EVOLUÇÃO DE RECALQUE EM OBRA DE DUPLICAÇÃO DE ATERRO SOBRE SOLO MOLE - COMPARAÇÃO ENTRE INSTRUMENTAÇÃO E
MODELAGEM BIDIMENSIONAL PELO MÉTODO DOS ELEMENTOS FINITOS
Julia Gomes Pinto Carapiá
Projeto de Graduação apresentado ao Curso de Engenharia Civil da Escola Politécnica, Universidade Federal do Rio de Janeiro, como parte dos requisitos necessários à obtenção do título de Enge-nheiro.
Orientador
Alessandra Conde de Freitas Marcos Barreto de Mendonça
Evolução de recalque em obra de duplicação
de aterro sobre solo mole - comparação entre instrumentação e modelagem bidimensional pelo método dos elementos nitos
Julia Gomes Pinto Carapiá
PROJETO DE GRADUAÇÃO SUBMETIDO AO CORPO DOCENTE DO CURSO DE ENGENHARIA CIVIL DA ESCOLA POLITÉCNICA DA UNIVERSIDADE FEDERAL DO RIO DE JANEIRO COMO PARTE DOS REQUISITOS NECES-SÁRIOS PARA A OBTENÇÃO DO GRAU DE ENGENHEIRO CIVIL.
Apresentado por:
Julia Gomes Pinto Carapiá
Aprovado por:
Prof. Alessandra Conde de Freitas, DSc.
Prof. Marcos Barreto de Mendonça, DSc.
Prof. Ana Cláudia Telles, MSc.
Prof. José Bernardino Borges, MSc.
RIO DE JANEIRO, RJ - BRASIL Março de 2018
G P Carapiá, Julia
Evolução de recalque em obra de duplicação de aterro sobre solo mole - comparação entre instrumentação e modelagem bidimensional pelo método dos elementos nitos/ Julia G P Carapiá. Rio de Janeiro: UFRJ/Escola Politécnica, 2017.
xi, 87 p.: il.; 29, 7cm.
Orientador: Alessandra Conde de Freitas e Marcos Barreto de Mendonça
Projeto de Graduação UFRJ/Escola Politécnica/Curso de Engenharia Civil, 2017.
Referências Bibliográ cas: p. 85 87.
Agradecimentos
Primeiramente, devo agradecer aos meus orientadores neste trabalho de conclu-são do curso, Alessandra Conde Freitas e Marcos Barreto por terem me auxiliado nas diretrizes deste projeto. Dedico aos meus pais, Eliane e Antonio, que sempre me incentivaram a valorizar a educação e o conhecimento. Também dedico aos meus avós , Regina e Antonio, que cuidaram de mim e do meu irmão durante os tempos mais tranquilos e também os mais difíceis. Agradeço a todos que me acompanharam e de alguma forma me conduziram até aqui: meus professores do curso de engenha-ria civil, meus professores e amigos do ciclo básico, meus colegas e amigos, Diogo e Adriano. Agradeço também áqueles que me ajudaram no processo desse projeto: Fabio Silva, Felipe, Ludmila Teixeira e Gustavo.
RESUMO
Evolução de recalque em obra de duplicação de aterro sobre solo mole -comparação entre instrumentação e modelagem bidimensional pelo método dos
elementos nitos Julia Gomes Pinto Carapiá
Março/2018
Orientador: Alessandra Conde de Freitas, DSc.
Este trabalho teve por objetivo apresentar uma análise dos recalques ocorridos durante a construção de um aterro sobre camada de solo mole. A obra consistiu na construção de um aterro de ferrovia ao lado de um aterro pré-existente. Nesse estudo foram comparados dados de deslocamento vertical obtidos pelo monitoramento de recalque com dados de deslocamento resultantes de simulação feita através do pro-grama PLAXIS 2D. Esse propro-grama utiliza a abordagem de cálculo pelo método de elementos nitos.
Para comparação dos resultados foram avaliados a in uência do aterro antigo, variações na geometria do modelo e parâmetros do solo nos resultados obtidos.
ABSTRACT
Settlement evolution in duplication work of enbankmnet over Soft Soil -comparison between instrumentation and two-dimensional modeling employing
Finite Element Mehod Julia Gomes Pinto Carapiá
March/2018
Advisor: Alessandra Conde de Freitas, DSc.
This work aims to show a settlement analysis during an embankment construc-tion on a soft soil. The construcconstruc-tion was a railroad embankment next to a pre-existent embankment. This study evaluated vertical displacement data of a section settlement monitoring compared to the results of PLAXIS 2D program. It uses nite elements method approach to calculate the soil behaviour.
This works presents the evaluation of the pre-existent embankment in uence, model geometry variations and changes in soil's parameters in the results.
Lista de Figuras
Figura 1.1: Localização da ferrovia (Google,2017 [17]) . . . 2
Figura 2.1: Técnicas de construção de aterros sobre solos moles (LEROUEIL, 1997 [19]) . . . 6 Figura 2.2: Esquema da câmara de ensaio triaxial (PINTO, 2006 [22]) . . . . 10 Figura 2.3: Envoltória de resistência obtida com resultado de ensaios de
com-pressão triaxial (PINTO, 2006 [22]) . . . 11 Figura 2.4: Aparelho de Casagrande (PINTO, 2006 [22]) . . . 13 Figura 2.5: Método de obtenção do índice de plasticidade (MOLINA, 2017 [21]) 13 Figura 2.6: Esquema de determinação do volume dos sólidos pelo peso da
água deslocada no ensaio de peso especí co dos grãos (PINTO, 2006 [22]) . . . 14 Figura 2.7: Exemplo de curva de distribuição granulométrica do solo (PINTO,
2006 [22]) . . . 15 Figura 2.8: Esquema de aplicação do ensaio edométrico [28] . . . 16 Figura 2.9: Grá co e x logσ0
vm (MARTINS, 2016 [20]) . . . 17
Figura 2.10: Método Pacheco Silva (MARTINS, 2016 [20]) . . . 18 Figura 2.11: Grá co utilizado para obtenção do coe ciente de
Figura 2.12: Relação entre os parâmetros de compressibilidade na compressão con nada (LAMBE e WHITMAN, 1969 [18]) . . . 20 Figura 2.13: Esquema de sensores de um piezocone (ALMEIDA e MARQUES,
2010 [5]) . . . 21 Figura 2.14: Esquema de áreas um piezocone usadas para correção da
resis-tência de ponta (ALMEIDA e MARQUES, 2010 [5]) . . . 22 Figura 2.15: Fator tempo T∗ (HOULSBY e TEH (1989) [27]) . . . 23
Figura 2.16: Resumo das dimensões mais comumente usadas no ensaio de pa-lheta (CHANDLER, 1988 [10]) . . . 24 Figura 2.17: Resumo dos tipos mais comumente usados no ensaio de palheta
(FUTAI, 2018 [15]) . . . 25 Figura 2.18: Exemplo de resultado de ensaio de palheta (DANZIGER, 2015 [11]) 26 Figura 2.19: Correlação do fator de correção µ com o índice de plasticidade da
argila (BJERRUM, 1973 [7]) . . . 28 Figura 2.20: Esquema de posicionamento e detalhes de marco . . . 30 Figura 2.21: Esquema de posicionamento e detalhes de placa de recalque . . . 31 Figura 2.22: Esquema de posicionamento do per lômetro . . . 31 Figura 2.23: Esquema de posicionamento e cálculo de deslocamento horizontal
de inclinômetro (COMMETRO, 2017 [13]) . . . 33 Figura 2.24: Esquema de montagem do piezômetro de Casagrande . . . 34 Figura 2.25: Relação hiperbólica entre deformação e tensão do modelo
Hardening-soil (ARAUJO, 2004 [6] . . . 39 Figura 2.26: Relação grá ca de Eref
oed para ensaios edométricos (ARAUJO, 2004
Figura 2.27: Relação tensão-deformação usada no modelo Soft-Soil (ARAUJO,
2004 [6]) . . . 42
Figura 3.1: Sondagem na seção 18+800 até 9,0 m de profundidade . . . 48
Figura 3.2: Sondagem na seção 18+800 de 9,0 m até 27,0 m de profundidade 49 Figura 3.3: Sondagem na seção 18+800 de 27,0 m até 30,45 m de profundidade 50 Figura 3.4: Resultado do ensaio de CPTu da seção 18+840 . . . 52
Figura 3.5: Resultado do ensaio de palheta da seção 18+900 1/2 . . . 54
Figura 3.6: Resultado do ensaio de palheta da seção 18+900 2/2 . . . 54
Figura 3.7: Solução do aterro selecionado, seção 18+880 . . . 61
Figura 3.8: Solução do aterro selecionado, seção 18+880, em detalhe . . . 62
Figura 3.9: Grá co de cota do aterro e progressão dos recalques pelo monito-ramento × Tempo . . . 64
Figura 4.1: Modelo utilizado na Análise 1 . . . 66
Figura 4.2: Fase de pré-construção do segundo aterro . . . 71
Figura 4.3: Nível freático estabelecido . . . 71
Figura 4.4: Primeira fase, implantação dos drenos verticais . . . 72
