MINISTÉRIO DA DEFESA
EXÉRCITO BRASILEIRO
DEPARTAMENTO DE CIÊNCIA E TECNOLOGIA
INSTITUTO MILITAR DE ENGENHARIA
CURSO DE ESPECIALIZAÇÃO EM TRANSPORTE FERROVIÁRIO DE CARGAS
1º Ten CUSTÓDIO MOURA CASTRO DO NASCIMENTO
AVALIAÇÃO DE ALTERNATIVAS DE PROCESSOS CONSTRUTIVOS
DE FERROVIAS SOBRE SOLOS MOLES
Rio de Janeiro
2008
INSTITUTO MILITAR DE ENGENHARIA
1º Ten CUSTÓDIO MOURA CASTRO DO NASCIMENTO
AVALIAÇÃO DE ALTERNATIVAS DE PROCESSOS CONSTRUTIVOS
DE FERROVIAS SOBRE SOLOS MOLES
Monografia de Especialização apresentada ao Curso
de Especialização em Transporte Ferroviário de
Cargas do Instituto Militar de Engenharia, como
requisito parcial para a obtenção do título de
Especialista em Transporte Ferroviário de Carga.
Orientadora: Profª. Maria Esther Soares Marques – D.
Sc.
Rio de Janeiro
2008
i
INSTITUTO MILITAR DE ENGENHARIA
1º Ten CUSTÓDIO MOURA CASTRO DO NASCIMENTO
AVALIAÇÃO DE ALTERNATIVAS DE PROCESSOS CONSTRUTIVOS
DE FERROVIAS SOBRE SOLOS MOLES
Monografia de Especialização apresentada ao Curso de Especialização em
Transporte Ferroviário de Cargas do Instituto Militar de Engenharia, como requisito
parcial para a obtenção do título de Especialista em Transporte Ferroviário de Carga.
Orientadora: Profª. Maria Esther Soares Marques – D. Sc.
Aprovada em 14 de outubro de 2008 pela seguinte Banca Examinadora:
_______________________________________________________________
Profª. Maria Cristina de Fogliatti Sinay – D. Sc.
_______________________________________________________________
Profª. Vânia Gouveia Barcelos Campos – D. Sc.
_______________________________________________________________
Profª. Maria Esther Soares Marques – D. Sc.
Rio de Janeiro
2008
ii
À minha noiva, pela paciência e apoio em todos os
momentos.
iii
AGRADECIMENTOS
A Deus, Pai e Criador, pela oportunidade desta reencarnação.
Aos meus pais, pela educação desde o berço.
Aos amigos, pelo companheirismo e incentivo.
Ao Instituto Militar de Engenharia, pela minha formação e aperfeiçoamento.
iv
RESUMO
As mais importantes ferrovias brasileiras de heavy haul são usadas para exportação de
minério, partindo das minas no interior do país até os portos litorâneos, onde o minério é
embarcado para seus destinos. Nesse caminho, a via férrea freqüentemente é obrigada a cruzar
espessos depósitos de argila mole de origem flúvio-marinha em baixadas alagadas nos
arredores de lagoas, margens de rios ou fundo de vales. Os aterros construídos sobre essas
áreas devem ser corretamente dimensionados para que os recalques da argila mole não
prejudiquem a geometria e funcionalidade da via. Há muitas técnicas de melhoramento de
solo possíveis para uso em argilas moles, e sua aplicação depende de um adequado plano de
investigações geotécnicas. Este trabalho apresenta dados de ensaios geotécnicos em argilas
moles de uma região da Estrada de Ferro Carajás, com discussão de técnicas e prazos para
duas soluções possíveis para a duplicação da via nesse trecho: drenos fibroquímicos verticais
e estacas reforçadas com geogrelha.
v
ABSTRACT
The most important heavy haul lines in Brazil are used for ore exportation, taking the
products from inland to coastal harbors, where they are shipped to their final destiny. On its
way, the track has to cross thick compressive deposits of fluvial-marine clays found on
lowland areas surrounding lagoons or at plain river borders, as well at the bottom of valeys. In
order to maintain geometrical and functional design, the embankments built on these areas
must be correctly designed to present adequate displacements and stability. There are many
different ground improvement techniques used to occupy lowland areas, and they are, in
general, very expensive and demand high-quality geotechnical investigation. This paper
presents regional geotechnical data on soil characteristics and discussion about construction
techniques commonly used in Brazil, illustrated through a case history from the duplication of
part of the “Estrada de Ferro Carajas” railway.
vi
SUMÁRIO
1
INTRODUÇÃO ............................................................................................................. 10
1.1.
RELEVÂNCIA DO ESTUDO ........................................................................................ 10
1.2.
OBJETIVOS DO ESTUDO ............................................................................................ 11
1.3.
DESCRIÇÃO DOS CAPÍTULOS .................................................................................. 12
2
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ........................................................................ 13
2.1.
DEFINIÇÃO DE TERMOS GEOTÉCNICOS UTILIZADOS NO TRABALHO ......... 13
2.1.1.
ELEMENTOS CONSTITUINTES DE UM SOLO ........................................................ 13
2.1.2.
CONSISTÊNCIA E PLASTICIDADE DOS SOLOS .................................................... 14
2.1.3.
TENSÕES E RESISTÊNCIA DO SOLO ....................................................................... 15
2.1.4.
ADENSAMENTO........................................................................................................... 16
2.1.5.
TEORIA DO ADENSAMENTO .................................................................................... 16
2.2.
TÉCNICAS CONSTRUTIVAS SOBRE SOLOS MOLES ............................................ 18
2.2.1.
SUBSTITUIÇÃO OU DESLOCAMENTO DE SOLO MOLE...................................... 20
2.2.2.
ATERRO CONVENCIONAL ........................................................................................ 22
2.2.3.
ATERRO SOBRE DRENOS VERTICAIS .................................................................... 23
2.2.4.
ATERRO SOBRE ESTACAS E COM REFORÇO DE GEOGRELHA........................ 25
2.2.5.
ATERRO SOBRE LAJE DE CONCRETO ARMADO E ESTACAS ........................... 28
2.2.6.
COLUNAS DE BRITA ................................................................................................... 29
2.3.
INVESTIGAÇÕES GEOTÉCNICAS ............................................................................. 30
2.4.
INSTRUMENTAÇÃO .................................................................................................... 31
3
ENSAIOS GEOTÉCNICOS ANALISADOS ............................................................. 32
3.1.
ENSAIOS REALIZADOS .............................................................................................. 32
3.2.
PERFIS GEOTÉCNICOS ............................................................................................... 33
3.3.
RESULTADO DOS ENSAIOS DE LABORATÓRIO E CAMPO................................ 34
3.4.
GRÁFICO DE PLASTICIDADE ................................................................................... 36
3.5.
CORRELAÇÕES ENTRE PARÂMETROS .................................................................. 37
vii
4
FORMULAÇÃO DO MODELO GEOTÉCNICO..................................................... 39
4.1.
ÍNDICE DE VAZIOS ..................................................................................................... 39
4.2.
COMPRESSIBILIDADE ................................................................................................ 40
4.3.
PESO ESPECÍFICO NATURAL.................................................................................... 41
4.4.
RESISTÊNCIA NÃO-DRENADA ................................................................................. 42
4.5.
COEFICIENTE DE ADENSAMENTO VERTICAL..................................................... 44
4.6.
MODELO GEOTÉCNICO ............................................................................................. 45
5
ANÁLISE DO MODELO GEOTÉCNICO ................................................................ 46
5.1.
ATERRO SOBRE DRENOS VERTICAIS .................................................................... 46
5.1.1.
PREVISÃO DE RECALQUES....................................................................................... 46
5.1.2.
PRAZO CONSTRUTIVO............................................................................................... 47
5.1.3.
ANÁLISE DE ESTABILIDADE .................................................................................... 49
5.1.3.1. ETAPA 1 ......................................................................................................................... 50
5.1.3.2. ETAPAS 2 A 4 ................................................................................................................ 51
5.1.3.3. REMOÇÃO DA SOBRECARGA .................................................................................. 53
5.1.3.4. CARGA DO PAVIMENTO............................................................................................ 53
5.1.4.
EVOLUÇÃO DO FATOR DE SEGURANÇA .............................................................. 54
5.1.5.
IMPACTO AMBIENTAL .............................................................................................. 55
5.1.6.
CUSTOS.......................................................................................................................... 55
5.2.
ATERRO SOBRE ESTACAS E REFORÇO DE GEOGRELHA .................................. 57
5.2.1.
DIMENSIONAMENTO ................................................................................................. 57
5.2.2.
PRAZO CONSTRUTIVO, IMPACTO AMBIENTAL E CUSTO................................. 58
6
CONCLUSÕES ............................................................................................................. 61
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ...................................................................................... 63
viii
ix
1
INTRODUÇÃO
1.1. RELEVÂNCIA DO ESTUDO
As mais importantes ferrovias brasileiras de heavy haul são usadas para exportação de
minério, partindo das minas no interior do país até os portos litorâneos, onde o minério é
embarcado para seus destinos. Nesse caminho, a via férrea freqüentemente é obrigada a cruzar
espessos depósitos de argila mole de origem flúvio-marinha em baixadas alagadas nos
arredores de lagoas ou margens de rios.
A presença desses depósitos de argila mole de formação recente é uma constante em
algumas regiões do Brasil, ressaltando-se as formações da Baixada Fluminense e da Baixada
Santista, além de outras menos conhecidas no litoral do Paraná, Santa Catarina, Rio Grande
do Sul, Bahia, Pernambuco e Sergipe. Além disso, a extensa rede hidrográfica brasileira, com
rios de planície de grande porte, favorece a existência de inúmeros depósitos aluviais
compressíveis também no interior do país (Oliveira, 2006).
