AVALIAÇÃO DO DESEMPENHO DE JET GROUTING PARA...

MINISTÉRIO DA DEFESA

EXÉRCITO BRASILEIRO

DEPARTAMENTO DE CIÊNCIA E TECNOLOGIA

INSTITUTO MILITAR DE ENGENHARIA

CURSO DE MESTRADO EM ENGENHARIA DE TRANSPORTES

CT(EN) ROBERTO CRUXEN DAEMON D’OLIVEIRA

AVALIAÇÃO DO DESEMPENHO DE JET GROUTING PARA

REFORÇO DE ESTRUTURA PORTUÁRIA

Rio de Janeiro

2010


ROBERTO CRUXEN DAEMON D’OLIVEIRA



Dissertação de Mestrado apresentada ao Curso de Mestrado em Engenharia de Transportes do Instituto Militar de Engenharia, como requisito parcial para a obtenção do título de Mestre em Ciências em Engenharia de Transportes.

Orientadores: José Renato Moreira da Silva deOliveira, D.Sc.Maria Esther Soares Marques, D.Sc.

Rio de Janeiro

2010

© 2010


Praça General Tibúrcio, 80 – Praia Vermelha

Rio de Janeiro – RJ CEP: 22.290-270

Este exemplar é de propriedade do Instituto Militar de Engenharia, que poderá

incluí-lo em base de dados, armazenar em computador, microfilmar ou adotar

qualquer forma de arquivamento.

É permitida a menção, reprodução parcial ou integral e a transmissão entre

bibliotecas deste trabalho, sem modificação de seu texto, em qualquer meio que

esteja ou venha a ser fixado, para pesquisa acadêmica, comentários e citações,

desde que sem finalidade comercial e que seja feita a referência bibliográfica

completa.

Os conceitos expressos neste trabalho são de responsabilidade do autor e dos

orientadores.

O 48a Oliveira, Roberto Cruxen Daemon d’Avaliação do Desempenho de jet grouting para Reforço de

Estrutura Portuária / Roberto Cruxen Daemon d’ Oliveira. - Rio de Janeiro: Instituto Militar de Engenharia, 2010

146 p.: il.

Dissertação (mestrado) – Instituto Militar de Engenharia – Rio de Janeiro, 2010

1. Jet grouting. 2. Estrutura portuária. 3. Modelagem computacional. I. Título. II. Instituto Militar de Engenharia.

CDD 627.3

2


ROBERTO CRUXEN DAEMON D’ OLIVEIRA



Dissertação de Mestrado apresentada ao Curso de Mestrado em Engenharia de Transportes do Instituto Militar de Engenharia, como requisito parcial para a obtenção do título de Mestre em Ciências em Engenharia de Transportes.

Orientadores: Prof. José Renato Moreira da Silva de Oliveira – D. Sc.Profa. Maria Esther Soares Marques – D. Sc.

Aprovada em 20 de Dezembro de 2010 pela seguinte Banca Examinadora:

Prof. José Renato Moreira da Silva de Oliveira – D. Sc. do IME - Presidente

Profa. Maria Esther Soares Marques – D. Sc. do IME

Prof. Luiz Antonio Vieira Carneiro – D.Sc. do IME

Profa. Bernadete Ragoni Danziger – D.Sc. da UERJ

Prof. David Antunes Cabral – M.Sc.

Rio de Janeiro

2010

3

Dedico este trabalho à minha esposa Thais e

meus filhos João Pedro e Gustavo.

4

AGRADECIMENTOS

À minha esposa, Thais, pelo carinho, incentivo, paciência, compreensão e apoio

em todos os momentos.

Aos meus filhos, João Pedro e Gustavo, pela alegria contagiante que me

impulsionou e motivou ao longo desta jornada.

Aos meus pais, por toda dedicação e investimento na minha educação e

formação.

À Marinha do Brasil, por ter me proporcionado a oportunidade de realizar este

curso.

À Diretoria de Obras Civis da Marinha pela orientação técnica e pelo apoio na

definição e no desenvolvimento do tema.

Ao Instituto Militar de Engenharia e seu excelente corpo docente, que muito me

apoiaram na realização desta dissertação.

Em especial, ao Maj José Renato Moreira da Silva de Oliveira e à Professora

Maria Esther Soares Marques, pela orientação, incentivo, sugestões,

esclarecimentos e comentários sempre pertinentes.

Aos membros da banca pela gentileza em aceitar o convite para examinar este

trabalho.

5

“Só sei que nada sei.”

Sócrates

6

SUMÁRIO

LISTA DE ILUSTRAÇÕES.......................................................................11

LISTA DE TABELAS................................................................................14

LISTA DE ABREVIATURAS E SÍMBOLOS.............................................16

LISTA DE SIGLAS...................................................................................19

1INTRODUÇÃO........................................................................................22

1.1CONSIDERAÇÕES INICIAIS...............................................................22

1.2OBJETIVO...........................................................................................23

1.3JUSTIFICATIVA E RELEVÂNCIA........................................................23

1.4ESTRUTURA DA DISSERTAÇÃO......................................................24

2O JET GROUTING E AS TÉCNICAS PARA MELHORAMENTO DE

SOLOS POR GRAUTEAMENTO..............................................25


2.2GRAUTEAMENTO DE SOLOS...........................................................25

2.2.1GRAUTEAMENTO POR COMPACTAÇÃO......................................27

2.2.2GRAUTEAMENTO POR FRATURA.................................................27

2.2.3GRAUTEAMENTO POR PERMEAÇÃO...........................................28

2.2.4GRAUTEAMENTO POR SUBSTITUIÇÃO E MISTURA...................29

2.3A TÉCNICA DE JET GROUTING........................................................30

2.3.1LIMITES PARA UTILIZAÇÃO DO MÉTODO....................................32

2.3.2PROCESSO EXECUTIVO DO JET GROUTING..............................33

2.3.2.1SISTEMA DE JATO SIMPLES.......................................................35

2.3.2.2SISTEMA DE JATO DUPLO..........................................................35

2.3.2.3SISTEMA DE JATO TRIPLO.........................................................36

2.3.3EQUIPAMENTOS.............................................................................37

2.3.4APLICAÇÕES...................................................................................39

2.3.5VARIÁVEIS DO PROCESSO EXECUTIVO......................................41

2.3.6LIÇÕES DE CASOS REAIS DE APLICAÇÕES DE JET GROUTING

.................................................................................................44

2.4CONSIDERAÇÕES FINAIS SOBRE GRAUTEAMENTO DE SOLOS. 46

3DESCRIÇÃO DO PROBLEMA PORTUÁRIO........................................48

7


49

3.2TIPOS DE PORTOS............................................................................49

3.3CENÁRIO GEOTÉCNICO TÍPICO EM REGIÕES PORTUÁRIAS

BRASILEIRAS..........................................................................50

3.3.1FORMAÇÃO DOS DEPÓSITOS DE SEDIMENTOS........................51

3.3.2CARACTERÍSTICAS GEOTÉCNICAS DAS ARGILAS LITORÂNEAS

BRASILEIRAS..........................................................................52

3.3.3O CENÁRIO GEOTÉCNICO DO PORTO DE NAVEGANTES.........54

3.4TIPOS DE ESTRUTURAS DAS OBRAS DE ACOSTAGEM...............61

3.4.1ESTRUTURAS DE ACOSTAGEM COM PARAMENTO ABERTO.. .63

3.4.2CAIS DE PESO OU DE GRAVIDADE..............................................64

3.4.3CAIS EM CORTINA DE ESTACAS-PRANCHAS.............................65

3.5FATORES CONDICIONANTES...........................................................67

3.5.1TIPO DE CARREGAMENTO............................................................67

3.5.2CARACTERÍSTICAS TOPOBATIMÉTRICAS...................................69

3.5.3CARACTERÍSTICAS DO SOLO.......................................................69

3.5.4DRAGAGENS E DERROCAMENTOS..............................................69

3.5.5CONDIÇÕES AMBIENTAIS..............................................................70

3.5.6ESPECIALIZAÇÃO DO PORTO E EMBARCAÇÃO TIPO................71

3.5.7LICENCIAMENTOS AMBIENTAIS...................................................72

3.6PROBLEMA DE INSTABILIDADE DE RETROÁREAS PORTUÁRIAS

.................................................................................................72

3.7CONSIDERAÇÕES FINAIS SOBRE O PROBLEMA PORTUÁRIO.....74

4METODOLOGIA PARA MODELAGEM DO PROBLEMA PORTUÁRIO

...................................................................................................75


4.2CORRELAÇÕES DE PARÂMETROS DO SOLO................................75

4.2.1ÂNGULO DE ATRITO DE SOLOS GRANULARES..........................76

4.2.2ÂNGULO DE ATRITO DE SOLOS ARGILOSOS.............................78

4.2.3RESISTÊNCIA NÃO DRENADA (Su) DE SOLOS ARGILOSOS .....79

4.2.4MÓDULO DE YOUNG DE SOLOS GRANULARES.........................82

4.2.5MÓDULO DE YOUNG DE SOLOS ARGILOSOS.............................82

4.2.6MÓDULO DE YOUNG DE SOLOS RESIDUAIS...............................84

8

4.2.7COEFICIENTE DE POISSON DRENADO........................................85

4.2.8COEFICIENTE DE POISSON NÃO DRENADO...............................85

4.3PROPRIEDADES DOS ELEMENTOS TRATADOS............................86

4.3.1DIÂMETRO EFETIVO.......................................................................86

4.3.2RESISTÊNCIA À COMPRESSÃO....................................................90

4.3.3MÓDULO DE YOUNG......................................................................92

4.3.4COEFICIENTE DE POISSON...........................................................93

4.3.5PESO ESPECÍFICO.........................................................................93

4.3.6CORRELAÇÕES COM PARÂMETROS DE RESISTÊNCIA DO

SOLO ......................................................................................94

4.3.7PERMEABILIDADE...........................................................................96

4.4ANÁLISE PELO MÉTODO DE EQUILÍBRIO LIMITE...........................97

4.5ANÁLISE PELO MÉTODO DOS ELEMENTOS FINITOS (MEF).......100

4.5.1O PROGRAMA PLAXIS 2D............................................................101

4.6CONSIDERAÇÕES FINAIS SOBRE A METODOLOGIA..................103

5MODELAGEM DE REFORÇO DE UM CAIS COM JET GROUTING. .104

5.1CONSIDERAÇÕES INICIAIS.............................................................104

5.2MODELAGEM DO PROBLEMA........................................................105

5.2.1SITUAÇÃO INICIAL........................................................................105

5.2.2CENÁRIOS ANALISADOS PARA AVALIAÇÃO DO DESEMPENHO

DA SOLUÇÃO EM JET GROUTING......................................107

5.2.3PARÂMETROS DO SOLO NO MODELO.......................................109

5.3ANÁLISE PELO MÉTODO DO EQUILÍBRIO LIMITE........................111

5.3.1AVALIAÇÃO PELO MÉTODO DE EQUILÍBRIO LIMITE................117

5.4ANÁLISES PELO MÉTODO DOS ELEMENTOS FINITOS...............118

5.4.1ANÁLISE DAS DEFORMAÇÕES NA MASSA DE SOLO...............119

5.4.2ANÁLISE DAS TENSÕES NA MASSA DE SOLO..........................121

5.4.3ANÁLISE DO COMPORTAMENTO DA CORTINA DE ESTACAS. 127

5.4.3.1DESLOCAMENTOS NA CORTINA DE ESTACAS PRANCHAS.128

5.4.3.2ESFORÇOS NA CORTINA DE ESTACAS PRANCHAS.............132

5.5CONSIDERAÇÕES FINAIS SOBRE A MODELAGEM......................137

6CONCLUSÕES E SUGESTÕES..........................................................138

7REFERÊNCIA BIBLIOGRÁFICAS ......................................................139

8APÊNDICES.........................................................................................146

9

8.1APÊNDICE 1: ARQUIVOS DIGITAIS DO SLOPE-W E DO PLAXIS 2D

...............................................................................................146

146

10

LISTA DE ILUSTRAÇÕES

FIG. 2.1 – Tipos de grauteamento de solos (WARNER, 2004).............26

FIG. 2.2 – Limites de aplicação de grauteamentos (BERGER, 2010). 30

FIG. 2.3 – Resistências de tratamentos com jet grouting (WARNER,

2004)..........................................................................................30

FIG. 2.4 – Comparação entre diferentes tipos de grauteamento de

solos..........................................................................................31

FIG. 2.5 – Seqüência executiva do jet grouting (BERGER, 2010).......33

FIG. 2.6 – Sistemas de jateamentos do jet grouting (BERGER, 2010).

...................................................................................................34

FIG. 2.7 – Equipamentos necessários para tratamentos com jet

grouting.....................................................................................37

FIG. 2.8 – Equipamento utilizado na execução de colunas de jet

grouting.....................................................................................38

FIG. 2.9 – Arranjos típicos de aplicações de jet grouting...................39

FIG. 2.10 – Aplicações de jet grouting em obras civis (BERGER,

2010)..........................................................................................40

FIG. 2.11 – Aplicação de jet grouting para estabilização de obra

portuária....................................................................................41

FIG. 3.1 – Foto do Porto de Navegantes. .............................................50

FIG. 3.2 – Perfil geotécnico típico de uma seção do Porto de

Navegantes (MARQUES E LACERDA, 2002)..........................55

FIG. 3.3 – (a) Granulometria com a profundidade. (b) Diagrama de

plasticidade (MARQUES E LACERDA, 2002).........................57

FIG. 3.4 - Parâmetros geotécnicos das argilas de Navegantes com a

profundidade (MARQUES E LACERDA, 2002).......................57

FIG. 3.5 - Perfis de tensões e de resistência não drenada nas

proximidades da sondagem SP32 (MARQUES E LACERDA,

2002)..........................................................................................58

FIG. 3.6 - Características geotécnicas de Navegantes-SC nas

proximidades da sondagem SP32 (MARQUES E LACERDA,

2002)..........................................................................................59

FIG. 3.7 - Variação do Su com a profundidade ....................................60

11

(MARQUES E LACERDA, 2002).............................................................60

FIG. 3.8 - Tipos de estruturas de acostagem (AGERSCHOU et al.,

1983)..........................................................................................62

FIG. 3.9 - Seção transversal típica de uma obra de acostagem com

paramento aberto (ALFREDINI E ARASAKI, 2009)................63

FIG. 3.10 - Seção transversal típica de cais de gravidade em muralha

de blocos (ALFREDINI E ARASAKI, 2009).............................65

FIG. 3.11 - Cais com cortina de estacas-pranchas com plataforma de

alívio (AGERSCHOU et al., 1983)............................................66

FIG. 3.12 – Cais com cortina de estacas-pranchas com tirantes

ancorados no solo e em cavaletes (AGERSCHOU et al.,

1983)..........................................................................................66

FIG. 3.13 – Problema típico de instabilização de estrutura portuária

decorrente de aprofundamento de calado.............................73

FIG. 4.1 – Correlação entre o ângulo de atrito, a tensão efetiva

geostática vertical e o NSPT (DE MELLO, 1971)...................77

FIG. 4.2 – Correlação entre ângulo de atrito de areias, resistência de

ponta do cone e tensão efetiva vertical (ROBERTSON E

CAMPANELLA, 1983)...............................................................78

FIG. 4.3 – Correlação entre módulo de Young secante de solos

residuais de gnaisse e NSPT (SANDRONI, 1991)..................84

FIG. 4.4 – Diâmetros efetivos em solos granulares (CARRETO, 2000).

...................................................................................................87

FIG. 4.5 – Diâmetros efetivos em solos argilosos (CARRETO, 2000).

...................................................................................................88

FIG. 4.6 – Superfície de ruptura global.................................................98

FIG. 4.7 – Superfície de ruptura local....................................................99

FIG. 5.1 – Cenário inicial do cais em estacas pranchas....................105

FIG. 5.2 – Cenário de ganho de calado e incremento de sobrecarga.

.................................................................................................108

FIG. 5.3 – Análise global do cenário 6 sem o reforço........................114

FIG. 5.4 – Análise global do cenário 6 com o reforço........................114

FIG. 5.5 – Análise local do cenário 6...................................................115

FIG. 5.6 – Fatores de segurança globais e locais..............................116

12

FIG. 5.7 – Situação inicial deformada (máx= 54mm)........................119

FIG. 5.8 – Deformada do cenário 6 sem tratamento (máx=136mm).

.................................................................................................120

FIG. 5.9 – Deformada do cenário 6 com tratamento (máx=98mm). 120

FIG. 5.10 – Tensões totais para a situação inicial..............................121

FIG. 5.14 – Tensão cisalhante ( / res) para o cenário 6 sem reforço.

.................................................................................................124

FIG. 5.15 – Tensão cisalhante ( / res) para o cenário 6 com reforço.

.................................................................................................124

FIG. 5.16 – Pontos de plastificação da situação inicial.....................125

FIG. 5.17 – Pontos de plastificação do cenário 6 sem tratamento.. .125

FIG. 5.18 – Pontos de plastificação do cenário 6 com tratamento.. .126

FIG. 5.19 – Deslocamentos horizontais para sobrecarga de 20 kPa.

.................................................................................................128


.................................................................................................129


.................................................................................................129


.................................................................................................130

FIG. 5.23 – Deslocamentos máximos na cortina de estacas.............131

FIG. 5.24 – Momentos fletores para sobrecarga de 20 kPa...............132




FIG. 5.28 – Esforços cortantes para sobrecarga de 20 kPa..............135




13

LISTA DE TABELAS

TAB. 2.1 – Variáveis típicas do método de jet grouting (CARRETO,

2000)..........................................................................................42

TAB. 3.1 - Características geotécnicas de argilas brasileiras............53

TAB. 3.2 – Valores típicos de CC para as argilas brasileiras..............53

TAB. 3.3 – Valores típicos de cV para as argilas brasileiras...............53

TAB. 3.4 - Características das camadas de solos compressíveis

(MARQUES E LACERDA, 2002)...............................................56

TAB. 4.1 – Ângulo de atrito de solos granulares (TERZAGHI E PECK,

1967)..........................................................................................76

TAB. 4.2 – Correlação entre ângulo de atrito de solos granulares e

NSPT..........................................................................................77

TAB. 4.3 – Correlação entre ângulo de atrito de solos granulares e o

CPT (MEYERHOF, 1956)..........................................................78

TAB. 4.4 – Correlação entre ângulo de atrito e índice de plasticidade

(TAVARES et al., 2006).............................................................79

TAB. 4.5 – Correlação entre Su, NSPT e a consistência de solos

argilosos (TERZAGHI E PECK, 1967).....................................80

TAB. 4.6 – Módulo de Young de solos granulares (POULOS, 1975). .82

TAB. 4.7 – Módulo de Young de argilas (KULHAWY E MAYNE, 1990).

...................................................................................................83

TAB. 4.8 – Coeficiente de Poisson drenado (KULHAWY E MAYNE,

1990)..........................................................................................85

TAB. 4.9 – Diâmetros efetivos de tratamentos com jet grouting em

função do tipo de solo, sistema de jateamento e pressão de

injeção.......................................................................................88

(KUTZNER, 1996).....................................................................................88

TAB. 4.10 – Correlação entre os diâmetros efetivos dos tratamentos

e fatores que os influenciam...................................................89

TAB. 4.11 – Valores típicos de resistência à compressão simples de

solos tratados com jet grouting..............................................91

TAB. 4.12 – Correlações entre Módulo de Young (E) e resistência à

compressão simples (c) (ABRAMENTO et al., 1998)..........92

14

TAB. 4.13 – Valores típicos de coesão após tratamento com jet

grouting.....................................................................................95

TAB. 5.1 – Características das estacas pranchas metálicas............106

TAB. 5.2 – Projeto de análises para avaliação do desempenho da

solução....................................................................................107

TAB. 5.3 – Parâmetros de entrada do modelo para o solo natural...110

TAB. 5.4 – Parâmetros de entrada após tratamento com jet grouting.

.................................................................................................110

TAB. 5.5 – Situação inicial pela análise por equilíbrio limite............112

TAB. 5.6 – Fatores de segurança globais obtidos nas análises.......112

TAB. 5.7 – Empuxos disponíveis e necessários das análises locais.

.................................................................................................113

TAB. 5.8 – Relações entre os empuxos disponíveis (Edisp) e

necessários (En) pelas análises locais...............................113

15

LISTA DE ABREVIATURAS E SÍMBOLOS

ABREVIATURAS

EQ - Equação

F.S. - Fator de segurança

FIG - Figura

NA - Nível d’água

TAB - Tabela

SÍMBOLOS

A - Área da seção transversal

a - Razão entre a área da base do cone e a área da célula de carga

a/c Fator água / cimento

c - coesão

C - Consumo de cimento

c’ - coesão drenada

CC Índice de compressão

ch - Coeficiente de adensamento horizontal

cjet Coesão do material tratado com jet grouting

CS Índice de recompressão

cV - Coeficiente de adensamento vertical

Def Diâmetro efetivo

E - Módulo de Young

E0 - Empuxo no repouso

e0 - Índice de vazios inicial

Ea - Empuxo ativo

Ed - Módulo de Young drenado

Edisp Empuxo disponível

EI - Energia de injeção

Ejet Módulo de Young do material tratado

En - Empuxo necessário para F.S. = 1,0

16

EP - Empuxo passivo

Es - Módulo de Young secante

Et - Módulo de Young tangente

Eu - Módulo de Young não drenado

G - Densidade real dos grãos

H - Espessura da camada

I - Momento de inércia da seção transversal

ID- Impacto dinâmico do jato

IP - Índice de plasticidade

IR- Índice de rigidez

ISC Incremento de sobrecarga

JET 1 Jato simples

JET 2 Jato duplo

JET 3 Jato triplo

K0 - Coeficiente de empuxo no repouso

Ks - Coeficiente de reação do solo tratado com jet grouting

kx - Permeabilidade na direção x

ky - Permeabilidade na direção y

LL - Limite de liquidez

LP - Limite de plasticidade

M - Momento fletor

Nk - Fator de capacidade do cone

Nkt Fator de capacidade do cone corrigido

NSPT Número de golpes no ensaio Standard Penetration Test

P - Pressão de injeção

pa - Pressão atmosférica

q - Carregamento de sobrecarga

Q - Esforço cortante

qc - Resistência de ponta do ensaio de cone

Qi - Vazão de injeção

qT - Resistência de ponta corrigida

SC Sobrecarga

ST - Sensibilidade das argilas

Su - Resistência não drenada

17

u - poro pressão

u2 - poro pressão medida na base do cone

VR - Velocidade de rotação da haste de injeção

VS - Velocidade de subida da haste de injeção

W - Umidade

wL - Umidade limite de liquidez

wn - Umidade natural inicial

wp - Umidade limite de plasticidade

h - Deslocamento horizontal

máx Deslocamento horizontal máximo

- Ângulo de atrito do solo

’ - Ângulo de atrito do solo drenado

b - Diâmetro do bico de injeção

calda Peso específico da calda de cimento

d - Peso específico seco

jet Peso específico do material tratado

nat Peso específico natural do solo

sat Peso específico saturado

- Coeficiente de Poisson

' - Coeficiente de Poisson drenado

jet Coeficiente de Poisson do material tratado

u - Coeficiente de Poisson não drenado

c - Resistência à compressão simples

'v0 Tensão efetiva vertical inicial

'vm Tensão vertical efetiva de sobreadensamento

- Tensão cisalhante

res Tensão cisalhante resistente

18

LISTA DE SIGLAS

ABNT Associação Brasileira de Normas Técnicas

AT Argila transicional

CPT Cone penetration test

GC Ganho de calado

MEF Método dos elementos finitos

OCR Over consolidation ratio

RIMA Relatório de Impacto sobre o Meio Ambiente

SEP Secretaria Especial de Portos

SFL Sedimento flúvio lagunar

SPT Standard Penetration Test

UU Unconsolidated undrained

19

RESUMO

Diante de um cenário nacional com portos sem infraestrutura satisfatória, a técnica de grauteamento de solos conhecida como jet grouting é apresentada como uma alternativa para o reforço de estruturas portuárias existentes.

Utilizando o cenário geotécnico do porto de Navegantes-SC foi modelado um cais em estacas pranchas metálicas com duas linhas de tirantes e calado inicial de 8m. A estrutura portuária simulada e a estratigrafia do solo dessa região representaram a situação encontrada em diversas áreas portuárias do país, cuja formação geotécnica normalmente é composta por espessas camadas de depósitos de argilas flúvio-marinhas muito moles.

Visando a avaliação do desempenho do jet grouting o cais foi submetido a aprofundamentos de calados de até 6m e incrementos de sobrecarga de até 60kPa. Para simular o comportamento do solo e a estabilidade da estrutura sem e com o reforço foram feitas análises computacionais pelos métodos dos elementos finitos e de equilíbrio limite.

Para estimativa dos parâmetros necessários à modelagem do solo natural e do material tratado com jet grouting foram utilizadas correlações encontradas na literatura.