Figura 4.5: Segunda fase, implantação do colchão drenante, geogrelha e alte-amento de 2 metros de berma e aterro . . . 72
Figura 4.6: Terceira fase, alteamento de 4,7 metros de berma e aterro. . . 72
Figura 4.7: Quarta fase, alteamento de 0,2 metros de aterro. . . 73
Figura 4.8: Deslocamento totais verticais na seção . . . 73
Figura 4.9: Progressão dos recalques da Placa de Recalque 1 de acordo com o monitoramento e de acordo com a análise numérica . . . 74
Figura 4.10: Progressão dos recalques da Placa de Recalque 2 de acordo com o monitoramento e de acordo com a análise numérica . . . 74 Figura 4.11: Progressão dos recalques da Placa de Recalque 3 de acordo com
o monitoramento e de acordo com a análise numérica . . . 75 Figura 4.12: Geometria da seção 18+880 usada para a segunda análise . . . 76 Figura 4.13: Progressão dos recalques da Placa de Recalque 1 de acordo com
o monitoramento e de acordo com a segunda análise numérica . . 76 Figura 4.14: Progressão dos recalques da Placa de Recalque 2 de acordo com
o monitoramento e de acordo com a segunda análise numérica . . 77 Figura 4.15: Progressão dos recalques da Placa de Recalque 3 de acordo com
o monitoramento e de acordo com a segunda análise numérica . . 77 Figura 4.16: Diagrama de deslocamento referente a segunda análise, retirando
os elementos de drenagem da Análise 1 . . . 78 Figura 4.17: Progressão dos recalques da Placa de Recalque 1 de acordo com
o monitoramento e de acordo com a terceira análise numérica . . 79 Figura 4.18: Progressão dos recalques da Placa de Recalque 2 de acordo com
o monitoramento e de acordo com a terceira análise numérica . . 79 Figura 4.19: Progressão dos recalques da Placa de Recalque 3 de acordo com
o monitoramento e de acordo com a terceira análise numérica . . 80 Figura 4.20: Diagrama de deslocamento referente a terceira análise, diminuindo
20 vezes os valores de permeabilidade das camadas de argila da Análise 1 . . . 81
Lista de Tabelas
3.1 Resumos das sondagens (BOUCH, 2017 [8]) . . . 47
3.2 Resumo dos ensaios CPTU (BOUCH, 2017 [8]) . . . 51
3.3 Resumo dos Ensaios de Palheta (BOUCH, 2017 [8]) . . . 53
3.4 Resumos dos ensaios de caracterização (BOUCH, 2017 [8]) . . . . 55
3.5 Resumos dos ensaios de adensamento (BOUCH, 2017 [8]) . . . 56
3.6 Soluções empregadas (BOUCH, 2017 [8]) . . . 57
3.7 Localização dos Piezômetros de Casagrande (BOUCH, 2017 [8]) . 57 3.8 Localização dos Piezômetros Elétricos (BOUCH, 2017 [8]) . . . . 58
3.9 Localização dos Inclinômetros (BOUCH, 2017 [8]) . . . 58
3.10 Localização dos Marcos Super ciais (BOUCH, 2017 [8]) . . . 59
3.11 Localização das Placas de Recalque (BOUCH, 2017 [8]) . . . 60
4.1 Parâmetros de Soft Soil utilizados na Análise 1 . . . 67
4.2 Parâmetros de Hardening Soil utilizados na Análise 1 . . . 68
4.3 Comparação dos parâmetros usados para modelar a seção 18+880 com parâmetros resultantes de ensaio em seções próximas (BOUCH, 2017 [8]) . . . 69 4.4 Parâmetros de permeabilidade das argilas utilizados na Análise 3 78
Sumário
Agradecimentos ii Resumo iii Abstract iv Lista de Figuras v Lista de Tabelas ix 1 Introdução 1 1.1 Considerações iniciais . . . 1 1.2 Relevância do tema . . . 2 1.3 Objetivos . . . 2 1.4 Metodologia . . . 3 1.5 Organização do trabalho . . . 3 2 Revisão Bibliográ ca 5 2.1 Aterros sobre solos moles . . . 52.1.2 Bermas de equilíbrio . . . 6
2.1.3 Construção em etapas . . . 6
2.1.4 Redução da altura do aterro . . . 7
2.1.5 Aterros leves . . . 7
2.1.6 Colunas de brita . . . 7
2.1.7 Colunas de solo estabilizados ou colunas de cal . . . 7
2.1.8 Aterro sobre estacas . . . 7
2.1.9 Substituição parcial ou total de solos moles . . . 8
2.1.10 Pré-carregamento por vácuo . . . 8
2.1.11 Drenos verticais . . . 8
2.1.12 Sobrecarga temporária . . . 8
2.2 Investigações . . . 9
2.2.1 Ensaios de laboratório . . . 9
2.2.1.1 Ensaio de Compressão Triaxial . . . 9
2.2.1.2 Ensaios de Caracterização . . . 11
2.2.1.2.1 Índice de Consistência . . . 11
2.2.1.2.2 Índice de plasticidade . . . 12
2.2.1.2.3 Teor de Umidade Natural . . . 13
2.2.1.2.4 Índice de Vazios . . . 14
2.2.1.2.5 Granulometria . . . 15
2.2.1.3 Ensaio de adensamento . . . 16
2.2.2 Ensaios de campo . . . 20
2.2.2.1.1 Coe ciente de Adensamento Horizontal . . . 23
2.2.2.2 Ensaio de Palheta . . . 23
2.2.2.3 Standard Penetration Test . . . 28
2.3 Instrumentação Geotécnica . . . 29
2.3.1 Marcos super ciais . . . 29
2.3.2 Placa de Recalque . . . 30
2.3.3 Per lômetro . . . 31
2.3.4 Extensômetro magnético (aranha magnética) . . . 32
2.3.5 Inclinômetro . . . 32
2.3.6 Piezômetro elétrico de corda vibrante . . . 32
2.3.7 Piezômetro de Casagrande . . . 33 2.4 Modelagens numéricas . . . 34 2.4.1 Input . . . 35 2.4.2 Calculation . . . 36 2.4.3 Output . . . 36 2.4.3.1 Deslocamento e deformações . . . 36 2.4.3.2 Tensões . . . 37 2.4.4 Curves . . . 38 2.5 Modelos constitutivos . . . 38
2.5.1 Modelo constitutivo para solos moles . . . 38
2.5.1.1 Hardening soil . . . 38
3 A Obra Estudada 45 3.1 Investigações Geotécnicas . . . 45 3.1.1 Sondagens e ensaios SPT . . . 46 3.1.2 CPTu . . . 51 3.1.3 Ensaio de Palheta . . . 52 3.1.4 Ensaios de laboratório . . . 55 3.2 Soluções Empregadas . . . 56 3.3 Instrumentações Geotécnicas . . . 57 3.4 Seção Selecionada . . . 61 4 Análise Numérica 66 4.1 Parâmetros Utilizados na Análise Numérica . . . 66
4.2 Análise no PLAXIS 2D . . . 70 4.2.1 Primeira Análise . . . 70 4.2.2 Segunda Análise . . . 75 4.2.3 Terceira Análise . . . 78 5 Considerações nais 82 5.1 Conclusão . . . 82
5.2 Sugestão para trabalhos futuros . . . 84
Capítulo 1
Introdução
1.1 Considerações iniciais
O controle de recalques em uma obra é um tema essencial na engenharia geo-técnica. Cálculos realizados na fase de projeto e monitoramento feito em campo são partes vitais desse controle e estipulam as diretrizes e prazos do andamento da obra. Obras de aterro apresentam a dependência do comportamento do solo estru-turalmente em quase toda sua totalidade, sendo então interessante de trabalhar do ponto de vista geotécnico.
Para realizar este trabalho foi necessário acesso a dados de monitoramento de recalque e dados de projeto, como geometria da seção de aterro estudada e resul-tados de investigações. A obra em questão é a duplicação de um aterro de uma ferrovia localizada no nordeste do país. A localização da ferrovia está explicitada na gura 1.1.
Foi escolhida a seção 18+880 da ferrovia para ser feita uma retroanálise dos re-calques. Essa região é situada acima de uma espessa camada de solo mole, o que exige decisões especí cas de dimensionamento de projeto e monitoramento.
A estrada de ferro tem cerca de 892 quilômetros de extensão e está localizada no Maranhão, Brasil.
Figura 1.1: Localização da ferrovia (Google,2017 [17])
1.2 Relevância do tema
Devido ao crescimento do país e à necessidade de ampliação da infraestrutura do mesmo, a engenharia se vê desa ada por diversos problemas, por vezes inevitáveis. Em obras sobre solos moles, os efeitos de recalque acontecem muito lentamente e podem levar anos. Para obras de aterro ocorrerem em tais condições, foram desenvolvidas diferentes técnicas de construção compatíveis com diferentes situações encontradas em obra. Para maior segurança, também são implantados instrumentos de monitoramento e são feitos ensaios especí cos para solos moles.
É necessário cuidado especial com essas obras pois, devido aos recalques tar-dios, as falhas e acidentes podem ocorrer no período de operação pondo em risco a usabilidade do empreendimento ou até a segurança do usuário.
