

Com isso, constata-se tanto a movimentação da encosta num sentido não paralelo a

nenhum dos eixos dos quais foram instalado o inclinômetro (na verdade se ocorresse

movimentação no sentido de um dos eixos seria uma coincidência muito grande). Essa

movimentação apresentou um ângulo de cerca de 76º entre o eixo B e o eixo A, neste

inclinômetro e para a profundidade de 9 metros (da superfície de ruptura).

92

Outra observação se refere à execução da obra de contenção, a qual nota-se

claramente o movimento no sentido contrário ao inicial (ascendente à encosta). Essa

comparação pode ser afirmada devido ao fato da execução da protensão em alguns tirantes no

período que houve o retrocesso no movimento, além de em outros pontos haver a execução da

concretagem da cortina.

O comportamento desta direção de movimentação é semelhante entre os

inclinômetros 01 e 02, o qual para o inclinômetro 2, é mostrado na figura 83.

Figura 83 - Direção do movimento da encosta no Inclinômetro 02

Este comportamento se refere a mesma direção de movimentação dos inclinômetros.

Num primeiro momento é óbvio que há uma diferença nesta direção (de 76º para o

inclinômetro 01 e 65º para o inclinômetro 02), porém deve-se ressaltar que os inclinômetros

foram instalados com diferentes ângulos referenciais. Esta diferença da instalação é de 10º e a

diferença entre as análises realizadas é de 11º, o que se constata coerência nas análises,

leituras e direção de movimentação da massa deslizante.

Outro ponto que teve comportamento similar ao inclinômetro 01 se refere ao

retrocesso do movimento devido à execução da contenção e a protensão em alguns tirantes.

Já a descontinuidade inicial da reta que identifica a direção do movimento no

inclinômetro 02 (figura 83) deve-se à pequena movimentação da encosta no período inicial de

93

leituras neste ponto (apenas 1 mm). Após a 4ª leitura, nota-se uma linearidade que se compara

à movimentação do Inclinômetro 01.

Estas análises de direção de movimentação não foram realizadas para o inclinômetro

03, já que neste ponto não foi identificada a superfície de ruptura, que foi base de cálculo para

a direção do movimento da encosta.

6.2.4. ANÁLISE DA VELOCIDADE DO MOVIMENTO

A análise da velocidade de movimento será dividida basicamente em duas etapas. A

primeira está relacionada em função da superfície de ruptura da encosta. A segunda se

relaciona com a máxima movimentação da encosta (normalmente superficial). Esta análise de

movimento máximo que ocorre superficialmente caracteriza melhor os danos causados às

estruturas existentes na encosta.

Conforme a metodologia apresentada, a velocidade de movimentação é calculada em

função da resultante dos deslocamentos, ou seja, divide-se a resultante de deslocamentos pelo

tempo realizado a cada leitura nos inclinômetros.

Num último momento comparam-se estes valores com a escala de Varnes e

apresenta-se uma conclusão sobre o movimento e prováveis danos às estruturas existentes.

A tabela 5 apresenta um quadro com os valores de velocidade de movimentação

obtidos para o Inclinômetro 01, na superfície de ruptura (9 metros):

Deslocamento Resultante (mm)

Data Velocidade (mm/dia)

Velocidade (mm/s)

Classificação do Movimento (VARNES)

0 05/03/2009 0 0 PARADO

21,02 14/03/2009 2,34 2,70E-05 MUITO LENTO

38,60 20/03/2009 2,93 3,39E-05 MUITO LENTO

64,22 30/03/2009 2,56 2,96E-05 MUITO LENTO

78,70 06/04/2009 2,07 2,39E-05 MUITO LENTO

104,17 20/04/2009 1,82 2,11E-05 MUITO LENTO

71,88 05/05/2009 -2,15 -2,49E-05 RETROCESSO

59,61 12/05/2009 -1,75 -2,03E-05 RETROCESSO

57,25 22/05/2009 -0,24 -2,73E-06 RETROCESSO

Tabela 5 - Quadro síntese com os valores obtidos de velocidade de movimentação para o IN-01 na

profundidade de 9 metros (superfície de ruptura)

94

Inicialmente, a velocidade máxima alcançada nesta posição foi de 2,93 mm/dia,

posteriormente a velocidade diminuiu e por último a constatação do retrocesso do movimento,

devido a já falada execução da obra de contenção.