Partindo da situação inicial do cais foram modelados doze cenários diferentes. Para cada cenário foi estipulado um incremento de sobrecarga e um aumento de calado, que por meio das análises computacionais foram comparados com e sem o reforço. Entre análises pelo método dos elementos finitos e pelo método de equilíbrio limite foram rodados 63 modelos computacionais.

Ao final das modelagens foram feitas avaliações do desempenho do reforço, onde foi constatada a adequabilidade desta técnica de melhoramento de solos para o problema em questão, principalmente nos casos de aprofundamentos de calado.

20

ABSTRACT

Due to low quality of the national ports infrastructure, the technique of soil grouting known as jet grouting is presented as an alternative to the strengthening and improvement of the existing port facilities.

The studies carried out were based on the geotechnical characteristics of the area of the port of Navegantes-SC, a pile sheet pier with two cutting boards was modeled, allowing dredging up to 8m depth. The simulated port structure and stratigraphy of the soil of this region are found in many ports of the country, where there are thick layers of very soft fluvial-marine clay deposits.

In order to assess the performance of the jet grouting technique, the pier was submitted to the dredging up to 6m depth and increments of load up to 60kPa. In order to simulate the soil behavior and stability of the structure with and without reinforcement, the geotechnical models were analyzed by computational methods the finite element and limit equilibrium.

In order to estimate the parameters for modeling the natural soil and the treated material with jet grouting correlations from the literature was used.

Starting from the initial situation of the pier, twelve different cases were modeled. For each scenario it was stipulated an increase in workload and an increase in the dredging depths.

The analysis were carried out considering or not the reinforcement with jet grouting. It was carried out 63 analysis by finite element method and limit equilibrium method. From these analyses, it was observed that the jet grouting technique is adequate to the port infrastructure.

21

1 INTRODUÇÃO

1.1 CONSIDERAÇÕES INICIAIS

Segundo dados da Secretaria Especial de Portos (SEP, 2010),

aproximadamente 90% das exportações brasileiras dependem do

funcionamento dos portos do país. Em contrapartida, um estudo contratado

pelo Ministério dos Transportes em 2005 (LEVANTAPORTOS, 2005) revelou

que a expansão do comércio exterior brasileiro, baseada no setor industrial e,

sobretudo no mineral e no agropecuário, exige dos portos, a maioria secular e

localizado junto a centros-urbanos, constantes adaptações.

A obsolescência da infraestrutura dos portos brasileiros se tornou um

limitador à entrada de navios nos portos do país. Os portos que melhor

atendem às necessidades das embarcações, mesmo que de forma não ideal,

apresentam uma elevada taxa de utilização dos berços de atracação, uma vez

que não há berços com infraestrutura suficiente para entrada dos modernos

navios que ora são utilizados no comércio marítimo mundial.

A taxa de ocupação dos berços de alguns portos chega a valores muito

superiores ao valor de 50%, taxa ideal para que não ocorra tempo de espera. O

Terminal de Contêineres do Porto de Paranaguá, por exemplo, responsável por

8% da movimentação de contêineres nos terminais portuários brasileiros,

apresenta uma taxa de ocupação dos berços de atracação superior a 90%,

ocasionando tempo de espera de até 20 horas.

A necessidade de investimentos em infraestrutura portuária se mostra

latente para o desenvolvimento do país e, entre outros diversos aspectos, o

reforço dos berços de atracação existentes são uma excelente alternativa para

o aumento da capacidade de movimentação de cargas dos portos brasileiros.

22

1.2 OBJETIVO

Esta dissertação tem como objetivo avaliar por meio de modelagens

computacionais o comportamento da técnica de melhoramento de solos jet

grouting quando utilizada para reforço de uma estrutura portuária existente,

adotando uma metodologia de análise que seja útil para elaboração de projetos

que utilizem este tipo de reforço.

1.3 JUSTIFICATIVA E RELEVÂNCIA

Jet grouting é um método de melhoria de solo pelo qual água, ar e calda de

cimento, numa combinação adequada, são injetados a pressões muito

elevadas, proporcionando alterações nas propriedades mecânicas do solo.

Esta é uma técnica relativamente recente, desenvolvida primeiramente no

Japão nos anos 60 e depois aprimorada na Europa nos anos 70. A

versatilidade do jet grouting no que diz respeito aos tipos de solos passíveis de

serem tratados, associada à gama de situações em que esta técnica pode ser

implementada, traduz-se em um aumento progressivo da sua utilização desde

a sua origem até os dias de hoje.

Dentre as diversas formas existentes para reforço de estruturas portuárias,

o jet grouting vem se destacando como uma alternativa rápida, eficiente e

relativamente barata. Entretanto, a crescente utilização desta técnica sem a

realização de estudos suficientes sobre o assunto vem suscitando dúvidas

quanto a sua adequabilidade em determinadas situações.

Este estudo pretende abordar especificamente a utilização de jet grouting

para reforço de estruturas portuárias e deste modo contribuir no

desenvolvimento do setor de infraestrutura portuária do país.

23

1.4 ESTRUTURA DA DISSERTAÇÃO

Além do Capítulo 1 que aborda os objetivos, a justificativa e relevância

deste trabalho, a presente dissertação está estruturada da seguinte forma:

Capítulo 2 – O jet grouting e as técnicas para melhoramento de solos

por grauteamento: Neste capítulo são apresentadas as principais técnicas de

melhoramento de solos, onde é descrita de forma mais detalhada a técnica de

melhoramento de solos denominada jet grouting.

Capítulo 3 – Descrição do problema portuário: Neste capítulo são

apresentados os tipos de obras portuárias existentes, apresentando as

peculiaridades deste tipo de obra no que diz respeito às ações e aos cenários

comumente encontrados, de modo que permita melhor compreender o

problema de instabilidade que se pretende estudar e em que situações são

passíveis de utilização de reforço com jet grouting.

Capítulo 4 – Metodologia para modelagem do problema: Neste capítulo

é apresentada a metodologia adotada para modelagem de reforços de

estruturas portuárias com jet grouting, sendo descrito como são estimados os

parâmetros utilizados na modelagem do solo tratado e do solo natural, além de

definir o tipo de modelagem adotada para simulação do problema que se

pretende estudar.

Capítulo 5 – Modelagem de reforço de um cais com jet grouting: Neste

capítulo é apresentada a aplicação da metodologia proposta, utilizando como

cenário geotécnico as características do subsolo da área do porto de

Navegantes-SC.

Capítulo 6 – Conclusões e sugestões: Neste último capítulo são

apresentadas as conclusões deste estudo, assim como são propostas algumas

sugestões para a elaboração de futuros estudos que dêem prosseguimento ao

assunto.

24

2 O JET GROUTING E AS TÉCNICAS PARA MELHORAMENTO DE

SOLOS POR GRAUTEAMENTO


O jet grouting, assim como a maioria das técnicas de grauteamento de

solos e rochas, se desenvolveu a partir da prática. A necessidade de

melhoramento das propriedades mecânicas de um substrato, pelos mais

diversos motivos, incentivaram o desenvolvimento destas técnicas, que

conforme foram sendo utilizadas, passaram a ser melhor estudadas e

desenvolvidas.

Neste capítulo é apresentada inicialmente uma breve descrição das

técnicas de grauteamento de solos. Em seguida são apresentadas as

aplicações, a metodologia executiva e os principais parâmetros intervenientes

da técnica de jet grouting. Por fim, são mostrados casos da literatura onde

foram aplicados esta técnica e discutidos os benefícios, as desvantagens e os

cuidados necessários.

2.2 GRAUTEAMENTO DE SOLOS

Grauteamento consiste em forçar a entrada de um material (grout) sob

pressão suficiente para que o mesmo preencha cavidades, fendas, vazios e/ou

outros defeitos em rochas, solos, concretos ou materiais similares (WARNER,

2004).

O primeiro grauteamento de solo data de 1802, no qual o engenheiro

francês Charles Bérigny utilizou água com cimento pozolana para preencher

cavidades da fundação de uma eclusa que sofria problemas de recalque.

Com o desenvolvimento de ligantes hidráulicos e a invenção do cimento

Portland em 1821, a técnica começou a se desenvolver, chegando às

25

aplicações mais relevantes após o desenvolvimento das modernas bombas

hidráulicas com controle de pressão e vazão, ocorrido após a segunda Guerra

Mundial.

Os fundamentos básicos do grauteamento já eram conhecidos desde o

início da Primeira Guerra Mundial. Segundo KUTZNER (1996), a necessidade

de conhecimento e controle da pressão de bombeamento, do excesso de água,

das formas de preenchimento dos vazios, da granulometria do material

empregado e da permeabilidade do meio que se pretende tratar eram e são,

até os dias de hoje, considerados aspectos essenciais na execução de

grauteamentos de solos e rochas.

Segundo WELSH (1986), os métodos de grauteamento de solos, em função

do mecanismo pelo qual o solo é melhorado, podem ser classificados de quatro

formas distintas. São elas: o grauteamento de solos por compactação

(deslocamento), fratura (intrusão), permeação (químico) ou substituição e

mistura (jet grouting). A FIG. 2.1 apresenta os métodos e os respectivos

resultados no solo tratado, indicando de forma comparativa a diminuição da

permeabilidade do solo tratado em função do método de grauteamento.

FIG. 2.1 – Tipos de grauteamento de solos (WARNER, 2004).

26

2.2.1 GRAUTEAMENTO POR COMPACTAÇÃO

O objetivo deste tipo de grauteamento, como o próprio nome já diz, é

promover uma compactação do solo mediante injeções. Em torno do tubo por

onde o material de grauteamento é injetado ocorre um deslocamento devido à

pressão de injeção, promovendo uma densificação do solo no local injetado e

na região circundante ao tubo de injeção. Isto ocorre devido ao aumento das

tensões de confinamento devido à pressão de injeção.

Justamente por ser um grauteamento por compactação, a sua faixa de

aplicabilidade é grande, pois não depende da penetração pelo solo do material

grauteado. Pode ser aplicado para todas as faixas de areia e silte. No caso de

argilas fica restrito à existência de uma permeabilidade suficiente para uma

satisfatória dissipação das poro-pressões geradas.

Trata-se de um método que não exige grande infra-estrutura para

execução, podendo ser utilizado em locais de difícil acesso. Por outro lado, não

pode ser executado em locais próximos a estruturas existentes, uma vez que

provoca deslocamentos sensíveis na massa de solo nas proximidades do

tratamento.

O grauteamento por compactação promove um aumento da capacidade de

carga do solo, entretanto o ganho de coesão é muito pequeno e o aumento da

resistência ao cisalhamento não é significativo. Entretanto, o custo por metro

cúbico de solo tratado no grauteamento por compactação é o menor dentre os

métodos para melhoramento de solos (WARNER, 2004).

2.2.2 GRAUTEAMENTO POR FRATURA

No grauteamento por fratura, o tratamento do solo é realizado com injeções

para preenchimento de cavidades, poros e juntas com considerável mudança

na estrutura do solo. Em adição aos vazios naturais, novos vazios são criados

artificialmente devido à pressão de injeção do material grauteado e

27

subsequentemente as fendas criadas com a ruptura da estrutura do solo

tratado são preenchidas (KUTZNER, 1996).

O fraturamento intencional do solo deve ser realizado de forma controlada,

de modo que a pressão de bombeamento do graute seja suficiente para que

ocorram as fraturas hidráulicas no solo. Entretanto, como a direção e a

configuração das fraturas não podem ser controladas, este tipo de

grauteamento fica limitado a uma localização específica de tratamento. Esta

limitação devido à dificuldade de controle das fraturas faz com que este método

fique mais restrito aos solos em que os demais métodos de grauteamento não

podem ser empregados, tais como as argilas.

2.2.3 GRAUTEAMENTO POR PERMEAÇÃO

O grauteamento por permeação tem como propósito a injeção para

preenchimento de poros, cavidades e aberturas sem que ocorram alterações

consideráveis na estrutura dos vazios do solo (BYLE E BORDEN, 1995).

A idéia de grauteamento de solos remete diretamente a este tipo de

tratamento, no qual as partículas do solo são aglutinadas umas às outras por

meio de permeação do material grauteado. Neste método razoáveis

acréscimos na capacidade de carga e na tensão de cisalhamento do solo

podem ser obtidos, além de uma significativa diminuição da permeabilidade. No

caso de uma aplicação que preencha completamente os vazios do solo pode-

se atingir um bloqueio por completo do fluxo de água (FANG, 1991).

O uso deste método de grauteamento é limitado pela permeabilidade do

solo tratado, uma vez que o mesmo deve ser permeável suficiente para que o

fluido grauteado penetre adequadamente no solo. Sob um ponto de vista

prático pode-se considerar que este tipo de grauteamento se aplica à faixa

granulométrica de areias e pedregulhos, entretanto, dependendo do material

utilizado no grauteamento, alguns solos com presença de partículas de silte

podem ser tratados. O grauteamento químico por exemplo, que normalmente

emprega líquidos que apresentam baixíssimas viscosidades é capaz de

permear solos com permeabilidades mais baixas.

28

Justamente por apresentar um comportamento fluído quando injetado no

terreno, o grauteamento por permeação apresenta um alto risco de falhas no

controle de injeção, podendo inclusive ocorrer fugas de material e fraturas

hidráulicas no solo tratado. O custo por metro cúbico de solo tratado utilizando-

se grauteamento por permeação pode ser considerado relativamente oneroso

quando comparado com os demais (WARNER, 2004).

2.2.4 GRAUTEAMENTO POR SUBSTITUIÇÃO E MISTURA

Esta técnica de grauteamento de solos, mais conhecida como jet grouting,

se diferencia por ser um método relativamente recente que, apesar de ter

surgido como uma evolução das outras técnicas, pouco tem a ver com os

fundamentos básicos dos métodos descritos anteriormente, uma vez que seu

princípio executivo prevê a desagregação e posterior mistura do solo ao

material injetado. Enquanto nas demais técnicas são aplicadas pressões de

injeção da ordem de 4,0 MPa, no método de jet grouting as pressões de

injeção são da ordem de 60 MPa (KUTZNER, 1996).

Segundo WARNER (2004), a mistura do material injetado a alta pressão no

solo promove a criação de uma massa por ele chamada de “solocreto”, que

virtualmente substitui o solo original, sendo por isso denominado um método de

substituição e mistura.

Por se tratar de um método que promove a completa destruição da

estrutura do solo original, pode ser aplicado em princípio em qualquer tipo de

solo. Uma comparação entre as faixas de aplicação deste método com

métodos tradicionais de permeação está apresentada na FIG. 2.2.

Este tipo de tratamento confere ao solo ganho de resistência e diminuição

da permeabilidade. A FIG. 2.3 mostra as faixas de valores de resistência em

função do tipo de solo tratado. A amplitude destas faixas se deve a diversos

outros fatores que serão apresentados ao longo deste capítulo, onde o estudo

deste método será aprofundado.

29

FIG. 2.2 – Limites de aplicação de grauteamentos (BERGER, 2010).

FIG. 2.3 – Resistências de tratamentos com jet grouting (WARNER, 2004).

2.3 A TÉCNICA DE JET GROUTING

O jet grouting é uma técnica para melhoramento de solos que pode ser

executada sem necessidade de escavação prévia. Esta técnica consiste em

bombear a alta pressão jatos horizontais de calda de cimento, água e/ou ar no

30

subsolo, ao longo de uma vertical correspondente ao eixo da haste de injeção.

A elevada energia cinética do jato, que é injetado no subsolo a velocidades da

ordem de 250 m/s, promovem a desagregação da estrutura do solo. O solo

desagregado se mistura com a calda de cimento jateada, formando um material

de melhores características, ou seja, com maior resistência e menores

compressibilidade e permeabilidade.

A FIG. 2.4 ilustra a diferença de resultados obtidos entre o método

convencional de injeção e o jet grouting. A FIG. 2.4a mostra uma coluna de

“solocreto” formada pelo método de jet grouting, comparando-a com o

resultado da FIG. 2.4b, referente a uma aplicação de grauteamento pelo

método convencional, com permeação por injeção a baixa pressão.

( a ) ( b )

FIG. 2.4 – Comparação entre diferentes tipos de grauteamento de solos.

a) Colunas de “solocreto” formadas pelo método de jet grouting; b)

Massa de solo tratada pelo método convencional de grauteamento por

injeção a baixa pressão (BERGER, 2010).

31

2.3.1 LIMITES PARA UTILIZAÇÃO DO MÉTODO

Embora comumente o método de jet grouting seja mencionado como

aplicável em qualquer tipo de solo, verifica-se que, em função da resistência do

solo, existe uma faixa de aplicação deste tipo de tratamento de solo. Esta faixa

se refere principalmente à viabilidade financeira do método. Ou seja, mesmo

sendo executivamente possível utilizar a solução, ela deixa de ser viável em

virtude de seu baixo rendimento quando executada em determinados tipos de

solos.

Ao contrário dos métodos convencionais de grauteamento, onde as faixas

de aplicações se referem à permeabilidade do solo, o jet grouting tem uma

faixa de aplicabilidade em função da resistência do solo. Para que seja

vantajoso, o sistema de jateamento horizontal deve conseguir de forma eficaz

desagregar e misturar o solo tratado, sem que se torne um processo muito

moroso e/ou dispendioso. Nos métodos de grauteamento por permeação, os

vazios existentes devem ser suficientes para que o material injetado penetre no

solo independente da resistência do mesmo.

Segundo KUTZNER (1996), solos coesivos com resistência não drenada de

40 kPa e limite de liquidez de 40% são vistos como valores limites para

aplicação de jet grouting. O que se observa na prática é que em solos coesivos

a limitação do método é financeira, pois a velocidade de translação da subida

da haste de injeção deve ser tão pequena e/ou a quantidade de material passa

a ser tão grande que o custo para se obter o elemento desejado se torna

inviável.

Em solos não coesivos mais uma vez a viabilidade do método se refere ao

aspecto financeiro. Solos com granulometrias mais grossas são de mais difícil

movimentação, tornando mais vantajosa a utilização de outros métodos de

grauteamento. Isto ocorre pois com o jet grouting não é possível desagregar

suficientemente a estrutura de solos graúdos e a injeção acaba agindo de

forma similar a outros métodos de grauteamento por permeação. Segundo

KUTZNER (1996) um limite superior de granulometria para aplicação do

método em solos não coesivos pode ser dado por pedregulhos de 60mm de

diâmetro.

32

2.3.2 PROCESSO EXECUTIVO DO JET GROUTING

O processo executivo de melhoramento de solos com jet grouting pode ser

basicamente dividido em três fases distintas: corte, mistura e cimentação. Na

fase de corte a estrutura do solo é quebrada por jatos horizontais de calda de

cimento, água e/ou ar, dispersando as partículas de solo. Na fase de mistura,

uma parte das partículas ou fragmentos do solo é substituída e a outra parte é

misturada intimamente com a calda injetada. Por fim, na fase de cimentação as

partículas ou fragmentos de solo são aglutinados entre si promovendo a

cimentação propriamente dita e formando um corpo consolidado.

A seqüência executiva esquemática de uma perfuração com jet grouting é

mostrada na FIG. 2.5. Inicialmente a sonda é posicionada nivelada, com o eixo

da haste de injeção coincidente com o eixo da coluna de jet grouting que se

pretende formar. No caso de se pretender obter um painel, o eixo da haste de

injeção deve ser coincidente com a extremidade do painel. Em seguida, a haste

de injeção é introduzida no terreno através de um movimento rotacional, com a

ajuda de um jato de água vertical, até que os bicos de injeção atinjam a

profundidade inferior desejada. Finalizada a perfuração, a saída de água

inferior (vertical) é fechada através de uma válvula e inicia-se o processo de

injeção com jatos horizontais de calda de cimento, água e /ou ar.

FIG. 2.5 – Seqüência executiva do jet grouting (BERGER, 2010).

33

Durante o processo de injeção, no caso de se pretender obter uma coluna

de jet grouting (geometria cilíndrica) se impõe à haste de injeção um

movimento rotacional. No caso dos painéis de jet grouting não há rotação

durante a subida da haste de injeção.

Iniciado o jateamento horizontal da calda de cimento, procede-se ao mesmo

tempo a subida da haste de injeção no interior do furo, com uma velocidade

constante, de modo que o período de tempo correspondente à ascensão da

haste para um determinado comprimento fixo estipulado, designado por passo

vertical, seja constante. Concluída a execução da coluna ou painel retira-se a

haste do furo, preenchendo por gravidade a área previamente ocupada pela

haste, com calda de cimento até o topo.

Conforme dito anteriormente, neste processo executivo o sistema de

jateamento empregado para corte e mistura do material injetado pode ser feito

com calda de cimento, água e/ou ar. Dependendo da forma como é feito este

jateamento o processo é denominado como jato simples, duplo ou triplo,

conforme mostrado na FIG. 2.6.

FIG. 2.6 – Sistemas de jateamentos do jet grouting (BERGER, 2010).

34

2.3.2.1 SISTEMA DE JATO SIMPLES

No sistema de jato simples são utilizados apenas jatos horizontais de calda

de cimento, que tem a finalidade de simultaneamente realizar a desagregação

e a mistura das partículas de solo com o material injetado. A designação “jato

simples” se deve ao fato do mesmo ser realizado apenas com calda de

cimento, sem a presença de jatos de água ou ar. Entretanto, no jateamento

simples podem ser utilizados um ou mais bicos de injeção de calda de cimento.

Por se tratar de um sistema de jateamento com baixo poder de

desagregação, sua utilização fica mais restrita aos solos que apresentem

menor resistência ao jateamento e demandem um esforço energético menor

para desagregação. Segundo CARRETO (2000), a aplicação deste sistema de

jateamento se torna pouco eficiente e muito dispendioso se aplicado em solos

arenosos com valores de NSPT superiores a 20 golpes ou em solos coesivos

com valores de NSPT superiores a 5 golpes.

2.3.2.2 SISTEMA DE JATO DUPLO

O sistema de jateamento duplo difere do simples apenas pelo fato do

jateamento de calda de cimento ser envolto por uma camada de ar, conferindo

ao mesmo um maior poder de desagregação. Assim como no jateamento

simples, a ação desagregadora e de mistura é feita pelo jateamento de calda

de cimento, servindo a camada envolvente de ar apenas para aumentar o

alcance do jato.

Para se obter a camada de ar envolvente ao jato de calda de cimento são

empregadas duas hastes coaxiais para injeção. Pela haste interna é bombeada

a calda de cimento e pelo espaço anelar entre as hastes passa o ar

comprimido, gerado por um compressor na superfície. O jato de calda de

cimento sai por um bico de injeção único para as duas hastes, de modo que ao

ser injetado contra o solo esta camada envolvente de ar comprimido confere ao

jato um maior poder de desagregação.

35

O único cuidado adicional que deve existir além dos procedimentos

adotados no jateamento simples se refere à fase inicial de perfuração. Além da

injeção de água para perfuração pela haste interna, no espaço anelar entre as

hastes coaxiais deve sempre haver fluxo de ar comprimido em vazão suficiente

para que não ocorram obstruções.

Por se tratar de um sistema de jateamento com maior poder de

desagregação em relação ao jato simples, sua utilização não tem restrições,

podendo ser utilizado em praticamente todos os tipos de solos. Entretanto,

segundo CARRETO (2000), a aplicação deste sistema de jateamento não é

comumente usada em solos coesivos com valores de NSPT superiores a 10

golpes.

2.3.2.3 SISTEMA DE JATO TRIPLO

O sistema de jateamento triplo difere dos demais por separar as ações de

desagregação e mistura. Para tal se faz necessário pelo menos um bico para

injeção de água e ar e outro para injeção de calda de cimento.

O jato de água e ar serve para destruir a estrutura do terreno. Parte da água

injetada sai através do furo, trazendo consigo parte do solo desagregado. O

jato de ar que envolve o jato de água aumenta o poder desagregador e ainda

provoca a emulsão da mistura água-solo desagregado, reduzindo a sua

densidade e facilitando a sua saída para o exterior.

O jato de calda de cimento é lançado no terreno através de um outro bico

de injeção, posicionado abaixo do bico de injeção de água e ar. O solo que

permaneceu na cavidade após a passagem do jato de água e ar se mistura à

calda de cimento injetada, dando origem a um corpo solidificado.

Para se obter a camada de ar envolvente ao jato de água e um outro jato

distinto de calda de cimento, adota-se além dos dois bicos de injeção, um

sistema de três hastes coaxiais, que funciona de forma similar ao sistema de

jato duplo.

O sistema de jato triplo pode ser empregado em qualquer tipo de solo,

entretanto de uma forma geral se observa que este tipo de solução tem sido

36

adotada em solos com valores de NSPT inferiores a 15 golpes (CARRETO,

2000).

2.3.3 EQUIPAMENTOS

Os equipamentos requeridos para tratamentos com jet grouting estão

reunidos na FIG. 2.7 e consistem basicamente de uma máquina para

perfuração e injeção, reservatórios de água e demais materiais, compressor de

ar e bomba de alta pressão. Ressalta-se, entretanto, que o tipo de maquinário

destinado à perfuração poderá sofrer alterações em função do tipo de solo e do

sistema de jateamento empregado. A FIG. 2.7 se refere ao sistema de jato

triplo, que é o que demanda a maior quantidade de equipamentos.