No projeto geométrico de estradas sempre se procurou evitar as formações de argilas
moles devido às dificuldades inerentes ao emprego deste tipo de solo como fundação
(Oliveira, 2006). Tais formações possuem, em geral, baixa capacidade de suporte, grande
deformabilidade e baixa permeabilidade, estando, por regra, saturadas.
Os mecanismos de deformação de solos saturados são conhecidos há muito tempo,
tendo sido descritos por Terzaghi (1943) em sua teoria de adensamento. Entretanto, o
desenvolvimento tecnológico levou ao surgimento de novos materiais, viabilizando técnicas
executivas para o controle da estabilidade e dos recalques por adensamento de aterros em
regiões de solos moles.
Os aterros convencionais e com sobrecarga temporária são exemplos de soluções que
demandam longos períodos para o completo adensamento da argila, o que os torna
extremamente limitados para regiões de camadas espessas de solos moles (Almeida e
Marques, 2004). Métodos de aceleração de recalques envolvem o uso de drenos granulares ou
sintéticos aplicados durante a construção do aterro. Entretanto, os deslocamentos por
10
adensamento primário e secundário podem inviabilizar a sua aplicação para determinados
perfis geotécnicos.
O uso de aterros estaqueados reforçados com geossintéticos surge como uma
alternativa, especialmente quando uma construção possui um prazo construtivo curto e
necessita que os recalques pós-construtivos sejam de pequena magnitude (Spotti, 2006).
No caso específico de aterros ferroviários, há grande dificuldade de convivência com
recalques de subleito em prazos longos, em função dos problemas que o alinhamento
incorreto da via permanente acarreta ao material rodante da ferrovia. Assim, deve-se ter
atenção especial à escolha da melhor técnica executiva quando da implantação e duplicação
de ferrovias em regiões de solos moles.
Do ponto de vista ambiental, técnicas convencionais necessitam de maiores volumes
de aterro para se atingirem as cotas determinadas em projeto, devido aos recalques ocorridos
em sua fase construtiva, ocasionando grandes impactos ambientais negativos na retirada de
material das jazidas. No aterro estaqueado, a carga gerada pelo aterro é transferida para
camadas de solo mais competentes através das estacas, minimizando consideravelmente os
recalques. Desta forma, consegue-se atingir as cotas de projeto com volumes menores de
aterro, minimizando os distúrbios ao meio ambiente e economizando os recursos naturais
(Spotti, 2006).
Observa-se, portanto, a importância da avaliação das diversas alternativas construtivas
para ferrovias em regiões de solos moles.
1.2. OBJETIVOS DO ESTUDO
O objetivo desta pesquisa é apresentar uma breve revisão bibliográfica das técnicas
executivas de aterros de ferrovias construídos sobre solos moles e avaliar duas dessas
alternativas, determinado a mais adequada, sob o ponto-de-vista técnico e de prazo
construtivo.
11
1.3. DESCRIÇÃO DOS CAPÍTULOS
No capítulo 2, são apresentadas definições de alguns termos geotécnicos e teorias que
serão mencionadas durante o trabalho. São também descritas as principais técnicas
construtivas de aterros ferroviários sobre solos moles, abordando as peculiaridades, vantagens
e desvantagens de cada uma, com apresentação de exemplos de utilização das mesmas, no
Brasil e no exterior.
O capítulo 3 apresenta o resultado dos ensaios utilizados para a caracterização
geotécnica do depósito estudado, que consistiu no projeto básico da duplicação de um trecho
da Estrada de Ferro Carajás, na região Nordeste do Brasil.
A análise dos resultados dos ensaios é realizada no capítulo 4, onde são mostrados os
valores de projeto que definirão o modelo geotécnico analisado.
No capítulo 5 é apresentada a estimativa de magnitude e tempo de recalques e a
análise de estabilidade de cada uma das etapas construtivas de um aterro sobre drenos
fibroquímicos. Analisa-se, também, as dimensões dos elementos constitutivos de um aterro
sobre estacas e com reforço de geogrelha. Uma estimativa de custos de construção de cada
uma das alternativas é apresentada.
As conclusões do presente estudo são apresentadas no capítulo 6, juntamente com as
recomendações para estudos futuros.
12
2
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS
O objetivo deste capítulo é descrever sumariamente as principais técnicas de
construção de aterros sobre solos altamente compressíveis e de baixa resistência, abordando
as peculiaridades, vantagens e desvantagens de cada uma e, sempre que possível,
exemplificando sua utilização dentro e fora do Brasil. Serão abordadas as exigências
geométricas e funcionais do transporte ferroviário, que limitam a utilização de algumas destas
técnicas.
2.1. DEFINIÇÃO DE TERMOS GEOTÉCNICOS UTILIZADOS NO TRABALHO
Com o objetivo de familiarizar aqueles que não conheçam em profundidade os termos
getécnicos utilizados neste trabalho, serão apresentados a seguir alguns conceitos cujo
entendimento é fundamental para a correta compreensão e avaliação do presente trabalho.
2.1.1. ELEMENTOS CONSTITUINTES DE UM SOLO
O solo é um material constituído por um conjunto de partículas sólidas, deixando entre
si vazios que poderão estar parcial ou totalmente preenchidos pela água. É, pois, no caso mais
geral, um sistema disperso formado por três fases: sólida, líquida e gasosa. (Caputo, 1988)
A fase sólida é constituída por grãos minerais provenientes da decomposição das
rochas pela ação de agentes físicos ou químicos, podendo ou não conter matéria orgânica.
Segundo as dimensões de suas partículas, convencionou-se dividir o solo em suas frações
constituintes que, de acordo com a NBR 6502 (ABNT, 1995), são:
a)
Pedregulho: solos formados por minerais ou partículas de rocha,
com diâmetro compreendido entre 2,0 mm e 60 mm;
13
b)
Areia: solo não coesivo e não plástico formado por minerais ou
partículas de rochas com diâmetros compreendidos entre 0,06 mm e 2,0 mm.
De acordo com a dimensão, recebe a subdivisão em areia grossa (0,6 mm e 2,0
mm), média (0,2 mm e 0,6 mm) e fina (0,06 mm e 0,2 mm).
c)
Silte: Solo que apresenta baixa ou nenhuma plasticidade,
formado por partículas com diâmetros compreendidos entre 0,002 mm e 0,06
mm.
d)
Argila: Solo de granulação fina constituído por partículas com
dimensões menores que 0,002 mm, apresentando coesão e plasticidade.
A fase líquida é a água contida no solo, que dá origem à sua umidade. Define-se
umidade natural de um solo (w0) à relação
onde Pw é o peso da água contida no interior do solo e Ps é o peso do solo.
A fase gasosa é composta pelos gases (gás carbônico, vapor d’água, entre outros) que
preenchem os vazios das demais fases.
2.1.2. CONSISTÊNCIA E PLASTICIDADE DOS SOLOS
Consistência é a propriedade de um solo argiloso ser menos ou mais deformável
(ABNT, 1995), de acordo com a umidade a que está submetido. Com teor de umidade muito
baixo, o solo se comporta mais como sólido, enquanto que, com umidade alta, solo e água
podem fluir como um líquido (Das, 2007). Portanto, dependendo do teor de umidade, o solo
pode se comportar de quatro maneiras: sólido, semi-sólido, plástico e líquido. Os teores de
umidade nos quais ocorrem as transições de um estado para o outro são os chamados limites
de Atterberg, definidos como:
a)
Limite de contração: teor de umidade no qual ocorre a transição
do estado sólido para o semi-sólido;
b)
Limite de plasticidade (wP): idem, do estado semi-sólido para o
plástico;
c)
Limite de liquidez (wL): idem, do estado plástico para o líquido.
14
Plasticidade é a propriedade que um solo apresenta, em determinadas condições de
umidade, de poder sofrer grandes deformações permanentes, sem sofrer ruptura, fissuramento
ou apreciável variação de volume (ABNT, 1995). Trata-se de uma das mais importantes
propriedades das argilas. Define-se índice de plasticidade (IP) conforme a equação:
As argilas moles, foco do presente estudo, costumam apresentar valores elevados de
umidade natural, limites de liquidez e plasticidade e índice de plasticidade. Valores obtidos
em ensaios realizados em amostras de argilas moles serão apresentados no capítulo 3.
2.1.3. TENSÕES E RESISTÊNCIA DO SOLO
Simplificadamente, as tensões existentes em uma massa de solo podem ser
classificadas como tensão total (σ), tensão efetiva (σ’) e pressão neutra (u), relacionadas
através da equação proposta por Terzaghi (1925):
A tensão total é o esforço total por área unitária, atuando dentro de um solo (ABNT,
1995). A tensão efetiva é aproximadamente a força por unidade de área suportada pelo
esqueleto de um solo. A pressão neutra é a suportada pela água nos espaços vazios do solo,
sendo também chamada de poropressão.
O princípio da tensão efetiva é um dos conceitos mais importantes na engenharia
geotécnica, uma vez que, em uma massa de solo, a tensão efetiva controla sua mudança de
volume e resistência.
A resistência ao cisalhamento de uma massa de solo é a resistência interna por área
unitária que ela pode oferecer para resistir a rupturas e a deslizamentos ao longo de qualquer
plano no seu interior (Das, 2007). Ela é importante para a análise dos problemas de
estabilidade de solo, e pode ser apresentada simplificadamente através do Critério de ruptura
de Mohr-Coulomb:
15
onde τres é a resistência ao cisalhamento, c é a coesão, σ’ é a tensão efetiva e φ é o ângulo de
atrito interno do solo.