Assim, constata-se a evidência de movimentos lentos na encosta, ou segundo Varnes,

movimentos muito lentos após a ocorrência do deslizamento. Como provável alcance

destrutível, Varnes evidencia que algumas estruturas podem permanecer intactas durante o

movimento, e estruturas de contenção ou remediação podem ser executadas. Novamente,

ressalta-se que o pico de movimentação da encosta provavelmente ocorreu no mês de

novembro de 2008, quando a instrumentação ainda não havia sido instalada (já que é

extremamente difícil prever a situação de deslizamento e poder realizar um estudo de

instrumentação e movimentação). Nesta data, verificou-se visualmente a ocorrência do

deslizamento e dos maiores danos principalmente à rodovia existente (BR-282).

Na tabela 6 é apresentado um quadro com os dados de velocidade e sua classificação

obtida para o IN-02 no local da superfície de ruptura (13 metros):



Velocidade (mm/s)


0 05/03/2009 0,00 0,00E+00 PARADO 4,62 14/03/2009 0,51 5,94E-06 MUITO LENTO 7,94 20/03/2009 0,55 6,42E-06 MUITO LENTO 14,43 30/03/2009 0,65 7,51E-06 MUITO LENTO 19,41 06/04/2009 0,71 8,23E-06 MUITO LENTO 32,27 20/04/2009 0,92 1,06E-05 MUITO LENTO 27,23 05/05/2009 -0,34 -3,88E-06 RETROCESSO 29,55 12/05/2009 0,33 3,82E-06 MUITO LENTO 30,05 22/05/2009 0,05 5,76E-07 MUITO LENTO 27,59 20/06/2009 -0,09 -1,01E-06 RETROCESSO


profundidade de 13 metros (superfície de ruptura)

Nesta posição, nota-se uma velocidade menor de movimentação (alcançando

aproximadamente 1 mm/dia). Como para o inclinômetro 01, o mesmo retrocesso é notado

após a leitura do dia 5/5/09. O movimento neste local também é classificado como muito

lento segundo Varnes.

Lembra-se que estas análises realizadas se referem à localização da superfície de

ruptura. A seguir são apresentados as tabelas de velocidade de movimentação para os 3

inclinômetros na situação que apresentaram maior movimentação (todas superficialmente, a 1

metro de profundidade).

95



Velocidade (mm/s)


0 05/03/2009 0,00 0,00 PARADO

19,75 14/03/2009 2,19 2,54E-05 MUITO LENTO

35,94 20/03/2009 2,70 3,12E-05 MUITO LENTO

62,40 30/03/2009 2,65 3,06E-05 MUITO LENTO

74,75 06/04/2009 1,76 2,04E-05 MUITO LENTO

96,83 20/04/2009 1,58 1,83E-05 MUITO LENTO

176,95 05/05/2009 5,34 6,18E-05 LENTO

58,65 12/05/2009 -16,90 -1,96E-04 RETROCESSO

43,96 22/05/2009 -1,47 -1,70E-05 RETROCESSO


profundidade de 1 metro (movimentação crítica)

Nota-se que há a existência de um movimento lento, segundo Varnes, diferentemente

dos demais movimentos, que foram classificados como muito lentos.

Esta maior deformação do maciço se deve a execução da protensão realizada a partir

das linhas de tirantes inferior da cortina. Assim, pode-se ter criado um momento fazendo com

que ocorresse esse movimento excessivo na parte superior ou superficial da encosta.