FIG. 2.7 – Equipamentos necessários para tratamentos com jet grouting.

1-) Equipamento para perfuração e injeção com controle de profundidade

e de velocidades de rotação e translação; 2-) Silo com dosador para

armazenamento de cimento; 3-) Tanques para mistura e armazenagem da

calda de cimento; 4-) Reservatório de água; 5-) Bomba de alta pressão

para água; 6-) Compressor de ar; e 7-) Bomba de alta pressão para injeção

da calda de cimento (KUTZNER, 1996).

37

Tendo em vista que o raio efetivo da coluna ou painel de jet grouting

depende do tipo de solo tratado e também da forma como se desenvolvem os

trabalhos de perfuração e injeção, é de vital importância que o equipamento de

perfuração e injeção possua um monitoramento e controle automático das

velocidades de rotação e translação da haste de injeção. Na prática não há um

controle independente de pressão e vazão do material injetado, ficando por

conta apenas do controle de velocidade de rotação e translação da haste de

injeção a definição do raio efetivo do elemento tratado.

O equipamento de injeção utilizado neste método é muito versátil, podendo

se deslocar no interior da obra e se posicionar próximo às estruturas

existentes, o que o torna muito vantajoso quando utilizado, por exemplo, para

reforços de fundações de construções existentes. A FIG. 2.8b mostra um

equipamento de injeção posicionado junto a uma construção existente,

enquanto na FIG. 2.8a pode se observar o equipamento realizando um

jateamento horizontal, característico deste método.

INSTITUTO MILITAR DE ENGENHARIACURSO: MESTRADO EM ENGENHARIA DE TRANSPORTES

ÁREA DE CONCENTRAÇÃO: INFRA-ESTRUTURA DE TRANSPORTES

( a ) ( b )

FIG. 2.8 – Equipamento utilizado na execução de colunas de jet grouting.

a) Jato horizontal de água a alta pressão; b) Versatilidade para execução

de reforços próximos às estruturas existentes (BERGER, 2010).

38

Um aspecto negativo da técnica é a grande quantidade de resíduos

gerada, o que exige um rigoroso e permanente acompanhamento dos serviços

para que a limpeza e arrumação do canteiro da obra não fiquem prejudicadas.

2.3.4 APLICAÇÕES

As aplicações de jet grouting se referem basicamente às obras de

estabilização e impermeabilização, sendo, portanto, muito utilizado em obras

de escavações, reforços de fundações, cortinas estanques, estabilização de

taludes e túneis. Para que o propósito de estabilizar ou impermeabilizar o solo

seja atingido, é necessário que os elementos (colunas ou painéis) estejam

posicionados adequadamente, ou seja, o sucesso da aplicação depende do

arranjo adotado para a solução. A FIG. 2.9 mostra seis esquemas possíveis de

arranjos de soluções com jet grouting.

FIG. 2.9 – Arranjos típicos de aplicações de jet grouting.

a) Coluna simples; b) Cortina estanque de colunas justapostas; c)

Colunas de sustentação intertravadas; d) Colunas individuais para

melhoramento de solos; e) Painéis intertravados para formação de

paredes diafragma; f) Impermeabilização de lajes de fundo com colunas

intertravadas (KUTZNER, 1996).

39

A versatilidade do método, associada à possibilidade de utilização em

qualquer tipo de solo, acarreta em um leque de aplicações nos mais variados

tipos de obras. A FIG. 2.10 mostra seis exemplos de obras nas quais o método

de jet grouting pode ser aplicado.

FIG. 2.10 – Aplicações de jet grouting em obras civis (BERGER, 2010).

Neste estudo será avaliado o desempenho do jet grouting em uma obra de

reforço de uma estrutura portuária. A FIG. 2.11 ilustra uma típica utilização de

jet grouting neste tipo de obra, na qual é mostrado um reforço para

aprofundamento do calado do cais. Considerando-se que o reforço de obras

normalmente está associado às construções com idade mais avançada, a

construção de cortinas de jet grouting apresenta ainda a vantagem de ser um

elemento vedante, capaz não só de estabilizar a estrutura como interromper

eventuais fugas de material fino.

40

FIG. 2.11 – Aplicação de jet grouting para estabilização de obra portuária.

2.3.5 VARIÁVEIS DO PROCESSO EXECUTIVO

A resistência, a deformabilidade, a permeabilidade, a geometria do corpo

tratado e a eficiência de um tratamento com jet grouting são diretamente

correlacionadas com as variáveis do processo executivo. Estas variáveis são

modificadas de acordo com o sistema de jateamento empregado e são

basicamente as seguintes: vazão e pressão dos fluídos envolvidos no processo

(calda de cimento, água e ar), diâmetros e quantidade de bicos de injeção,

velocidades de subida e de rotação da haste de injeção e fator água / cimento

da calda de cimento.

As especificações das variáveis do processo executivo devem estar em

sintonia com a disponibilidade de equipamentos para execução da obra, uma

vez que normalmente são eles que definem os valores a serem empregados.

Não faz sentido especificar valores de velocidades, vazão e pressão fora da

faixa de atuação dos equipamentos adotados e tão pouco estipular bicos de

injeção em quantidades e/ou diâmetros diferentes do disponível na região.

41

A TAB. 2.1 apresenta valores médios de variáveis do método de jet

grouting. Nesta tabela fica clara a influência do sistema de jateamento na

definição dos mesmos. No sistema de jato simples as variáveis que se referem

à injeção de ar e água não precisam ser definidas. Isto ocorre porque neste

sistema de jateamento o processo de corte e mistura é realizado pelo próprio

jato de calda de cimento. No sistema de jateamento duplo, no qual o jato de

calda de cimento é envolto por uma camada de ar para amplificar o poder de

corte e mistura do jato, é necessário definir também as variáveis que se

referem à injeção de ar. No jateamento triplo todas as variáveis do processo

de injeção, referentes à calda de cimento, ao ar e à água, devem ser definidas,

pois o processo de corte é feito separadamente pelo jato de água e ar,

enquanto o jato de calda de cimento é injetado por meio de outro bico de

injeção.

TAB. 2.1 – Variáveis típicas do método de jet grouting (CARRETO, 2000).

Variáveis Jato Simples Jato Duplo Jato Triplo

Pressão

Calda de cimento (MPa) 20 a 60 20 a 55 0,5 a 27,6

Ar (MPa) - 0,7 a 1,7 0,5 a 1,7

Água (MPa) **** **** 20 a 60

Vazão

Calda de cimento (l/min) 30 a 180 60 a 150 60 a 250

Ar (m3/min) - 1 a 9,8 0,33 a 6

Água (l/min) **** **** 30 a 150

Diâmetro dos bicos

Calda de cimento (mm) 1,2 a 5 2,4 a 3,4 2 a 8

Água (mm) **** **** 1 a 3

Número de bicos

Calda de cimento 1 a 6 1 a 2 1

Água **** **** 1 a 2

Fator água / cimento 1:0,5 a 1:1,25 1:0,5 a 1:1,25 1:0,5 a 1:1,25

Velocidade de subida da haste de injeção (m/min) 0,1 a 0,8 0,07 a 0,3 0,04 a 0,50

Velocidade de rotação da haste de injeção (rpm) 6 a 30 6 a 30 3 a 20

**** Especificado somente em casos de pré-furação.

Cabe salientar que em situações particulares, em função das características

do solo, o tratamento pode ser precedido de uma pré-furação. Consiste em

42

efetuar um jateamento de água de alta pressão em movimento ascendente e

rotacional antes de se iniciar o processo de jet grouting. Em seguida realiza-se

o tratamento propriamente dito. Nestes casos devem ser definidas também as

variáveis referentes a este jateamento de água da pré-furação.

Conforme se pode observar, os valores apresentados na TAB. 2.1 são

bastante diversos. Estas diferenças são explicadas pela diversidade de

metodologias e equipamentos disponíveis, que podem variar de um país para

outro ou até mesmo de uma empresa para outra, que sempre estão em busca

de uma otimização do método.

As variáveis e as faixas de valores do procedimento são dependentes entre

si. A vazão está diretamente relacionada à pressão de injeção, à quantidade de

bicos e seus respectivos diâmetros. A velocidade de rotação (VR) da haste

depende da velocidade de subida (VS) da mesma e do passo empregado. O

passo corresponde a quanto a haste sobe em um determinado período de

tempo. Em geral, no caso de um só bico de injeção, adotam-se duas rotações

completas da haste por passo. Assim, para se obter a velocidade de rotação

para essas especificações tem-se:

passo

VrotaçõesV S

R

2 (EQ. 2.1)

O passo deve ser definido em função do tipo de solo. Em solos granulares o

jato apresenta um maior poder de corte do material e permite a adoção de

passos maiores. Em solos argilosos os jatos tendem a ser menos eficientes no

corte e por este motivo devem ser adotados passos menores. Em solos

arenosos é usual adotar passos da ordem de oito centímetros, enquanto em

solos argilosos os valores são da ordem de quatro centímetros (CARRETO,

2000).

A energia de injeção do processo é um bom parâmetro de comparação para

avaliar do esforço desferido para execução de tratamentos com jet grouting e

depende da vazão (Qi), da pressão de injeção (P) e da velocidade de subida da

haste (VS). Esta energia de injeção pode ser obtida da seguinte forma:

S

iI V

QPE

(EQ. 2.2)

43

O impacto dinâmico do jato é que definirá um maior ou menor poder de

corte do jato e pode ser obtido a partir do diâmetro do bico de injeção ( b ) e

da pressão de injeção (P), conforme mostrado na fórmula abaixo:

2

2b

D

PI

(EQ. 2.3)

O cálculo do consumo de cimento pode ser obtido em função da vazão (Qi),

da velocidade de subida da haste (VS), do fator água / cimento (a/c) e do peso

específico da calda de cimento (calda):

caV

QC calda

S

i

/1

(EQ. 2.4)

As correlações das variáveis do processo executivo com a geometria final e

as características mecânicas do solo tratado são importantes para um projeto

de reforço com jet grouting e devem ser calibradas por meio de colunas pilotos

antes do início das obras.

2.3.6 LIÇÕES DE CASOS REAIS DE APLICAÇÕES DE JET GROUTING

O desenvolvimento da técnica de jet grouting se deu principalmente a partir

da prática. Diante deste fato observa-se que a maior parte das publicações

encontradas estão relacionadas a casos de aplicações práticas. O

conhecimento desses casos de aplicação nos mais variados tipos de obras se

mostrou de grande importância, pois permitiu visualizar as dificuldades e

limitações do método, além de permitir um intercâmbio de experiências na

elaboração de projetos deste tipo.

GUATTERI et al. (2004) apresentaram um caso de aplicação de jet grouting

em terreno turfoso. Tratavam-se de escavações destinadas à implantação de

44

tanques de uma estação de tratamento de esgoto. Nesta experiência foi

relatada a dificuldade de obtenção de resistência em colunas de jet grouting

executadas nos quatro metros iniciais de uma camada de argila marinha do

Guarujá-SP.

Neste tipo de solo se verificou uma espécie de retardo ou redução no ganho

de resistência da mistura de solo-cimento, que em virtude de especificações de

projeto poderia até mesmo inviabilizar a solução. Este fenômeno, segundo

ABRAMENTO et al. (1998), está associado à presença de solos turfosos

orgânicos, de alto teor de umidade, pH ácido e de agressividade elevada.

A solução encontrada para o problema foi a reinjeção de calda de cimento

nas colunas problemáticas. Os resultados obtidos foram considerados

satisfatórios, pois as mesmas apresentaram o ganho de resistência desejado.

Neste trabalho foi sugerido um roteiro de procedimento para uso de jet

grouting em solos problemáticos, no qual são recomendadas ações antes,

durante e depois da execução das colunas, conforme descrito a seguir:

- Na fase de diagnóstico, antes do início das obras, se recomenda uma

investigação adequada do subsolo, que, no caso de solos problemáticos como

os turfosos, deve ser objeto de caracterização física e química, além de

ensaios de dosagem em laboratório;

- Na fase de implantação e controle, durante a execução do jet grouting, é

sugerida a execução de colunas testes, com controle tecnológico do solo-

cimento obtido a partir do material do refluxo, para que posteriormente seja

possível confirmar os valores obtidos com corpos de provas intactos retirados

diretamente das colunas executadas; e

- Na fase final de execução da obra propriamente dita, durante as

escavações, sugere-se uma calibração dos parâmetros de execução das

colunas para uma retroanálise, além da retirada de amostras para

acompanhamento e verificação do atendimento das necessidades de projeto.

Outro trabalho relevante sobre a técnica é o de JARITNGAM (2001), no

qual foi apresentado um caso de aplicação de jet grouting como parede de

contenção temporária em uma escavação profunda para construção de um

edifício residencial de oito pavimentos situado no centro de Bangkok, Tailândia.

Tratava-se de um terreno com uma camada de 15m de argila mole (Su =

45

20kPa), seguida de uma camada de argila média a rija de 25m de espessura e

de uma camada de areia compacta até o impenetrável à percussão.

No dimensionamento da solução foi adotado método dos elementos finitos

e equilíbrio limite para avaliação do desempenho do jet grouting. A definição

dos parâmetros do solo tratado foi apresentada em termos de resistência ao

cisalhamento e módulo de elasticidade. Foram adotados valores constantes de

módulo de Young do material tratado (Ejet=150 MPa) e resistência ao

cisalhamento do material tratado (cjet= 300 kPa) ao longo dos 8,0m de parede

executados na camada de argila mole.

Os resultados obtidos nas análises considerando as soluções com e sem

jet grouting foram apresentados em termos de deslocamento máximo da

parede. Obteve-se nos cálculos por MEF um deslocamento máximo de 203mm

para a situação sem jet grouting, enquanto para a situação com jet grouting se

chegou a um deslocamento de 112mm.

Nas análises de estabilidade se verificou uma melhoria no fator de

segurança. Na situação sem jet grouting o fator de segurança era inferior a 1,2.

Na análise considerando o reforço o fator de segurança passou para valores

sempre maiores.

Nesta obra os deslocamentos da parede foram medidos e o que se

verificou foram valores no campo muito inferiores aos obtidos na modelagem.

Esta diferença foi atribuída a uma elevada resistência à compressão do

material tratado, que não foi adotada nas modelagens.

A avaliação final da experiência relatou como satisfatória a adoção de jet

grouting para este tipo de obra. O método se mostrou eficiente na função de

contenção do solo. Foi ressaltada também a adequabilidade do método para

execução em áreas de difícil acesso, com o mínimo de interferência possível.

Quanto à utilização do método como solução temporária para escavação,

ressaltou-se que o mesmo propicia uma superfície em ótimas condições para

implantação de uma solução definitiva, podendo a mesma inclusive considerar

a contribuição do jet grouting.

2.4 CONSIDERAÇÕES FINAIS SOBRE GRAUTEAMENTO DE SOLOS

46

Neste capítulo procurou-se elucidar conceitos básicos das técnicas de

grauteamento de solos. O amplo conhecimento destas técnicas e o domínio de

suas aplicações permitem que as mesmas sejam utilizadas com a maior

eficiência, proporcionando ganhos técnicos e financeiros.

Pode-se observar que, antes de decidir por qualquer solução de

grauteamento de solos, deve-se ter o cuidado de avaliar criteriosamente as

condições locais em que se pretende aplicar o tratamento. O conhecimento das

características geotécnicas do terreno e a escolha adequada do método de

grauteamento são vitais para que não sejam adotadas técnicas impróprias para

o problema que se pretende resolver.

47

3 DESCRIÇÃO DO PROBLEMA PORTUÁRIO


Por definição, porto é uma área destinada a receber embarcações, que

deve proporcionar aos seus usuários facilidades na transferência de materiais,

cargas e pessoas de água para terra e vice versa.

A facilidade que um porto proporciona para seus usuários está diretamente

ligada às condições de implantação do mesmo. Toda implantação portuária

deve levar em consideração as condições de abrigo, as acessibilidades ao

local escolhido, a área de retroporto disponível e os impactos ambientais

provocados.

O abrigo às correntes, às ondas e aos ventos se constitui na condição ideal

para escolha da localização geográfica de um porto. Além de necessitarem de

obras portuárias menos custosas, regiões abrigadas proporcionam menores

esforços durante as operações portuárias, uma vez que a reduzida intensidade

dessas ações ambientais garante maior facilidade na atracação, amarração e

estadia da embarcação no berço de atracação.

A acessibilidade às regiões portuárias, por meio aquaviário, rodoviário,

ferroviário, dutoviário e/ou aeroviário se constitui em um importante fator para o

bom desempenho da logística implantada. Uma boa interligação entre os meios

de transporte provê maior facilidade no transbordo de cargas e passageiros no

porto.

Especialmente sob o ponto de vista aquaviário, a profundidade dos canais

de acesso, das bacias de espera e de manobra e dos berços de atracação

devem ser compatíveis com o comprimento, a boca e o calado das

embarcações empregadas.

O retroporto é uma área terrestre preferencialmente localizada próxima às

estruturas de atracação, onde ficam os depósitos de cargas a serem

embarcadas ou desembarcadas, armazéns, silos, frigoríficos, prédios

administrativos, áreas da estiva, oficinas, pátios a céu aberto para caminhões,

48

contenedores, áreas para prestadores de serviços, lojas, depósito de água

potável, instalações de tratamento de esgoto e lixo, subestação de

abaixamento de energia, polícia portuária e edificações administrativas. Deve

estar preferencialmente localizada próxima aos berços de atracação e

normalmente se situam na própria retroárea do cais ou atracadouro, que é a

área terrestre imediatamente à ré da estrutura de acostagem.

Os impactos ambientais provocados por implantações de portos ficaram

mais em evidência nas últimas décadas. A Lei No 8.630 (Lei dos Portos), por

exemplo, prevê que qualquer implantação portuária deve ser precedida de

aprovação de um Relatório de Impacto sobre o Meio Ambiente (RIMA), uma

vez que a inadequada implantação de um porto pode trazer severas

implicações ao meio físico e biológico adjacente.

3.2 TIPOS DE PORTOS

Segundo ALFREDINI E ARASAKI (2009), os portos podem ser classificados

de acordo com a sua natureza, localização ou utilização.

Os portos que se localizam em áreas naturalmente abrigadas e que não

necessitam de grandes intervenções para abrigo e acessibilidade aquaviária

recebem a denominação, quanto à natureza de formação, de portos naturais.

Em contrapartida, portos que necessitam de grandes obras de abrigo e

acessibilidade, tais como construção de molhes de proteção e abertura de

canais de acesso, são denominados portos artificiais.

A localização de um porto, para efeito de classificação, é definida a partir do

seu posicionamento em relação à costa. Portos encravados ou salientes à

costa são denominados portos exteriores. Quando posicionados além da linha

de arrebentação da costa, recebem a denominação de portos ao largo,

enquanto os portos lagunares, estuarinos ou no interior de deltas de rios são

denominados portos interiores.

Quanto à utilização, existem dois tipos de portos: portos de carga geral e

portos especializados. Como o próprio nome sugere, portos de carga geral

movimentam qualquer tipo de carga, enquanto portos especializados atuam

49

especificamente em um determinado setor: granéis sólidos ou líquidos,

contêineres, pesqueiros, embarcações de lazer (marinas), embarcações de fins

bélicos (bases navais), etc.

A FIG. 3.1 mostra uma foto do porto de Navegantes, exemplo de Porto

interior localizado na margem do Rio Itajaí-açu, naturalmente abrigado em uma

região estuarina e especializado em operações com contêineres.

Rio Itajaí-Açu

FIG. 3.1 – Foto do Porto de Navegantes.

3.3 CENÁRIO GEOTÉCNICO TÍPICO EM REGIÕES PORTUÁRIAS

BRASILEIRAS

A escolha do local de implantação de um porto leva em consideração

diversos fatores, dentro os quais se destaca a preferência por uma área

naturalmente abrigada, que propicie maior segurança às embarcações. A

execução de grandes obras de melhoramento para criação de abrigos

representa custo e por isso são evitadas na medida do possível. Deste modo,

as características geotécnicas de regiões portuárias apresentam semelhanças,

pois corriqueiramente se encontram em áreas naturalmente abrigadas, que por

50

sua gênese de formação são constituídas de terrenos moles argilosos, com

baixa capacidade de suporte. São áreas de depósitos de sedimentos, com

espessas camadas de solo compressível. Por se tratarem justamente de solos

de menor resistência abundantes nestas áreas portuárias, é este tipo de solo

que concentra a maior parte dos estudos desta dissertação.

3.3.1 FORMAÇÃO DOS DEPÓSITOS DE SEDIMENTOS

A costa brasileira, do Nordeste ao Sul do país, comportou-se de forma

relativamente homogênea no período quaternário (SUGUIO et al., 1985), o que

de certa forma explica as semelhanças geotécnicas nas regiões portuárias do

país. Entretanto, é importante notar que o ciclo de sedimentação que forma os

depósitos observados nestas regiões portuárias não foi contínuo e ininterrupto,

o que confere aos mesmos estratigrafias características. Segundo MASSAD

(2009), as transgressões Cananéia e Santos, respectivamente penúltima e

última transgressão, são as que mais influenciaram o processo de formação

destes depósitos.

Deste modo, o que se observa nas regiões portuárias do país são pacotes

de sedimentos de origem fluvial, lacustre e/ou marinha, do quaternário, muitas

vezes intercalados por camadas de areias, sendo constante a presença de

seixos e cascalhos até grandes profundidades. É comum a ocorrência de

sobreposição dos sedimentos fluviais, flúvio-marinhos e flúvio-lacustres, devido

às variações climáticas e às lentas variações do nível dos mares no

quaternário, conforme relatado por MARQUES E LACERDA (2002). Nestes

depósitos, a ocorrência, mesmo após o impenetrável à percussão no ensaio

SPT, de camadas de argilas muito duras, sobreadensadas, intercaladas por

camadas de areias médias, é atribuída a períodos anteriores à regressão do

nível do mar na última grande glaciação, conforme se observa no litoral da

baixada Santista (MASSAD, 2009).

51

3.3.2 CARACTERÍSTICAS GEOTÉCNICAS DAS ARGILAS LITORÂNEAS

BRASILEIRAS

As principais características geotécnicas das argilas presentes em

depósitos flúvio-marinhos ou flúvio-lacustres de regiões portuárias são dadas

pelos seus parâmetros de compressibilidade e resistência.

Tratam-se invariavelmente de solos compressíveis, com nível d’água

próximo ou superior à superfície, sendo normalmente considerado no

dimensionamento dos projetos os valores de resistência não drenada (Su) em

análises por tensões totais.

O avanço das técnicas de investigação de subsolo, tanto no campo quanto

no laboratório, associado ao intercâmbio de experiências entre o Brasil e outros

países, proporcionou um crescimento significativo do conhecimento das argilas

do nosso país. Em particular, destaca-se o avanço relativo às argilas litorâneas

brasileiras, que vem sendo estudadas em diversas localidades nos últimos

anos, conforme se pode observar nas referências da TAB. 3.1, que apresenta

um resumo das principais características geotécnicas de argilas litorâneas de

diversas localidades do país. O estudo do comportamento de depósitos de

argilas litorâneas, como decorrência da implantação de obras marítimas,

portos, pontes, aeroportos, parques industriais, densificação de centros

urbanos, entre outros, gerou um banco de dados significativo.

Analisando as argilas litorâneas brasileiras é fácil verificar que se tratam de

argilas muito plásticas com teores de umidade próximo ou superior ao limite de

liquidez. Outra característica marcante é a presença de matéria orgânica, que

muito contribui para os baixos valores de resistência não-drenada (Su)

observados nas mais variadas localidades.

Quanto à compressibilidade das argilas litorâneas brasileiras, as TAB. 3.2 e

TAB. 3.3 apresentam valores representativos do índice de compressão das

argilas (CC), e do coeficiente de adensamento (cV) medidos em diversos

trabalhos realizados no país.

52

TAB. 3.1 - Características geotécnicas de argilas brasileiras.

Princ. Sec.

Porto Alegre - RSSOARES (1997)

47a

140

80 a

130

30a

57

37a

70

0,9a

1,7 C E, I

2,54 a

2,59

0,4a

6,3

10a

32 2 a 7

Sarapuí - RJDUARTE (1977),

COSTA FILHO et al. (1985),SAYÃO (1980)

110a

160

110 a

140

75a

110

55a

80

1,4a

2,0 C I, M

2,60 a

2,67

4,0a

6,5

5a

15 2 a 4

Santos - SPSAMARA et al. (1982)

ARABE (1995)MASSAD (1986)

100a

140

80 a

150

30a

90

30a

80

1,0a

2,2 C -

2,60 a

2,69

4,0a

6,0

10a

60 4 a 5

Recife - PEGUSMÃO FILHO et al. (1986)

COUTINHO et al. (1993)

50a

150

30 a

110

15a

75

50a

80 - C -

2,50 a

2,70

4,0a

8,0

2a

40 -

Aracajú - SERIBEIRO (2001)

57a

72

58a

85

24a

35 -

1,0a

1,4 C - 2,69

2,5a

6,5

8a

20 2 a 7

Rio Grande - RSDIAS E BASTOS (1994)

38a

64

41a

90

20a

38

34a

96

0,4a

1,1 C -

2,48 a

2,66 - - -

C = Caulinita E= Esmectita I = Ilita M = Montmorilonita

Mat.Org.