1.3 Objetivos
Este trabalho é um estudo de caso de recalque de um aterro de duplicação de uma ferrovia sobre solos moles, utilizando comparação de dados instrumentais e
resultados de análise numérica obtidos através do programa PLAXIS 2D [24]. Os dados usados são relativos a uma determinada seção da ferrovia.
Os dados de monitoramento usados neste trabalho são da fase de construção do empreendimento, portanto, a comparação entre esses resultados e o da modelagem usando o método dos elementos nitos (MEF) será feita apenas nesse período. Ape-sar dessa limitação, foi feita uma avaliação do modelo baseada no dimensionamento de projeto e na execução na obra, em uma tentativa de calibrar o modelo.
1.4 Metodologia
Neste trabalho foram usados dados de Input do programa PLAXIS para os mo-delos constitutivos Hardening Soil, para os materiais de berma, aterro, areia de substituição, camada de areia na e colchão drenante, e Soft Soil para as cama-das de argila mole. Os dados obtidos em campo aqui utilizados correspondem à seção 18+880 e a outros de trechos próximos ou que possam ser considerados com propriedades equivalentes.
Os dados de instrumentação foram utilizados tanto para o desenvolvimento da análise numérica quanto para apurar os valores efetivos dos recalques durante a obra. Na análise numérica foram levados em consideração os períodos de tempo em que foram feitos os alteamentos do aterro de acordo com os dados de topogra a. Os valores efetivos de recalque foram resultados de coleta de dados das placas de recalque em 3 pontos do aterro novo. As 3 placas de recalque foram assentadas sobre a berma de equilíbrio que havia sido utilizada anteriormente como solução para a estabilidade do aterro pré-existente.
1.5 Organização do trabalho
A estrutura desta dissertação foi dividida em 5 capítulos. O capítulo 1 a in-trodução ao tema do qual se trata este trabalho, fazendo as considerações inicias, explicitando a relevância do tema, objetivos, metodologia aplicada e organização.
No capítulo 2 foi a feita revisão bibliográ ca, que fornece informações sobre solu-ções construtivas utilizadas geralmente para aterros sobre solos moles, investigasolu-ções e instrumentações utilizadas e sobre modelagens numéricas e modelos constitutivos que são utilizados no trabalho.
O capítulo 3 discorreu sobre a obra estudada, seu subtrecho e alternativas que foram utilizadas para a execução da obra na seção escolhida.
No capítulo 4 foi abordada a modelagem numérica feita para previsão de recal-ques tanto na fase de construção do aterro de duplicação quanto posteriormente a ele. Neste mesmo capítulo foram desenvolvidos os passos e considerações usadas para comparação dos resultados do PLAXIS e do monitoramento.
No quinto capítulo foi elaborada a conclusão da comparação dos resultados e também ideias para futuros trabalhos envolvendo a obra.
Capítulo 2
Revisão Bibliográ ca
2.1 Aterros sobre solos moles
Devido à origem sedimentar dos solos moles, geralmente argilosa e saturada, eles possuem grande e lenta deformabilidade, baixa permeabilidade e baixa resistência ao cisalhamento. Logo, para a realização de aterros em solos desse tipo, existem diversas técnicas que visam diminuir recalques devido ao adensamento, aumentar a estabilidade dos taludes ou interferir em ambos os fatores. Essas técnicas são enumeradas e brevemente explicadas nos métodos construtivos apresentados na Fi-gura 2.1.
2.1.1 Aterro reforçado
Os aterros reforçados são aterros que possuem um reforço estrutural através de uma malha na sua base como indicado no item (a) da Figura 2.1. Neles são utilizados geossintéticos, geogrelha ou geotêxtil. Esses polímeros de alta resistência e rigidez aumentam a capacidade de carga da fundação. A restrição da deformação do aterro e/ou reforço da resistência a tração são utilizados nesse caso (DOMINONI, 2011 [12]).
Figura 2.1: Técnicas de construção de aterros sobre solos moles (LEROUEIL, 1997 [19])
2.1.2 Bermas de equilíbrio
As bermas de equilíbrio tem como nalidade o acréscimo do equilíbrio global do aterro em conjunto com o solo mole. Para a implantação da berma é necessário que a obra tenha disponibilidade de espaço e material para sua construção (DOMINONI, 2011 [12]). Essa solução está representada no item (b) da Figura 2.1.
2.1.3 Construção em etapas
A construção de aterro em etapas (item (c) da Figura 2.1) é recomendada quando a implantação total do aterro apresenta um fator de segurança muito baixo. Um aterro alteado em etapas permite que haja um ganho de resistência da argila mole, pela dissipação do excesso de poropressão, antes de ser implementada a próxima camada de aterro. Para execução dessa técnica é fundamental o monitoramento e acompanhamento dos valores de resistência não drenada durante os alteamentos (ALMEIDA e MARQUES, 2010 [5]).
2.1.4 Redução da altura do aterro
Esse método consiste em uma adaptação do projeto visando diminuir a carga do aterro sobre solos moles, aumentando tanto a estabilidade quanto o recalque. A redução da altura de recalque é ilustrada na Figura 2.1 no item (d).
2.1.5 Aterros leves
Para a execução dessa solução (item (e) da Figura 2.1), os materiais usados devem ser de pequena densidade. Entre esses materiais estão argila expandida, isopor, pneus picados e serragem. O uso desses materiais para composição do aterro visa ter um maior controle dos recalques, já que tanto os recalques primários quanto os secundários são causados por acréscimo de tensão vertical sobre o solo mole.
2.1.6 Colunas de brita
No intuito de reforçar o solo é formado um conjunto estaca-solo para aumentar a resistência ao deslocamento vertical e horizontal após a aplicação da carga de aterro. Nesse método, ilustrado no item (f) da Figura 2.1, podem ser utilizados brita ou outros materiais granulares na camada de solo mole.
2.1.7 Colunas de solo estabilizados ou colunas de cal
Esse método (item (f) da Figura 2.1) consiste no melhoramento do solo por meio de sua mistura com um aglutinante, geralmente calda de cimento (PINTO, 2016 [23]). Esses melhoramentos atuam nas características mecânicas (resistência e deformabilidade) e diminuição da permeabilidade do solo.
2.1.8 Aterro sobre estacas
Os aterros sobre estacas (item (h) da Figura 2.1) têm como função distribuir as cargas do aterro para solos mais competentes abaixo da camada de solo mole, diminuindo assim a solicitação das tensões verticais sobre as camadas de menor
resistência. Essa transmissão de carga é feita por meio de estruturas rígidas como estacas de aço ou colunas de materiais granulares (ALMEIDA e MARQUES, 2010 [5]).
2.1.9 Substituição parcial ou total de solos moles
Este método (item (i) e (j) da Figura 2.1) visa a diminuição de recalques e aumento da resistência à ruptura. O uso dessa técnica é viável para espessuras de camadas de até 4,0 metros de solo mole (ALMEIDA e MARQUES, 2010 [5]). O material utilizado para substituição deve ter características geotécnicas adequadas à natureza da obra.
2.1.10 Pré-carregamento por vácuo
Esta técnica (item (k) da Figura 2.1) utiliza sobrecarga no aterro de até 80 kPa e drenos horizontais e verticais. O vácuo é usado por meio de um sistema de bombeamento em associação com o sistema horizontal de drenos localizados em uma camada de areia drenante. É usada uma membrana impermeável de PVC até as trincheiras periféricas para manter a estanqueidade (ROZA, 2012 [25]).
2.1.11 Drenos verticais
Os drenos verticais utilizados nessa solução (item (l) da Figura 2.1) têm como objetivo acelerar o processo de adensamento através da drenagem radial combinada com a vertical. Esse processo é acelerado porque os drenos diminuem o caminho de uxo da água, não alterando o valor nal do adensamento, mas aumentando a velocidade seu processo.
2.1.12 Sobrecarga temporária
Esse método (item (m) da Figura 2.1) tem como nalidade acelerar os recalques primários e fazer uma compensação total ou parcial dos secundários que não são relacionados com a dissipação de poropressão, mas com fenômenos viscosos.
2.2 Investigações
2.2.1 Ensaios de laboratório
Os ensaios de laboratório são importantes para a obtenção de vários fatores de determinação do tipo de solo e características do mesmo. Eles têm a vantagem de possibilitar maior controle da amostra, mas podem demorar mais para serem realizados, apresentar alto custo e precisar de cuidado para melhor representar as condições em campo atuantes no solo.
2.2.1.1 Ensaio de Compressão Triaxial
O ensaio de compressão triaxial convencional é realizado através da aplicação de uma tensão con nante em um corpo de prova cilíndrico e posterior adição de uma tensão desviadora (∆σ1 ou σ1 − σ3) aplicada axialmente por um pistão localizado
na face superior do corpo de prova (PINTO, 2006 [22]). O esquema do ensaio é demonstrado na Figura 2.2.
Caso o ensaio seja de carregamento, os planos horizontais e verticais são os princi-pais. Sendo o plano horizontal o maior (σ1), e o vertical o menor (σ3), pela ausência
de tensões de cisalhamento nas bases e nas geratrizes do corpo de prova. Com os valores das tensões principais, é possível traçar o círculo de Mohr (Figura 2.3). Fazendo o ensaio para diferentes tensões con nantes e tendo o valor das tensões desviadoras durante a ruptura, é obtida envoltória de ruptura.