Coesão é parcela de resistência ao cisalhamento de um solo provocada pela atração
físico-química entre partículas ou pela cimentação destas (ABNT, 1995), e possibilita a
classificação dos solos em coesivos e não-coesivos (ou granulares). Em solos coesivos
saturados, a resistência ao cisalhamento fica apenas dependente da coesão, sendo então
chamada de resistência ao cisalhamento não-drenada, Su, cujo valor pode ser obtido através do
ensaio de cisalhamento de palheta (vane test), realizado in-situ, ensaios triaxiais tipo UU,
realizado em laboratório, entre outros.
2.1.4. ADENSAMENTO
Segundo a ABNT (1995), adensamento é a redução progressiva, ao longo do tempo,
do volume de uma massa de solo, resultante da diminuição do seu volume de vazios, devido à
expulsão de ar ou água, causada por efeito do peso próprio ou acréscimo de tensão externa. É
comum a divisão didática em adensamento primário e secundário. No adensamento primário,
a redução de volume é devida, principalmente, à expulsão de água dos vazios do solo,
acompanhada por uma transferência da pressão suportada pela água intersticial (poropressão)
para o esqueleto sólido. No secundário, a redução é devida a fenômenos viscosos do solo, não
relacionados com a dissipação das poropressões.
2.1.5. TEORIA DO ADENSAMENTO
A equação diferencial básica da teoria de adensamento de Terzaghi (1925) é dada por:
Onde:
u – poropressão ou pressão neutra;
cv – coeficiente de adensamento vertical.
A situação tridimensional que considera o fluxo combinado vertical e radial é
representada por:
16
Onde:
ch – coeficiente de adensamento horizontal.
A teoria do adensamento para o projeto de instalação de drenos verticais de areia
levou à equação de adensamento tridimensional em coordenadas cilíndricas. Nela, é
desprezada a drenagem vertical, levando à drenagem radial pura:
A partir da equação do adensamento para drenagem radial pura, assumindo a condição
de deformações verticais iguais temos que:
Sendo definido:
onde:
Uh – grau de adensamento devido ao fluxo radial;
Th – fator tempo horizontal;
F(n) – função relativa ao diâmetro de influência de um dreno e ao seu diâmetro efetivo;
de – diâmetro efetivo;
dw – diâmetro equivalente, conforme figura 2.1.
17
dw =
2( a + b )
π
(Hansbo,1979)
b
a
dw =
a+b
(Rixner et al., 1986)
2
Figura 2.1 – Diâmetros dw de um dreno pré-fabricado.
Carrillo (1942) demonstrou que o adensamento tridimensional poderia ser resolvido
com análise em separado, originando para o grau de adensamento médio combinado, a
seguinte relação:
onde:
Uvh – grau de adensamento combinado;
Uv – grau de adensamento devido a fluxo vertical;
Uh - grau de adensamento devido a fluxo horizontal.
2.2. TÉCNICAS CONSTRUTIVAS SOBRE SOLOS MOLES
Para a construção sobre solos compressíveis, duas condições devem ser atendidas:
garantia de estabilidade, isto é, deve-se evitar o rompimento do aterro e das fundações; e
manutenção das deformações, tanto verticais (recalques) como horizontais, dentro de limites
adequados, de acordo com as características da obra (Oliveira e Almeida, 2004). Na Figura
2.2 são apresentadas algumas técnicas executivas utilizadas para solucionar ou minimizar
estes dois problemas associados à execução de aterros sobre solos moles.
18
Figura 2.2 – Técnicas executivas de aterros sobre solos moles (adaptado de Leroueil, 1997).
19
2.2.1. SUBSTITUIÇÃO OU DESLOCAMENTO DE SOLO MOLE
A substituição de solos moles consiste na retirada da camada compressível através de
escavadeiras (figura 2.3) ou dragas e a posterior colocação de materiais de maior resistência,
até que seja atingida a altura pretendida.
Figura 2.3 – Escavação de solo mole.
Esta técnica é freqüentemente empregada quando existem solos moles, sejam eles
turfosos ou não. Turfa é o nome dado à argila com elevadíssimo teor de matéria orgânica e
umidade, que pode chegar a 1000%. Como regra geral, os solos moles possuem, além da
elevada compressibilidade, baixa resistência ao cisalhamento, o que faz com que as
escavações tenham que ser realizadas em taludes bastante suaves (da ordem de 1V:6H a
1V:8H, dependendo da resistência do material), aumentando muito o volume do solo a ser
escavado. Assim, a técnica somente será viável para baixas espessuras de solo mole, sendo
comum o limite de 3 ou 4 metros (Sandroni, 2006). Após a retirada do material de baixa
resistência, é executado o aterro com material adequado, compactado em camadas, até a altura
referida em projeto. Deve-se garantir que toda a camada foi escavada ou então prever o
comportamento do material remanescente.
Em aterros ferroviários, é uma técnica viável desde que as espessuras de material mole
sejam compatíveis com os limites anteriormente mencionados. Em locais onde a resistência
da argila aumenta com a profundidade, é comum a remoção parcial do solo, sendo retiradas as
camadas superiores e mantidas as inferiores, sobre as quais é executado o aterro com material
de melhor qualidade. Nesse caso, deve ser feito o cálculo da previsão dos recalques, bem
como do tempo necessário para dissipação das poropressões, e eventual utilização de
20
sobrecargas, que serão descritas no item 2.2. Nos casos de duplicação de vias existentes ou
interface com obras adjacentes, deve ser verificada a estabilidade dos aterros adjacentes, em
função do desconfinamento lateral provocado pela escavação do solo mole, que altera o
coeficiente de segurança e pode causar danos às vias ou construções vizinhas.
O deslocamento de solos moles com o emprego de explosivos baseia-se na construção
prévia de um aterro sobre a camada compressível, com posterior instalação de cargas
explosivas dentro do solo mole que, após detonadas, provocam a liquefação do mesmo, com
sua expulsão lateral pelo peso próprio do aterro, que acaba por ocupar o lugar do solo mole.
Na prática, a expulsão pode não ser completa, permanecendo resquícios de solo mole sob
forma de bolsões, o que acaba por afetar o leito da via, provocando ondulações no decorrer do
tempo (Massad, 2003). Por esse motivo, não é aconselhado o emprego desta técnica em
aterros ferroviários.
Outra técnica muito utilizada antigamente, mas que tem sido menos utilizada em obras
de porte, é o chamado aterro de ponta, que consiste no avanço de uma ponta de aterro em cota
mais elevada que a do aterro projetado, que vai empurrando e expulsando parte da camada de
solo mole, através da ruptura do solo de fundação argiloso de baixa resistência, deixando em
seu lugar o aterro embutido. A expulsão é facilitada pelo desconfinamento lateral e frontal do
aterro de ponta, enquanto este avança (Zaeyen et al., 2003). A falta de controle de qualidade
da execução não garante que toda camada muito mole seja removida, o que causa
freqüentemente recalques diferenciais, que se manifestam através de ondulações na superfície
do aterro, com conseqüente risco de descarrilamentos em operações ferroviárias.
Tal técnica, entretanto, ainda é a única possível em aterros de conquista para execução
de campanhas de ensaio em terrenos com camada superficial turfosa, bem como para a
entrada dos equipamentos de cravação de drenos ou estacas, necessários para a execução das
técnicas que serão descritas nos itens 2.3 a 2.6. Em alguns casos, a resistência da camada
superior é tão baixa que se torna necessário o emprego de geotêxtil como reforço até para o
aterro de conquista (Almeida et al., 2008).
21
2.2.2. ATERRO CONVENCIONAL
Denomina-se aterro convencional aquele executado sem quaisquer dispositivos
aceleradores de recalque ou modificadores de estabilidade. É uma técnica amplamente
difundida no Brasil e no exterior, por ser de baixo custo, uma vez que envolve apenas a
aquisição e compactação do aterro, mas que depende de disponibilidade de tempo no
cronograma de obras.
Quando se constrói sobre argilas moles, a altura de aterro necessária para se partir de
uma cota inicial e atingir uma cota final deve levar em conta o recalque do aterro, ou seja, a
espessura de material que sofrerá recalque abaixo da cota do terreno original, em função da
compressibilidade do solo mole. Em regiões de argilas moles saturadas com nível d’água
(N.A.) superficial, que são os depósitos mais freqüentes, há ainda o efeito de submersão do
aterro recalcado, o que, com o passar do tempo, diminui a tensão total aplicada, fazendo com
que a tensão efetiva final após a dissipação das poropressões seja menor. Isso provoca a
necessidade de maior altura de aterro para compensar os recalques. Esta é, portanto, uma das
desvantagens da técnica, pois há necessidade de volume de material para compensar os
recalques sofridos pelo aterro.
Provavelmente a mais significativa desvantagem refere-se ao tempo necessário para a
ocorrência dos recalques, como será visto com mais profundidade no capítulo 5. Muitas vezes
torna-se necessária a construção do aterro em etapas, com grandes intervalos de tempo entre
elas, para que possa haver dissipação da poropressão da camada compressível, com seu
conseqüente ganho de resistência, antes do novo alteamento do aterro. Assim, o fator de
segurança é menor ao final de cada etapa de carregamento, aumentando com o tempo. Cabe
ressaltar que esta discussão não leva em consideração a ruptura por creep.
Uma vez que os recalques poderão levar anos para ocorrer, a opção por este partido de
projeto deve levar em conta a possibilidade de convivência com recalques, com os constantes
retrabalhos de alteamento de piso ou plataforma, em amplitudes que variarão com os
parâmetros de compressibilidade do solo. Assim sendo, esta técnica somente poderá ser
utilizada em aterros ferroviários se a espessura e a compressibilidade da argila mole forem
suficientemente baixas para que os recalques na grade ferroviária não causem problemas de
circulação dos trens.