Velocidade (mm/s)


0 05/03/2009 0,00 0,00E+00 PARADO 23,02 14/03/2009 2,56 2,96E-05 MUITO LENTO 31,38 20/03/2009 1,39 1,61E-05 MUITO LENTO 43,55 30/03/2009 1,22 1,41E-05 MUITO LENTO 53,91 06/04/2009 1,48 1,71E-05 MUITO LENTO 93,25 20/04/2009 2,81 3,25E-05 MUITO LENTO 76,73 05/05/2009 -1,10 -1,27E-05 RETROCESSO 90,76 12/05/2009 2,00 2,32E-05 MUITO LENTO 94,27 22/05/2009 0,35 4,07E-06 MUITO LENTO 90,12 20/06/2009 -0,15 -1,71E-06 RETROCESSO



96



Velocidade (mm/s)


0 05/03/2009 0,00 0,00E+00 PARADO 1,86 14/03/2009 0,21 2,40E-06 MUITO LENTO 0,88 20/03/2009 -0,16 -1,89E-06 RETROCESSO 1,90 30/03/2009 0,10 1,17E-06 MUITO LENTO 0,46 06/04/2009 -0,21 -2,38E-06 RETROCESSO 11,91 20/04/2009 0,82 9,46E-06 MUITO LENTO 4,84 05/05/2009 -0,47 -5,45E-06 RETROCESSO 14,00 12/05/2009 1,31 1,51E-05 MUITO LENTO 18,13 22/05/2009 0,41 4,79E-06 MUITO LENTO 13,27 20/06/2009 -0,17 -2,01E-06 RETROCESSO



Para este inclinômetro nota-se que a magnitude dos deslocamentos é muito baixa e

altamente influenciada pela execução da estrutura de contenção (há a alternância constante

entre movimentos muito lentos e o retrocesso deste).

Por último, salienta-se que essas leituras ocorreram após a ruptura da encosta e

durante a execução da obra, para a qual a primeira ação a ser tomada foi o rebaixamento do

lençol freático com a instalação de drenos horizontais profundos, o que visualmente se

constatou a diminuição dos movimentos na encosta.

6.3. RETROANÁLISE DA INSTABILIDADE DO TALUDE

A retroanálise apresentada tem como objetivo principal estimar o par de parâmetros

de resistência ao cisalhamento no momento da ocorrência do deslizamento do dia 22 de

novembro de 2008 (os quais, pela necessidade urgente de se obter estes parâmetros, estes

foram estimados em função do tipo de solo e do Nspt), portanto ajustando estes parâmetros

para um fator de segurança igual a 1. Esta retroanálise só foi possível devido à verificação das

trincas de tração no solo e com mais dois pontos da superfície de ruptura obtidos através da

instrumentação instalada. Assim, com o fator de segurança igual a 1 e com a superfície de

ruptura traçada pode-se obter os parâmetros de resistência ao cisalhamento e a posição do

lençol freático no momento da ruptura.

Para esta retroanálise foram utilizados os métodos de Bishop Simplificado e o de

Jambu (mais adequado para superfície de ruptura não-circular).

97

Para visualização da superfície de ruptura adotada, do nível do lençol freático e do

perfil estratigráfico adotado, segundo as sondagens, está apresentado na figura 84, a qual se

refere a análise 18, e com o fator de segurança igual a 1, obtido pelo método de Jambu

Simplificado.

Figura 84 - Análise 18 – Método de Jambu Simplificado

O carregamento de 25 kN/m² (25 kPa) se refere ao tráfego da rodovia BR-282,

enquanto que o carregamento de 40 kN/m² (40 kPa) se refere às residências existentes.

As retroanálises feitas foram realizadas alterando os parâmetros de resistência do solo

da camada 1, afim de que ocorresse um ajuste para um fator de segurança igual a 1. O ajuste

dos parâmetros de resistência apenas da camada 1 se deve ao fato de que a superfície de

ruptura provavelmente está passando unicamente por esta camada, assim, apenas esta camada

é que resiste ao cisalhamento. Com isso, foram realizadas 27 análises, sendo que a 1ª se refere

98

a situação conforme as sondagens obtidas, portanto com o nível do lençol freático mais baixo

(sabendo-se que as sondagens se iniciaram aproximadamente 1 mês após a ocorrência do

deslizamento). As demais análises foram realizadas com o nível do lençol freático mais alto,

com pontos de referência obtidos conforme inspeção visual logo após o deslizamento. Essas

análises estão apresentadas na tabela 10.