S u

(kPa) ST

Argilo-Minerais Argila

(%)Ativi-dade

GLocal /

Referência W(%)

LL(%)

LP(%)

TAB. 3.2 – Valores típicos de CC para as argilas brasileiras.

Local CC

Ceasa, Porto Alegre - RSSOARES (1997)Aeroporto Salgado Filho, Porto Alegre - RSSOARES (1997)Tabaí-Canoas - RSDIAS E GEHLING (1986)Rio de Janeiro - RJCOSTA FILHO et al. (1985) 0,5 a 1,8ORTIGÃO (1980) 1,3 a 2,6Sarapuí - RJCOUTINHO E LACERDA (1976)Recife - PECOUTINHO et al. (1998)

1,35 a 1,86

0,5 a 2,5

0,34 a 2,27

0,81 a 1,84

0,60 a 2,4

TAB. 3.3 – Valores típicos de cV para as argilas brasileiras.

53

LOCAL c V (10-8 m2/s) ENSAIOS

Ceasa, Porto Alegre - RS

SOARES et al. (1997) 0,70 a 5,10 Edométrico vertical (NA)

1,20 a 6,60 Edométrico radial (NA)

3,20 a 4,27 Piezocone (NA)

Ceasa, Porto Alegre - RS

SOARES et al. (1997) 0,67 a 2,12 Edométrico vertical (NA)


19,4 a 49,8 Piezocone (SA)

Rio Grande - RS

DIAS E BASTOS (1994)

Vale do Rio Quilombo - SP

ARABE (1995)

Vale do Rio Mogi / Quilombo - SP

MASSAD (1985)

Baixada Santista - SP

SOUZA PINTO E MASSAD (1978)

Sarapuí - RJ

DANZIGER (1990) 1,40 a 4,40 Piezocone (NA)

COUTINHO E LACERDA (1976)

ROCHA FILHO (1989)

Recife - PE

COUTINHO et al. (1993)

Salvador - BA 1,9 a 2,1 Edométrico vertical (NA)

BAPTISTA E SAYÃO (1998) 5,0 a 15,0 Piezocone (SA)

4,00 a 8,90 Edométrico vertical (NA)

SCHNAID et al. (1997)

SCHNAID et al. (1997)




NA - Normalmente adensada SA - Sobreadensada



3.3.3 O CENÁRIO GEOTÉCNICO DO PORTO DE NAVEGANTES

O cenário geotécnico escolhido para o estudo de caso aqui apresentado foi

o do Porto de Navegantes, justamente por se tratar de uma área tipicamente

portuária e por possuir uma quantidade de ensaios e parâmetros geotécnicos

suficientes para uma correta avaliação das aplicações que serão propostas nos

próximos capítulos.

A FIG. 3.2 mostra um perfil geotécnico típico de uma área portuária,

referente ao porto de Navegantes. Nesta caracterização geotécnica elaborada

54

por MARQUES E LACERDA, 2002, o depósito de Navegantes é formado

tipicamente por três camadas distintas de argila, intercaladas por areias finas e

grossas. Uma camada superficial de areia ocorre em poucos locais e pode ser

material de dragagem lançado ou remanescente de mangues. O lençol freático

é superficial ou no topo da camada de argila mole, em quase toda a área.

A camada superficial de argila, camada 1, apresenta NSPT < 1, e espessura

variando até 7m. Subjacente à camada 1 há, em geral, uma camada de areia,

seguida de outra camada de argila muito mole a mole, camada 2, com

espessura até 10m. Há interdigitações de lentes de areia nas camadas de

argila ou lentes de argila nas camadas arenosas, que podem ser originárias de

variações no curso do rio.

A camada de argila mais profunda, camada 3, de consistência média à

dura, apresenta por vezes consistência mole, nos primeiros 2 a 12m. Sua

espessura total varia de 13m a 32m com topo de 16.5m a 38m de

profundidade. No levantamento geológico-geotécnico da área há indicações de

ocorrência de matéria orgânica na camada 3.

0 2 0 4 0 6 0N S P T ( S P 0 7 )

- 5 0

- 4 0

- 3 0

- 2 0

- 1 0

0

prof

un

did

ade

(m

)

0 2 0 4 0 6 0N S P T ( S P 2 7 )

0 2 0 4 0 6 0N S P T ( S P 3 8 )

0 2 0 4 0 6 0N S P T ( S P 5 4 )

0 2 0 4 0 6 0N S P T ( S P 7 0 )

S E Ç Ã O 0 7S P 7 = 1 . 1 5 4 mN A = 0 . 5 0 7 m

S P 2 7 = 1 . 2 1 8 mN A = 0 . 5 0 7 m

S P 3 8 = 1 . 3 9 4 mN A = 0 . 5 0 7 m S P 5 4 = 1 . 3 6 6 m

N A = 0 . 5 0 7 m

N S P T

1 8 . 0 m 6 0 . 0 m 6 0 . 0 m 6 0 . 0 mA R E I A S I L T O - A R G I L O S A

A R G I L A O R G Â N I C A

A R E I A S I L T O S A

A R G I L A O R G Â N I C A S I L T O - A R E N O S A

A R E I A S I L T O - A R G I L O S A

A R G I L A O R G Â N I C A S I L T O S A

S P 7 0 = 1 . 2 6 3 mN A = 0 . 5 0 7 m

C A M A D A 1

C A M A D A 2

C A M A D A 3

FIG. 3.2 – Perfil geotécnico típico de uma seção do Porto de Navegantes

(MARQUES E LACERDA, 2002).

55

A TAB. 3.4 apresenta a caracterização geotécnica das 3 camadas de argila

do porto de Navegantes, comparando-a com alguns valores obtidos para

argilas da Baixada Santista e Iguape (MASSAD, 1994).

TAB. 3.4 - Características das camadas de solos compressíveis


CARACTE-RÍSTICAS

CAMADAS Baixada Santista e Iguape (MASSAD, 1994)

CAMADA 1 CAMADA 2 CAMADA 3 Mangue SFL AT

Prof. topo (m) 0 - 7 6 - 16,5 16,5 - 38 5 50 20 z 45

Espessura (m) 0 - 7 0 - 10 13 - 32 - - -

NSPT 0 - 5 0 - 8 4 - 35 0 0 - 4 5 - 25

CC 0,18 - 0,93 0,34 - 0,88 0,25 - 0,99 - - -

CC / (1+ e0) 0,09 - 0,26 0,13 - 0,27 0,11 - 0,37 0,35 - 0,39 0,33 - 0,51 0,35 - 0,43

wn (%) 47 - 100 49 - 103 40 - 75 - - -

wL (%) 40 - 98 32 - 110 57 - 84 40 - 150 40 - 150 40 - 150

IP 6 - 53 11 - 57 26 - 46 30 - 90 20 - 90 40 - 90

n (kN/m3) 14 - 17 13,8 - 16,8 14,8 - 17,7 13 13,5 - 16,3 15 - 16,3

e0 1,26 - 2,70 1,37 - 2,82 1,12 - 2,01 - - -

cV (10-8 m2/s) 2,4 - 81 2 - 49 2,7 - 17 0,4 - 400 0,3 - 10 3 - 7

'vm (kPa) - - - 30 30 - 200 200 - 700

Su (kPa) 3 - 20 30 - 60 >60 3 10 - 60 >100

As características geotécnicas da argila de Navegantes são muito

semelhantes às dos depósitos do litoral de São Paulo, apresentadas por

MASSAD (1994), como indicado na Tabela 3.4. A argila de Navegantes é

menos compressível que as demais, com CC /(1+e0) inferior a 0,27 nas duas

primeiras camadas e inferior a 0,37 na última camada. A plasticidade também é

menor, pois são argilas arenosas (FIG. 3.3-a). Em termos de diagrama de

plasticidade, o comportamento é bem semelhante ao das argilas santistas, pois

a relação wL x IP está bem próxima da linha A (FIG. 3.3-b).

56

0 2 0 4 0 6 0 8 0 1 0 0

G R A N U L O M E T R I A ( % )

3 0

2 0

1 0

0

Pro

fun

did

ad

e (

m)

A r g i l a

S i l t e

A r e i a

a )

2 0 4 0 6 0 8 0 1 0 0

w L ( % )

0

1 0

2 0

3 0

4 0

5 0

6 0

7 0

IP(%

)

L I N H A AC a s a g r a n d e

C a m a d a 1C a m a d a 2C a m a d a 3

b )

FIG. 3.3 – (a) Granulometria com a profundidade. (b) Diagrama de

plasticidade (MARQUES E LACERDA, 2002).

Na FIG. 3.4 estão agrupados alguns parâmetros geotécnicos das argilas de

Navegantes com a profundidade. Os índices de vazios iniciais (e0) e as

umidades naturais iniciais (wn) são bem inferiores aos de argilas marinhas,

como a de Sarapuí, que apresenta e0 elevado diminuindo de 4,9 até 2,5 com a

profundidade (ALMEIDA E MARQUES, 2002). Em nenhum local da área de

estudo a umidade inicial foi superior a 110%.

1 . 0 2 . 0e 0

0

1 0

2 0

3 0

4 0

5 0

Pro

fun

did

ad

e (

m)

0 . 0 0 . 5

C s , C c0 . 0 0 . 1 0 . 2 0 . 3

C c / ( 1 + e 0 )

0 5 0 1 0 0w n ( % )

1 4 1 6 1 8 n ( k N / m 3 )

C sC c

FIG. 3.4 - Parâmetros geotécnicos das argilas de Navegantes com a

profundidade (MARQUES E LACERDA, 2002).

57

Na FIG. 3.5 são apresentados valores de Su deduzidos a partir dos valores

de OCR (razão de sobreadensamento), segundo a EQ. 3.1, onde o OCR foi

considerado 1, para efeito de projeto.

9,00 35,0' OCRS vu (EQ. 3.1)

S P 3 2

A r e i a

a r g i l a s i l t o s a ,c o m a r e i a f i n a

m é d i a à r i j a

a r g i l a m o l e a m é d i a c o m

a r e i a f i n a

a r g i l a o r g â n i c ap o u c o s i l t o s a

m u i t o m o l e

a r e i a

a r e i a

a r g i l a o r g â n i c a

p o u c os i l t o s a , m o l e

a r i j a , c i n z ae s c u r a

0 1 0 0 2 0 0 3 0 0 4 0 0 5 0 0

' v 0 ( k P a ) , ' v m ( k P a )

0

1 0

2 0

3 0

4 0

5 0

Pro

fun

did

ad

e (

m)

' v 0

' v m ( e d o m é t r i c o )

'v m ( p i e z o c o n e )

0 2 0 4 0 6 0 8 0 1 0 0 1 2 0

R e s i s t ê n c i a a o c i s a l h a m e n t o n ã o d r e n a d a ( k P a )

0

1 0

2 0

3 0

4 0

5 0

Pro

fun

did

ad

e (

m)

Su

a d o t a d o

p a r a p r o j e t o

S u= ' v 0 0 . 3 5 O C R 0 . 9

p a l h e t a

Su

( e n s a i o s t r i a x i a i s )

Su

( p i e z o c o n e ) - N k t = 1 5

FIG. 3.5 - Perfis de tensões e de resistência não drenada nas

proximidades da sondagem SP32 (MARQUES E LACERDA, 2002).

NA FIG. 3.6 estão apresentados os resultados dos SPT, a classificação das

amostras coletadas com o amostrador Shelby, os resultados dos ensaios de

caracterização com a profundidade, os perfis de tensões efetivas iniciais in situ

('v0), e a variação da resistência não drenada obtida nos ensaios de palheta

(Su) e nos ensaios de laboratórios UU com a profundidade. São apresentados

também os perfis de resistência de ponta corrigida (qT) e poro-pressão (u) do

ensaio de piezocone e respectivos valores do coeficiente de adensamento

horizontal (ch) obtidos nos ensaios de dissipação. O resumo dos principais

resultados dos ensaios de adensamento edométricos também está

apresentado na FIG. 3.6.

58

0 5 0 1 0 0 1 5 0w n ( % )S P T 3 2

1 . 7 7 9 m

I m p e n e t r á v e l4 7 . 8 2 m

5 0 m

' v m ( k P a )

E N S A I O D E A D E N S A M E N T OC v ( m 2 / s )e 0 C c

1 . 5 6 2 2 1 . 3 0 . 3 9 8 . 1 E - 7

a r e i a m é d i a

a r e i a f i n af o f a

0 . 8 0 m

a r e i a m é d i a a g r o s s af r a g m e n t o sd e c o n c h a s

a r g i l a o r g â n i c ap o u c o s i l t o s a

m u i t o m o l e

a r e i a f i n af o f a

a r e i a f i n as i l t o s a f o f a

a p o u c oc o m p a c t a

a r e i a f i n a a g r o s s a ,f o f a a m e d .

c o m p a c t a

a r e i a f i n a

a r g i l a m o l e a m é d i a

c o m a r e i af i n a

a r g i l a c o ma r e i a f i n a

a r g i l a o r g â n i c a

p o u c os i l t o s a , m o l e

a r i j a , c i n z ae s c u r a

a r g i l a s i l t o s a ,c o m a r e i a f i n a

m é d i a à r i j a

a r g i l a o r g â n i c ap o u c o s i l t o s a ,

m é d i a

a r e i a f i n ac o m p a c t a

a r g i l a m é d i ac o m a r e i a f i n a

1 / 4 5

P / 5 5

P / 4 8

P / 7 0

P / 6 0

P / 5 0

3

4

5

54

1 2

7

1 4

1 0

6

8

5

5

5

6

5

6

7

5

6

8

6

1 0

8

8

9

8

9

9

1 0

9

1 0

4

8

1 0

1 1

8

7

1 4

4 0 / 1 3

1 1

2 8

0 . 0 m0 5 0 0 0

q T , u ( k P a )

a r g i l a s i l t o s a

a r e i a s i l t o s aa r g i l a

a r e i a s i l t o s a

a r e i a


a r e i a

a r g i l a s i l t o s a


a r g i l a

9 00 . 8 2 5 0 . 0 8 6 . 9 E - 7

9 21 . 7 6 3 0 . 6 9 3 . 5 E - 8

4 0 8 0

Su

( k P a )

0 1 0 0 2 0 0 3 0 0

' v 0 ( k P a )

3 7

1 0 m

2 0 m

3 0 m

4 0 m

5 0 m

D i s s i p a ç ã o - 3 1 . 2 0 mC h = 6 . 1 3 x 1 0 - 7 m 2 / s

w Lw P

I P

w n

D i s s i p a ç ã o - 1 7 . 2 0 mC h = 2 . 3 4 x 1 0 - 5 m 2 / s

D i s s i p a ç ã o - 3 . 4 0 mC h = 2 . 4 x 1 0 - 6 m 2 / s

N P

u

P i e z o c o n e

q T

' v 0

a m o s t r a d e a r e i a s i l t o s a , c o r c i n z a c l a r o

U U

P a l h e t a

S u ( p i e z o c o n e )

FIG. 3.6 - Características geotécnicas de Navegantes-SC nas

proximidades da sondagem SP32 (MARQUES E LACERDA, 2002).

Nkt = 15

59

Na FIG. 3.7 estão apresentados os valores de Su de todos os ensaios

realizados na área. Nos três primeiros metros da camada 1, os valores de Su

obtidos são bem semelhantes aos de mangue, e a seguir há um aumento de Su

com a profundidade e os maiores valores de resistência são das amostras mais

arenosas.

0 2 0 4 0 6 0 8 0 1 0 0 1 2 0

S u ( k P a )

0

1 0

2 0

3 0

4 0

5 0

Pro

fun

did

ad

e (

m)

P i e z o c o n e

U U

P a l h e t a

FIG. 3.7 - Variação do Su com a profundidade


A própria caracterização geotécnica em Navegantes (MARQUES E

LACERDA, 2002) mostra que, apesar de semelhanças entre determinadas

regiões, sempre existirá uma grande variabilidade natural na estratigrafia.

Entretanto, a adoção deste cenário geotécnico para as aplicações do estudo

ora apresentado representa de forma satisfatória um cenário típico de uma

região portuária. Os valores dos parâmetros geotécnicos utilizados na

60

avaliação do desempenho de jet grouting para reforço de estruturas portuárias

se mostram fiéis à realidade, uma vez que foram obtidos a partir de uma

situação real, em uma área portuária onde foram realizados diversos ensaios

de campo e laboratório.

3.4 TIPOS DE ESTRUTURAS DAS OBRAS DE ACOSTAGEM

A necessidade de execução de obras de melhoramento para implantação

de portos, mesmo no caso de portos naturalmente abrigados, se mostra

sempre presente, em maior ou em menor escala.

As obras de melhoramento podem ser classificadas como obras externas

ou internas. As externas, de maior vulto e necessárias em função das

características locais, tratam da criação de condições de abrigo e acesso,

como por exemplo a construção de molhes, quebra-mares, canais de acessos

e bacias. As obras internas, necessárias em qualquer implantação portuária,

são executadas nas áreas abrigadas para permitir a realização das operações

portuárias em terra e proporcionar a efetiva atracação das embarcações. Este

é o caso das obras executadas nas retroáreas (aterros, urbanizações,

pavimentações, edificações, etc) e das obras de acostagem.

As obras de acostagem, que serão o foco das aplicações deste estudo,

podem ser longitudinais ou transversais, maciças ou sobre estacas e com

paramento aberto ou fechado. A FIG. 3.8 apresenta um resumo dos tipos de

estruturas de acostagem.

61

Materiais de Construção

Plataforma de alívio e estacas inclinadas

Cortina: aço, concreto armado.Plataforma: concreto armado.Estacas: concreto armado, concreto protendido, aço.

Os recalques são absorvidos pela própria estrutura do cais, o que pode não ser aceitável em função da utilização do

mesmo. Trata-se muitas vezes da solução de menor custo.

Cortina: aço, concreto armado.Tirantes: aço.Ancoragem: concreto armado,

aço.Preenchimento: areia.

São também estruturas f lexíveis de contenção. O empuxo de terra é distribuído ao longo da cortina produzindo esforços de f lexão nas estacas-

pranchas.

Células: Delimitadas por camadas de estacas metálicas.Preenchimento: Areia.Capeamento: Concreto simples ou armado.

Tirantes e bulbos de ancoragem

- Sensível a esforços horizontais antes do preenchimento das células.- Resiste bem a recalques durante a fase construtiva (antes do capeamento f inal).

Plataforma de alívio e estacas inclinadas

ObservaçõesTipo de Estrutura

Blocos: Concreto simples.Fundações: Enrocamentos, pedras jogadas.Reaterro: Enrocamento.

Caixões: Concreto armado.Fundações: Enrocamento, pedras jogadas.Capeamento: Concreto simples ou armado.

- Exige fundações com razoável capacidade de suporte.- Recomendável a aplicação de pré-carga

uma vez que é sensível a acomodações do terreno.

- Exige fundações com boa capacidade de suporte.- Requer condições de águas calmas para execução.- Um pouco sensível a recalques (risco de rompimento das juntas entre os caixões).

Para

mento

fro

nta

l com

cort

ina e

m e

sta

cas p

rancha

sE

str

utu

ras d

e p

ara

mento

abert

o

Estrutura estaqueada aberta com tirantes

Estrutura estaqueada aberta com plataforma

de alívio

Tirantes e estacas inclinadas

Es

trutu

ras d

e p

ara

mento

fechado

Elementos celulares

Muralha de Blocos

Caixões

Estr

utu

ras d

e g

rav

idade

Superestrutura: concreto armado pré-moldado ou moldado "in loco".Estacas: concreto armado, aço.Proteção do talude: enrocamento (blocos de rocha).

Os carregamentos verticais são absorvidos pelas estacas, enquanto os carregamentos horizontais são absorvidos por ancoragens ou estacas inclinadas.

A carga horizontal é absorvida pelas estacas inclinadas fixadas aos tirantes ou à plataforma de alívio e pelo empuxo passivo sobre as estacas-pranchas devido a f icha enterrada.

A plataforma de alívio pode estar apoiada apenas sobre as estacas ou sobre as estacas e o terreno.

FIG. 3.8 - Tipos de estruturas de acostagem (AGERSCHOU et al., 1983).

62

3.4.1 ESTRUTURAS DE ACOSTAGEM COM PARAMENTO ABERTO

Estruturas de acostagem com paramento aberto são compostas por uma

plataforma principal apoiada sobre estacas. Os esforços horizontais de

atracação são absorvidos por uma pequena cortina frontal que não atinge o

leito do terreno e que tem a função apenas de transmitir os esforços de

atracação das embarcações às lajes e às estacas inclinadas ou tirantes. Por

outro lado, o empuxo de terra da retroárea é contido normalmente por um muro

de contenção ou talude de enrocamento ou rip-rap, executado com pedras

britadas de granulometria elevada, conforme apresentado na FIG. 3.9. Este

enrocamento tem a função de absorver as ações das ondas e deve ser

corretamente planejado para que não interfira na cravação das estacas do cais.

FIG. 3.9 - Seção transversal típica de uma obra de acostagem com

paramento aberto (ALFREDINI E ARASAKI, 2009).

63

Estruturas de acostagem com paramento aberto são consideradas leves e

tem sido utilizadas em larga escala nos portos do país. A possibilidade de se

obter calados mais profundos nos berços de atracação por meio de avanço da

plataforma principal para água consiste em uma grande vantagem deste tipo de

solução, uma vez que não há o avanço do aterro da retroárea por debaixo do

cais. Isto acaba demandando menor volume de dragagem e aterro e minimiza

os impactos ambientais decorrentes da implantação da obra sobre a água.

Visando a melhor absorção dos esforços horizontais, este tipo de estrutura

pode ser executada com plataforma de alívio. Trata-se do avanço da própria

plataforma principal sobre a retroárea, proporcionando um alívio das cargas

horizontais nas estacas, uma vez que as cargas passam a ser transmitidas

também para o terrapleno.

3.4.2 CAIS DE PESO OU DE GRAVIDADE

Os cais de peso ou de gravidade (FIG. 3.10) se caracterizam por utilizarem

primordialmente o peso próprio da estrutura para estabilização da obra. São

estruturas pesadas com a base do maciço apoiada diretamente sobre o terreno

de fundação. Podem ser construídas por meio de muralhas de blocos de pedra,

de elementos celulares ou de caixões de concreto preenchidos com areia.

Este tipo de solução é de simples execução e foi largamente utilizada até

meados do século passado. Com o passar do tempo vem caindo em desuso

por ser considerada uma solução anti-econômica, principalmente nos casos

onde são necessários berços de atracação com calados mais profundos.

Devido à sua alta durabilidade, existe ainda uma grande quantidade de

portos em funcionamento que dispõem de berços de atracação com este tipo

de solução. Por conta disto, trata-se de uma solução que atualmente demanda

muito mais projetos de reforços do que de novas obras.

64

FIG. 3.10 - Seção transversal típica de cais de gravidade em muralha de

blocos (ALFREDINI E ARASAKI, 2009).

3.4.3 CAIS EM CORTINA DE ESTACAS-PRANCHAS

Trata-se de um tipo de obra de acostagem leve, com paramento fechado,

na qual o fechamento frontal é executado com estacas-pranchas de madeira,

metálicas ou de concreto.

Para obtenção de maiores calados, este tipo de solução é executada

normalmente com uma ou mais linhas de apoio na parte superior, de modo que

a estabilidade não seja somente obtida pela ficha das estacas-pranchas. Estes

apoios superiores podem ser obtidos por meio de plataformas de alívio (FIG.

3.11) ou com tirantes ancorados no solo ou em blocos de estacas inclinadas

(cavaletes), conforme mostrado na FIG.3.12.

Nas estruturas com plataforma de alívio, os carregamentos sobre a

plataforma do cais são absorvidos pelo seu estaqueamento, não gerando

empuxo sobre a cortina de estacas pranchas. Nas soluções sem este tipo de

plataforma, o empuxo do solo que atua sobre a cortina de estacas pranchas

sofre influência direta dos carregamentos acidentais sobre o cais.

65

FIG. 3.11 - Cais com cortina de estacas-pranchas com plataforma de alívio

(AGERSCHOU et al., 1983).

FIG. 3.12 – Cais com cortina de estacas-pranchas com tirantes ancorados

no solo e em cavaletes (AGERSCHOU et al., 1983).