22
Denomina-se sobrecarga ou pré-carregamento a espessura adicional de aterro que é
aplicada temporariamente ao aterro propriamente dito. Passado o tempo necessário de
atuação, ela é retirada. Sua função principal é acelerar os recalques, já que a presença de uma
carga extra modifica a curva tempo x recalque do aterro, fazendo com que os recalques
previstos inicialmente ocorram em um tempo menor. Outra função da sobrecarga é combater
os recalques secundários, que ocorrem mais lentamente que os primários e são causados pelo
ajustamento da estrutura interna da massa de solo, depois que todo esforço de compressão
tenha sido transferido da água intersticial para o esqueleto sólido.
2.2.3. ATERRO SOBRE DRENOS VERTICAIS
Denomina-se aterro sobre drenos a técnica de cravação de drenos sintéticos verticais e
posterior execução do aterro sobre o solo mole. Os drenos diminuem a distância de drenagem
dentro da massa de solo compressível, o que dissipa as poropressões mais rapidamente,
acelerando os recalques.
Os drenos verticais de areia foram pioneiramente utilizados em fins de 1920, na
Califórnia, nos Estados Unidos (Oliveira e Almeida, 2004). Posteriormente, surgiram os
primeiros drenos pré-fabricados, que foram evoluindo até os modelos atualmente utilizados,
chamados geodrenos ou drenos fibroquímicos (figura 2.4), que consistem em um núcleo de
plástico com ranhuras em forma de canaleta envolto em um filtro de geossintético não tecido
de baixa gramatura (Sandroni, 2006).
Figura 2.4 – Geodreno ou dreno fibroquímico.
23
Sua instalação é realizada por meio de equipamentos de cravação (figura 2.5) que
apresentam produtividade de 1000m a 2000m por dia, por máquina cravadora (Sandroni,
2006).
Figura 2.5 – Perfuratriz para cravação de geodreno (Costa Fortuna, 2008)
Os parâmetros envolvidos na análise das propriedades dos drenos verticais, tais como
eficiência, diâmetro equivalente, área de influência, espaçamento, amolgamento (efeito
smear) e resistência hidráulica foram discutidos em Bedeschi (2004).
O pré-carregamento também é aplicado aos aterros sobre drenos, para se atingir os
mesmos objetivos mencionados no item anterior.
A utilização da técnica no Brasil é freqüente, podendo ser encontradas referências na
literatura em Almeida et al. (2001) e Bedeschi (2004), entre outros. Igualmente, há vários
casos relatados de emprego desta solução no exterior (Moh e Lin, 2005; Indraratna et al.,
2005; Bergado et al., 1996; entre outros).
24
2.2.4. ATERRO SOBRE ESTACAS E COM REFORÇO DE GEOGRELHA
No aterro sobre estacas com reforço de geogrelhas utilizam-se capitéis para transferir a
carga do aterro para as estacas e para camadas de solo com maior capacidade de carga. As
geogrelhas são utilizadas na base do aterro para redistruibuir os esforços para as estacas. Seu
esquema típico está mostrado na figura 2.6.
Figura 2.6 – Esquema típico de um aterro estaqueado reforçado com geogrelha.
No cálculo da transmissão dos esforços às estacas e à geogrelha, considera-se o efeito
de arqueamento dos solos descrito por Terzaghi (1943). Trata-se da transferência de tensões
tangenciais da porção de solo com maior deformação para a porção adjacente com menor
deformação, que serve de elemento de suporte (ABNT, 1995). Hewlett e Randolph (1988)
mostraram que a eficácia do arqueamento aumenta com o aumento da altura de aterro, com
conseqüente distribuição do carregamento para os capitéis/estacas.
Uma abrangente revisão bibliográfica foi realizada por Spotti (2006) para estudar e
analisar o atual estado da arte sobre os métodos de dimensionamento de aterros estaqueados
reforçados.
A técnica apresenta como principal vantagem a significativa redução dos recalques
construtivos quando comparados a obras de aterros convencionais ou sobre drenos verticais.
Os recalques associados à técnica são referentes à deformação da geogrelha (figura 2.7) e,
portanto, muito menores do que os de adensamento em aterros convencionais.
25
Figura 2.7 – Recalque no topo da camada de aterro (Almeida et al., 2008).
Outro fator importante é a diminuição do tempo de execução do aterro, já que não há
necessidade de aguardar a dissipação do excesso de poropressão e conseqüente mobilização
da resistência na argila mole para o alteamento do aterro, podendo este ser feito em uma só
etapa, já que não há preocupação com a instabilidade da argila mole.
As desvantagens da técnica estão relacionadas aos custos dos equipamentos
necessários à cravação das estacas e confecção dos capitéis, bem como ao custo da aquisição
e instalação da geogrelha e ao convívio com os recalques apresentados na figura 2.7.
Um estudo de viabilidade econômico-financeira deve ser realizado a fim de se obter
uma real comparação entre os aterros sobre drenos e os sobre estacas. Esse estudo deve levar
em conta, além dos custos de construção e manutenção pós-construtiva, as receitas previstas
quando da utilização do local para as suas atividades finalísticas. Isso faz com que o resultado
da análise varie com o empreendimento a ser realizado no local do aterro, sem que haja uma
resposta única para todos os casos.
Há grande aplicabilidade da técnica em aterros ferroviários, tanto em implantações de
vias novas, quanto em duplicações de existentes, em função da minimização dos recalques
pós-construtivos, que podem gerar instabilidade do material rodante em função das condições
geométricas via. As ferrovias modernas de alta velocidade toleram recalques muito pequenos,
26
em função do impacto que deformações na via podem causar ao material rodante e à
operação. Tomando-se como exemplo a especificação do projeto de implantação de via dupla
ligando Ipoh a Rawang, na Malásia, com comprimento aproximado de 150km, e que, por
motivos geométricos, apresentava aterros variando de 2 a 11m de altura (Raju et al., 2004):
• Recalque pós-construtivo máximo de 25mm após período de 6 meses de
operação comercial da via;
• Recalque diferencial máximo de 10mm em 10m de comprimento de via
(1:1000), medido ao longo do centro do aterro;
• Fator de segurança global mínimo do aterro FS=1,4 para etapas construtivas
intermediárias e FS=1,5 para a última etapa construtiva.
No capítulo 5 serão analisados os recalques totais de um aterro projetado para uma
região de uma ferrovia de carga. Apesar de tanto a finalidade quanto as características de
operação de uma ferrovia de alta e uma de baixa velocidades serem completamente distintos,
o valor ΔH=25mm servirá de referência para os valores a serem mostrados no capítulo 5.
Spotti (2006) mostra exemplos de aplicação da técnica em diversos países, tanto em
obras rodoviárias (Austrália, Panamá, Inglaterra e Holanda), ferroviárias (Alemanha, Malásia
e Brasil), aeroportuárias (Inglaterra) e urbanas (Brasil). No Brasil, a obra ferroviária citada é
de um trecho da Ferronorte em Chapadão do Sul, MS (figura 2.8), onde foi executado um
aterro de 7 a 8m de altura, com utilização de micro estacas de aço auto-perfurantes de 7,3cm
de diâmetro, 8 a 10m de comprimento, em malha quadrada, com capitéis pré-moldados de
concreto e 1 camada de geogrelha de poliéster com 400kN/m.
27
Figura 2.8. Estacas metálicas e capitéis de concreto em aterro ferroviário sobre solo mole
(Spotti, 2006).
2.2.5. ATERRO SOBRE LAJE DE CONCRETO ARMADO E ESTACAS
Os aterros sobre laje e estacas são compostos por uma laje plana executada sobre uma
malha de estacas com capitéis (laje cogumelo).
São muito semelhantes aos estaqueados reforçados com geogrelha, possuindo as
mesmas vantagens em relação aos aterros convencionais quanto a recalques, prazo de
execução e estabilidade do aterro. As desvantagens de sua utilização também se referem aos
custos do material, equipamento e execução, que devem ser comparados em um estudo de
viabilidade, conforme mencionado no item anterior.
Comparada com a geogrelha, a laje de concreto armado apresenta vantagem de não
apresentar risco de deformações ou trincamentos do aterro a médio e longo prazo. Outra
vantagem da laje de concreto é o enrijecimento (engastamento) que propicia à cabeça das
estacas, favorecendo o equilíbrio de cargas horizontais na periferia e afastando, em definitivo,
o risco de flambagem das mesmas, desde que executadas com atenção quanto ao alinhamento
e às excentricidades (Sandroni, 2006).
28
2.2.6. COLUNAS DE BRITA
Denomina-se vibrosubstituição a técnica usada para melhorar solos arenosos com mais
de 15% de finos (Raju et. al., 2004) e solos coesivos, como siltes e argilas. Neste método,
colunas de brita são instaladas no solo mole (ou fofo) com o uso de um vibrador profundo. A
sequência de execução em solos saturados é mostrada na figura 2.9: (1) Posiciona-se o
equipamento no local e carrega-se o silo com a brita; (2) o silo sobe e descarrega a brita na
câmara própria no topo do vibrador; (3) o vibrador penetra o solo mole até a produndidade de
projeto, através de vibrações, ar comprimido e esforço vertical para baixo; (4) na
profundidade desejada, a brita é liberada e compactada por pequenos movimentos do vibrador
para cima e para baixo; (5) com adição da brita necessária em cada estágio do processo
construtivo, cria-se uma coluna de brita íntegra, intertravada e integrada ao solo circundante,
que vai desde a camada resistente até a superfície.
Figura 2.9 – Sequência de execução de coluna de brita em solo mole saturado
(McCabe et al., 2007)
O diâmetro da coluna formada depende das condições de confinamento do solo. Raju
et al. (2004) cita que, em geral, as colunas possuem diâmetro de 70cm a 110cm.