Tabela 10 - Retroanálises realizadas

Os valores em vermelho foram selecionados para se traçar a curva c = f(φ) para o

fator de segurança igual a 1. Para o método de Bishop Simplificado a curva é mostrada na

figura 84, enquanto que para o método de Jambu, está mostrada na figura 85.

99

Figura 85 - Curva c = f(φ) para o método de Bishop Simplificado

Figura 86 - Curva c = f(φ) para o método de Jambu

Com isso, foi selecionado um par de parâmetros de resistência para a análise da

estabilidade após a execução da contenção, em função destas retroanálises realizadas e de um

par de parâmetros de resistência mais confiáveis (ou menos incertos e segundo experiência

dos projetistas). Assim, adotou-se para as próximas análises para a camada 1, coesão igual a 0

kPa e ângulo de atrito igual a 25º. A adoção de coesão igual a zero, deve-se ao fato de que na

superfície de ruptura, no instante da ruptura a ligação entre partículas é muito pequena,

enquanto que o atrito ainda existe. Para as análises de estabilidade foram utilizados os

parâmetros apresentados na tabela 11.

100

Estaca 10 Nspt c (kPa) ϕ γnat

(kN/m³) γsat

(kN/m³)

1ª Camada 3 a 6 0 25 17 19

2ª Camada 11 a 16 10 28 19 20

3ª Camada 36 a 41 15 30 19 20

4ª Camada 18 a 40 15 29 19 20

5ª Camada 40 a 53 30 32 20 21

6ª Camada Rocha 100 45 20 21

Tabela 11 - Parâmetros adotados na análise de estabilidade

6.4. ANÁLISE DE ESTABILIDADE DO TALUDE APÓS A EXECUÇAO D A CONTENÇÃO

A análise da estabilidade do talude após a execução das estruturas de contenção foi

realizada em duas partes distintas conforme o projeto realizado. A primeira é função da

instabilidade do talude a partir das fendas de tração encontradas na crista do talude. Esta

análise visa verificar a estabilidade do talude junto às residências (entre as residências e a

estrada), por isso foi feita utilizando na modelagem da encosta, apenas a cortina 1.

A segunda análise é função da movimentação da rodovia existente (entre a rodovia e o

rio Cubatão). Esta análise foi realizada utilizando como contenção a cortina 2 e o muro de

gabião.

Na primeira análise, traçou-se a seção transversal da encosta (novamente estaca 10)

sem os tirantes e posteriormente com os tirantes executados. A superfície de ruptura foi

analisada detalhadamente, e na figura 87 é mostrada a superfície de ruptura mais adequada e

com o fator de segurança calculado igual a 0,84.

101

Figura 87 - Fator de Segurança - Cortina 1, antes de sua execução

Deve-se salientar que nessa simulação, retirou-se da análise a cortina 1, mas a situação

geométrica do talude permaneceu como se apenas não tivesse sido executada esta cortina com

os tirantes. Esta simulação é muito parecida com um dos processos executivos não adequados

que foram utilizados na fase de execução, o qual corresponde ao corte do talude para

posicionamento da cortina 1.

A análise após a execução da cortina 1 está apresentada na figura 87. O fator de

segurança calculado é de 1,34. Assim, segundo a NBR 11682/2006, o talude é considerado

estável e dentro dos padrões de segurança.

102

Figura 88 - Fator de segurança - cortina 1 após sua execução

Em uma segunda simulação, onde apenas considerou-se o movimento junto à

rodovia, portanto, a análise se fez utilizando como contenção apenas o muro de gabião e a

cortina 2, sendo que a ruptura foi forçada a ocorrer após a cortina 1.

Figura 89 - Fator de Segurança - Cortina 2, após sua execução

103

Após a execução das estruturas de contenção (muro de gabião e a cortina 2), o fator

de segurança se encontra em 1,54, evidenciando a estabilidade do talude, porém acimda do

adequado nessas condições segundo a NBR 11.682.

Estas análises em separado se referem a cada etapa do processo executivo

emergencial. Assim, a cortina 1 foi dimensionada para diminuir o avanço do movimento da

encosta e a cortina 2 foi dimensionada para diminuir as conseqüências do movimento sobre a

BR 282 e assim, garantir o fluxo do tráfego.