66

3.4.4 ESTRUTURAS TRANSVERSAIS À COSTA OU À MARGEM

Este tipo de solução apresenta uma interface entre a retroárea e a obra de

acostagem apenas no encontro do acesso da estrutura com o terreno, não

sendo objeto direto de aplicações do estudo ora desenvolvido. A utilização de

melhoria de retroáreas com jet grouting para reforço de estruturas portuárias se

aplica principalmente aos cais contínuos paralelos à margem ou à costa e com

interface direta da retroárea com a estrutura de acostagem.

Entretanto, apenas para registro, citam-se os exemplos de píeres

estaqueados em estruturas discretas, píeres flutuantes, píeres com rampas de

acesso sucessivas, terminais roll-on roll-off, estruturas ao largo com dolfins de

atracação e amarração, assim como tantas outras combinações possíveis para

implantação de um terminal portuário.

3.5 FATORES CONDICIONANTES

Na escolha do tipo de estrutura acostável, diversos são os fatores que

influenciam e que devem ser cuidadosamente analisados para o sucesso e a

economicidade da solução. Portanto, além de atender a todos os requisitos de

segurança necessários para a implantação de uma obra de acostagem, deve-

se procurar escolher aquela que melhor se adeque aos fatores que

condicionam o seu projeto.

3.5.1 TIPO DE CARREGAMENTO

A magnitude e a direção das cargas aplicadas em obras de acostagem

podem variar de acordo com as características de outros fatores

condicionantes, entretanto, tipicamente se observa que estruturas portuárias

67

estão sujeitas a cargas horizontais importantes devidas ao empuxo da

retroárea, aos esforços de atracação e aos esforços de amarração.

Por outro lado, as cargas verticais podem ocorrer distribuídas ou

concentradas, sendo comuns valores de cargas concentradas elevados. Isto se

deve aos robustos equipamentos de movimentação de cargas instalados nas

plataformas, como os portêineres.

Em função da representatividade dos carregamentos para o conjunto, a

solução ideal em alguns casos pode não ser a adequada em outros, de modo

que a definição prévia do tipo de carregamento é um importante fator na

definição do partido estrutural a ser adotado para as obras de acostagem.

Os carregamentos atuantes em uma estrutura podem ser estáticos ou

dinâmicos, fixos ou móveis e são classificadas em função de sua variação no

tempo (permanentes, variáveis e excepcionais).

Os carregamentos permanentes são essencialmente os decorrentes da

ação da gravidade (peso próprio) e estão sempre presentes ao longo de toda a

vida da obra. Possuem posição e magnitude constantes ou com variações

teóricas ao longo do tempo que podem ser desprezadas.

Os carregamentos variáveis se referem às cargas externas cujas

magnitudes e posicionamentos são variáveis ao longo do tempo e possuem

uma forma ou freqüência contínua. Podem ser cargas hidráulicas, empuxos de

terra, ações ambientais (correntes, ventos e ondas), esforços de amarração e

atracação e sobrecargas em geral.

Os carregamentos excepcionais são oriundos de cargas de caráter fortuito

ou anormal, resultantes de acidentes, uso indevido ou condições ambientais e

de serviço excepcionais. São ações com baixa probabilidade de ocorrência, ou

com curto período de duração. Entretanto, quando ocorrem podem afetar

significativamente a segurança da estrutura. A execução de dragagens em

profundidades superiores as de projeto é um exemplo de carregamento

excepcional. Em situações onde ações inicialmente imaginadas como

excepcionais se tornam permanentes ou de longa duração devem ser previstas

obras de reforço.

Maiores informações a respeito de ações em estruturas portuárias podem

ser obtidas na NBR 9782 (ABNT, 1984) e em MASON (1982).

68

3.5.2 CARACTERÍSTICAS TOPOBATIMÉTRICAS

O levantamento topobatimétrico tem por objetivo o estudo da continuidade

da topografia do leito marinho, fluvial ou lacustre e a definição das cotas do

terreno sob as águas.

O calado disponível após a implantação de uma obra de acostagem, bem

como a tendência para assoreamentos, dependem das características

topobatimétricas locais, de modo que o conhecimento preciso destas

características é de vital importância para escolha de uma solução eficiente,

que não apresente elevados custos de implantação e manutenção dos canais

de acesso e dos calados dos berços de atracação.

3.5.3 CARACTERÍSTICAS DO SOLO

O conhecimento do solo local de uma área destinada à implantação de uma

obra de acostagem é determinante para o sucesso da empreitada, pois além

de ser o responsável pela fundação das obras é também um importante

carregamento atuante nos casos dos empuxos.

Na determinação de qual estrutura de acostagem implantar deve-se optar

pela aquela que melhor se adapte aos recalques que ocorrerão, de modo que a

mesma seja capaz de absorver da forma mais eficiente possível os empuxos

de terra atuantes, sem que sejam comprometidas a estabilidade do conjunto e

a capacidade de carga do leito de fundação.

3.5.4 DRAGAGENS E DERROCAMENTOS

A necessidade de dragagens e derrocamentos para implantação de obras

de acostagem pode inviabilizar tecnicamente ou economicamente a utilização

de determinadas alternativas.

69

Dependendo do custo e da metodologia disponíveis para dragagem em um

determinado porto, a opção por soluções de acostagem menos sujeitas a

assoreamentos e implantações mais salientes à costa podem se mostrar mais

vantajosas. Muitas vezes os serviços de dragagens se tornam muito relevantes

na escolha, não somente pelo aspecto financeiro, mas também pelo aspecto

ambiental devido à necessidade de disposição do material dragado.

3.5.5 CONDIÇÕES AMBIENTAIS

A ocorrência de variações de maré e temperatura, bem como a incidência

de ondas, ventos e correntes são as condições ambientais que podem afetar

diretamente na escolha da obra de acostagem.

Em regiões com variações de maré de grande amplitude é comum a adoção

de estruturas flutuantes para atracação das embarcações, uma vez que para

atender às necessidades de atracação em qualquer condição de maré, o vulto

de obras sem utilização de estruturas flutuantes se torna inviável

economicamente.

Em locais de clima frio, a estrutura de acostagem deve ser capaz não

somente de suportar aos esforços decorrentes da variação de temperatura,

mas também de se adaptar a esta condição da melhor forma possível,

resistindo inclusive às épocas de gelo e degelo.

Em áreas onde se observa a incidência de ondas os portos devem ser

providos de estruturas de acostagem mais robustas, onde muitas vezes

também desempenham o papel de obra para proteção e abrigo. Este é o caso

dos molhes / píer, solução na qual em uma das faces se executa enrocamento

para proteção e criação de região abrigada e na outra face há o funcionamento

de uma estrutura de acostagem propriamente dita.

O vento age nas partes acima d’água das obras de acostagem, navios e

equipamentos, enquanto as correntes atuam nas partes submersas. Ambas as

ações dependem fundamentalmente de suas direções de propagação em

relação ao posicionamento do cais. As ações dos ventos e das correntes são

preponderantes na determinação da magnitude dos esforços de atracação e

70

amarração. Deste modo, o tipo de solução escolhida e seu posicionamento

deve ser tal que minimize ao máximo estes esforços.

A implantação de obras de acostagem em meios agressivos deve ser

cuidadosamente avaliada, uma vez que a possibilidade de corrosividade pelo

solo, água do mar e/ou ataque ácido de micro-organismos sobre os materiais

de construção deve ser descartada ou pelo menos minimizada por ocasião da

escolha da solução. Uma alternativa comum para minimizar tais efeitos é

prever manutenções periódicas planejadas.

3.5.6 ESPECIALIZAÇÃO DO PORTO E EMBARCAÇÃO TIPO

As estruturas das obras de acostagem podem ser contínuas ou discretas.

Esta denominação se refere à incorporação ou não à plataforma principal de

elementos componentes da estrutura, tais como acessos, bases de

equipamentos e acessórios de amarração e atracação.

Quanto mais bem definida for a embarcação tipo e a especialização do

porto, maior será a possibilidade de se projetar uma obra de acostagem

otimizada. Deste modo, um porto que visa atender especificamente a um

determinado tipo de carga e embarcação possibilita que a obra seja executada

em estruturas discretas, onde cada elemento desempenha uma função

específica.

Nestes casos de obras em estruturas discretas observa-se que há uma

maior segurança, pois eventuais acidentes ficam restritos a determinadas

estruturas. Entretanto, o principal benefício é a redução da envergadura das

obras, uma vez que neste tipo de obra há uma redução das dimensões dos

elementos estruturais, o que ocasiona uma sensível redução do consumo de

material de construção.

71

3.5.7 LICENCIAMENTOS AMBIENTAIS

O licenciamento ambiental de obras de acostagem pode se tornar

determinante na escolha do tipo de obra a implantar. Obras sobre a água

sempre são passíveis de licenciamento ambiental, sendo muito mais rígida a

legislação quando se trata da execução de obras que interferem no fluxo das

mesmas.

Sob o ponto de vista ambiental, a utilização de estruturas estaqueadas,

onde o fluxo d’água é permitido por baixo das mesmas, leva vantagem sobre

soluções onde são executados aterros e enrocamentos sobre a água.

3.6 PROBLEMA DE INSTABILIDADE DE RETROÁREAS PORTUÁRIAS

Analisando de forma global uma obra portuária de acostagem contínua

observa-se que as mesmas invariavelmente são compostas por duas partes

que interagem entre si: a estrutura propriamente dita e a sua retroárea. Esta

estrutura portuária, estaqueada ou não, destinada a absorver os esforços de

amarração, atracação, cargas de instalações portuárias, sobrecargas e

empuxos, fica posicionada à frente da retroárea. A retroárea, por sua vez, é

uma área à retaguarda do ancoradouro onde normalmente é executado um

aterro, mesmo que apenas para nivelamento e que possui um papel muito

importante na estabilidade da obra, pois atua como carregamento de empuxo e

como terreno de fundação para as obras de acostagem. Destina-se ao

armazenamento de cargas, à construção de edificações ou à outras obras de

implantação portuária tais como trilhos, arruamentos e calçadas.

O foco do estudo ora apresentado está justamente na retroárea das obras

portuárias, que mediante ações de melhoramento podem permitir que as obras

de acostagem recebam incrementos de calado e de carga. A FIG. 3.13 ilustra

um problema típico que se pretende abordar, no qual o melhoramento da

retroárea com jet grouting pode ser empregado como alternativa para solução

do problema de incremento de carga e calado em estruturas portuárias.

72

Plataforma do cais danificada

Solo existente

Estrutura existente

Instabilização devido às dragagens

GC

Ca

lado

inic

ial d

isp

oní

vel

No

vo c

alad

o d

ispo

nív

el

GC – Ganho de calado

FIG. 3.13 – Problema típico de instabilização de estrutura portuária

decorrente de aprofundamento de calado.

A execução de intervenções para melhoramento de solo com jet grouting

em estruturas portuárias não se restringe apenas à situação apresentada na

FIG. 3.13, podendo esta técnica ser utilizada em quaisquer situações nas quais

existam deslocamentos ou incrementos de cargas incompatíveis com a

estrutura projetada ou com os valores desejados. Nesta dissertação o estudo

de caso tratará de uma estrutura portuária em estacas pranchas metálicas na

qual o desempenho da técnica de jet grouting será avaliado quando utilizada

com a finalidade de promover, com segurança e deformações compatíveis,

aprofundamentos de calados e incrementos de sobrecarga na referida

estrutura.

73

3.7 CONSIDERAÇÕES FINAIS SOBRE O PROBLEMA PORTUÁRIO

Neste capítulo procurou-se mostrar as peculiaridades do problema

portuário. O conhecimento mais aprofundado sobre as características

geotécnicas típicas de regiões portuárias e dos tipos de obras de acostagem

existentes são os pontos mais importantes para que a técnica de jet grouting

seja enquadrada de forma pertinente ao problema que se pretende abordar.

As aplicações de jet grouting são realizadas em solos de retroáreas de

obras de acostagem, com o objetivo de minimizar e combater ações oriundas

principalmente dos empuxos do terreno. Conhecer os cenários geotécnicos

típicos e os tipos de obras de acostagem é importante, pois permite que se

visualize as condições e as dificuldades esperadas para a execução dos

tratamentos.

74

4 METODOLOGIA PARA MODELAGEM DO PROBLEMA PORTUÁRIO


Neste capítulo será apresentada uma metodologia para modelagem

computacional de reforços com jet grouting. Nesta metodologia serão

propostos procedimentos que serão adotados nas modelagens computacionais

do próximo capítulo. Essas modelagens terão como objetivo permitir uma

avaliação do desempenho do jet grouting para reforço de um cais em estacas

pranchas metálicas.

O primeiro passo consiste em identificar de forma adequada os dados de

entrada do problema, encontrando por meio de correlações e experiências

anteriores os parâmetros para o projeto.

A identificação dos parâmetros de entrada em qualquer modelo deve ser

cuidadosamente realizada, pois uma premissa equivocada em um modelo pode

invalidar completamente qualquer análise realizada.

Em seguida, deve-se escolher quais tipos de modelagens realizar, de modo

que a simulação computacional corresponda da melhor forma possível ao

problema real encontrado no campo.

4.2 CORRELAÇÕES DE PARÂMETROS DO SOLO

Os parâmetros de resistência e deformabilidade do solo, necessários para

realização de modelagens computacionais, muitas vezes são obtidos de

investigações de campo. Estas investigações às vezes necessitam de

correlações para determinação desses parâmetros. A seguir são apresentados

valores típicos e correlações importantes e usuais que foram consultadas e

utilizadas na metodologia adotada para as modelagens computacionais deste

75

trabalho. Estas correlações foram retiradas principalmente dos trabalhos de

VELLOSO E LOPES (2004) e DO VALE (2002).

4.2.1 ÂNGULO DE ATRITO DE SOLOS GRANULARES

O ângulo de atrito de solos granulares está diretamente correlacionado com

a forma dos grãos, sua compacidade e distribuição granulométrica. A TAB. 4.1

apresenta valores característicos de ângulo de atrito de solos granulares

obtidos a partir de ensaios triaxiais.

TAB. 4.1 – Ângulo de atrito de solos granulares (TERZAGHI E PECK, 1967)

Fofo Compacto

Areia, grãos arredondados, uniformes 27.5 34

Areia, grãos angulares, bem graduada 33 45

Pedregulho-areia 35 50

Areia siltosa 27 a 33 30 a 34

Silte arenoso 27 a 30 30 a 35

Solo

Ângulo de atrito em função da compacidade

obtido de ensaios triaxiais ( o )

O ensaio de campo mais difundido no Brasil é o SPT. A TAB. 4.2 e a FIG.

4.1 apresentam correlações sugeridas para este tipo de ensaio. Ao utilizar as

correlações é importante atentar para possíveis diferenças de energias

empregadas nos ensaios. Em função da localidade, os valores de Nspt devem

ser corrigidos.

76

TAB. 4.2 – Correlação entre ângulo de atrito de solos granulares e NSPT.

PECK et al. (1974) MEYERHOF (1956)

0 a 4 Muito fofa < 28 < 30

4 a 10 Fofa 28 a 30 30 a 35

10 a 30 Medianamente compacta 30 a 36 35 a 40

30 a 50 Compacta 36 a 41 40 a 45

> 50 Muito compacta > 41 > 45

Ângulo de atrito ( o )NSPT Compacidade

FIG. 4.1 – Correlação entre o ângulo de atrito, a tensão efetiva geostática

vertical e o NSPT (DE MELLO, 1971).

O ensaio de cone (CPT) também é considerado, juntamente com o SPT,

como um dos mais indicados para correlações com o ângulo de atrito de solos

granulares. A TAB. 4.3 e a FIG. 4.2 apresentam as correlações sugeridas para

este tipo de ensaio.

NSPT

’v0 (kPa)

77

TAB. 4.3 – Correlação entre ângulo de atrito de solos granulares e o CPT

(MEYERHOF, 1956).

< 20 Muito fofa < 30

20 a 40 Fofa 30 a 35

40 a 120 Medianamente compacta 35 a 40

120 a 200 Compacta 40 a 45

> 200 Muito compacta > 45

Resistência de ponta normalizada (qc/pa) Compacidade Ângulo de atrito em graus

FIG. 4.2 – Correlação entre ângulo de atrito de areias, resistência de ponta

do cone e tensão efetiva vertical (ROBERTSON E CAMPANELLA, 1983).

4.2.2 ÂNGULO DE ATRITO DE SOLOS ARGILOSOS

Não existem correlações satisfatórias para a determinação do ângulo de

atrito de solos argilosos a partir de ensaios de campo. Podem se referir ao

ângulo de atrito residual ou de pico, no caso de argilas sobreadensadas.

78

No caso de argilas normalmente adensadas o ângulo de atrito efetivo é

muito variável, não existindo boas correlações, mas verifica-se que o ângulo de

atrito tende a ser menor quanto mais plástico é o solo. A TAB. 4.4 apresenta

valores do ângulo de atrito em função do índice de plasticidade.

TAB. 4.4 – Correlação entre ângulo de atrito e índice de plasticidade

(TAVARES et al., 2006).

KENNEY (1959)Ensaios na cidade de

São Paulo - SP

10 30 a 38 30 a 35

20 26 a 34 27 a 32

40 20 a 29 20 a 25

60 18 a 25 15 a 17

IP (%)

Ângulo de atrito ( o )

4.2.3 RESISTÊNCIA NÃO DRENADA (Su) DE SOLOS ARGILOSOS

A resistência não drenada de argilas é muito utilizada em análises

geotécnicas onde se deseja simular um comportamento não drenado do solo

diante de um carregamento, ou seja, para análises em termos de tensões

totais. A adoção deste parâmetro significa considerar que não haverá variação

de volume até a ruptura. O ensaio de laboratório utilizado para determinação

de Su é o triaxial do tipo UU (unconsolidated undrained), enquanto no campo o

ensaio específico para determinação de Su é o ensaio de palheta, embora seja

também possível estimar um perfil de Su a partir de ensaios de piezocone.

JAMIOLKOWSKI et al. (1985) propõem a seguinte relação de Su com OCR:

8,0'

)04,023,0( OCRS

vo

u (EQ. 4.1)

79

Considerando a equação acima apresentada, tem-se que para solos

normalmente adensados:

'25,0 vouS (EQ. 4.2)

As correlações existentes deste parâmetro com ensaios de SPT são

consideradas imprecisas, entretanto podem ser utilizadas para nortear o pré-

dimensionamento de obras em determinadas situações. A TAB. 4.5 apresenta

correlações entre NSPT e Su, enquanto HARA et al. (1974) apresentaram a

seguinte equação para correlação com NSPT :

72,0290 SPTu NS (kPa) (EQ. 4.3)

TAB. 4.5 – Correlação entre Su, NSPT e a consistência de solos argilosos

(TERZAGHI E PECK, 1967).

N Consistência S u (kPa)

0 a 2 muito mole < 12,5

2 a 4 mole 12,5 a 25

4 a 8 média 25 a 50

8 a 15 rija 50 a 100

15 a 30 muito rija 100 a 200

> 30 dura > 200

Para o caso de investigações de campo do tipo CPT, o Su pode ser

correlacionado com qc através da equação de KULHAWY E MAYNE (1990):

qc = Nk . Su + vo (EQ. 4.4)

80

O fator de capacidade de carga do cone (Nk) deve ser idealmente estimado

a partir de um valor de resistência não drenada (Su) obtido em um ensaio de

referência. Usualmente adota-se como referência os valores obtidos nos

ensaios de palheta ou nos ensaios triaxiais UU.

No caso de não existirem valores de referência, podem ser adotadas

algumas correlações para obtenção de Nk. Considerando-se a teoria de

expansão de cavidade, Nk apresentará valores até 18, sendo a maior parte dos

valores concentrados na faixa de 7 a 13 para valores crescentes do índice de

rigidez (IR). VESIC (1977) propõe a seguinte correlação:

Nk = 2,57 + 1,33 (ln IR + 1) (EQ. 4.5)

O índice de rigidez (IR) corresponde à razão entre o módulo de elasticidade

transversal (G) e a resistência não drenada (Su), para solos argilosos na

condição não drenada.

BOWLES (1988) sugere ainda que Nk seja obtido a partir do índice de

plasticidade (IP) pela seguinte equação:

250

5,513 IPNk (EQ. 4.6)

A experiência brasileira com argilas moles costuma utilizar o fator de

capacidade do cone corrigido (Nkt). Este valor se refere ao valor da resistência

de ponta corrigida (qT) em substituição à resistência de ponta (qc) medida no

CPT, e varia de 10 a 16 (DANZIGER E SCHNAID, 2000).

Nos ensaios de piezocone (CPTU) o valor da resistência de ponta corrigida

pode ser obtido a partir da seguinte equação:

qt = qc + u2 (1 – a) (EQ. 4.7)

onde a é a razão entre a área da base do cone e a área da seção da célula de

carga após o anel de vedação e u2 é a poro-pressão medida na base do cone.

81

O mais usual entretanto no caso de ensaios de piezocone é utilizar a EQ.

4.8 em termos de Nkt, dada por:

Su = (qT – vo) / Nkt (EQ. 4.8)

4.2.4 MÓDULO DE YOUNG DE SOLOS GRANULARES

O módulo de Young (E) de solos granulares se refere usualmente à

condição drenada, uma vez que este tipo de solo, quando submetido a

carregamentos, apresenta uma rápida dissipação das poro-pressões geradas.

Valores típicos de módulo de Young secante drenado (Ed) para solos

granulares são apresentados na TAB. 4.6.

TAB. 4.6 – Módulo de Young de solos granulares (POULOS, 1975)

Típico (MPa) Obtido de estacas (MPa)

Fofa 10 a 20 27,5 a 55

Média 20 a 50 55 a 70

Compacta 50 a 100 70 a 110

CompacidadeMódulo de Young drenado (E d )

4.2.5 MÓDULO DE YOUNG DE SOLOS ARGILOSOS

O módulo de Young de solos argilosos pode se referir à situação drenada

ou não drenada. No caso de se estar estudando o adensamento das camadas

de solo, o módulo utilizado deve corresponder à situação de comportamento do

solo a longo prazo. Neste caso deve-se utilizar as curvas típicas dos ensaios

de adensamento para determinação do módulo de Young da argila nesta

situação drenada.

82

Entretanto, em análises de estabilidades como a estudada neste trabalho, o

módulo de Young da argila deve corresponder à situação não drenada, pois a

condição real de ruptura no campo ocorrerá sem que haja tempo para

dissipação das poro-pressões.

A TAB. 4.7 apresenta alguns valores típicos de módulo de Young secante

não drenado (Eu) para argilas.

TAB. 4.7 – Módulo de Young de argilas (KULHAWY E MAYNE, 1990).

Mole 1500 a 4000

Média 4000 a 8000

Rija 8000 a 20000

ConsistênciaMódulo de Young não drenado (E u )

(kPa)

Nas situações em que não forem realizados ensaios específicos para

determinação de Eu, pode ser adotada a correlação utilizada por DO VALE

(2002):

Eu = 500 Su (EQ. 4.9)

As análises que utilizam modelos hiperbólicos, tanto no caso de solos

granulares quanto no caso de solos argilosos, devem ser alimentadas com

valores do Módulo de Young tangencial. Neste trabalho as modelagens

realizadas utilizaram o modelo de comportamento de solo de Mohr-Coulomb.

Tratam-se de análises convencionais com modelos de solos com

comportamento elástico – perfeitamente plástico, bastando portanto apenas a

definição do módulo de Young secante para modelagem. Expressões para

determinação do módulo de Young tangencial para solos granulares e argilosos

podem ser encontradas nos trabalhos publicados por DUNCAN E CHANG

(1970) e KULHAWY et al. (1969), respectivamente.

83

4.2.6 MÓDULO DE YOUNG DE SOLOS RESIDUAIS

Para o caso específico de solos residuais, que apresentam capacidade de

carga mais elevadas, o módulo de Young pode ser estimado a partir do NSPT

por meio da correlação sugerida por VELLOSO E LOPES (2004):

Es = 2,5. NSPT (MPa) (EQ. 4.10)

Em solos residuais de gnaisse, SANDRONI (1991) apresentou correlações

com NSPT conforme a FIG. 4.3.

FIG. 4.3 – Correlação entre módulo de Young secante de solos residuais

de gnaisse e NSPT (SANDRONI, 1991).

NSPT

E (MPa)

84

4.2.7 COEFICIENTE DE POISSON DRENADO

O coeficiente de Poisson de solos na condição drenada (’) varia entre 0,1 e

0,4. A equação de KULHAWY E MAYNE (1990) é a seguinte:

oo

o

2545

25'3,01,0'

(EQ. 4.11)

onde ’ é o ângulo de atrito, para valores de 25º a 45º.

A TAB. 4.8 apresenta faixas de valores típicos de coeficiente de Poisson

para areias e argilas.

TAB. 4.8 – Coeficiente de Poisson drenado (KULHAWY E MAYNE, 1990).

Areia compacta 0,3 a 0,4

Areia fofa 0,1 a 0,3

Argila 0,2 a 0,4

Solo Coeficiente de Poisson drenado (')

4.2.8 COEFICIENTE DE POISSON NÃO DRENADO

O coeficiente de Poisson na condição não drenada é u = 0,5, que satisfaz à

condição de comportamento do solo sem variação de volume. Em programas

de análise computacional muitas vezes esta condição ideal leva a matrizes de

rigidez singulares, uma vez que a rigor a água não é incompressível. Por este

motivo é comum utilizar em modelagens computacionais u = 0,495,

considerando assim o solo levemente compressível.