O método de cálculo mais utilizado para dimensionamento do espaçamento da malha
de colunas, bem como do recalque estimado pós-tratamento, é o de Priebe (1995), e que tem
se mostrado funcionar muito bem para a maioria das aplicações (McCabe et al., 2007). Outros
métodos usualmente utilizados são os de Baumann & Bauer (1974) e Goughnour & Bayuk
(1979).
29
Segundo Almeida (1996), o principal objetivo do tratamento por vibrosubstituição é
produzir uma malha de colunas granulares que atuem como estacas relativamente rígidas
assentes na camada subjacente e em condições de absorver grande parte da carga transmitida
pelo aterro ao solo mole. Por conseguinte o método apresenta menores deslocamentos
horizontais e verticais do aterro em comparação a um aterro convencional ou sobre drenos. As
colunas granulares também promovem a dissipação de poropressões por drenagem radial,
acelerando os recalques. Finalmente, elas aumentam a resistência ao cisalhamento da massa
de solo de fundação, permitindo a construção de aterros mais altos ou com maiores fatores de
segurança.
Exemplos de aplicação da técnica em diversas ferrovias na Ásia podem ser
encontrados em Raju et al. (2004). No Brasil, a técnica ainda é incipiente.
2.3. INVESTIGAÇÕES GEOTÉCNICAS
A execução de um programa de caracterização geotécnica ou um programa de
investigação geotécnica objetiva determinar as condições geológicas, geotécnicas, hidráulicas
e outras informações relevantes a um determinado projeto de engenharia. (Coutinho, 2008)
As investigações geotécnicas podem ser de laboratório ou de campo (in situ). Ensaios
de laboratório incluem aqueles que testam os elementos (corpos de prova) dos materiais, tais
como ensaios triaxiais e aqueles que testam modelos protótipos, tais como ensaios de
centrífuga. Ensaios de campo incluem sondagem, amostragem, ensaios in situ, ensaios em
verdadeira grandeza e ensaios geofísicos. (Coutinho, 2008)
Investigação insuficiente, interpretação inadequada dos resultados e falha em
descrever as informações obtidas de forma clara e objetiva tem contribuído para diversos
problemas de projeto e de construção. (Coutinho, 2008)
Maiores detalhes do processo de caracterização geotécnica podem ser visto em Becker
(2001), Clayton et al. (1995), Gomes Correia et al. (2004), Schnaid (2005, 2008), Powell
(2005), Viana da Fonseca e Coutinho (2008). Informações sobre qualidade de amostragem
podem ser encontradas em Ladd (1973), Coutinho (1976, 1986, 2007); Hight (2000); Hight e
Leroueil (2003), Tanaka (2008).
30
2.4. INSTRUMENTAÇÃO
Seja qual for a técnica escolhida, é fundamental realizar instrumentação para avaliar o
desempenho da técnica. Os objetivos de um programa de instrumentação são acompanhar
movimentações verticais e horizontais, monitorar amplitude e velocidade de dissipação das
poropressões e monitorar a estabilidade dos aterros.
A instrumentação a ser empregada em cada caso varia com a importância e a
complexidade do problema, podendo ser empregados piezômetros, placas de recalque,
extensômetros, inclinômetros e referências de nível. Deve existir acompanhamento de equipe
especializada na instalação e leitura dos resultados da instrumentação, que devem ser
analisados por profissional experiente, que verificará se há variação entre o comportamento
previsto e o ocorrido.
O plano de monitoramento deve estabelecer claramente a localização dos instrumentos
e os procedimentos de instalação, bem como os parâmetros de alerta. Sempre que possível,
deve-se prever redundância para as leituras. Desta forma, é possível comparar os valores lidos
e não há perda de informação em caso de falha de um dos instrumentos.
31
3
ENSAIOS GEOTÉCNICOS ANALISADOS
O objetivo deste capítulo é apresentar o resultado dos ensaios utilizados para a
caracterização geotécnica do depósito estudado. Trata-se da duplicação de um trecho de uma
ferrovia brasileira, onde se encontra um depósito de argila muito mole de grande espessura, o
que exige um estudo aprofundado das possíveis soluções geotécnicas a serem utilizadas no
local.
3.1. ENSAIOS REALIZADOS
Os ensaios foram realizados em amostras coletadas do km 18+340 ao km 22+360 da
Estrada de Ferro Carajás, para o projeto básico da duplicação da via nesse trecho, onde o solo
é de baixa consistência.
Das investigações geotécnicas realizadas para o projeto de 1978 e que estão hoje
disponíveis e puderam ser consultadas, foram aproveitados apenas os ensaios de
caracterização (granulometria com sedimentação, limites de liquidez e plasticidade, massa
específica das partículas e umidade natural) e os ensaios de palheta (vane test – VT) . Os
laudos de sondagens a trado (ST), percussão (SP) e rotativas mistas (SPR) não foram
fornecidos e, portanto, não puderam ser consultados. Os ensaios de adensamento de 1978
foram descartados, pois as técnicas utilizadas àquela época eram precárias comparadas com as
atuais, causando amolgamento excessivo das amostras, e conseqüente falta de confiabilidade
dos resultados.
Em virtude dessa escassez de resultados, foram necessárias novas investigações
geotécnicas para elaboração do Projeto Básico de Duplicação, realizadas recentemente. Este
estudo baseou-se nos resultados de tais investigações, que podem ser divididas em estudos de
campo e de laboratório. Em campo foram executados:
32
a) 40 sondagens a percussão (SP), entre o km 18+000 e o km 22+260;
b) 26 sondagens a trado (ST), entre o km 18+740 e o km 19+120;
c) 14 ensaios de piezocone (CPTu), associados a 25 ensaios de dissipação
de poro pressões (DPP), entre o km 18+465 e o km 19+960;
d) 33 ensaios de vane test (VT) (13 locais), entre o km 18+740 e o km
22+200.
Foram retiradas e encaminhadas para laboratório 16 amostras tipo Shelby, com 4” de
diâmetro, com as quais foram realizados os seguintes ensaios geotécnicos:
a) 15 ensaios de adensamento;
b) 29 ensaios de compressão simples;
c) 16 ensaios de granulometria com sedimentação;
d) 16 ensaios de massa específica das partículas;
e) 15 ensaios de limites de consistência (LL e LP);
f) 16 determinações de teor de umidade e peso específico natural.
3.2. PERFIS GEOTÉCNICOS
Em função das alternativas construtivas adotadas à época da implantação da ferrovia,
o perfil geotécnico apresenta significativas diferenças ao longo do trecho estudado.
No trecho em que as alturas de aterro eram maiores do que 5,2m, optou-se por
remover totalmente as camadas de solos moles e substituí-las por areia. Esta alternava foi
adotada entre o km 18+340 e o km 19+440, onde as alturas de aterro variam entre 8,9m e
5,2m (diminuindo no sentido crescente da quilometragem). O perfil geotécnico típico e a
seção transversal do aterro adotado para esse trecho estão mostrados na figura 3.1.
33
Figura 3.1 – Seção transversal e perfil geotécnico típicos do trecho onde houve remoção total
da camada mole do solo.
Nos locais onde a altura de aterro era menor do que 5,2m, optou-se por executar o
aterro sobre a camada mole e aguardar sua estabilização por adensamento. Esta foi a
alternativa adotada entre o km 19+440 e o km 22+360, onde os aterros possuem entre 5,2m e
2,0m. Foram utilizadas sobrecargas para abreviar o tempo de ocorrência, e bermas de
equilíbrio, para garantir a estabilidade do aterro. O perfil geotécnico típico e a seção
transversal do aterro adotado para esse trecho estão mostrados na figura 3.2.
Figura 3.2 – Seção transversal e perfil geotécnico típicos do trecho onde não houve remoção
da camada mole do solo.
3.3. RESULTADO DOS ENSAIOS DE LABORATÓRIO E CAMPO
Os resultados dos ensaios de laboratório e campo são apresentados na Tabela 3.1.
34
Tabela 3.1 - Resumo dos resultados dos ensaios geotécnicos recentes realizados na camada de argila mole do trecho em estudo
Amostras Shelby
km
Afast.