Os ensaios triaxiais podem ter variações referentes a condição de drenagem. A seguir serão descritos os tipos mais básicos (PINTO, 2006 [22]):
Ensaio adensado drenado (CD): nesse ensaio há permanente drenagem do corpo de prova em ambas as fases do ensaio, que são as fases de adensamento e carregamento. A fase de adensamento consiste na aplicação da tensão con -nante, ocorrendo a drenagem do corpo de prova para a dissipação do excesso de poropressão. Após o adensamento, é feito o carregamento axial também
Figura 2.2: Esquema da câmara de ensaio triaxial (PINTO, 2006 [22])
drenado. O volume de água que sai durante o carregamento pode ser conside-rado como a variação de volume do corpo de prova. Para que a poropressão durante o carregamento seja praticamente nula, a velocidade de aplicação da carga deve ser compatível com a permeabilidade do solo. Alguns solos pouco permeáveis podem precisar de 20 dias ou mais de duração de ensaios e so-los mais permeáveis apenas alguns minutos. Nesse ensaio é possível obter a resistência em termos de tensão efetiva.
Ensaio adensado não drenado (CU): a fase de adensamento desse ensaio ocorre da mesma forma que no ensaio anterior. O carregamento é feito sem drenagem, de forma que não há variação de volume nem dissipação de poropressão no corpo de prova nessa fase. Com esse ensaio pode ser obtida a resistência não drenada e, caso a poropressão seja medida, pode ser calculada a resistência em termos de tensão efetiva.
Figura 2.3: Envoltória de resistência obtida com resultado de ensaios de compressão triaxial (PINTO, 2006 [22])
corpo de prova durante a aplicação da tensão con nante ou durante o carrega-mento. Deste modo, o teor de umidade permanece constante e não há alteração de volume se o corpo de prova esiver saturado. O ensaio é interpretado em termos de tensões totais.
2.2.1.2 Ensaios de Caracterização
2.2.1.2.1 Índice de Consistência
O estado físico em que as argilas se encontram pode ser relacionado com o índice de vazios da amostra. Uma vez que grande parte das amostras de argilas obtidas em campo estão saturadas, há uma relação direta entre o índice de vazios e a umidade nesses casos. Para relacionar o comportamento da argila com a umidade da mesma, foi proposto por Terzaghi o índice de consistência, com a expressão abaixo:
IC = LL − w LL − LP (2.1) Sendo, IC - Índice de Consistência LL - Limite de Liquidez w - Umidade LP - Limite de Plasticidade
Os limites de consistência são determinados através da fração do solo que passa na peneira número 40 (0,42 mm), já a umidade é referente a todo o solo. Logo, o índice de consistência só pode ser calculado diretamente se todo o solo passar nessa peneira. A estimativa de consistência pelo índice de consistência (IC) é mostrada abaixo (PINTO, 2006 [22]). IC = 0 Muito moles 0 < IC < 0, 5 Moles 0, 5 < IC < 0, 75 Médias 0, 75 < IC < 1, 0 Rijas IC > 1, 0 Duras 2.2.1.2.2 Índice de plasticidade
O índice de plasticidade (IP) é uma das formas de identi cação do solo (PINTO, 2006 [22]). Esse índice é calculado através da expressão abaixo que utiliza os limites de Atterberg.
IP = LL − LP (2.2)
Sendo,
LL - Limite de Liquidez LP - Limite de Plasticidade
O limite de liquidez (LL) é o teor de umidade do solo necessário para fechar uma ranhura nele, feita com 25 golpes em uma concha, como na Figura 2.4.
O limite de plasticidade (LP) é de nido pelo teor de umidade mínimo com o qual é possível moldar um cilindro de 3 mm de diâmetro, rolando-se o solo com a palma da mão (NBR7180, 2016 [4]). O procedimento é ilustrado na Figura 2.5.
Para obtenção da umidade em cada método, são realizadas diversas tentativas com diferentes umidades.
Figura 2.4: Aparelho de Casagrande (PINTO, 2006 [22])
Figura 2.5: Método de obtenção do índice de plasticidade (MOLINA, 2017 [21])
2.2.1.2.3 Teor de Umidade Natural
A umidade (w) é a razão entre o peso da água e dos sólidos da amostra. Para determinar esses valores, é medido o peso do solo em seu estado natural. Depois esse solo é seco em uma estufa a 105°C até o peso se manter constante e então pesa-se novamente. O peso da água é a diferença entre o peso do solo em seu estado natural e seu peso quando seco (PINTO, 2006 [22]).
2.2.1.2.4 Índice de Vazios
O índice de vazios (e) é a relação entre o volume de vazios de o volume de sólidos do solo. O cálculo dele não pode ser feito diretamente, mas sim a partir de outros índices (PINTO, 2006 [22]). Podem ser usadas relações como as abaixo:
e = γs γd
− 1 (2.3)
γs - Peso especí co dos grãos
γd - Peso especí co aparente seco, determinado indiretamente pela relação
γd=
γn
1 + w (2.4)
γn - Peso especí co natural do solo
w - Umidade
Para obtenção do peso especí co dos grãos (γs), coloca-se um peso seco conhecido
em um picnômetro, completa-se o volume do mesmo com água destilada e pesa-se o conjunto. Depois, é pesado o picnômetro com volume preenchido apenas com água. Como a densidade da água já é conhecida e o volume interno do picnômetro também, é necessário somente o conhecimento do peso de água deslocada para obter o volume ocupado pelos grãos do primeiro conjunto. O esquema da forma de obtenção é ilustrado na Figura 2.6.
Figura 2.6: Esquema de determinação do volume dos sólidos pelo peso da água deslocada no ensaio de peso especí co dos grãos (PINTO, 2006 [22])
com dimensões conhecidas para que seja possível calcular o volume. O peso do solo contido no cilindro dividido pelo volume da amostra é o peso especí co natural.
2.2.1.2.5 Granulometria
A análise granulométrica, conjuntamente com os ensaios para estipular os índi-ces de consistência, é usada para identi cação do solo a partir das partículas que os constituem. Para a determinação das porcentagens de grãos menores que o diâme-tro estipulado, é feito o peneiramento. Com os grãos que passam de peneira nº 200 (0,075mm) é feito o ensaio de sedimentação (PINTO, 2006 [22]). Com as informa-ções obtidas por esses dois métodos é possível construir uma curva de distribuição granulométrica deste solo. Assim, são obtidas as porcentagens de argila, silte, areia na, areia média e pedregulho presentes no solo como no exemplo da Figura 2.7.
Figura 2.7: Exemplo de curva de distribuição granulométrica do solo (PINTO, 2006 [22])
2.2.1.3 Ensaio de adensamento
O ensaio de adensamento também pode ser chamado de ensaio de compressão edométrica ou ensaio de compressão con nada. De acordo com a norma (NBR12007, 1991 [2]), ele consiste na compressão de um solo contido dentro de um molde cilín-drico que impede deformação lateral como mostrado na Figura 2.8. Este ensaio simula o comportamento de um solo quando comprimido pela ação do peso de novas camadas que sobre ele se depositam, ou seja, para situação de construção de aterros sobre grandes áreas (PINTO, 2006 [22])
Figura 2.8: Esquema de aplicação do ensaio edométrico [28]
O ensaio é feito em um corpo de prova saturado com pedras porosas acima e abaixo dele. No ensaio são aplicadas cargas axiais por uma prensa na célula de compressão edométrica. O carregamento é feito em etapas para cada carga apli-cada, primeiro registra-se a deformação a diversos intervalos de tempo, até que a mesma tenha praticamente cessado. O tempo de duração do ensaio vai de minutos para areias até dezenas de horas para argilas. Pode ser representado o índice de vazios em função das tensões verticais efetivas atuantes. A partir de grá cos como o da Figura 2.9, é possível a obtenção de importantes paramêtros como índice de
compressão virgem (Cc), de descompressão (Cs) e recompressão (Cr).
Figura 2.9: Grá co e x logσ0
vm (MARTINS, 2016 [20])
Este mesmo ensaio pode determinar a tensão de sobreadensamento do solo (σ0
vm)
pelo método Pacheco Silva (1970). Esse método é aplicado traçando uma reta hori-zontal que parte do índice de vazios inicial da amostra (e0). A seguir, o trecho de
compressão virgem é prolongado até o ponto em que cruze a reta horizontal. Nesse ponto é traçada para baixo uma reta vertical até a curva. Deste segundo ponto é traçada uma horizontal até o prolongamento do trecho de compressão virgem. A abcissa desse último ponto de interseção é correspondente a tensão de sobreaden-samento (σvm) do solo, em escala logaritmica. Esse método está esquematizado na
Figura 2.10.