85

4.3 PROPRIEDADES DOS ELEMENTOS TRATADOS

Na metodologia proposta, o jet grouting é modelado como um solo de

características melhoradas, ou seja, para cada camada o solo apresenta novas

propriedades após o tratamento. Deste modo uma coluna de jet grouting não

possui características iguais do topo à base, pois as propriedades do elemento

tratado dependem do solo de origem. Isto torna o método mais otimizado, uma

vez que baixos valores de resistência obtidos em camadas onde o jet grouting

se mostra menos eficiente ficam restritos a estas camadas.

Deste modo, para modelagem da solução, torna-se necessário conhecer a

geometria e as novas propriedades do solo após o tratamento. A condição ideal

para tal é a execução de colunas testes com extração de corpos de provas do

refluxo do material tratado, obtido durante a execução das colunas, e de corpos

de provas retirados diretamente da coluna após a conclusão do tratamento, em

diversas profundidades e idades diferentes.

Entretanto, a elaboração de projetos geotécnicos ocorre sem que tais

procedimentos possam ser adotados à priori. A prática comum nos remete às

situações onde os parâmetros de geometria e resistência são previamente

estipulados no projeto, para que posteriormente, por ocasião da execução das

obras, sejam perseguidos por meio dos mecanismos de execução do método e

assim validados. Sendo assim, é de vital importância que os parâmetros do

solo e as variáveis estipuladas para o tratamento estejam de acordo com a

realidade do solo, dos procedimentos adotados e dos equipamentos

disponíveis para execução dos serviços. A seguir são apresentadas

correlações para definição dos parâmetros de geometria e resistência do

material tratado.

4.3.1 DIÂMETRO EFETIVO

Segundo ABRAMENTO et al. (1998), a escolha do diâmetro a ser adotado

em uma análise é conseqüência do tipo de solo, da natureza do problema e

86

das interferências existentes, da quantificação do serviço e da definição dos

parâmetros de execução das colunas, condicionado ao tempo de execução e

ao consumo de cimento.

Os diâmetros efetivos dos tratamentos são de difícil previsão teórica, uma

vez que são diversos os fatores que os influenciam. O resultado final, além de

depender das características do solo original, dependem do tipo de jateamento

empregado (simples, duplo ou triplo) e de todos os seus parâmetros

intervenientes. Dentre estes parâmetros o que mais influencia o diâmetro é a

pressão de injeção (KUTZNER, 1996), seguido da velocidade de subida da

haste e da vazão de injeção.

CARRETO (2000) consolidou nos gráficos das FIG. 4.4 e FIG. 4.5

resultados de diâmetros efetivos obtidos na literatura em diversas obras.

Nestes gráficos, os diâmetros são apresentados apenas em função do sistema

de jateamento empregado e NSPT, para solos granulares e argilosos.

Jato simples

Jato duplo

Jato triplo

N SPT

Diâ

met

ro (

m)

NSPT

FIG. 4.4 – Diâmetros efetivos em solos granulares (CARRETO, 2000).

87

Diâ

met

ro (

m)

Jato simples

Jato duplo

Jato triplo

Experiência brasileira (Jato simples)

NSPT

FIG. 4.5 – Diâmetros efetivos em solos argilosos (CARRETO, 2000).

A TAB. 4.9 apresenta valores de diâmetro efetivo em função do tipo de solo,

sistema de jateamento e pressão de injeção.

TAB. 4.9 – Diâmetros efetivos de tratamentos com jet grouting em função

do tipo de solo, sistema de jateamento e pressão de injeção

(KUTZNER, 1996).

Calda decimento

Ar ÁguaArgilamédia

Areiamédia

Silteargiloso

Areiasiltosa

Pedregulhoarenoso

25 a 40 0,4 a 0,5 0,8 a 0,9 0,9 a 1,0

40 a 60 0,85

25 a 40 0,6 a 0,8 1,1 a 1,3 1,3 a 1,5

40 a 60 1,7

30 a 40 0,8 a 1,0 1,4 a 1,6 2,0 a 2,4

40 a 60 1,4 1,5 a 1,7 2,0 a 2,3 2,5 a 2,8

Tipo de

tratamento

Pressão de injeção (MPa) Diâmetro efetivo (m)

-

-

1,5 a 4,0

Jato simples

Jato duplo

Jato triplo

0,5 a 0,6

0,5 a 0,6

-

88

Os valores apresentados não são absolutos e podem sofrer consideráveis

variações. Atualmente a estimativa dos diâmetros efetivos é realizada a partir

da experiência da empresa executora do serviço. Esta estimativa inicial pode

ser imprecisa e deve ser validada em fase mais adiantada do projeto, ou no

início da obra, por meio de colunas-teste ou campo de prova experimental.

Entretanto essas estimativas devem sempre ser coerentes com determinadas

correlações. A TAB. 4.10 apresenta de forma sucinta como os diâmetros

efetivos dos tratamentos se correlacionam com os principais fatores que os

influenciam.

TAB. 4.10 – Correlação entre os diâmetros efetivos dos tratamentos e

fatores que os influenciam.

Fator Diâmetro efetivo do tratamento (Def)

Sistema de jateamento- Crescente com o sistema de jateamento. Def,JET 1 < Def,JET 2 < Def,JET 3

Parâmetros do sistema de jateamento

- Crescente com a vazão e a pressão de injeção.- Decrescente com a velocidade de subida da haste de injeção.

Tipo de solo (Considerando mesmo NSPT)

- Maior em solos granulares.- Menor em solos argilosos.

Energia despendida no processo

- Decrescente com a energia por unidade de volume. Quanto menor o diâmetro maior a energia por unidade de volume despendida no processo.- Para um mesmo diâmetro a energia por unidade de volume é crescente com o sistema de jateamento.EI,JET 1 < EI,JET 2 < EI,JET 3

JET 1 – jato simples JET 2 – jato duplo JET 3 – jato triplo

89

4.3.2 RESISTÊNCIA À COMPRESSÃO

A resistência à compressão do material tratado também dependerá das

características mecânicas originais do solo e do sistema de jateamento

empregado. Entretanto, no caso da resistência à compressão, além da pressão

de injeção, da velocidade de subida da haste e da vazão de injeção, a

velocidade de rotação da haste de injeção e o fator água / cimento da calda

interferem diretamente no seu valor final. Isso se deve ao fato de que, quanto

maior o consumo de cimento do tratamento, maior a sua resistência à

compressão. Ou seja, em um processo de tratamento, sem alterar o diâmetro,

pode-se aumentar o valor de resistência do material tratado modificando

apenas a velocidade de rotação e o fator água / cimento.

O fator água / cimento empregado nos tratamentos varia entre 0,8 e 1,5. O

tipo de solo tratado e o fator água / cimento da composição utilizada são os

fatores que mais influenciam a resistência à compressão final (KUTZNER,

1996).

Considerando um mesmo tipo de solo, os valores de resistência à

compressão simples obtidos em areias são maiores quando utilizado o sistema

de jato simples, enquanto no caso das argilas os maiores valores de resistência

são obtidos quando adotado o sistema de jato triplo. O sistema de jato duplo é

o que apresenta menor valor de resistência comparado com os demais

(CARRETO, 2000).

Os elevados valores de umidades observados em solos argilosos levam a

valores de resistência em argilas inferiores a tratamentos em solos arenosos,

mesmo considerando solos com mesmo NSPT. É sabido que, quanto maior o

fator água / cimento, menor é a resistência à compressão. O aumento da

presença de água na mistura solo cimento, assim como em concretos (ABNT,

2007), diminui o valor final da resistência.

Os valores típicos de resistência à compressão apresentam diferenças

substanciais de autor para autor, entretanto são de grande importância. É a

partir deles que usualmente são estimados os valores de resistência à tração,

adesão, coesão e módulo de Young utilizados nos projetos. A TAB. 4.11

apresenta, em função do tipo de solo, valores típicos de resistência à

90

compressão simples, sem levar em consideração o sistema de jateamento

empregado.

TAB. 4.11 – Valores típicos de resistência à compressão simples de solos

tratados com jet grouting.

ReferênciaFatora / c

Resistência à compressão simples (MPa)

Argila Orgânica

Argila Silte Areia Pedregulho

WELSH E BURKE (1991)

- - 1 a 5 1 a 5 5 a 11 5 a 11

BAUMANN et al. (1984)

0,671,00

- -6 a 103 a 5

10 a 145 a 7

12 a 186 a 10

PAVIANI (1989) - 1 a 5 1 a 5 8 a 10 20 a 40

TEIXEIRA et al. (1987)0,80 a 1,000,80 a 1,200,80 a 1,50

0,5 a 2,51,5 a 3,5 2 a 4,5

2,5 a 6-

JJGA (1995) 0,96 a 1,08 0,3 1 - 1 a 3 -

GUATTERI et al. (1994) - - 0,5 a 4 1,5 a 5 3 a 8 -

GUATTERI et al. (2004)

0,14 - - - -

KUTZNER (1996) 0,67 a 1,00 < 3 < 12 < 12 < 15 < 20

O jet grouting é normalmente adotado em situações onde a coluna de

tratamento trabalhará preferencialmente à compressão. Entretanto nada

impede que o mesmo seja utilizado para resistir a esforços de tração. A

resistência à tração de materiais tratados com jet grouting é da ordem de 10%

a 30% do valor da resistência à compressão simples do material tratado.

ABRAMENTO et al. (1998) sugere 19% para areias, 25% para siltes e 30%

para argilas. A Japan Jet Grouting Association (JJGA, 1995) sugere a adoção

de um valor de resistência à tração equivalente a 2/3 do valor estimado para

coesão. Para adesão é sugerido para areias o valor de 8% da resistência à

compressão, 11% para siltes e 14% para argilas (ABRAMENTO et al., 1998) ou

91

1/3 do valor da coesão independente do tipo de solo (JJGA, 1995). Todos

valores são sugeridos sem distinguir o sistema de jateamento empregado. As

estimativas de valores de coesão de solos tratados com jet grouting são

mostradas no item 4.3.6.

4.3.3 MÓDULO DE YOUNG

O módulo de Young do material tratado pode ser obtido por correlação

direta com a resistência à compressão simples. As correlações encontradas na

literatura apresentam uma dispersão muito grande de valores, conforme pode

ser observado na TAB. 4.12. Analisando os valores apresentados é

interessante observar que não é possível visualizar uma relação direta entre a

granulometria do material original e os valores da correlação E / c, uma vez

que tanto o módulo de Young quanto a resistência à compressão simples

sofrem influência da granulometria do solo, sendo ambos maiores em solos

arenosos e menores em solos argilosos. É justamente por este motivo que a

JJGA (1995) recomenda uma relação única para qualquer tipo de solo.

TAB. 4.12 – Correlações entre Módulo de Young (E) e resistência à

compressão simples (c) (ABRAMENTO et al., 1998).

Referência Tipo de solo E / c

JJGA (1995) Todos 100

LUNARDI et al. (1986) Areia fina a média 360

PAOLI et al. (1989) Solo turfoso 600

NOVATECNA (1994)Argila siltosa(massapê)

700

LUNARDI et al. (1986) Cascalho com areia 900

NOVATECNA (1994)(Considerando 40% da carga limite)

Argila siltosa(massapê)

2000

92

Segundo ABRAMENTO et al. (1998), a correlação proposta pela JJGA

(1995) é muito conservadora se comparada com os valores obtidos na prática e

deve ser encarada como um limite inferior. Considerando a experiência

brasileira, sugere-se um valor de correlação ainda conservador, entretanto um

pouco superior, conforme apresentado abaixo:

E = 200 . c (EQ. 4.12)

O coeficiente de reação do solo tratado com jet grouting pode ser obtido

diretamente do Módulo de Young. A JJGA (1995) sugere a seguinte correlação:

Ks = 0,064 . E (MN / m³) (EQ. 4.13)

4.3.4 COEFICIENTE DE POISSON

O coeficiente de Poisson de tratamentos com jet grouting é = 0,2, que é

igual ao valor usualmente empregado para elementos estruturais de concreto.

Trata-se de um coeficiente muito pouco ensaiado, mas que entretanto não

apresenta grande variabilidade.

4.3.5 PESO ESPECÍFICO

A JJGA (1995) sugere que seja adotado para o peso específico do material

tratado o mesmo valor do peso específico natural do solo original.

KUTZNER (1996) salienta que o fator água / cimento utilizado na calda

injetada e o índice de vazios do solo original influem diretamente o valor final,

sendo comum a obtenção de valores na faixa de 18 kN/m³ a 21 kN/m³.

JARITINGAM (2001) utilizou em suas modelagens o valor de 22 kN/m³, o

mesmo valor admitido neste trabalho. A adoção deste valor leva em

93

consideração que de alguma forma haverá um preenchimento dos vazios do

solo original, resultando necessariamente em um material de maior peso

específico, assim como ocorre no concreto. Na prática este valor de 22 kN/m 3 é

muito elevado e acaba sendo usualmente empregado nas análises por se tratar

justamente do peso específico que se acostumou utilizar em modelagens com

concreto convencional. Isto se deve ao fato de que em muitas situações este

peso específico reflete uma ação de carregamento de peso próprio, sendo mais

conservador a adoção de valores maiores. Em modelagens computacionais

como as realizadas nesta dissertação, considerando uma faixa de variação

possível para o peso específico do solo tratado, pode-se afirmar que este

parâmetro pouco influencia os resultados finais.

4.3.6 CORRELAÇÕES COM PARÂMETROS DE RESISTÊNCIA DO SOLO

Em modelagens computacionais consideram-se duas formas para simular

os parâmetros de resistência do solo tratado. A primeira é utilizar diretamente

um valor de resistência ao cisalhamento esperado para o material tratado, ou

seja, ao realizar a modelagem considerar = 0 e inserir no valor da coesão a

resistência ao cisalhamento estimada a partir dos valores de referência dos

ensaios de resistência à compressão simples. A outra alternativa é tentar

estimar a partir desses valores de resistência à compressão simples os valores

de c e .

Segundo KUTZNER (1996), em solos granulares o ângulo de atrito original

do solo se mantém após o tratamento, havendo apenas um ganho de coesão,

que pode ser calculado a partir do valor da resistência à compressão obtida em

um ensaio do tipo creep test, em que se admite apenas uma deformação de

0,2% para uma idade de 7 dias. Cabe ressaltar que este valor de resistência à

compressão é inferior ao valor obtido no ensaio de resistência à compressão

simples e é proposto pois é possível que este tipo de ensaio represente melhor

a situação que será encontrada no campo.

94

A JJGA (1995) sugere de forma bastante conservadora que a resistência do

concreto com idade de 7 dias é da ordem de 30% a 40% do valor obtido com

28 dias.

A partir do Círculo de Mohr, que representa o estado de tensões de um

ensaio de resistência à compressão, e adotando 1 = c e 3 = 0, o valor da

coesão é dado pela seguinte equação:

cos

1

2

senc c (EQ. 4.14)

A JJGA (1995), independente do tipo de solo, sugere que o valor do ângulo

de atrito dos materiais tratados com jet grouting seja mantido igual ao do solo

original, enquanto ABRAMENTO et al. (1998) afirmam que, de acordo com a

experiência brasileira, o valor do ângulo de atrito varia muito pouco,

independente do tipo de solo, e é da ordem de 32º em materiais tratados com

jet grouting.

A TAB. 4.13 apresenta valores de coesão típicos correlacionados

diretamente com a resistência à compressão simples, sem distinguir o sistema

de jateamento empregado.

TAB. 4.13 – Valores típicos de coesão após tratamento com jet grouting.

ReferênciaFatora / c

c / c

Argila Orgânica

Argila Silte Areia

TEIXEIRA E GUATTERI (1987)

0,80 a 1,200,80 a 1,50

-0,30 0,25

0,19

JJGA (1995) 0,96 a 1,08 0,33 0,30 - 0,16 a 0,20

Na metodologia adotada neste trabalho considerou-se para o tratamento de

solos granulares o valor do ângulo de atrito original do solo e uma coesão

adicional estimada a partir da resistência à compressão, por meio da EQ. 4.14.

95

Para os solos argilosos, a modelagem computacional foi realizada diretamente

com o valor estimado para a resistência ao cisalhamento do material tratado,

ou seja, considerou-se ângulo de atrito nulo e o valor da coesão como metade

da resistência à compressão.

Cabe salientar que todos os parâmetros estimados para o solo tratado

devem ser encarados como especificações de projeto. Ou seja, ao realizar o

tratamento, o sistema escolhido e todos seus parâmetros específicos deverão

procurar atender a estas especificações. A obrigação do projetista em um

primeiro momento, onde ainda não foram realizados ensaios no material

tratado, é elaborar um projeto estimando parâmetros compatíveis com a

realidade local, de modo que seja possível atingí-los por meio de ajustes nos

parâmetros do sistema de tratamento. Entretanto, o projeto deverá ser validado

com os resultados dos ensaios no solo tratado. Isto é diferente do que ocorre

com o solo natural, onde os parâmetros são estimados anteriormente à

elaboração do projeto e são premissas que não tem como ser manipuladas no

campo.

4.3.7 PERMEABILIDADE

A permeabilidade do material tratado com jet grouting é muito baixa, da

ordem de 10-8 a 10-9 m/s (JJGA, 1995). Segundo KUTZNER (1996) os valores

de permeabilidade de solos tratados com jet grouting dificilmente são

superiores a 10-8 m/s e podem chegar a valores da ordem de 10 -11 m/s em

solos argilosos.

Por apresentar valores de permeabilidade baixos, o jet grouting é muito

utilizado para solução de problemas de estanqueidade. Na prática, muito mais

importante do que o valor da permeabilidade do jet grouting, é o alinhamento

das colunas executadas com função de parede de vedação. A percolação de

água em paredes de vedação executadas com jet grouting se deve

principalmente a espaçamentos indesejados entre colunas, oriundos de falhas

na verticalidade das mesmas (CARRETO, 2000).

96

KUTZNER (1996) constata ainda que, além da baixa permeabilidade, o jet

grouting se apresenta como um material pouco erodível, uma vez que em

testes com gradientes elevados, mesmo após um período de 75 dias, o

material tratado não apresentou aumento no valor da permeabilidade.

Para efeito das modelagens realizadas neste trabalho, o jet grouting pode

ser considerado como um material não poroso, ou seja, impermeável. A

consideração do jet grouting como um material não poroso significa que o

mesmo não apresentará poro-pressões e consequentemente não fará sentido

falar em tensões efetivas e tensões totais, pois ambas serão sempre iguais. É

importante ressaltar que a validade desta consideração está condicionada à

efetiva pega no tratamento com jet grouting, pois não haverá poro pressão nos

elementos tratados com jet grouting somente após os mesmos atingirem o

estado sólido. Em solos orgânicos é comum o retardo na pega do tratamento,

entretanto, para efeito de análise, considera-se somente a hipótese após o

tratamento bem sucedido.

4.4 ANÁLISE PELO MÉTODO DE EQUILÍBRIO LIMITE

Análises pelo método de equilíbrio limite consistem em arbitrar um

mecanismo de colapso genérico, que pode ser simples ou composto por

diversas formas geométricas, tais como superfícies de ruptura planares,

circulares, espirais logarítmicas, entre outras. Garantindo-se o atendimento ao

critério de escoamento estabelecido para todos os pontos da superfície de

ruptura, analisa-se o equilíbrio estático dos blocos.

Este método de análise se resume a pesquisar o mecanismo de colapso,

obtendo-se o fator de segurança associado. Trata-se de um método de cálculo

aproximado, mas que tem conduzido a soluções que estão condizentes com os

casos reais observados em obras.

Neste trabalho utilizou-se o programa comercial de análise de estabilidade

de taludes SLOPE-W para obtenção de fatores de segurança associados aos

cenários estudados.

97

Para o caso de análise de estabilidade de cortinas de estacas pranchas

utilizando o SLOPE-W, um informe técnico do GEO-SLOPE (2010) propõe que

sejam analisadas duas superfícies de ruptura. A primeira se refere à

estabilidade global e a segunda superfície se refere a um possível

arrancamento dos tirantes, denominada superfície de ruptura local. As FIG. 4.6

e FIG. 4.7 mostram as superfícies de ruptura que devem ser estudadas em

análises de estabilidade de cortinas de estacas pranchas atirantadas. As

superfícies críticas com menores fatores de segurança são obtidas pelo

programa, a partir da definição de uma região de entrada e saída para as

mesmas, indicadas nas figuras por uma linha vermelha.

A superfície de ruptura da FIG. 4.6 é uma superfície circular que

obrigatoriamente deve passar abaixo da cortina de estacas pranchas. A

superfície de ruptura da FIG. 4.7 é propositalmente indicada a passar pelo pé

do talude. No caso desta superfície de ruptura local, para simular a contribuição

do empuxo passivo decorrente da ficha da cortina de estacas pranchas, deve-

se inserir manualmente uma linha de carregamento correspondente à

estimativa do valor de empuxo passivo. A proposta de GEO-SLOPE (2010)

prevê que a estimativa do empuxo passivo (EP) neste caso seja feita pelas

equações de Mohr-Coulomb para cálculo de empuxos de terra, considerando

todo comprimento da ficha enterrada para cálculo do empuxo passivo.

FIG. 4.6 – Superfície de ruptura global.

98

FIG. 4.7 – Superfície de ruptura local.

A análise de estabilidade da solução de reforço com jet grouting pode ser

realizada utilizando a metodologia apresentada, simulando-se o jet grouting

como uma faixa de solo junto à cortina. Entretanto, no caso da ruptura local,

deve-se considerar também a possibilidade desta faixa de reforço trabalhar de

forma rígida juntamente com a cortina. Ou seja, deve-se simular a mesma

superfície de ruptura para a situação sem jet grouting, entretanto com uma

linha de carregamento no pé do talude referente ao empuxo passivo da ficha

da coluna de jet grouting e não mais somente referente à ficha da cortina de

estacas pranchas.

A análise por equilíbrio limite permite que seja avaliado o desempenho do

jet grouting, uma vez que o aumento do fator de segurança proporcionado pela

solução, quando comparado com a situação sem reforço, pode ser um

indicador de melhor desempenho.

A análise da superfície de ruptura global nos fornece um fator de

segurança muito próximo da situação real. Entretanto, na análise da ruptura

local, não é possível precisar de forma confiável o valor do EP que deve ser

considerado, uma vez que, principalmente em situações onde o tamanho da

ficha se torna muito grande, como no caso da solução com jet grouting, o

99

cálculo deste valor de EP pelas equações de Mohr-Coulomb pode levar a

valores de empuxo muito altos, que na prática não podem ocorrer pois

obrigariam a deformações extremamente elevadas.

O método de equilíbrio limite se mostra útil para uma simulação inicial,

entretanto, a análise mais indicada para este tipo de obra é através de método

numérico como o MEF, conforme discutido a seguir.

4.5 ANÁLISE PELO MÉTODO DOS ELEMENTOS FINITOS (MEF)

O MEF é um método numérico de cálculo desenvolvido a partir do cálculo

matricial de estruturas e que hoje é aplicado em inúmeras áreas da engenharia

para resolver diversos tipos de problemas, inclusive não lineares e

dependentes do tempo. Assim como em qualquer método discreto de cálculo,

onde a solução do problema é apresentada apenas em alguns pontos do

domínio, modelagens computacionais pelo MEF apresentam, para um

determinado conjunto de hipóteses consideradas verdadeiras (parâmetros de

entrada), soluções tão mais próximas da exata quanto maior for o número de

pontos utilizados na solução numérica, ou seja, quanto mais refinada for a

malha adotada.

A técnica do MEF consiste em dividir o domínio do problema em elementos

conectados através de pontos. O comportamento desses elementos dependerá

da geometria e das propriedades atribuídas aos mesmos. A possibilidade dos

elementos se moldarem a qualquer geometria e ainda de possuírem

propriedades distintas faz do MEF uma técnica bastante eficiente e capaz de

solucionar problemas complexos, mesmo com geometrias não regulares e

meios heterogêneos.

Segundo VELLOSO et al. (1998), o MEF pode ser descrito como uma

técnica para se resolver um problema governado por uma equação diferencial

através de um sistema de equações algébricas que relacionam a variável

procurada em um número finito de pontos. De forma resumida, a elaboração do

MEF pode ser descrita por sete etapas:

100

- Divisão do domínio do problema em elementos finitos conectados por

pontos nodais;

- Distribuição da variável procurada no elemento por meio de uma função

de interpolação;

- Montagem da matriz de comportamento dos elementos;

- Montagem do sistema global de equações para o problema;

- Introdução das condições de contorno;

- Solução do sistema de equações, obtendo-se os valores das variáveis do

problema nos pontos nodais; e

- Obtenção das variáveis secundárias por correlações a partir das variáveis

do problema.