LE (m)
18+740
60
18+740
60
18+800
55
18+800
55
19+000
55
19+000
55
19+200
50
19+400
50
19+800
30
20+200
20
20+800
15
20+800
15
21+600
15
21+600
15
22+000
15
22+000
15
w0: umidade natural
Índices físicos das amostras indeformadas
Prof. (m)
w0 (%)
γnat
γs
γG
(kN/m3)
(kN/m3)
(kN/m3)
3,0 a 3,5
5,0 a 5,5
2,0 a 2,5
4,0 a 4,5
2,0 a 2,5
3,0 a 3,5
3,0 a 3,5
2,5 a 3,0
2,5 a 3,0
2,0 a 2,5
2,5 a 3,0
4,0 a 4,5
2,0 a 2,5
4,0 a 4,5
2,0 a 2,5
3,0 a 3,5
73,9
40,3
95,3
104,4
99,5
72,2
70,4
33,6
67,5
125
68,7
108
51,9
123,3
78,7
14,4
17,1
14,4
13,9
13,6
15,3
8,3
12,2
7,4
6,8
6,8
8,9
γG: peso específico próprio
wP: limite de plasticidade
Cr: coeficiente de recompressão
27
26,9
29,9
27,2
25
28,1
27,2
16,2
9,5
26,4
16,8
12,6
27,5
15,7
9,4
27,2
14,2
6,3
27,6
16
9,5
28,9
13,3
6,4
27
15,8
10,4
27,4
13,6
6,1
27,2
15,2
8,5
28,3
γnat : peso específico aparente natural
e0: índice de vazios
IP: índice de plasticidade
Cc: coeficiente de compressão
Limites de
consistência
Adensamento
e0
wL
(%)
wP
(%)
2,27
1,2
3,03
2,99
2,68
2,16
1,78
1,19
1,89
3,41
2,04
3,23
1,63
3,46
2,32
47
34
89
83
73
54
35
43
41
92
48
77
36
91
58
24
23
60
0,15 1,17
15
19
44
0,05 0,41
35
54
76
0,21 1,49
31
52
41
0,2
1,34
27
46
30
0,15 1,28
25
29
28
0,06 0,72
20
15
20
23
20
0,08 0,61
40
0,07 0,29
17
24
31
0,09 0,76
31
61
36
0,18 1,45
22
26
70
0,1
0,95
30
47
41
0,23 1,47
21
15
32
0,06
0,5
31
60
20
1,46 0,22
24
34
31
0,1
0,98
γs : peso específico aparente seco
IP (%)
σ'pa
(kPa)
Cr
Cc
wL: limite de liquidez
σ'pa: tensão de sobreadensamento
CP: corpo de prova
35
Resistência nãodrenada Su (kPa)
CP1
CP2
CP3
20,6
10,2
19,1
16,9
9,4
10,9
11,4
13,6
12
11,6
11,1
18,4
11
17,5
5
9,1
4,5
10,7
11,4
7,5
11,3
10
17,3
13
21,2
7,4
10,1
5,7
9,6
-
A tabela 3.2 mostra os valores de coeficiente de adensamento vertical (cv) obtidos nos
ensaios.
Tabela 3.2 – Resultados de cv obtidos nos ensaios de adensamento de laboratório
km
19+000
19+000
19+400
19+800
20+200
20+800
20+800
Afast. LE (m)
55
55
51
30
20
16
16
Prof. (m)
2,0 a 2,5
3,0 a 3,5
2,5 a 3,0
2,5 a 3,0
2,0 a 2,5
2,5 a 3,0
4,0 a 4,5
cv (m2/s)
8,00E-09
7,40E-08
2,10E-07
2,90E-07
2,00E-07
1,10E-08
9,00E-08
3.4. GRÁFICO DE PLASTICIDADE
Os limites de liquidez e de plasticidade dos solos são determinados em laboratório
através de ensaios relativamente simples, fornecendo informações sobre a natureza dos solos
coesivos. A partir de suas propriedades, busca-se classificar os solos em categorias que
apresentem comportamentos semelhantes. Uma das relações mais conhecidas entre índices
físicos é o Sistema Unificado de Classificação de Solos (SUCS).
Segundo Das (2007), a forma original do SUCS foi proposta por Casagrande em 1942
para uso nos trabalhos de construção de aeroportos sob responsabilidade do U. S. Army Corps
of Engineers durante a Segunda Guerra Mundial. Em cooperação com o U. S. Bureau of
Reclamation, esse sistema foi revisto em 1952. Apesar de ter sido criado a partir do estudo de
solos de regiões temperadas, o SUCS sugere parâmetros que podem ser coerentemente
analisados e adaptados para a situação dos solos tropicais do Brasil. Esse sistema classifica os
solos em duas amplas categorias: solos grossos e solos finos. O foco deste estudo era apenas a
fração fina do solo, a ser analisada a partir do gráfico de plasticidade.
No gráfico de plasticidade, a linha “A”, de equação IP=0,73(wL-20), é uma fronteira
arbitrária proposta por Casagrande para separar as argilas inorgânicas (acima da linha) dos
siltes inorgânicos (abaixo dela). As argilas orgânicas podem aparecer tanto acima quanto
abaixo da linha “A”. As argilas e siltes são ainda divididas em alta e baixa plasticidade de
acordo com o limite de liquidez wL, através da linha “B”. Os solos de baixa plasticidade ficam
à esquerda da linha “B”, enquanto os solos de alta plasticidade ficam à sua direita. A linha
36
“U”, de equação IP=0,9(wL-8), representa o limite admissível dos resultados, e qualquer
ponto localizado acima dela apresenta fortes indícios de falha na caracterização, devendo ser
revisto.
A figura 3.3 mostra o resultado dos ensaios de caracterização no gráfico de
plasticidade.
Figura 3.3 – Gráfico de plasticidade das amostras de argila mole estudadas
A figura 3.3 mostra que os solos ensaiados correspondem a argilas de baixa a alta
plasticidade.
3.5. CORRELAÇÕES ENTRE PARÂMETROS
O estudo das correlações existentes entre os parâmetros geotécnicos do solo é
importante, entre outras coisas, para possibilitar a estimativa de um parâmetro de difícil
obtenção em ensaio através de outro mais facilmente conseguido em campanhas de ensaios.
O coeficiente de compressão (Cc) para o cálculo do recalque de campo provocado pelo
adensamento de uma argila mole é um exemplo de parâmetro de difícil obtenção, uma vez
que é obtido a partir do resultado do ensaio de adensamento. Tal ensaio requer cuidados
37
especiais com a amostra de argila mole na sua obtenção, transporte, armazenamento e
execução do ensaio, a fim de evitar amolgamento da amostra, o que falsearia o resultado do
ensaio. Por outro lado, um parâmetro de fácil obtenção é a umidade natural do solo (w0),
conseguida através do ensaio de umidade, que pode ser realizado com a amostra amolgada.
É possível a obtenção de uma correlação entre Cc e w0, uma vez que ambos os
parâmetros são controlados pela composição e estrutura do solo, os quais, por sua vez,
controlam tanto o índice de vazios (e0) quanto a compressibilidade na faixa normalmente
adensada (Terzaghi et al., 1996).
A partir dos dados da tabela 3.1, buscou-se uma correlação entre tais parâmetros,
sendo apresentada na figura 3.4. O ponto triangular foi descartado da análise, por apresentar
fortes indícios de erro de amostragem ou de execução de ensaio. Para fins de comparação,
foram inseridas na mesma figura as correlações obtidas por Futai et al. (2008) em seus
estudos com argilas orgânicas marinhas da região metropolitana do Rio de Janeiro, bem como
as obtidas por Almeida et al. (2008), incluindo resultados de ensaios realizado em amostras de
argilas orgânicas marinhas da região oeste da cidade do Rio de Janeiro.
Figura 3.4 – Curva de correção entre coeficiente de compressão e umidade natural
A semelhança das curvas obtidas mostra que para as argilas brasileiras há pouca
diferença na relação do coeficiente de compressão com a umidade natural do solo.
38
4
FORMULAÇÃO DO MODELO GEOTÉCNICO
Os resultados dos ensaios em uma região podem ser mais ou menos dispersos,
dependendo da homogeneidade ou heterogeneidade do depósito, sua origem, os agentes
externos que atuaram durante sua formação, as tensões às quais ele foi submetido, entre
outros fatores. Assim, após uma campanha de ensaios, é fundamental uma avaliação dos
resultados e a adoção de valores de parâmetros de projeto, que serão adotados nos cálculos a
serem realizados.
O critério para adoção desses valores é variável de acordo com a experiência do
projetista. Para os casos de pouca variabilidade dos resultados, pode ser adotada a média dos
valores. Entretanto, no caso de grande variabilidade, deve-se buscar uma estimativa que,
estando a favor da segurança, não seja demasiadamente conservadora a ponto de inviabilizar a
obra em prazo ou custo.
O objetivo deste capítulo é apresentar a formulação de um modelo geotécnico a partir
dos resultados dos ensaios mostrados no capítulo 3. O modelo será formulado através dos
valores médios de projeto de cada um dos parâmetros importantes para a análise do recalque,
da estabilidade e do prazo da construção de um aterro sobre o solo mole estudado.
4.1. ÍNDICE DE VAZIOS
O solo é um material constituído por partículas sólidas permeadas por vazios que
podem estar preenchidos por água ou ar. Denomina-se índice de vazios (e0) de um solo à
razão entre o volume de vazios e o volume ocupado pela parte sólida. Não cabe a este
trabalho relatar as técnicas de ensaio utilizadas para se obter tal índice.
A figura 4.1 mostra o perfil do índice de vazios do local ensaiado, com a indicação dos
valores adotados para os cálculos das etapas posteriores do trabalho, em cada faixa de
profundidade.
39
Presente estudo
Figura 4.1 – Perfil de índice de vazios do trecho estudado
4.2. COMPRESSIBILIDADE
As argilas moles, em virtude do seu elevado índice de vazios, são muito
compressíveis. Quando submetidas a carregamentos superiores à sua tensão de
sobreadensamento (maior tensão à qual já estiveram submetidas), apresentam recalques que
devem ser adequadamente avaliados, a fim de se obter uma boa estimativa de projeto, e poder
tomar as medidas necessárias em resposta a esses deslocamentos verticais.
A compressibilidade de uma argila mole é medida através do parâmetro Cc/(1+e0), que
é diretamente proporcional ao valor do recalque e aparece na expressão simplificada do
recalque primário unidimensional, como a seguir:
onde
ΔH: recalque primário
H0: espessura inicial da camada considerada
σ0': tensão efetiva atuante inicial
Δσ’: variação da tensão efetiva por ocasião do carregamento
40
A figura 4.2 mostra o perfil de compressibilidade do trecho estudado, bem como os
valores adotados para projeto em cada faixa de profundidade.
Presente estudo
Figura 4.2 – Perfil de compressibilidade e valores de projeto do trecho estudado
4.3. PESO ESPECÍFICO NATURAL
Peso específico natural (γnat) é a razão entre o peso do solo e o seu volume, na
umidade em que se encontra na natureza. A figura 4.3 mostra o perfil do peso específico
natural obtido nos ensaios realizados no trecho em estudo, bem como o valor adotado para o
modelo a ser utilizado nas análises a serem realizadas.