Também é possível obter, através desse ensaio, o coe ciente de adensamento cv do
solo. Esse coe ciente está ligado a características como porosidade, permeabilidade e compressibilidade. A obtenção desse coe ciente é feita segundo a seguinte equação (NBR 12007, 1991 [2]): cv = 0, 197(0, 5H50)2 t50 (2.5) Sendo,
Figura 2.10: Método Pacheco Silva (MARTINS, 2016 [20])
cv - Coe ciente de adensamento (cm/s)
H50 - Altura do corpo de prova relativa a 50% do recalque (cm) (pode ser obtida
pela média da altura do corpo de prova 0% adensado e 100% adensado) t50 - Tempo decorrente de 50% do adensamento primário (s)
A permeabilidade vertical kv do solo pode ser determinada através da sua relação
com cv demonstrada abaixo (PINTO, 2006 [22]).
cv =
k(1 + e) av× γw
(2.6) Sendo,
k - Permeabilidade vertical do solo (cm/s) e - Indice de vazios
av - Coe ciente de compressibilidade
γw - Peso especí co da água (10 kN/m3)
Para isso, é necessário também o conhecimento do coe ciente de compressibili-dade (av). Ele é obtido através do grá co índice de vazios × tensão vertical efetiva
(Figura 2.11) gerado a partir do ensaio de adensamento.
Figura 2.11: Grá co utilizado para obtenção do coe ciente de compressibilidade (FREITAS, 2016 [14])
O coe ciente de compressibilidade é de nido pela equação 2.7.
av = − ∆e ∆σ0 v (2.7) Sendo, e - Índice de vazios σ‘
v - Tensão vertical efetiva (kN/m2)
O coe ciente de compressibilidade também pode ser obtido através da relação com outros parâmetros como mostrado na Figura 2.12, onde ¯σ0
v representa a tensão
Figura 2.12: Relação entre os parâmetros de compressibilidade na compressão con- nada (LAMBE e WHITMAN, 1969 [18])
Sendo,
M (ou Eoed) - Módulo de con namento
mv - Coe ciente de variação volumétrica
av - Coe ciente de compressibilidade
Cc - índice de compressão
2.2.2 Ensaios de campo
Os ensaios realizados em campo têm a vantagem de ter rápidos resultado e aplicação e reprodução fácil das condições originais de campo. Alguns parâmetros como poropressão e estatigra a do local também são exclusivamente determinados por eles.
2.2.2.1 Ensaio CPTu
O ensaio Cone Penetration Test (CPT) ou ensaio de penetração estática con-siste na penetração de um cone no solo, verticalmente, na velocidade uniforme de 2 cm/s. O instrumento, chamado de piezocone, possui uma ponteira cônica com uma abertura de 60o e seção transversal de 19cm2.
en-saio CPT fornece, resistência de ponta (qc) e atrito lateral (fs), além de dados dos
excessos de poropressão gerados. São gerados dados detalhados pois as medidas são feitas nos intervalos de 1cm. Medidas as quais são obtidas através de sensores elétricos já instalados no piezocone ou cone elétrico.
Com esse ensaio é possível gerar um per l estratigrá co relacionando proprie-dades de diferentes solos, diferenciar penetração drenada e não drenada, estimar parâmetros geotécnicos e propriedades do terreno, e métodos diretos de cálculo.
As medições são feitas através de diferentes partes do instrumento, a poropres-são é medida por dois elementos porosos ao longo do cone com o objetivo de avaliar a in uência da distância do transdutor de poropressão na base do cone, ou pre-venção caso haja mau funcionamento de um dos transdutores. O piezocone e seus transdutores de poropressão estão ilustrados na Figura 2.13.
Figura 2.13: Esquema de sensores de um piezocone (ALMEIDA e MARQUES, 2010 [5])
São obtidas leituras do transdutor na base do cone, chamada u1, e do outro
tensão normal em u1 enquanto em u2 é predominante o efeito da tensão cisalhante.
Logo as leituras de u2 podem ser leituras de poropressões negativas. O ensaio
CPTu faz a correção da resistência de ponta em função da poropressão medida e da área corrigida. Essa correção é necessária por causa da diferença da atuação da poropressão em diferentes áreas da geometria do cone. A correção obedece a equação 2.8.
qt = qc+ u2× (1 − a) (2.8)
Sendo,
qt - Resistência de ponta medida durante o ensaio
qc - Resistência de ponta corrigida
a - Relação entre as áreas do cone (An/At) representada na Figura 2.14
Figura 2.14: Esquema de áreas um piezocone usadas para correção da resistência de ponta (ALMEIDA e MARQUES, 2010 [5])
2.2.2.1.1 Coe ciente de Adensamento Horizontal
A obtenção do coe ciente de adensamento horizontal pode ser feita pelo ensaio de dissipação durante o ensaio CPTu. É necessário que se realize o ensaio até que dissipe a pelo menos 50% da poropressão para se estimar esse coe ciente. Logo, é obtida com acurácia o valor da progressão durante o ensaio. O método HOULSBY e TEH (1989) [27] é dado por:
ch =
R2T∗√Ir
t (2.9)
Sendo,
ch - Coe ciente de adensamento horizontal
R - Raio do piezocone T∗ - Fator tempo
Ir - Índice de rigidez (G/Su)
G - Módulo de cisalhamento t - Tempo de dissipação
A Figura 2.15 contêm as correlações entre as porcentagens de adensamento de acordo as progressões foram obtidas segundo HOULSBY e TEH (1989) [27].
Figura 2.15: Fator tempo T∗ (HOULSBY e TEH (1989) [27])
2.2.2.2 Ensaio de Palheta
O ensaio de palheta é realizado para obtenção da resistência não drenada (Su) do
desejada, de modo a provocar o mínimo de perturbação na estrutura do mesmo. Na Figura 2.16 está ilustrado o instrumento e suas dimensões.
Figura 2.16: Resumo das dimensões mais comumente usadas no ensaio de palheta (CHANDLER, 1988 [10])
Nesse ensaio, quando realizado em argila rija de resistência não drenada acima de 50 kPa, é admitido o uso de palheta de altura de 100mm e diâmetro de 50mm. A resistência é medida durante a rotação da palheta. Essa medida é feita, primei-ramente, no solo em sua estrutura original e depois com o mesmo já amolgado. Esse ensaio é aplicado em solos argilosos moles ou rijos saturados, o que permite a obtenção da resistência em condições de drenagem impedida. O equipamento pode ser inserido no solo de 4 diferentes formas, que tem objetivo de minimizar o amolgamento do solo antes do início do ensaio como mostrado na Figura 2.17.
Figura 2.17: Resumo dos tipos mais comumente usados no ensaio de palheta (FU-TAI, 2018 [15])
Para o cálculo da resistência não drenada (Su) são consideradas 5 hipóteses:
Não há nenhuma drenagem durante o ensaio; Isotropia e homogeneidade do solo;
Superfície de ruptura cilíndrica; Diâmetro de cisalhamento D; Inexistência de ruptura progressiva.
O ensaio ocorre cravando a palheta na profundidade do solo desejada 0,5 metro a frente da sapata de proteção sem rodá-la (NBR10905, 1989 [1]). Depois, a unidade de torque e medição é selecionada e os instrumentos são zerados. A palheta então deve rotacionar numa velocidade de 6±0, 6 graus por minuto, permitindo a medição de torque aplicado às hastes. O tempo decorrido entre a cravação da palheta e o início do ensaio não deve ultrapassar de 5 minutos. Durante o ensaio são desejadas leituras de 2 em 2 graus para a construção da curva torque × rotação. Após a determinação do torque máximo aplicam-se 10 revoluções completas na palheta e então é refeito o ensaio para obtenção da resistência amolgada. O intervalo máximo para o término do primeiro ensaio e o começo do segundo é de 5 minutos. O resultado do ensaio deve ser similar ao formato do resultado do exemplo da Figura 2.18.
O resultado do ensaio é relação de tempo com µ. Para obter a rotação, é mul-tiplicado o tempo pela velocidade e µ pela constante de calibração do equipamento para obter o torque. A resistência não drenada é calculada através das equações abaixo para a amostra:
Su = 0, 86 × T
π × D3 (2.10)
Sendo,
T - Torque relativo a resistência que se deseja obter, da amostra indeformada ou amolgada
D - Diâmetro da palheta
E a sensibilidade do solo pela razão entre a resistência da argila indeformada e da amolgada, como mostrado abaixo.
St =
Suindef ormada
Suamolgada (2.11)
Para a aproximação do resultado deste ensaio com reais rupturas ocorridas, é uti-lizado um fator de correção para o uso em análise de estabilidade de aterros sobre solos moles (µ) fazendo a correlação abaixo (BJERRUM, 1973 [7]).
Sucampo = µ × Suensaio (2.12)
Sendo,
µ - Fator de Bjerrum
Figura 2.19: Correlação do fator de correção µ com o índice de plasticidade da argila (BJERRUM, 1973 [7])
2.2.2.3 Standard Penetration Test
O Standard Penetration Test (SPT) é um método rotineiro e econômico de in-vestigação geotécnica. Ele fornece índices de resistência a penetração conjugada a uma sondagem de simples reconhecimento, obtendo-se nível d'água e determinação de tipos de solo.
O ensaio é feito de acordo com a norma (NBR6484, 1997 [3]). São coletadas amostras de solo a cada metro de profundidade por meio de amostrador padrão de diâmetro externo de 50mm. No ensaio é usado um peso de 65kg que é colocado para cair de uma altura de 750mm em relação à superfície do solo, para cravar o amostrador no fundo da escavação. O Nspt é o número de golpes necessários para a
cravação do amostrador 300mm após ter uma cravação inicial de 150mm.