Neste trabalho foi utilizado o programa comercial para análise de

problemas geotécnicos PLAXIS 2D, que fornece resultados em termos de

tensões e deformações. Para modelagem do problema utilizando este

programa faz-se necessária uma correta compreensão do MEF e do

funcionamento do programa propriamente dito, de modo que os dados de

entrada sejam inseridos de forma adequada e o modelo possa fornecer

resultados representativos para a avaliação que se pretende realizar.

4.5.1 O PROGRAMA PLAXIS 2D

O programa PLAXIS 2D apresenta uma interface gráfica na qual a

geometria do problema pode ser facilmente inserida por meio de ferramentas

de desenho. Nesta etapa são inseridas diversas informações do problema, tais

como níveis d’água, sobrecargas, profundidades e posicionamentos das

camadas de solo, condições de contorno, posição de estacas e tirantes, entre

outras. Esta geometria deve ser compatível com o tipo de problema que se

deseja estudar, que pode ser axissimétrico ou plano de deformação. Somente

com a geometria completamente definida é que se deve criar a malha de

elementos finitos. Esta malha é automaticamente criada pelo programa com

101

elementos de 6 ou 15 nós, podendo ser refinada globalmente ou em locais

específicos.

As características de todos os materiais que serão utilizados para

representar o cenário real modelado na geometria devem ser definidas. Ou

seja, cada camada de solo, tirante ou estaca da geometria deverá estar

associada a algum tipo de material. É nesta fase que devem ser

criteriosamente escolhidas as definições do modelo constitutivo do solo, o tipo

de material que o compõe (drenado ou não drenado) e a análise que se deseja

realizar. Os elementos estruturais, assim como o solo, também devem ter seu

modelo de comportamento definido. Somente com todas essas definições é

que devem ser preenchidas efetivamente as propriedades dos materiais (solos,

estacas e tirantes).

O programa PLAXIS 2D possui 6 modelos constitutivos que governam o

comportamento dos materiais que podem ser associados às camadas de solo

– Mohr-Coulomb, Jointed Rock, Hardening Soil, Soft Soil Creep, Soft Soil e

Linear-Elástico. Os modelos constitutivos necessitam de diferentes parâmetros

e dados de entrada e devem ser definidos em função do problema estudado e

do tipo de solo. Neste trabalho, onde se pretende avaliar o desempenho do jet

grouting para reforço de um cais em estaca prancha, optou-se pelo modelo

constitutivo de solo Mohr-Coulomb.

O modelo constitutivo Mohr-Coulomb é um modelo de comportamento

elástico perfeitamente plástico, empregado para representar a ruptura por

cisalhamento de solos e rochas. O modelo Mohr-Coulomb é assim classificado

devido à hipótese de que o material comporta-se como linear elástico até

atingir a ruptura, não havendo endurecimento devido ao fluxo plástico, ou seja,

a superfície de plastificação é fixa. Portanto, o material apresenta um

comportamento linear elástico até atingir uma determinada tensão de

escoamento, que se mantém constante com o acréscimo de deformações

plásticas.

Os principais parâmetros geotécnicos necessários como dados de entrada

para este modelo são: ´, c´, E, , sat, d, K0, kx e ky.

Este modelo constitutivo de solo permitirá avaliar de forma satisfatória o

desempenho da solução com jet grouting. Cabe salientar que neste trabalho

102

será estudada a resposta para uma condição rápida de carregamento, ou seja,

não serão estudados os problemas de adensamento das camadas de solo,

uma vez que o foco do estudo é avaliar o desempenho do jet grouting para

reforço da estrutura portuária e não no combate aos recalques por

adensamento.

As camadas de areia serão classificadas como materiais drenados e as

camadas de argila como não drenadas. Este é um ponto importante da

modelagem, pois ao ser considerado o comportamento não drenado das

argilas, as definições dos parâmetros devem ser coerentes com este tipo de

comportamento. Tendo em vista que se está estudando a estabilidade da

estrutura portuária, é um equívoco, por exemplo, retirar parâmetros de

deformabilidade do solo a partir de curvas de ensaios de adensamento, que se

referem a um comportamento drenado e a longo prazo.

As colunas de jet grouting não serão modeladas como elementos

estruturais e sim como uma faixa de solo de material não poroso, com modelo

constitutivo de solo de Mohr-Coulomb. Ou seja, para efeito de análise, o jet

grouting será considerado como semelhante a camadas de solo.

A descrição do programa PLAXIS 2D ora apresentada foi retirada de LIMA

(2007). Maiores informações quanto aos modelos constitutivos podem ser

obtidos em BRINKGREVE (2002).

4.6 CONSIDERAÇÕES FINAIS SOBRE A METODOLOGIA

Neste capitulo procurou-se mostrar de forma organizada e coerente os

passos seguidos para a modelagem do problema.

Além da importância de se escolher adequadamente os métodos de

análise, procurou-se enfatizar a importância dos dados de entrada das

modelagens, que são normalmente obtidos por meio de correlações. A

definição desses parâmetros de entrada, tanto para o solo quanto para o

material tratado, e a escolha de um modelo de comportamento adequado são

de suma importância para que as análises representem de forma satisfatória o

cenário real do problema.

103

5 MODELAGEM DE REFORÇO DE UM CAIS COM JET GROUTING


Neste capítulo serão realizadas modelagens computacionais focando a

aplicação da técnica de jet grouting para solução de um problema de

estabilidade de uma estrutura portuária. Serão simulados computacionalmente

os problemas decorrentes do aumento de calado e/ou de sobrecarga em um

cais.

Para avaliar o desempenho da solução serão modeladas diversas situações

de incremento de calado e sobrecarga para um cenário previamente

estabelecido. Este cenário escolhido foi um hipotético cais em estacas

pranchas metálicas com duas linhas de tirantes no porto de Navegantes-SC. A

caracterização geotécnica adotada como típica para esta região portuária foi

baseado em MARQUES E LACERDA (2002) e descrita no Capítulo 3.

Foram utilizados nas modelagens dois programas comerciais, conforme

mostrado no Capítulo 4. Seguindo procedimento semelhante ao adotado por

JARITNGAM (2001), foi utilizado um programa para estudo de estabilidade

pelo método de equilíbrio limite e outro programa para análise tensão -

deformação pelo método dos elementos finitos.

Os parâmetros de resistência e deformabilidade para simulação do solo

original e do material tratado com jet grouting, como um solo de melhores

características, foram obtidos a partir das correlações apresentadas no

Capítulo 4.

Neste capítulo serão realizadas as modelagens propostas. Posteriormente,

a partir dos resultados obtidos, será estudada a relação entre o tratamento

empregado e os fatores de segurança, as deformações, as tensões e os

esforços no solo e na cortina de estacas pranchas, de modo que seja possível

efetuar uma avaliação do desempenho da solução com jet grouting.

104

5.2 MODELAGEM DO PROBLEMA

5.2.1 SITUAÇÃO INICIAL

A situação inicial que servirá como cenário para o estudo foi um cais de

paramento fechado com cortina de estacas pranchas metálicas, conforme

mostrado na FIG. 5.1. Foi considerada a existência de duas linhas de tirantes

com carga de 250 kN/m cada, que equivale, por exemplo, a tirantes de 750kN a

cada 3m. Tendo em vista que o foco do estudo é a utilização de jet grouting, os

carregamentos simulados foram basicamente a sobrecarga e o empuxo de

terra da retroárea, que ocorre naturalmente devido às diferenças de níveis.

FIG. 5.1 – Cenário inicial do cais em estacas pranchas.

105

Outros esforços tais como os esforços de atracação e amarração não

entram nas modelagens, pois o estudo do desempenho da solução em jet

grouting é realizado sob o ponto de vista geotécnico. A cortina de estacas

pranchas e eventual reforço destinam-se à contenção do empuxo de terra e

conseqüente garantia de calado e capacidade de carga da retroárea. Neste tipo

de cais, os esforços de amarração são transmitidos a cabeços chumbados em

blocos de estacas desvinculados da cortina de estacas pranchas do cais. Já os

esforços de atracação, se fossem transmitidos para o cais, seriam favoráveis

sob o ponto de vista geotécnico, uma vez que aliviariam as cargas de empuxo

da retroárea.

Para efeito de modelagem, o tipo de estaca prancha de aço escolhido foi o

modelo AU-20 da ARCELOR MITAL, cujas características estão apresentadas

na TAB. 5.1. O comprimento total das estacas é de 24m, com ficha de 14m

totalmente embutida em solo. Esta configuração inicial do cais garante

segurança para um calado de 8m e uma sobrecarga de 20kN/m2.

Os tirantes na modelagem foram considerados materiais elastoplásticos,

com carga de plastificação igual à carga de protensão de 250 kN/m. O produto

do módulo de Young pela área do tirante adotado foi de EA = 125000 kN. O

bulbo de ancoragem do tirante também foi modelado como um material

elastoplástico com limite de 250 kN/m e EA = 170000 kN. O comprimento do

tirante foi de 44m e do bulbo de ancoragem de 4,6m. Tendo em vista que foi

considerada uma carga de protensão equivalente ao limite de plastificação

estabelecido, a simulação dos tirantes equivaleu à aplicação de uma linha de

carregamento de 250 kN/m.

TAB. 5.1 – Características das estacas pranchas metálicas.

TIPO E (MPa) A (m2/m) I (m4/m)PESO LINEAR

(kN/m/m)

AU-20 ARCELOR MITAL 2.10E+05 0.0165 0.0004444 1.29

106

5.2.2 CENÁRIOS ANALISADOS PARA AVALIAÇÃO DO DESEMPENHO DA

SOLUÇÃO EM JET GROUTING

O procedimento natural para a verificação do reforço de uma estrutura

portuária como a apresentada é modelar para cada seção geotécnica a solução

em jet grouting proposta e verificar se a mesma atende aos limites

estabelecidos para que a obra funcione de forma satisfatória e com segurança.

Estas modelagens devem ser feitas em função da nova condição de calado e

carregamento definidos para o cais. Diante desta nova situação, todas as

seções devem ser modeladas computacionalmente, verificadas e

dimensionadas.

Para tornar possível uma melhor análise do desempenho da solução,

optou-se por inverter os procedimentos. Baseado em um cenário fixado, foi

avaliado o desempenho da solução em jet grouting para diversas situações de

aprofundamento de calado e incremento de sobrecarga, conforme o projeto de

análise apresentado na TAB. 5.2 e ilustrado na FIG. 5.2.

TAB. 5.2 – Projeto de análises para avaliação do desempenho da solução.

CENÁRIO GANHO DE CALADO (GC)SOBRECARGA

Incremento de sobrecarga (ISC) TOTAL (20kPa + ISC)

1 2,0m 0 kPa 20 kPa

2 2,0m 20 kPa 40 kPa

3 2,0m 40 kPa 60 kPa

4 2,0m 60 kPa 80 kPa

5 4,0m 0 kPa 20 kPa

6 4,0m 20 kPa 40 kPa

7 4,0m 40 kPa 60 kPa

8 4,0m 60 kPa 80 kPa

9 6,0m 0 kPa 20 kPa

10 6,0m 20 kPa 40 kPa

11 6,0m 40 kPa 60 kPa

12 6,0m 60 kPa 80 kPa

107

Os incrementos de sobrecargas sugeridos correspondem à necessidade de

aumento da capacidade de armazenamento de um pátio de contêineres. Um

contêiner padrão de 20 pés, por exemplo, transmite uma pressão de cerca de

15kPa, sendo comum o empilhamento de até seis fileiras de contêineres.

8m

ARGILA ORGÂNICA POUCOSILTOSA MUITO MOLE

ARGILA MOLE À MÉDIACOM AREIA FINA

ARGILA ORGÂNICA POUCOSILTOSA, MOLE À RIJA

AREIA

q = 20kPa +

AREIA

GC

ARGILA SILTOSA COM AREIAFINA MÉDIA À RIJA

AREIA

q

RE

FO

RÇ

O C

OM

JET

GR

OU

TIN

GFIG. 5.2 – Cenário de ganho de calado e incremento de sobrecarga.

O reforço projetado consistiu de uma cortina de colunas de jet grouting

justapostas posicionadas imediatamente à ré da cortina de estacas pranchas.

O posicionamento do reforço poderia ser à frente ou à ré da cortina de estacas

pranchas. Posicionando à frente não há o problema de interferências com

tirantes, que apesar de poderem ser contornados graças à flexibilidade do

método, podem causar transtornos executivos. Entretanto o posicionamento à

frente da cortina atravessa uma espessura menor de camadas de solo e não

tem o mesmo efeito do tratamento à ré. Posicionando-se à ré há um maior

q = 20kPa + ISC

108

ganho de rigidez e conseqüente redução de deformações. Neste trabalho

optou-se pela configuração à ré por se tratar de uma avaliação do desempenho

do método propriamente dito, sendo interessante que as colunas atravessem o

maior número de camadas de solo possível.

A profundidade final das colunas foi de 35m e o diâmetro das mesmas foi

considerado constante através das camadas de solo. O diâmetro está

representado na modelagem por uma faixa contínua de 1,50m de espessura de

solo tratado, que corresponde à área por metro linear de coluna. Este diâmetro

foi estimado com base nas faixas de valores das FIG. 4.4 e FIG. 4.5,

apresentadas no Capítulo 4. Este diâmetro, assim como as tensões de

compressão do material tratado, são especificações mínimas de projeto e, no

caso de um projeto real, devem ser confirmadas no campo no início das obras.

5.2.3 PARÂMETROS DO SOLO NO MODELO

Os parâmetros do solo natural e do material tratado com jet grouting são de

grande importância para o sucesso das análises. Estes parâmetros devem

representar a realidade para que os resultados tenham significado prático. Por

mais sofisticados que sejam os modelos, o mais importante em modelagem

computacional de solos é a correta definição dos parâmetros geotécnicos.

A caracterização geotécnica de MARQUES E LACERDA (2002)

apresentada no Capítulo 3 mostra que há uma considerável variabilidade de

valores dos parâmetros geotécnicos na região do porto de Navegantes-SC.

Esta variabilidade foi observada pois foram realizados diversos tipos de

ensaios em diferentes pontos investigados. Partindo da caracterização

geotécnica correspondente ao furo SP-32 (FIG. 3.6) e utilizando a metodologia

proposta no Capítulo 4, foram atribuídos os parâmetros de entrada do modelo

computacional, conforme mostrado nas TAB. 5.3 e TAB. 5.4. Na TAB. 5.3 os

parâmetros que dizem respeito aos solos granulares são efetivos e no caso dos

solos argilosos se referem ao comportamento não drenado. Na TAB. 5.4,

quando são apresentados os parâmetros do solo tratado, essa distinção não se

faz necessária, pois o solo tratado é modelado como material não poroso.

109

TAB. 5.3 – Parâmetros de entrada do modelo para o solo natural.

CAMADAH

Parâmetros do solo natural

nat c' Su Ed Eu' u

(m) (kN/m³) (graus) (kPa)

1 Aterro arenoso 1 18 30 0 - 25000 - 0,3 -

2Argila Orgânica pouco siltosa muito mole

6 15,5 0 - 10 - 5000 - 0,49

3 Areia 7,5 17 32 0 - 25000 - 0,3 -

4Argila mole a média com areia fina

5,5 15,3 0 - 45 - 22500 - 0,49

5 Areia 3 17,2 32 0 - 35000 - 0,3 -

6Argila orgânica pouco siltosa, mole à rija

15 15,8 0 - 60 - 30000 - 0,49

7 Areia 1 17,5 35 0 - 45000 - 0,3 -

8Argila siltosa com areia fina média à rija

8 16,8 0 - 80 - 40000 - 0,49

TAB. 5.4 – Parâmetros de entrada após tratamento com jet grouting.

CAMADAH

(m)

Parâmetros após tratamento com jet grouting

c

(kPa) jet

(kN/m³) cjet

(kPa)Ejet

(kPa) jet

1 Aterro arenoso 1 2500 22 30 722 500000 0,2

2Argila Orgânica pouco siltosa muito mole

6 500 22 - 250 100000 0,2

3 Areia 7,5 2500 22 32 693 500000 0,2

4Argila mole a média com areia fina

5,5 1500 22 - 750 300000 0,2

5 Areia 3 2500 22 32 693 500000 0,2

6Argila orgânica pouco siltosa, mole à rija

15 3000 22 - 1500 600000 0,2

7 Areia 1 3000 22 35 781 600000 0,2

8Argila siltosa com areia fina média à rija

8 3000 22 - 1500 600000 0,2

* Para os solos argilosos cjet corresponde diretamente ao valor da tensão cisalhante resistente.

110

O coeficiente de empuxo de repouso (K0) foi estimado para as camadas de

areia e argila pela equação EQ. 5.1. Para efeito de cálculo de K 0 considerou-se

para as argilas um ângulo de atrito efetivo de 25º (K0 = 0,577).

K0 = 1 – sen () (EQ. 5.1)

A permeabilidade atribuída para as camadas de areia foi de 10 -3 m/s e para

as camadas de argila de 10-6 m/s. O material tratado com jet grouting foi

considerado impermeável (não poroso). Cabe ressaltar que para efeito das

análises realizadas os valores de permeabilidade não interferem nos resultados

finais.

5.3 ANÁLISE PELO MÉTODO DO EQUILÍBRIO LIMITE

Conforme descrito no Capítulo 4, a modelagem do problema pelo método

do equilíbrio limite utilizou o programa SLOPE-W, simulando dois possíveis

casos de ruptura (global e local). A TAB. 5.5 apresenta os fatores de segurança

para a situação inicial do cais, antes de qualquer aumento de calado ou

incremento de sobrecarga (FIG. 5.1).

A análise denominada local se refere a uma superfície de ruptura passando

pelo pé do talude, imaginando-se que o giro da cortina de estacas ocorra em

torno deste ponto. Esta aproximação pode levar a resultados equivocados, pois

além de se saber que o giro pode ocorrer em uma posição muito distante desse

ponto, a consideração de que o empuxo passivo será totalmente mobilizado é

contra a segurança. Por este motivo, no caso da análise local, para ilustrar a

faixa de valores que se encontra a mobilização do empuxo, foram calculados

os empuxos necessários (En) para se obter um F.S. = 1,0. Em seguida

calculou-se a relação entre o empuxo teoricamente disponível (Edisp) devido à

ficha e o empuxo necessário (En). No caso do empuxo disponível se considerou

os limites superiores e inferiores, ou seja, o empuxo passivo e o empuxo no

repouso.

111

TAB. 5.5 – Situação inicial pela análise por equilíbrio limite

Situação inicial(Calado de 8,0m e sobrecarga de 20 kPa)

Análise global Análise local

F.S. global

Empuxo disponível (Edisp) (kN) Empuxo

necessário (En)para F.S. = 1,0

(kN)

Edisp / En

Passivo Repouso Passivo Repouso

1.686 1881.85 334.94 352.5 5.339 0.950

Os doze cenários de ganho de calado (GC) e incremento de sobrecarga

(ISC) tem seus resultados apresentados nas TAB. 5.6, TAB. 5.7 e TAB. 5.8,

para as superfícies de ruptura global e local, conforme descrito nas FIG. 4.6 e

FIG. 4.7.

TAB. 5.6 – Fatores de segurança globais obtidos nas análises.

CENÁRIOGC(m)

SOBRECARGA F.S. global

ISC(kPa)

TOTAL(kPa)

Semreforço

Comreforço

1

2

0 20 1.303 2.292

2 20 40 1.228 2.129

3 40 60 1.165 1.981

4 60 80 1.103 1.853

5

4

0 20 1.089 1.983

6 20 40 1.043 1.866

7 40 60 1.004 1.76

8 60 80 0.97 1.659

9

6

0 20 0.637 1.495

10 20 40 0.595 1.414

11 40 60 0.549 1.331

12 60 80 0.48 1.257

As FIG. 5.3, FIG. 5.4 e FIG. 5.5 ilustram as superfícies de ruptura

analisadas para um dos doze cenários (cenário 6), no qual se simulou um

ganho de calado de 4,0m e um incremento de sobrecarga de 20 kPa. Todos os

112

demais cenários estão disponíveis nos arquivos digitais de entrada do

programa, anexos a este trabalho (APÊNDICE 1).

TAB. 5.7 – Empuxos disponíveis e necessários das análises locais.

CENÁRIOGC(m)

SOBRECARGAEmpuxo disponível (kN)

Empuxo necessário (En)para F.S. = 1,0

(kN)

Sem reforço Com reforço

ISC(kPa)

TOTAL(kPa)


1

2

0 20

1495 238 3980 930

526.2

2 20 40 601.6

3 40 60 677

4 60 80 752.5

5

4

0 20

1199 155 3530 755

757.3

6 20 40 833.8

7 40 60 910

8 60 80 986.5

9

6

0 20

881 97 3086 623

957.5

10 20 40 1056

11 40 60 1154.5

12 60 80 1256.2

TAB. 5.8 – Relações entre os empuxos disponíveis (Edisp) e necessários

(En) pelas análises locais.

CENÁRIOGC(m)

SOBRECARGAEdisp / En

Sem reforço Com reforço

ISC(kPa)


1

2

0 2.841 0.453 7.564 1.767

2 20 2.485 0.396 6.616 1.545

3 40 2.208 0.352 5.879 1.373

4 60 1.986 0.317 5.289 1.235

5

4

0 1.583 0.204 4.661 0.996

6 20 1.438 0.185 4.234 0.905

7 40 1.317 0.170 3.879 0.829

8 60 1.215 0.157 3.578 0.765

9

6

0 0.920 0.102 3.223 0.650

10 20 0.834 0.092 2.922 0.590

11 40 0.763 0.084 2.673 0.539

12 60 0.701 0.078 2.457 0.496

113

1.043

8m




AREIA

q = 20 + 20 = 40kN/m

AREIA

T = 250 kN/m

T = 250 kN/m

GC = 4m


ATERRO ARENOSO

AREIA

FIG. 5.3 – Análise global do cenário 6 sem o reforço.

1.866

8m




AREIA

q = 20 + 20 = 40 kN/m

AREIA

T = 250 kN/m

T = 250 kN/m

GC = 4m


ATERRO ARENOSO

AREIA

Coluna de jet grouting.

FIG. 5.4 – Análise global do cenário 6 com o reforço.

114

1.000

8m




AREIA

q = 20 + 20 = 40 kN/m

AREIA

T = 250 kN/m

T = 250 kN/m

GC = 4m


ATERRO ARENOSO

AREIA

833,8 kN/m

FIG. 5.5 – Análise local do cenário 6.

A FIG. 5.6a mostra a evolução do fator de segurança global com o

aprofundamento de calado, enquanto a FIG. 5.6b apresenta a evolução da

relação entre empuxo disponível e o empuxo necessário, no caso da análise

local de estabilidade, considerando o empuxo no repouso e o empuxo passivo.

Analisando a FIG. 5.6b é possível verificar a variação que pode ocorrer em

função de qual empuxo é utilizado na análise.

Cabe salientar que além da questão dos empuxos na análise local, a

análise por equilíbrio limite, da forma que foi realizada, fixa o ponto de rotação

da estrutura no pé do talude, o que pode mascarar os resultados, uma vez que

a situação de ruptura estudada pode não ser a mais desfavorável. Esta

limitação da metodologia será discutida após a apresentação dos resultados

pela análise com elementos finitos. A realização de análises por equilíbrio limite

para o problema em questão teve a finalidade de, além de nortear inicialmente

a geometria do problema, levantar a questão quanto à limitação deste método

de análise para este tipo de problema.

En = 833,8 kN/m

115

0

0.5

1

1.5

2

2.5

0 2 4 6

GC (m)

FS

glo

ba

l

ISC = 0 kPa sem reforço ISC = 20kPa sem reforçoISC = 40 kPa sem reforço ISC = 60kPa sem reforçoISC = 0kPa com reforço ISC = 20kPa com reforçoISC = 40kPa com reforço ISC = 60kPa com reforço

FSinicial = 1,69

0.000

1.000

2.000

3.000

4.000

5.000

6.000

7.000

8.000

0 2 4 6GC (m)

FS

loc

al,

Eo

, Ep

Empuxo passivo

FSinicial = 5,34

Empuxo repouso

FSinicial = 0,96

( b )

LEGENDA:

0

0.5

1

1.5

2

2.5

0 2 4 6

GC (m)

FS

glo

bal

ISC = 0 kPa sem reforço ISC = 20kPa sem reforçoISC = 40 kPa sem reforço ISC = 60kPa sem reforçoISC = 0kPa com reforço ISC = 20kPa com reforçoISC = 40kPa com reforço ISC = 60kPa com reforço

FS inicial = 1,69

FIG. 5.6 – Fatores de segurança globais e locais.