41
Presente estudo
Figura 4.3 – Perfil de peso específico natural do trecho estudado
4.4. RESISTÊNCIA NÃO-DRENADA
A resistência não-drenada (Su) de argilas saturadas é a resistência ao cisalhamento do
solo quando este é submetido a um carregamento sem que haja tempo de haver drenagem. Sua
determinação é importante para a verificação da estabilidade de projetos de obras sobre
argilas saturadas compressíveis.
A figura 4.4 mostra o perfil da resistência não-drenada obtido nos ensaios de palheta
realizados no trecho em estudo, bem como o valor base adotado para o modelo.
42
Presente estudo
Figura 4.4 – Perfil médio de resistência não-drenada do trecho estudado
Bjerrum (1972) estudou rupturas de aterros, fundações rasas e escavações e concluiu
que o valor de Su obtido pelo ensaio de palheta era mais elevado que o obtido nas
retroanálises de rupturas, e por isto o valor obtido no campo deveria ser corrigido para o
projeto através da expressão
onde μ é um fator de correção que pode ser expresso por
Assim, para o estudo em questão, com os ensaios indicando IP médio próximo de 50%,
adotou-se o fator de correção μ = 0,8, obtendo-se Su estudo = 8kPa.
43
4.5. COEFICIENTE DE ADENSAMENTO VERTICAL
O coeficiente de adensamento vertical (cv) é um valor experimental que indica a
velocidade com a qual há a dissipação de poropressões no solo. Seu valor é diretamente
proporcional à permeabilidade do solo, e pode ser obtido através de diferentes formas:
a) No ensaio de adensamento, sendo chamado de cv normalmente
adensado (cv n.a.);
b) No ensaio de piezocone, sendo obtido o coeficiente de adensamento
horizontal (ch) e, através de correlações, obtém-se o cv sobreadensado (cv
s.a.);
c) Através da retroanálise da curva de recalque de aterros instrumentados,
sendo também chamado de cv normalmente adensado.
Os valores de cv apresentados na tabela 3.1 se referem a ensaios de adensamento e a
valores normalmente adensados. A figura 4.5 mostra o perfil do coeficiente de adensamento
vertical obtido a partir dos resultados dos ensaios realizados no trecho em estudo, juntamente
com o valor adotado para o modelo geotécnico do local.
Presente estudo
Figura 4.5 – Perfil do coeficiente de adensamento vertical do solo
44
4.6. MODELO GEOTÉCNICO
As análises dos resultados dos ensaios levaram aos parâmetros que serão adotados no
modelo geotécnico, conforme mostrado na figura 4.6.
Profundidade
γnat
C /(1+e0)
(kN/m3) c
(m)
e0
cv
(m2/s)
Su (kPa)
1
2
0,3
2,5
3
15
7,0E-08
8
4
5
0,18
1,5
6
Figura 4.6 – Parâmetros geotécnicos utilizados na análise
45
5
ANÁLISE DO MODELO GEOTÉCNICO
O objetivo deste capítulo é apresentar a análise de alternativas de projeto de um aterro
sobre drenos verticais e de um aterro estaqueado reforçado com geogrelha, ambos
considerando os parâmetros geotécnicos apresentados no capítulo 4.
5.1. ATERRO SOBRE DRENOS VERTICAIS
A primeira alternativa construtiva analisada foi o aterro construído sobre drenos
verticais. Conforme mencionado no capítulo 2 deste trabalho, essa alternativa consiste na
cravação de geodrenos no solo a ser drenado, com posterior execução do aterro em etapas
espaçadas em um período de tempo que permita a dissipação do excesso de poropressão
gerada pela construção do aterro.
5.1.1. PREVISÃO DE RECALQUES
O cálculo dos recalques primários foi feito com o auxílio de uma planilha eletrônica,
que possibilitou as iterações necessárias para a consideração do efeito de submersão do aterro
embutido, uma vez que o nível d’água do terreno é elevado (0,5m abaixo da superfície). O
recalque primário calculado para a altura de aterro de 9,0m foi ΔH=1,89m.
O cálculo do recalque secundário foi baseado na expressão de Martins et al. (1997)
Com isso, chegou-se ao valor de ΔHsec=0,24m. Não foram encontradas especificações
para recalque pós-construtivo limite nas ferrovias de carga brasileiras. Uma vez que se deseja
minimizar os recalques secundários pós-construtivos, será adotada uma sobrecarga de 3,5m,
capaz de pré-adensar o aterro e minimizar os recalques secundários.
46
Os valores previstos para os recalques primário e secundário são elevados para
operações ferroviárias, tornando-se necessária a estabilização do aterro, ou seja, deve-se
aguardar o tempo necessário para que no mínimo 95% dos recalques previstos ocorram. O
aterro será calculado para ser realizado em 4 etapas, com intervalo entre elas tal que a
dissipação de poropressões possa ser de, no mínimo, 80%. Isso permitirá um ganho de
resistência da argila mole, possibilitando o alteamento da próxima etapa do aterro sem que
haja comprometimento do fator de segurança quanto a rupturas globais. A espessura de cada
etapa e o seu recalque estão mostrados na tabela 5.1.
Tabela 5.1 – Espessura, recalque e cota final das etapas construtivas
Cota final (m)
Etapa
Espessura (m)
Recalque (m)
2,60
1
3,80
1,20
5,84
2
3,70
0,46
9,16
3
3,60
0,28
12,50
4
3,54
0,20
9,00
Remoção
-3,50
A carga do lastro, dormentes e trilhos é inferior à tensão de pré-adensamento gerada
pela sobrecarga aplicada, fazendo com que não haja recalques quando da construção do
pavimento. O efeito dinâmico da carga de tráfego não foi considerado para o cálculo do
recalque primário, mas é parâmetro fundamental para a análise de estabilidade, como será
mostrado no item 5.1.2.
5.1.2. PRAZO CONSTRUTIVO
Para cálculo do prazo construtivo, deve-se considerar o tempo para alteamento do
aterro e o tempo necessário para dissipação das poropressões. Para o alteamento do aterro,
foram previstos os tempos conforme a tabela 5.2.
O cálculo do tempo para dissipação das poropressões foi feito considerando drenagem
combinada (vertical e radial). A drenagem é dupla, uma vez que o perfil geotécnico mostra
presença de areia sob a camada de argila. A drenagem radial é por drenos fibroquímicos
verticais, considerados em malha triangular com espaçamento de 1,5m, diâmetro de
contribuição de=1,575m e diâmetro equivalente dw=0,0525m. Foram obtidos os valores de
tempo de dissipação de poropressões mostrados na tabela 5.3.
47
Tabela 5.2 – Tempo de construção e dissipação de poropressões das etapas construtivas
Etapa
Tempo de
construção (mês)
1
2
3
4
Remoção
Pavimento
Subtotal
1,0
0,5
0,5
0,5
0,25
0,25
3,0
Tempo de dissipação de
poropressões (mês)
4,0
4,0
4,0
4,0
16,0
Dos tempos referidos na tabela 5.2, apenas os de construção são variáveis em função
da quantidade ou produtividade das equipes de terraplenagem utilizadas na obra. Isso mostra
que cerca de 85% do tempo necessário para a alternativa executiva é independente da força de
trabalho disponível.
A curva do recalque em função do tempo está mostrada na figura 5.1.
Figura 5.1 – Curva tempo x recalque, com as etapas de carregamento do aterro e os valores de
dissipação de poropressões.
48
5.1.3. ANÁLISE DE ESTABILIDADE
O modelo adotado para a análise da estabilidade é mostrado na figura 5.2. O perfil
aterro e material de fundação é simétrico, sendo suficiente a verificação da estabilidade em
apenas uma das faces do talude. Para possibilitar a execução de todas as camadas, foi preciso
calcular a largura da base do aterro necessária para que o mesmo pudesse atingir a cota final
da etapa 4 com largura de 3,0m, suficiente para que os equipamentos de terraplenagem
pudessem trabalhar. Considerando a soma das espessuras e recalques ocorridos até a
construção da etapa 4, e garantindo uma inclinação de talude de 1V:1,5H, chegou-se à
necessidade de uma largura de base do aterro na etapa 1 de 48m, sem considerar a berma, que
será descrita posteriormente.
Cabe ressaltar que a campanha de ensaios foi realizada a um afastamento de 15m a
60m da via existente, uma vez que a premissa do projeto básico era a da execução de
duplicação com entrevia elevada. Tal condição foi adotada para evitar que os acréscimos de
tensões gerados pela construção do aterro de duplicação levassem a recalques na via existente,
o que obrigaria a paralisação no tráfego para manutenções de via permanente, a fim de se
evitar acidentes.
Figura 5.2 – Parâmetros e geometria adotados para a análise da estabilidade do aterro sobre
drenos verticais.
49
A análise de estabilidade foi efetuada através dos métodos de Bishop Simplificado
(equilíbrio de momentos), Janbu Simplificado (equilíbrio de forças) e Morgenstern-Price
(equilíbrio de forças e momentos) (Abramson et al., 1995). Foram consideradas superfícies de
ruptura circulares, com pesquisas realizadas por software comercial, que apontou a superfície
com fator de segurança (FS) mínimo. Para cada etapa, foram consideradas as situações
extremas de segurança: fim do alteamento do aterro, quando o FS é mínimo, e dissipação de
80% das poropressões, quando o FS é máximo. O ganho de resistência da argila ao final de
cada etapa foi calculado pela expressão proposta por Mesri (1975). Para Δσ’ foi considerada a
submersão do aterro e o percentual de adensamento ao final de cada etapa.