O avanço é feito a trado e quando é alcançada a profundidade do nível d'água o avanço continua com o auxílio do trépano de lavagem. Para o caso de solos mo-les o Nspt não é representativo quando o número de golpes está entre 0 e 5, mas
mesmo assim o ensaio permanece e ciente para o reconhecimento da estratigra a local (SCHNAID e ODEBRECHT, 2012 [26]). O ensaio SPT pode ser usado tam-bém para obtenção de amostras deformadas para ensaios como de determinação de umidade e para encontrar os limites de Atterberg.
2.3 Instrumentação Geotécnica
A instrumentação tem parte importante no monitoramento da obra e na veri ca-ção das premissas de projeto. Ela auxilia no planejamento da obra e nas veri cações de segurança (ALMEIDA e MARQUES, 2010 [5]). Há dois tipos básicos de instru-mentação (ROZA, 2012 [25]). Primeiro, para obtenção de características do solo ou rocha, associado a medições in situ, que são utilizadas durante a elaboração do pro-jeto. São informações como permeabilidade e compressibilidade. Segundo, são as instrumentações com ns de monitoramento do comportamento, durante a constru-ção e operaconstru-ção do empreendimento. Elas fornecem dados como poropressão, tensões totais, deformações, entre outros.
2.3.1 Marcos super ciais
Os marcos super ciais são utilizados para o monitoramento dos deslocamentos verticais. Eles são pinos metálicos (Figura 2.20) instalados em blocos de concreto de dimensões relativamente pequenas mas su ciente para ser válido considerar a posição do marco xa na superfície (ROZA, 2012 [25]). A equipe de topogra a ca responsável pela leitura periódica da cota de cada marco para acompanhamento do recalque.
Figura 2.20: Esquema de posicionamento e detalhes de marco
2.3.2 Placa de Recalque
As placas de recalque são utilizadas para monitorar o deslocamento vertical de uma superfície que recebe uma grande sobrecarga, como, por exemplo, para execução de grandes aterros. Elas são placas com hastes ligadas ortogonalmente no centro da sua superfície. A placa ca horizontalmente assente na superfície da camada que recebe a sobrecarga, como demonstrado na Figura 2.21.
A instalação da placa de recalque é feita antes de ser iniciada a subida do aterro na superfície cujas informações de cota são desejadas. A medida é feita através de acompanhamento de medidas topográ cas da cota do topo da haste, descontando o comprimento da mesma. A haste pode ser prolongada à medida que o aterro é alteado.
Para não gerar dados não con áveis pelo con namento lateral da haste de metal, um tubo é instalado ao redor da haste, geralmente de PVC.
Figura 2.21: Esquema de posicionamento e detalhes de placa de recalque
2.3.3 Per lômetro
O per lômetro é um instrumento que faz medições de deslocamento vertical contínuas (GEOKON, 2011 [16]). A instalação é feita por meio de um tubo de acesso (de ferro galvanizado ou PVC/PEAD) em uma trincheira de areia na base do futuro aterro, como ilustrado na Figura 2.22. O tubo deve ter uma corda guia para puxar o sensor do instrumento.
2.3.4 Extensômetro magnético (aranha magnética)
Os extensômetros têm como objetivo a obtenção de dados de deslocamentos ver-ticais no ponto do solo em que estão instalados. Existem dois tipos de extensômetro: de sonda e de haste. Extensores de sonda incluem magnéticos, SONDEX e corda vibrante. Na obra em questão, são utilizados os magnéticos, com a colocação de 3 aranhas/âncoras magnéticas por furo. O dado obtido durante a medição, é a pro-fundidade de cada uma dessas aranhas/âncoras por meio de sonda, ligada a uma ta graduada, que emite som, ou sinal de luz, assim que passa por elas.
2.3.5 Inclinômetro
O inclinômetro é um instrumento composto de um tubo guia que deve ser xado em uma camada de solo competente (rocha ou areia fortemente compactada), um torpedo e uma unidade de leitura (Figura 2.23). Esse instrumento consegue obter dados de deslocamento horizontail e, desse modo, também permite identi car a profundidade da superfície de ruptura de um talude. Esse equipamento permite a obtenção do deslocamento de duas direções ortogonais no mesmo furo, através de leituras de meio em meio metro. Sendo a direção A+ geralmente posicionada para direção com maior tendência de ruptura. É um instrumento adequado ao monitoramento a longo prazo
2.3.6 Piezômetro elétrico de corda vibrante
O piezômetro elétrico de corda vibrante é um instrumento de medição de po-ropressão por meio de uma unidade de leitura portátil ou um datalogger. Esse instrumento é amplamente utilizado pela vantagem da obtenção de dados de forma imediata das variações de poropressão em solos com muita baixa permeabilidade (ROZA, 2012 [25]).
Figura 2.23: Esquema de posicionamento e cálculo de deslocamento horizontal de inclinômetro (COMMETRO, 2017 [13])
2.3.7 Piezômetro de Casagrande
O Piezômetro de Casagrande, também chamado de standpipe, é um piezômetro de tubo aberto (Figura 2.24). Ele é constituído de um bulbo instalado no local de medição da carga de pressão e de um tubo que liga o bulbo até o local onde será feita leitura. A parte do tubo do bulbo é revestida por material drenante, que serve também como ltro para não permitir a entrada de partículas de solo, e tem furos no tubo para a entrada de água. Sobre essa camada, o tubo é revestido de material bentonítico de modo a garantir a impermeabilidade do trecho. Através de um torpedo, utilizado para medir a profundidade em que está o nível d'água do tubo, se obtém o dado da cota piezométrica, que é a carga hidráulica no ponto a partir do nível do mar.
Figura 2.24: Esquema de montagem do piezômetro de Casagrande
2.4 Modelagens numéricas
A modelagem numérica utilizada neste trabalho é feita através do Método dos Elementos Finitos (MEF). Esse método havia sido desenvolvido originalmente para execução de modelos estruturais e hoje em dia é usado amplamente para ns de projetos geotécnicos (ARAUJO, 2004 [6]).
A análise pelo MEF fornece uma solução de maior complexidade pois minimiza as hipóteses simpli cadoras das soluções analíticas. No presente trabalho será usado o programa PLAXIS 2017 com análise bidimensional (2D). Desse modo tendo uma melhor avaliação do comportamento do solo ao passar do tempo.
O PLAXIS 2D permite a implantação de diversas condições de contorno no modelo, admitindo também a adoção de várias etapas da fase construtiva. Ele tem a possibilidade de trabalhar com estado plano de deformação ou axissimétricas, sendo especialmente desenvolvido para engenharia geotécnica.
O programa utiliza uma malha de elementos nitos de 6 a 15 nós de elementos triangulares, podendo ser re nada ao todo ou em áreas especí cas (cluster). Ele permite estipular o tipo de análise efetuada, geometria do problema, condições de contorno, nível d'água e modelos constitutivos dos diferentes materiais, de acordo com as estruturas, camadas de solo e interfaces.
O PLAXIS permite a criação de estágio de carregamento correspondente às fases construtivas, podendo ser feitas fases com período de adensamento. Ele também realiza a atualização da malha de acordo com as deformações da geometria, gerando novos valores de poropressão, fator recomendado para situações com previsão de ocorrência de grandes deformações, em solos compressíveis.
Os dados obtidos ao nal da simulação são relativos a pontos contidos na geo-metria do aterro, os dados são referentes a variações de deslocamento, poropressão e tensão atuante durante a construção do aterro. Eles são gerados em forma de tabelas ou grá cos.
O programa é dividido em 4 sub-programas: Input, Calculation, Output e Cur-ves. Os quatro serão brevemente apresentados adiante.
2.4.1 Input
É a parte inicial do programa onde é feito o pré-processamento dos dados de entrada usados no problema. Nele, são colocados dados de geometria da seção, elementos como geodrenos, além dos parâmetros de cada solo usado no modelo, modelo de comportamento do solo e condições de fronteira para de nir a malha de estudo.
Nessa fase é possível escolher o re namento da malha sabendo que quanto mais re nada, melhor a análise será, o processamento, porém, é mais demorado. Podemos também de nir o tipo de processamento para o estado plano de tensões ou defor-mações ou uma análise axissimétrica. Nele, são também geradas as tensões iniciais do solo e inserido o nível d'água. Assim, são geradas nele as poropressões iniciais do solo.
Detalhes do input utilizado no caso estudado serão apresentados no capítulo seguinte.
2.4.2 Calculation
Nessa sub-rotina do programa são escolhidos os tipos de cálculos que serão rea-lizados em função da análise que será feita. O PLAXIS possui 3 tipos de cálculo:
Plástico: usado nas análises de deformações elasto-plásticas em que não é necessário incluir os efeitos das deformações excessivas;
Adensamento: usado quando se deseja analisar o desenvolvimento e dissipação dos excessos de poropressão em solos saturados ao longo do tempo;
Malha atualizada: esse tipo de cálculo é menos robusto que o caso plástico, porém a análise é mais demorada. Assim, é usado somente em casos especí cos em que a deformação esperada tenha grande efeito na geometria do problema.