( a )

116

5.3.1 AVALIAÇÃO PELO MÉTODO DE EQUILÍBRIO LIMITE

No caso da análise de estabilidade global, o jet grouting propiciou um ganho

direto no fator de segurança. Propositalmente a profundidade total do

tratamento foi escolhida de forma que pudessem ser analisadas superfícies

críticas de ruptura que cortassem o tratamento, pois assim era possível melhor

comparar o desempenho da solução. Deste modo, o pequeno trecho da

superfície crítica que corta o tratamento proporciona um incremento na tensão

cisalhante resistente. Este incremento foi suficiente para que o problema de

estabilidade global se tornasse o menos relevante, tendo sido obtido em todas

as situações um fator de segurança global com reforço maior do que 1,25. É

importante observar que para este tipo de análise global o jet grouting funciona

apenas no local onde a superfície crítica o corta. Sendo assim, o material

tratado exatamente nesta faixa de solo onde passa a superfície crítica tem

enorme responsabilidade, sendo portanto muito importante as confirmações

dos parâmetros de resistência do solo tratado nesta região que fica

imediatamente abaixo da cortina de estacas pranchas.

Já no caso da análise local, a consideração sugerida por GEO-SLOPE

(2010) deve ser utilizada com cuidado. O primeiro ponto a se questionar é a

escolha do ponto de rotação da cortina. Dada a limitação do programa SLOPE-

W, que obriga que as superfícies de ruptura estudadas se iniciem e terminem

em faces livres, não é possível considerar um ponto de rotação da cortina mais

abaixo do que o pé do talude. Deste modo, o que se verificou nas análises é

que quanto maior a ficha existente, mais errônea está a consideração de giro

por este ponto. Mais adiante, quando forem interpretados os resultados das

análises pelo MEF, será mais bem definido este provável ponto de giro.

O segundo ponto importante desta análise local pelo método do equilíbrio

limite está em determinar qual valor de empuxo resistente deve ser utilizado.

Considerando a situação limite de ruptura da massa de solo, chega-se à

conclusão que o empuxo a ser considerado deveria ser o passivo. Entretanto, o

que se verifica é que esta consideração pode levar a deslocamentos muito

superiores aos valores admissíveis pela boa prática de engenharia. Deste

modo, a recomendação é que se utilize um valor de empuxo resistente situado

117

entre o empuxo no repouso e o empuxo passivo. Analisando-se os

deslocamentos obtidos pelo MEF esta questão será melhor esclarecida.

Dado o exposto, verifica-se que da análise local de estabilidade por

equilíbrio limite são retiradas tendências importantes de ruptura, na qual,

independente de considerações possivelmente equivocadas na análise, se

verifica que o jet grouting proporciona um ganho de segurança diretamente

proporcional ao comprimento adicional de ficha que se obtém pela execução do

tratamento, uma vez que quanto mais profundo o tratamento maior o empuxo

resistente.

5.4 ANÁLISES PELO MÉTODO DOS ELEMENTOS FINITOS

As análises realizadas pelo método do equilíbrio limite, justamente por

apresentarem as limitações já mencionadas, fornecem apenas uma noção

inicial sobre o comportamento da estrutura e podem ser encaradas como um

primeiro passo a ser dado antes de análises mais elaboradas. Com o intuito de

compreender melhor o comportamento do solo antes e após receber o

tratamento, foram modelados os doze cenários pelo MEF, por meio do

programa Plaxis 2D.

Todas as análises realizadas com o Plaxis 2D para os doze cenários

encontram-se disponíveis nos arquivos digitais em anexo a este trabalho

(APÊNDICE 1). Entretanto, como forma de ilustração de quais resultados são

obtidos das análises e como os mesmos são apresentados pelo programa,

serão aqui mostradas apenas as saídas do programa que se referem ao

cenário 6. Posteriormente, para melhor análise do desempenho da solução,

os resultados mais relevantes para a avaliação que se deseja realizar serão

compilados em gráficos. Nestes gráficos todos os cenários serão

contemplados, permitindo uma visão evolutiva do desempenho da solução.

A FIG. 5.7 mostra a malha utilizada para a modelagem da situação inicial já

na condição deformada. Para melhor visualização, todas as saídas gráficas de

condições deformadas apresentadas neste trabalho foram configuradas para

uma amplificação de vinte e cinco vezes nos valores das deformações. A partir

118

deste cenário inicial é que todos os demais casos foram modelados. O

contorno da coluna de jet grouting à ré da cortina de estacas pranchas se

refere a uma região previamente demarcada, já visando a modelagem da

substituição do material inicial pelo material tratado. As subdivisões das regiões

dentro da mesma camada de solo demarcadas à frente da cortina se referem

às camadas de solo que serão suprimidas, simulando um aprofundamento de

calado. O programa Plaxis 2D permite que seja simulada uma condição

evolutiva de uma obra a partir de um cenário inicial, sendo possível suprimir

e/ou alterar as propriedades das regiões previamente estabelecidas para as

camadas de solo ou de tratamento, além de poder alterar os valores de

sobrecarga.

FIG. 5.7 – Situação inicial deformada (máx= 54mm).

5.4.1 ANÁLISE DAS DEFORMAÇÕES NA MASSA DE SOLO

A FIG. 5.8 mostra a situação deformada da condição de aumento de calado

e incremento de sobrecarga referente ao cenário 6, sem considerar a execução

de tratamento com jet grouting. A FIG. 5.9 se refere à condição deformada do

cenário 6 com tratamento.

119

FIG. 5.8 – Deformada do cenário 6 sem tratamento (máx=136mm).

FIG. 5.9 – Deformada do cenário 6 com tratamento (máx=98mm).

As deformações calculadas para os diversos cenários estudados mostram

claramente a eficiência do tratamento com jet grouting. As deformações

máximas obtidas foram sempre significativamente inferiores nas condições com

tratamento, em torno de 30% menores para o cenário 6, conforme se pode

observar comparando as FIG. 5.8 e FIG. 5.9.

Ao analisar as deformações é importante salientar que o estudo realizado

visou avaliar o desempenho do reforço da estrutura de contenção, ou seja, a

ocorrência de adensamento das camadas compressíveis devido ao incremento

de sobrecarga não foi considerada na avaliação ora realizada. Eventualmente,

em um caso real de obra, dever-se-iam realizar intervenções em paralelo ao

reforço da estrutura, para evitar recalques acima dos desejáveis.

120

5.4.2 ANÁLISE DAS TENSÕES NA MASSA DE SOLO

As FIG. 5.10 a FIG. 5.18 mostram os resultados referentes às análises de

tensões na massa de solo para a situação inicial e para as condições do

cenário 6 com e sem o reforço.

A distribuição das tensões totais são apresentadas nas FIG. 5.10, FIG. 5.11

e FIG.5.12, onde se pode observar que a variação destas tensões corresponde

principalmente ao acréscimo de sobrecarga e ao aprofundamento do calado

impostos à situação inicial. O tratamento do solo propriamente dito altera de

forma discreta as tensões totais, uma vez que o mesmo provoca apenas uma

pequena mudança do peso específico do solo na região tratada, conforme se

pode observar comparando as FIG. 5.11 e FIG.12.

FIG. 5.10 – Tensões totais para a situação inicial.

121

FIG. 5.11 – Tensões totais para o cenário 6 sem tratamento.

FIG. 5.12 – Tensões totais para o cenário 6 com tratamento.

122

As FIG. 5.13, FIG.5.14 e FIG.5.15 apresentam as distribuições das razões

entre as tensões cisalhantes calculadas e as resistentes, para a situação inicial

e para o cenário 6 com e sem o reforço. Analisando as figuras de forma

comparativa verifica-se que a implantação do reforço altera muito pouco a

distribuição das tensões cisalhantes na massa de solo, proporcionando uma

considerável redução nas razões de tensões apenas na região tratada com jet

grouting.

FIG. 5.13 – Tensão cisalhante ( / res)para a situação inicial.

Outra forma de visualizar a influência do tratamento nas tensões do solo é

analisar especificamente os pontos da malha de elementos finitos que

apresentaram plastificação, ou seja, cujos valores de tensão cisalhante

calculados foram superiores aos resistentes. A FIG. 5.16 apresenta os pontos

de plastificação existentes na situação inicial da obra, enquanto as FIG. 5.17 e

FIG. 5.18 apresentam os pontos de plastificação referentes ao cenário 6 sem e

com o reforço, respectivamente.

123

FIG. 5.14 – Tensão cisalhante ( / res) para o cenário 6 sem reforço.

FIG. 5.15 – Tensão cisalhante ( / res) para o cenário 6 com reforço.

124

FIG. 5.16 – Pontos de plastificação da situação inicial.

Comparando a distribuição de tensões de plastificação inicial na massa de

solo apresentada na FIG. 5.16 com as situações após a implantação do

aumento de calado e sobrecarga verifica-se que, tanto para a situação com

reforço (FIG. 5.17) quanto para a situação sem reforço (FIG. 5.18) há um

considerável acréscimo de pontos de plastificação. Entretanto, na situação com

reforço de jet grouting este acréscimo de pontos de plastificação na massa de

solo ocorre de forma um pouco diferente, dispersando os pontos de

plastificação para fora da região tratada, conforme se pode observar

comparando as FIG. 5.17 e FIG. 5.18. Esta redistribuição dos pontos de

plastificação resulta em menores deslocamentos na cortina para o cenário com

tratamento.

FIG. 5.17 – Pontos de plastificação do cenário 6 sem tratamento.

125

FIG. 5.18 – Pontos de plastificação do cenário 6 com tratamento.

É curioso observar que na faixa de solo tratado com jet grouting da FIG.

5.18 não ocorre em nenhuma situação a plastificação do material. Deste modo,

a simulação da resistência do jet grouting perde em importância, passando a

sua rigidez a ser o principal dado para a análise. Isto equivale a dizer que uma

nova cortina de estacas foi inserida. Ao se simular a cortina de estacas

pranchas informa-se ao programa que a mesma apresenta comportamento

elástico e fornecem-se apenas parâmetros para cálculo da rigidez da mesma.

No caso do jet grouting, como dificilmente ocorrerá plastificação do material

tratado, o mesmo poderia teoricamente ser feito. Entretanto, a simulação do

material tratado como camadas de solo permite uma variação de parâmetros

que não seria possível simulando-se o reforço como uma cortina de estacas

pranchas de rigidez equivalente.

Em solos de baixa resistência, o material tratado também apresentará

menor resistência e o colapso do sistema de contenção também tende a

ocorrer sempre com plastificação no solo original, uma vez que o tratamento

apresenta sempre uma resistência comparativa muito superior. Deste modo, a

preocupação de se obter tratamentos com um elevado valor de resistência se

mostra menos relevante. Este é um fator importante para o caso de regiões

portuárias que normalmente apresentam solos de baixa resistência e que a

solução com jet grouting é colocada em dúvida por este motivo. É sabido que a

rigidez está diretamente relacionada com a resistência, entretanto o fator

126

preponderante passa a ser principalmente a rigidez do material tratado e não

diretamente a sua resistência.

Dada a importância dos parâmetros de rigidez do material tratado, percebe-

se que em obras deste tipo é mais importante se preocupar com investigações

de campo e ensaios para determinação de parâmetros de deformabilidade do

material tratado, tais como E e , do que com ensaios de resistência à

compressão simples nos solos que receberam tratamento, como se observa

usualmente.

As análises das tensões na massa de solo são de grande importância para

elaboração de um projeto de contenção, entretanto, o desempenho da solução

com jet grouting pode ser melhor avaliado estudando-se primordialmente os

deslocamentos e os esforços ao longo da cortina de estacas, conforme

realizado a seguir para todos os 12 cenários modelados.

5.4.3 ANÁLISE DO COMPORTAMENTO DA CORTINA DE ESTACAS

As FIG. 5.19 a FIG. 5.31 apresentam todos os resultados de

deslocamentos, momentos fletores e esforços cortantes na cortina de estacas

pranchas. Para melhor visualização os gráficos foram agrupados para cada

valor de sobrecarga. Cada figura apresenta três gráficos correspondentes aos

aprofundamentos de calado (2m, 4m e 6m). Em todos os gráficos é

apresentada em linha tracejada a situação inicial do cais, ou seja, sem que

ainda tivesse ocorrido o incremento de sobrecarga e o aprofundamento de

calado.

Para os cenários estudados, o programa Plaxis 2D acusou colapso da

massa de solo em quatro situações. Nas situações sem reforço ocorreu

colapso para os cenários 8, 11 e 12. O cenário 12 mesmo com reforço também

apresentou colapso da massa de solo. As quatro situações de colapso estão

indicadas nas figuras através de linhas descontínuas. Estes resultados tem

apenas caráter ilustrativo, uma vez que representam uma interrupção no

processo de cálculo por não convergência dos cálculos, ou seja, os valores

mostrados correspondem até o ponto em que houve o erro no processamento.

127

Alguns cenários, apesar de terem o processamento finalizado, resultaram em

deslocamentos finais excessivos, que na prática podem ser considerados como

colapso. Este é o caso para todos cenários com sobrecarga de 80kPa, mesmo

com reforço, e para os cenários com sobrecarga de 60kPa, que apresentaram

deslocamentos excessivos apenas nos casos sem reforço. A escolha de

cenários até a ruptura foi feita estrategicamente para que fosse possível uma

melhor avaliação do desempenho da solução.

5.4.3.1 DESLOCAMENTOS NA CORTINA DE ESTACAS PRANCHAS

As FIG. 5.19 a FIG. 5.22 apresentam os deslocamentos horizontais da

cortina de estacas pranchas. Observa-se por esses gráficos que o movimento

ao qual a estrutura vai ao colapso corresponde ao que foi chamado de análise

local no método de equilíbrio limite. Verifica-se que a protensão dos tirantes, a

partir de um determinado momento, é superada pelos esforços de empuxo e a

cortina chega ao colapso com as maiores deformações ocorrendo no topo da

cortina.

Cenário 1 GC=2m ; SC=20kPa

-25

-20

-15

-10

-5

0

-50 0 50 100

h (mm)

z (

m)

Cenário 5GC=4m ; SC=20kPa

-25

-20

-15

-10

-5

0

-50 0 50 100

h (mm)

z (m

)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-50 0 50 100

h (mm)

z (m

)

- - - - - - - - - situação inicial __________ sem reforço __________ com reforço


128


-25

-20

-15

-10

-5

0

-50 50 150 250

h (mm)

z (

m)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-50 50 150 250

h (mm)

z (m

)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-50 50 150 250

h (mm)

z (m

)




-25

-20

-15

-10

-5

0

-50 50 150 250

h (mm)

z (

m)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-50 50 150 250

h (mm)

z (m

)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-50 50 150 250

h (mm)

z (m

)



129


-25

-20

-15

-10

-5

0

-50 450 950

h (mm)

z (

m)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-50 450 950

h (mm)

z (m

)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-50 450 950

h (mm)

z (m

)



As deformações com e sem reforço, no caso do cenário 3 (FIG. 5.21) por

exemplo, evidenciam o bom desempenho do reforço com jet grouting. Neste

caso é possível se chegar a aprofundamentos de calado de 4m e incrementos

de sobrecarga de 40 kPa com deslocamentos compatíveis com o uso da

estrutura. Por outro lado, uma situação sem reforço evidencia deslocamentos

muito acima dos toleráveis, mostrando na prática a ocorrência de ruptura do

sistema de contenção.

Tendo em vista que a ruptura ocorre de forma local, evidencia-se que o

reforço com jet grouting se mostra mais eficaz para aprofundamentos de

calados do que para incrementos de sobrecarga. Isto ocorre porque ao se

realizar um aprofundamento de calado a distribuição do empuxo é alterada. O

mesmo empuxo ativo é mantido e o empuxo passivo é reduzido. Uma vez que

a distribuição do empuxo na cortina é aproximadamente triangular, tem-se as

resultantes dos empuxos atuantes aumentadas principalmente na parte inferior

da contenção. Ao se incrementar a sobrecarga tem-se um aumento do empuxo

ativo por igual em toda a cortina e consequentemente tem-se,

comparativamente à situação de aprofundamento de calado, um maior

130

aumento do empuxo ativo na parte superior da cortina, enquanto o empuxo

passivo resistente só é aumentado pelo reforço com jet grouting na parte

abaixo do leito marinho.

Caso o mecanismo de ruptura mais crítico fosse o global, verificar-se-ia o

inverso. Como na ruptura global os deslocamentos finais máximos ocorrem na

parte de baixo da cortina, o reforço se mostraria mais eficiente nos casos de

incremento de sobrecarga do que nos aprofundamentos de calado. Analisando

a variação de fator de segurança global e local em função dos

aprofundamentos de calado e incrementos de sobrecarga também é possível

perceber esta diferença de desempenho.

A FIG. 5.23 compila em um único gráfico os deslocamentos máximos (máx)

observados na cortina de estacas pranchas, mostrando a evolução dos

mesmos com os aprofundamentos do calado (GC), em função dos incrementos

de sobrecarga (ISC) atribuídos. Nesta figura fica clara a diferença entre a

evolução dos cenários com deslocamentos excessivos e os que não

apresentaram colapso.

0

50

100

150

200

250

300

350

0 2 4 6

GC (m)

má

x (m

m)

ISC = 0 kPa sem reforço ISC = 20kPa sem reforço

ISC = 40 kPa sem reforço ISC = 60kPa sem reforço

ISC = 0kPa com reforço ISC = 20kPa com reforço

ISC = 40kPa com reforço ISC = 60kPa com reforço

Cenários com deslocamentos excessivos

FIG. 5.23 – Deslocamentos máximos na cortina de estacas.

131

5.4.3.2 ESFORÇOS NA CORTINA DE ESTACAS PRANCHAS

Os momentos fletores e os esforços cortantes ao longo da cortina de

estacas pranchas são excelentes referenciais para comparação de resultados

entre o método do equilíbrio limite e os encontrados pelo MEF. As FIG. 5.24 a

FIG. 5.27 apresentam os momentos fletores ao longo da cortina de estacas

pranchas.

Analisando a magnitude dos momentos fletores verifica-se que há um

aumento, em relação à situação inicial, no valor do momento máximo na cortina

de estacas pranchas metálicas. Este aumento é menos acentuado nos casos

com reforço. Entretanto, sob o ponto de vista estrutural das estacas pranchas

metálicas, os aumentos que se observam na flexão das mesmas não são o

foco principal das preocupações, uma vez que, mesmo para as condições sem

reforço, esses aumentos podem ser absorvidos sem maiores problemas pelos

perfis metálicos existentes. Em obras deste tipo, onde normalmente os

elementos estruturais são robustos, o foco das análises se concentra

principalmente na análise da estabilidade geotécnica da contenção.


-25

-20

-15

-10

-5

0

-250 -50 150

M (kN.m / m)

z (

m)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-250 -50 150

M (kN.m / m)

z (m

)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-250 -50 150

M (kN.m / m)

z (m

)


FIG. 5.24 – Momentos fletores para sobrecarga de 20 kPa.

132


-25

-20

-15

-10

-5

0

-200 0 200 400

M (kN.m / m)

z (

m)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-200 0 200 400

M (kN.m / m)

z (m

)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-500 0 500

M (kN.m / m)

z (m

)




-25

-20

-15

-10

-5

0

-700 -200 300 800

M (kN.m / m)

z (m

)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-1100 -100 900

M (kN.m / m)

z (m

)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-2000 -1000 0 1000

M (kN.m / m)

z (m

)



133


-25

-20

-15

-10

-5

0

-4000 -2000 0 2000

M (kN.m / m)

z (

m)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-3000 -2000 -1000 0 1000

M (kN.m / m)

z (m

)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-2000 -1000 0 1000

M (kN.m / m)

z (m

)



Analisando os diagramas de momentos verifica-se que os pontos de

inflexão dos momentos fletores (momentos máximos) correspondem

naturalmente aos valores de esforços cortantes (resultantes dos empuxos)

nulos. Os esforços cortantes são apresentados nas FIG. 5.28 a FIG. 5.31.

Esses diagramas permitem identificar a atuação do empuxo como passivo ou

ativo e assim comparar com as considerações realizadas nas análises por

equilíbrio limite. Para realizar esta comparação é preciso concentrar as

análises apenas nos casos próximos da ruptura, que correspondem à hipótese

do método de equilíbrio limite.

O cenário 3, por exemplo, mostra que o ponto de giro da cortina de estacas

se encontra aproximadamente na profundidade de 15,5m. Neste cenário

simulou-se um aprofundamento de calado de 2m e um incremento de

sobrecarga de 40 kPa. O ponto de giro considerado no método do equilíbrio

limite ficou a 12m de profundidade, o que leva a uma consideração contra a

segurança quanto à contribuição pelo empuxo passivo. É interessante observar

que este ponto de giro fica ainda mais profundo se considerado um mesmo

ganho de calado com um incremento de sobrecarga de 60 kPa (cenário 4).

134


-25

-20

-15

-10

-5

0

-250 -50 150

Q (kN / m)

z (

m)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-250 -50 150

Q (kN / m)

z (m

)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-250 -50 150

Q (kN / m)

z (m

)


FIG. 5.28 – Esforços cortantes para sobrecarga de 20 kPa.


-25

-20

-15

-10

-5

0

-200 0 200

Q (kN / m)

z (

m)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-200 0 200

Q (kN / m)

z (m

)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-200 0 200 400

Q (kN / m)

z (m

)



135


-25

-20

-15

-10

-5

0

-700 -200 300

Q (kN / m)

z (

m)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-1100 -600 -100 400

Q (kN / m)

z (m

)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-500 0 500

Q (kN / m)

z (m

)




-25

-20

-15

-10

-5

0

-500 0 500 1000

Q (kN / m)

z (

m)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-500 0 500 1000

Q (kN / m)

z (m

)


-25

-20

-15

-10

-5

0

-500 0 500 1000

Q (kN / m)

z (m

)



136

Analisando o diagrama de esforço cortante do cenário 4 na FIG. 5.31

verifica-se que o ponto de giro neste caso situa-se a 17,5m, tornando ainda

mais desfavorável a consideração utilizada no método de equilíbrio limite. Esta

constatação deixa claro, por exemplo, o porque da análise por equilíbrio limite

não acusar a ruptura no caso do cenário 12 com reforço, no qual a análise do

programa Plaxis 2D foi interrompida por colapso da massa de solo ao ser

simulado um aprofundamento de calado de 6m e um incremento de sobrecarga

de 60kPa.

Analisando todos os resultados verifica-se que a consideração utilizada na

análise por equilíbrio limite se aproxima da realidade em situações sem

sobrecarga, em solo homogêneo e com ficha da cortina de estacas da ordem

de 1/3 do comprimento total. Diante de cenários tão variados como os

estudados neste trabalho, a consideração de cálculo sugerida por GEO-SLOPE

(2010) não se mostrou confiável, sendo portanto recomendável nessas

situações que os projetos se baseiem em análises numéricas pelo MEF.

5.5 CONSIDERAÇÕES FINAIS SOBRE A MODELAGEM

O comportamento do jet grouting foi avaliado sob o ponto de vista técnico,

ou seja, procurou-se estabelecer uma relação entre a execução do reforço e os

ganhos de calado e de sobrecarga proporcionados. Entretanto é sempre

importante frisar que o que determinará na prática a sua utilização será muitas

vezes o aspecto prático e financeiro. Comparada com outras soluções

equivalentes verifica-se que o avanço do uso desta técnica se deve

principalmente ao baixo custo que apresenta para um mesmo benefício obtido.

O que se procurou nas avaliações foi mostrar que é possível proporcionar

os melhoramentos pretendidos por meio da técnica de jet grouting, apesar da

mesma ser uma solução relativamente recente, ainda pouco estudada e muitas

vezes questionada quando utilizada para reforço de estruturas portuárias.

137

6 CONCLUSÕES E SUGESTÕES

O método de jet grouting para tratamentos de solos se mostrou bastante

adequado ao problema portuário estudado. O fato de regiões portuárias

apresentarem comumente solos de baixa resistência não se mostra um

limitador à adoção deste tipo de solução, que demonstra ser bastante eficiente

principalmente em situações de aprofundamento de calado.

A modelagem de tratamento de solos com jet grouting por meio de solos

com características melhoradas se mostrou eficaz, levando a resultados

coerentes e satisfatórios.

O MEF para análise do problema se mostrou o mais indicado, por ser capaz

de simular com fidelidade cenários geotécnicos variados. A análise por

equilíbrio limite não se mostrou tão eficiente por se tratar de um método que

contempla uma situação limite para ruptura e não permite avaliar por exemplo

as deformações da estrutura, que são para o problema estudado uma das

principais condições de adequabilidade da solução.

Como sugestão para futuras pesquisas recomenda-se o aprofundamento de

diversas questões levantadas ao longo deste trabalho, tais como:

- Investigações mais aprofundadas quanto ao valor do módulo de

elasticidade do material tratado com jet grouting e sua correspondência com a

resistência à compressão simples; e

- Monitoramento de obras de jet grouting com medição de deformações

para comparação entre resultados reais e obtidos a partir de modelagens

computacionais pelo MEF.

138

7 REFERÊNCIA BIBLIOGRÁFICAS

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8 APÊNDICES

8.1 APÊNDICE 1: ARQUIVOS DIGITAIS DO SLOPE-W E DO PLAXIS 2D

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AVALIAÇÃO DO DESEMPENHO DE JET GROUTING PARA...

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