104

7. CONCLUSÕES

Algumas considerações devem ser feitas antes de qualquer conclusão. Neste trabalho

algumas hipóteses tiveram de ser feitas durante as análises. Os mecanismos dos movimentos

de massa são extremamente complexos. A análise (sobretudo da estabilidade) deve ser feita

com extrema cautela e atenção. Cada mínimo detalhe observado em campo deve ser tratado

como importante.

Inicialmente, a massa de solo não escorrega uniformemente. Porém, não há a certeza

de como ocorreram as fendas transversais. Sabe-se sim que existiam essas fendas,

principalmente quando se observava a rodovia (a qual logo após a ocorrência destas fendas

era providenciada a restauração da rodovia, colocando-se apenas uma nova camada de

CBUQ).

A superfície de ruptura possivelmente não é circular (como a maioria dos métodos

para análise de estabilidade de taludes propõe). Definir realmente a posição exata da

superfície de ruptura é, sobretudo, extremamente caro (devido a se aumentar a investigação e

instrumentação geotécnica). Com toda certeza, com a instalação de 2 inclinômetros em uma

mesma seção, e com a definição de um ponto da superfície de ruptura através de um trinca de

tração, dá uma boa idéia da localização real desta. Porém, não se sabia exatamente onde

estaria a base da superfície de ruptura.

Diversas outras considerações poderiam ser descritas aqui, porém este estudo é muito

abrangente e diferentes hipóteses podem ser estabelecidas.

Como conclusões diretas deste trabalho, a análise da estabilidade após a execução da

contenção apresentou fatores de segurança acima de 1, portanto estável. A NBR 11.682/2006

recomenda um fator de segurança no mínimo maior que 1,3 para as condições da área em

estudo. Assim, a estrutura de contenção encontra em certo ponto com fator de segurança

abaixo do recomendado pela norma, já que numa situação em meio a execução da obra de

contenção, foi calculado um fator de segurança menor que 1. Isto se deve à não adoção de

recomendações feitas pelos consultores da obra.

A retroanálise realizada indica uma estimativa mais adequada dos parâmetros de

resistência do solo em função do deslizamento ocorrido. Nesta retroanálise obteve-se para a

camada 1 (especificada na figura 84) coesão igual a 0 kPa e ângulo de atrito igual a 25º.

A análise da instrumentação geotécnica instalada apresentou deslocamento

horizontal máximo de aproximadamente 18 centímetros no inclinômetro 1, aproximadamente

10 centímetros no inclinômetro 2 e para o inclinômetro 3 não apresentou movimentação

105

significativa se comparada aos demais pontos de leitura. Esta análise também indicou a

superfície de ruptura a 9,5 metros da superfície no ponto instalado o Inclinômetro 1, no

inclinômetro 2 a superfície de ruptura encontra-se a aproximadamente 14 metros de

profundidade. Segundo a escala de Varnes a velocidade de movimentação da encosta é

classificada como muito lenta para os 3 inclinômetros instalados.

Infelizmente a instrumentação foi instalada em meio à execução da obra (novamente

ressalta-se o caráter emergencial da obra), mesmo que esta havia sido uma das primeiras

medidas recomendadas pelos consultores da obra. Sabe-se que a instalação dos DHP’s

auxiliou de forma significativa na estabilidade do talude, porém se a instrumentação fosse

instalada antes da instalação dos DHP’s, haveria a possibilidade de analisar a real eficiência

destes drenos.

Quanto ao acompanhamento da execução da obra em si, ressalta-se a visualização

dos métodos executivos que em alguns casos, foi diferente do recomendado pelos consultores

da obra. Esse acompanhamento propiciou o aprendizado de praticamente todas as técnicas e

etapas construtivas.

Por último, deve-se providenciar sempre a manutenção das estruturas de contenção,

sobretudo dos DHP’s, já que assim garante-se realmente os fatores de segurança obtidos

nestas análises.

106

REFERÊNCIAS

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108

ANEXOS

ACOMPANHAMENTO DE PROJETO E EXECUÇÃO EM OBRA DE CONTENÇÃO

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