No caso estudado, serão utilizados o cálculo de adensamento em fases de cons-trução e cálculo de adensamento em fases posteriores a subida de uma parte do aterro.
O caso estudado não é adequado ao uso de K0na fase inicial, pois não se trata de
um carregamento homogêneo nas camadas de solo, formando assim anisotropia das tensões. Assim, é necessário utilizar gravity load para o cálculo das tensões iniciais existentes no solo do primeiro aterro já construído.
2.4.3 Output
Com os cálculos feitos, a sub-rotina Output mostra gra camente os resultados da sub-rotina anterior. Os resultados obtidos são listados nas sub-seções a seguir.
2.4.3.1 Deslocamento e deformações
Deslocamentos totais; Deslocamentos horizontais; Deslocamentos verticais; Incrementos totais; Incrementos horizontais; Incrementos verticais; Deformações totais ; Incrementos de informações. 2.4.3.2 Tensões Tensões totais; Tensões efetivas; OCR; Pontos de plasti cação; Poropressões ativas; Excesso de poropressão; Carga hidráulica; Linha de uxo; Rede de uxo.
2.4.4 Curves
Para obter os resultados dessa sub-rotina, primeiro deve ser estipulado em Calcu-lation pontos determinados. No Curves são mostrados por meio de grá cos e tabelas as relações entre tempo × deslocamentos e tensões × deformações, por exemplo.
Deve-se atentar que os pontos onde são medidos os deslocamentos são os pontos nodais, e os pontos onde são medidas as deformações são os pontos de Gauss (ROZA, 2012 [25]).
2.5 Modelos constitutivos
Na fase de Input os parâmetros requisitados dependem dos modelos constitu-tivos que foram escolhidos para cada um deles. O PLAXIS possui cinco tipos de relações tensão-deformação: elástico-linear, o modelo de Mohr-Coulomb, o modelo Hardening Soil, o modelo Soft Soil e o modelo Soft Soil Creep.
2.5.1 Modelo constitutivo para solos moles
Para simular o comportamento de solos moles é usado o modelo constitutivo de Soft Soil (comportamento dependente do tempo), que abrange o processo de adensamento primário e de recalques por compressão secundária.
A compressão secundária será considerada como um percentual da compressão primária, logo, ela será calculada para longos períodos (10 a 30 anos) e em que tenha um grande recalque primário. Isso costuma ocorrer no recalque de grandes sapatas e aterros, depois de alguns anos. Nesses casos é aconselhável calcular o creep pelo método de elementos nitos pelo computador.
2.5.1.1 Hardening soil
O modelo Hardening Soil é um modelo mais avançado que o Mohr Coulomb. Ele demanda parâmetros de módulo de elasticidade na compressão triaxial (E), o
módulo de elasticidade na descompressão triaxial (Eur) e o módulo de elasticidade
na compressão oedométrica (Eoed). Desse modo, pode-se ter uma abordagem de
rigidez do sistema bem mais precisa. Ao contrário do modelo de Mohr Coulomb, o Hardening Soil admite variação de rigidez com a variação do estado de tensões no solo. Ele será usado nesse trabalho para modelagem da camada mais profunda de areia, do aterro, das bermas e das areias de substituição. Os três módulos de rigidez desse modelo são referentes a uma pressão de referência (pref). A seguir são citadas
características do modelo:
Descarregamento/ carregamento elástico;
Deformações plásticas devido a um carregamento desviatório primário; Ruptura de acordo com o critério de Mohr-Coulomb;
Deformações plásticas devido a compressão primária; Rigidez do solo depende de uma lei de potência.
No grá co da Figura 2.25 é ilustrada a relação entre tensão × deformação desse modelo.
Figura 2.25: Relação hiperbólica entre deformação e tensão do modelo Hardening-soil (ARAUJO, 2004 [6]
qa - Resistência ao cisalhamento assíntota à curva tensão x deformação
qf - Valor real da resistência ao cisalhamento
E50 - Módulo de elasticidade dependente da tensão con nante para o carregamento
primário, dado pela equação 2.13.
E50 = E50ref
(c × cot (ϕ)) − σ30 ((c × cot (ϕ)) − pref)
m (2.13)
E50ref - Módulo de elasticidade correspondente a pressão de referência con nante c - Coesão efetiva do solo
ϕ - Ângulo de atrito do solo σ30 - Tensão horizontal
pref - Pressão de referência para rigidez (kN/m3)
Eur - Módulo de elasticidade para descarregamento e carregamento, correspondente
a uma pressão de referência pref. Dado pela equação 2.14.
Eur = Eurref
((c × cot (ϕ)) − σ3)
(c × cot (ϕ)) − pref
(2.14)
σ3 - Tensão con nante do ensaio triaxial
O próprio manual do programa recomenda, para muitos casos práticos, utilizar Eur igual a 3 vezes E50.
Os parâmetros necessários para o modelo Hardening soil são:
Coesão do solo (c);
Ângulo de atrito do solo (ϕ);
Módulo de elasticidade secante no ensaio triaxial drenado (Eref 50 );
Módulo de elasticidade tangente para o carregamento primário edométrico (Eref
oed);
Potência para a dependência nível de tensões x rigidez (m); Módulo de elasticidade ao carregamento/descarregamento (Eur);
Pressão de referência para o módulo (pref);
K0 do solo normalmente adensado (K0nc);
Razão de ruptura (Rf = qf/qa);
Tensão de resistência a tração (σtension);
Incremento de coesão com profundidade (cincrement).
O módulo de rigidez tangente na compressão unidimensional (Eoed) também é
calculado neste modelo constitutivo, embora não esteja representado na Figura 2.25. Ele é de nido pela equação 2.15.
Eoed = Eoedref
(c × cot (ϕ)) − σ30
((c × cot (ϕ)) − pref) (2.15)
Logo, Eref
oed é um módulo de rigidez para uma tensão vertical σ
0
1 = pref. Ele está
representado na Figura 2.26.
Figura 2.26: Relação grá ca de Eref
oed para ensaios edométricos (ARAUJO, 2004 [6])
2.5.1.2 Soft soil
O Soft Soil é baseado no modelo Cam-Clay, desenvolvido para simular solos altamente compressíveis como argilas. Ele é caracterizado por:
Ruptura segundo o critério Mohr-Coulomb;
Diferenciação entre carregamento primário e descarregamento-recarregamento; Capacidade de levar em conta a história de tensões;
Rigidez dependente do nível de tensões.
Esse modelo estipula uma relação logarítmica mostrada abaixo, relacionando a tensão média efetiva p0 e a deformação volumétrica Σ
v, que pode ser formulada como
sendo para a compressão primária.
Σv− Σv0 = −λ∗ ln p 0 p00 (2.16) Sendo,
λ∗ - Índice de compressão modi cado
Σv e Σv0- Deformações volumétricas nos pontos do grá co relativos respectivamente
a p0
e p0
0
p0 e p00 - Tensões médias efetivas em dois diferentes pontos do grá co O grá co citado é o representado na Figura 2.27.
Figura 2.27: Relação tensão-deformação usada no modelo Soft-Soil (ARAUJO, 2004 [6])
Pode-se notar que o parâmetro λ∗ é diferente do λ do modelo Cam-Clay pois
ele relaciona Σv com p
0
descarregamento-recarregamento. Σv− Σv0= −κ∗× ln p0 p00 (2.17) Sendo,
κ∗ - Índice de expansão modi cado (expressa o comportamento do material durante um descarregamento, seguido de um recarregamento)
Durante a fase descarregamente-recarregamento do solo, é assumido que que ele se comporta como sendo elástico, de acordo com a lei de Hooke. Logo, há uma dependência linear do módulo de deformação volumétrica com nível de tensões:
κur = Eur 3(1 − 2νur) = p 0 κ∗ (2.18) Sendo,
κ∗ e λ∗ - Parâmetros obtidos através de ensaios oedométricos Eur - Módulo de elasticidade no descarregamento/recarregamento
νur - Coe ciente de Poisson no descarregamento/recarregamento
Os parâmetros κ∗ e λ∗ podem ser obtidos através de correlações com os
parâme-tros do modelo Cam-Clay e, por conseguinte, por resultados do ensaio edométrico, Cc e Cr, através das expressões abaixo.
κ∗ = κ 1 + e = Cr 2, 3(1 + e0) (2.19) λ∗ = λ 1 + e = Cc 2, 3(1 + e0) (2.20) Sendo,
e0 - Índice de vazios inicial do solo
Os parâmetros necessários para o modelo Soft Soil são:
c -Coesão do solo;
ψ - Dilatância do solo em graus; λ∗ - Índice de compressão modi cado;
κ∗ - Índice de expansão modi cado;
νur - Coe ciente de Poisson no descarregamento/recarregamento;
Knc
0 - Coe ciente de empuxo para solos normalmente adensado;
M - Parâmetro Knc 0 .
O valor de M representa a inclinação da linha dos estados críticos do modelo Cam-Clay. Ele não pode ter seu valor diretamente colocado no programa, pois o mesmo é calculado através da relação da equação 2.21 (BRINKGRECE, 2014 [9]).
M = 3 s (1 − knc 0 )2 (1 + 2knc 0 )2 + (1 − k nc 0 )(1 − 2νur) λ ∗ κ∗ − 1 (1 + 2knc 0 )(1 − 2νur)λ ∗ κ∗ − (1 − knc0 )(1 + νur) (2.21) Sendo, knc
0 - Coe ciente de empuxo para solos normalmente adensado
νur - Coe ciente de Poisson
κ∗ e λ∗ - Parâmetros do modo Cam-Clay modi cado
O modelo do Soft Soil será usado para modelar as camadas de argila que estão abaixo do aterro.
Capítulo 3
A Obra Estudada
No presente trabalho foi abordada a comparação de valores de recalque entre o resultado de análise numérica e dados coletados em campo pelo monitoramento. A solução que será abordada para a seção 18+880 abrange o trecho 18+860 a 19+000. Já os dados de monitoramento e os parâmetros dos solos e dos materiais utilizados no modelo foram baseadas em dados apresentados no projeto para a seção 18+880. Neste capítulo estão apresentados os dados que foram disponibilizados da obra entre os km 18+340 e o km 22+280, de resultados de ensaios de investigação geotécnica, soluções adotadas em outras partes desse trecho e um levantamento da instrumen-tação instalada. Após essa visão geral, foram elucidadas com maiores detalhes as informações relativas a seção 18+880.
3.1 Investigações Geotécnicas
O levantamento das investigações geotécnicas realizadas foi referenciado do tra-balho de conclusão de curso de BOUCH, 2017 [8]. Essse mesmo autor tratra-balhou com uma outra seção da mesma obra estudada no presente trabalho e, portanto esse trabalho compartilha dos mesmos dados. Esses dados estão apresentados nas Tabelas 3.1, 3.2, 3.3, 3.4 e 3.5.
3.1.1 Sondagens e ensaios SPT
Na Tabela 3.1 foi apresentado um resumo das sondagens e ensaios SPT realizados ao longo de todo o trecho da obra trabalhado (BOUCH, 2017 [8]).
Devido a grande extensão da obra, só a sondagem realizada na seção 18+800 será apresentada pois é a mais próxima da seção 18+880, a apenas 80 quilômetros de distância. A sondagem é apresentada nas Figuras 3.1, 3.2 e 3.3.
Tabela 3.1: Resumos das sondagens (BOUCH, 2017 [8])
Sondagem Aterros existentes Solos Moles NA
km Espessura (m) NSP T Espessura (m) NSP T Prof. (m)
18+421 2 18 0 - 5,9 18+425 0 - 3 P - 1 0,9 18+452 9 1-33 0 - 6,1 18+465 10 1-38 0 - 6,9 18+465 0 - 3 P 0,8 18+740 9 1-44 2 5 5 18+740 4,8 1-15 1,2 2 2 18+740 1 2 7 1/50 - 3 2,5 18+748 15 5-31 0 - 7,8 18+770 10 4-36 0 - 1,8 18+770 2 1-5 4 1/40 - 2 2,1 18+770 1 2 5 1-2 2,1 18+782 10,5 11-44 0 - 7,8 18+800 2 3 5 1/45 - 4 2,3 18+803 15,3 4-37 0 - 7,6 18+970 3 7-12 6 1/40 - 4 2,45 19+170 0 - 3 1/40 - 1 0,95 19+170 0 - 4 P - 2 0 19+220 0 - 4,1 P - 2 0 19+270 1,1 1 1,9 1 1,2 19+270 0 - 3 P - 2 0 19+320 0 - 5,4 P - 1 0 19+360 4 10-39 3 2 2,1 19+360 0 - 5 P - 1/20 0 19+400 0 - 5 P - 1 0 19+440 0 - 3 P - 1 0 19+560 2 6-31 2 1 1,95 19+760 3 2-14 2 2 2,2 19+960 3 28-34 3 2-3 2,3 20+160 0 - 6 1-2 0,3 20+260 0 - 7 P - 3 0,42 20+560 1 2 4 1/40 - 2 1,56 20+860 1 ,6 1/40 5,4 1/40 - 4 1,73 21+160 1,2 1/25 5,8 1/40 - 3 1,94 21+460 1,9 1 6,1 1-4 2 21+760 1,7 1 5,3 1/45 - 3 1,9 22+060 0,3 - 4,7 P - 2 0,93 22+260 1,7 1-2 3,3 2-4 1,86
Pode ser observada na Figura 3.1 a espessura de 5,0 metros da camada de argila. Oferecendo então, uma ordem de grandeza da espessura dessa camada nas proximi-dades. Esse ensaio, combinado a outros, pode ser usado para estimar a espessura da camada de argila da seção 18+880, de interesse para o presente trabalho.
3.1.2 CPTu
Na Tabela 3.2 estão presentes os resultados de coe cientes de adensamento ho-rizontal (ch) obtidos a partir do ensaio CPTu realizados em diferentes seções e
dife-rentes profundidades. Esses resultados são decordife-rentes dos 14 ensaios realizados. Tabela 3.2: Resumo dos ensaios CPTU (BOUCH, 2017 [8])
CPTU km Profundidade (m) ch Obs.
cm2/s m2/ano 2 18+740 2,3 9,4 x 10−3 29,6 3 18+770 2,01 3,9 x 10 −3 12,3 4,11 2,8 x 10−2 88,3 4 18+840 2,03 3,2 x 10−3 10,1 4 4,1 x 10−3 12,9 6,54 1,8 x 10−1 567,7 Areia argilosa 5 18+920 2,01 6,4 x 10−3 20,2 4,05 1,5 x 10−3 4,7 6,01 5,3 x 10−3 16,7 6 19+000 2,02 3,7 x 10 −2 116,7 4,26 8,6 x 10−2 271,2 7 19+080 2,31 3,3 x 10 −2 104,1 4,1 2,4 x 10−1 756,9 8 19+170 2,26 2,1 x 10−1 662,3 9 19+270 2,15 1,6 x 10 −1 504,6 4,08 1,9 x 100 5991,8 Areia argilosa 10 19+360 2,16 3,9 x 10 −2 123 4,31 1,8 x 10−1 567,6 Areia argilosa 11 19+440 2,05 8,3 x 10 −2 261,8 4,1 3,7 x 10−1 1166,8 Areia argilosa 12 19+560 2,11 4,8 x 10 −2 151,4 4,07 2,9 x 10−1 914,5 Areia argilosa 13 19+760 2,2 7,9 x 10−2 249,1 14 19+960 2,02 1,3 x 10 −1 410 4,27 2,1 x 100 6622,6 Areia argilosa
O ensaio CPTu da seção 18+840 também pode ser usado para obter uma es-timativa ainda melhor das propriedades da espessura de solo mole. Por meio dos
valores de resistência de ponta e de atrito lateral indicados na Figura 3.4 pode ser observado um aumento da rigidez das camadas que se aproximam da profundidade de 6,0 metros.
Figura 3.4: Resultado do ensaio de CPTu da seção 18+840
3.1.3 Ensaio de Palheta
Os ensaios de palheta (ou Vane Test), como explicado no item 2.2.2.2, podem gerar dados de resistência não-drenada do solo não amolgado (Su) ou amolgado (Suamolgado) e sensibilidade do mesmo (S). Na Tabela 3.3 são apresentados esses
Tabela 3.3: Resumo dos Ensaios de Palheta (BOUCH, 2017 [8])
VT km Prof. (m) Su indeformado (kPa) Su amolgado (kPa) Sensibilidade (S)
1 18+740 2,5 6,2 5,2 1,2 3,5 24,9 3,8 6,6 4,5 47,1 19,3 2,4 5,5 39,6 16,2 2,4 2 18+770 2,5 26,9 4,8 5,6 3,5 30,1 5,1 5,9 5,5 26,2 6,9 3,8 3 18+900 3,5 17,9 3,6 5 4,5 20,7 3,7 5,6 5,5 26,7 9,6 2,8 4 19+100 2,5 13,8 2,6 5,3 4,5 38,4 12,6 3 5 19+300 2,5 10,6 1,8 5,9 4,5 55,5 23,3 2,4 6 19+600 3,5 18,5 6,4 2,9 4,5 21,2 9 2,4 7 20+000 3,5 29,4 10,8 2,7 5,5 57 16 3,6 8 20+400 2,5 25,6 6,2 4,1 4,5 70,3 17,3 4,1 9 20+600 2,5 23,6 6,5 3,6 4,5 40,5 9,8 4,1 10 21+000 2,5 6,5 3,2 2 4,5 34,5 6,3 5,5 5,5 48,9 13,4 3,6 11 21+400 2,5 17,4 3,5 5 4,5 34,5 11,6 3 12 21+800 2,5 13,6 2,7 5 3,5 21,2 5,9 3,6 4,5 23,5 8,1 2,9 13 22+200 2,5 17,3 3,6 4,8 3,5 34,3 6,5 5,3
Foram também disponibilizadas algumas leituras de ensaio de palheta. Para ns de estimar melhor as propriedades de resistência que estão sendo usadas e analisar se há compatibilidade com o resultado do ensaio. O ensaio de palheta nas proximidades da seção 18+880 é relativo a seção 18+900 e os 3 ensaios nessa seção são mostrados nas Figuras 3.5 e 3.6.
Figura 3.5: Resultado do ensaio de palheta da seção 18+900 1/2