5.1.3.1. ETAPA 1
A primeira etapa terá espessura de 3,80m e será realizada juntamente com uma berma
de equilíbrio de 2,0m de altura e 15m de largura. A superfície de ruptura e o FS ao final do
carregamento são mostrados na figura 5.3.
Su=8kPa
Figura 5.3 – Superfície de ruptura e FS para o final do carregamento da etapa 1
A dissipação das poropressões provoca o adensamento da argila, e o conseqüente
recalque do aterro sobre ela executado. Conforme foi dito no item anterior, foram calculados
os FS para a dissipação de 80% das poropressões para cada uma das etapas. As análises, neste
caso, levaram em conta a submersão do aterro gerado pelo seu recalque, bem como o ganho
50
de resistência não-drenada da argila, constante com a profundidade, já que foram utilizados
drenos verticais. A figura 5.4 mostra o resultado dessa análise.
Su=18kPa
Su=16kPa
Su=8kPa
Figura 5.4 – Círculo de ruptura e FS da etapa 1 após a dissipação das poropressões
5.1.3.2. ETAPAS 2 A 4
Para as etapas 2 a 4, foram efetuados os mesmos procedimentos descritos anteriores,
quais sejam:
a) alteamento do aterro na altura projetada;
b) verificação da condição de segurança para o final do carregamento da etapa;
c) consideração do recalque e do ganho de resistência da argila;
d) verificação do FS para a dissipação de poropressões.
As figuras 5.5 a 5.7 mostram as condições geométricas, a resistência da argila, a
superfície de ruptura e o fator de segurança para cada etapa do alteamento do aterro.
51
Su=18kPa
Su=16kPa
Su=8kPa
Figura 5.5 – Superfície de ruptura e FS para o final do carregamento da etapa 2
Su=31kPa
Su=26kPa
Su=16kPa
Figura 5.6 – Superfície de ruptura e FS para o final do carregamento da etapa 3
Su=45kPa
Su=31kPa
Su=28kPa
Su=18kPa
Figura 5.7 – Superfície de ruptura e FS para o final do carregamento da etapa 4
52
5.1.3.3. REMOÇÃO DA SOBRECARGA
Após a dissipação das poropressões da etapa 4, ocorre a remoção da sobrecarga
utilizada para minimizar o recalque secundário pós-construtivo. O cálculo da estabilidade não
é necessário nesta etapa, uma vez que há alívio de carga nas fundações do aterro. Entrentanto,
para fins didáticos e comparativos, foi verificado o FS, chegando-se à figura 5.8.
Su=58kPa
Su=31kPa
Su=28kPa
Su=18kPa
Figura 5.8 – Círculo de ruptura e fator de segurança para a etapa de descarregamento
5.1.3.4. CARGA DO PAVIMENTO
Para consideração da carga do pavimento, foi aplicado um aterro de 20cm
correspondente ao lastro e, sobre ele, duas cargas pontuais de 175kN cada, correspondentes a
uma carga por eixo de 350kN, um pouco superior ao limite atualmente adotado na EFC, que é
de 300kN/eixo. O resultado da análise de estabilidade é mostrado na figura 5.9.
53
Su=58kPa
Su=31kPa
Su=28kPa
Su=18kPa
Figura 5.9 – Superfície de ruptura e FS para carga do pavimento e tráfego ferroviários
5.1.4. EVOLUÇÃO DO FATOR DE SEGURANÇA
Lançando-se todos os valores de FS obtidos nas análises em um gráfico que considere
o tempo para a construção dos aterros e dissipação das poropressões geradas, obtém-se a
figura 5.10. Ela mostra que, em nenhum momento o fator de segurança ficou abaixo do limite
estabelecido, que foi de FS=1,3 para as etapas intermediárias (1 a 3) e de FS=1,5 para a etapa
final.
Figura 5.10 – Evolução dos fatores de segurança para o aterro sobre drenos
54
5.1.5. IMPACTO AMBIENTAL
O impacto ambiental gerado pela alternativa refere-se à necessidade de material de
aterro para as etapas construtivas. A quantidade de material deve ser suficiente para executar
o corpo do aterro, as bermas e a sobrecarga, e ainda compensar o recalque do aterro que
sofrerá submersão. Isso implica na localização e legalização de jazida de empréstimo capaz de
fornecer tal volume de material.
Por ser temporária, a sobrecarga deve ser disponibilizada em algum local apropriado
após a sua utilização. Isso deve ser considerado nos estudos de impacto ambiental, pois pode
ocorrer de não ser possível o bota-fora na própria jazida de empréstimo.
5.1.6. CUSTOS CONSTRUTIVOS
A avaliação dos custos construtivos foi efetuada levando-se em conta a aquisição e
execução do volume de aterro necessário (corpo do aterro, bermas, submersão e sobrecarga),
a aquisição e instalação dos geotêxteis e geodrenos e os serviços de monitoramento. Tal
avaliação se encontra na tabela 5.3.
55
Tabela 5.3 – Estimativa de custos de construção do aterro sobre drenos verticais
Item Serviços
1
2
3
4
Unidade Quantidade
Mobilização de equipamentos
Execução de reforço com geotêxtil 30x30 em 1 camada. Inclusive forneciamento
do geotêxtil.
Execução de colchão drenante de areia executado como aterro compactado
mecanicamente, inclusive fornecimento de material. (Aterro de conquista)
Instalação de drenos verticais pré-fabricados, em malha triangular de 1.5m de
distância, diâmetro equivalente de 0.06 m, inclusive fornecimento dos drenos.
unid
1
m2
482.400
m3
241.200
m
763.334
5
Aterro com material de primeira categoria, compactado a 95% do Proctor Normal.
Inclusive fornecimento de material, DMT 4,0km. Considerado empolamento de
35%. (Etapas 1 a 4)
m3
2.756.916
6
Escavação, carga e transporte de material de primeira categoria, DMT 4km.
(Remoção da sobrecarga)
m3
204.797
Valor unitário
(R$)
Valor do serviço
(R$)
18.000,00
18.000,00
14,34
6.917.616,00
37,99
9.163.188,00
5,70
4.351.004,00
12,27
33.827.359,32
10,28
2.105.309,73
R$ 56.382.477,06
Total estimado
56
5.2. ATERRO SOBRE ESTACAS E REFORÇO DE GEOGRELHA
A outra alternativa construtiva considerada foi a construção do aterro sobre estacas de
concreto e com reforço de geogrelha. Conforme mencionado no capítulo 2, trata-se de uma
técnica que traz como principal vantagem a minimização dos recalques, uma vez que a carga
do aterro não é transmitida ao solo mole, mas diretamente à camada de areia existente abaixo,
através de estacas de concreto.
5.2.1. DIMENSIONAMENTO
O aterro sobre estacas com reforço de geogrelha foi considerado com as dimensões
mostradas na figura 5.11.
Para dimensionamento das estacas foi utilizado o método de Hewlett e Randolph
(1988). Além das dimensões mostradas na figura 5.11, foram ainda considerados a sobrecarga
por tráfego de 20kPa e a deformação máxima na geogrelha de 6,0%.
γ=18kN/m3
φ=25°
9m
0,8m
0,3m
2,5m
2,5m
Figura 5.11 – Dimensões consideradas para o aterro sobre estacas reforçado com geogrelha
O cálculo da eficiência da distribuição das cargas verticais mostra que o efeito de
arqueamento dos solos é capaz de distribuir 67% da carga vertical para as estacas, enquanto
33% vai para a geogrelha, causando a solicitação e deformação da mesma. A figura 5.12
mostra o esquema da distribuição de cargas verticais para as estacas e o reforço.
57
Figura 5.12 - Distribuição da carga vertical para as estacas e o reforço
(Kempfert et al., 1997).
O resultado da análise do dimensionamento das estacas e da geogrelha se encontra na
tabela 5.4.
Tabela 5.4 – Parâmetros de saída do dimensionamento das etacas e geogrelha
Carga na estaca
Tração atuante no reforço
963
251
kN
kN/m
Com esses valores, há condições de entrar em contato com fornecedores para se
conseguir o material com as dimensões e resistência necessárias para a resposta adequada em
campo.
5.2.2. PRAZO CONSTRUTIVO E IMPACTO AMBIENTAL
O prazo construtivo considerado para a cravação das estacas, instalação da geogrelha e
alteamento do aterro foi de 2,0 meses. Tal prazo é variável com a composição e produtividade
das equipes de estaqueamento, geossintéticos e terraplenagem. Por haver baixo carregamento
da camada de argila, não há necessidade de se aguardar a dissipação das poropressões.
O impacto ambiental da alternativa construtiva se refere à necessidade de jazidas de
empréstimo para o material do corpo do aterro. Como a técnica não necessita de bermas de
equilíbrio ou sobrecarga e não envolve submersão do aterro, o impacto ambiental é menor do
que no caso dos aterros sobre drenos.
58
5.2.3. CUSTOS CONSTRUTIVOS
Para o cálculo dos custos de construção, foram consideradas a aquisição dos materiais,
cravação das estacas, execução dos capitéis, instalação da geogrelha e execução do corpo do
aterro. A estimativa dos custos construtivos do aterro sobre estacas com reforço de geogrelha
encontra-se na tabela 5.5.
59
Tabela 5.5 – Estimativa de custos de construção do aterro sobre estacas com reforço de geogrelha
Item Serviços
Unidade
Quantidade
unid
1
Execução de reforço com geotêxtil 30x30 em 1 camada. Inclusive forneciamento
do geotêxtil.
Execução de aterro de saibro executado como aterro compactado
mecanicamente, inclusive fornecimento de material. (Aterro de conquista)
Cravação de estacas de concreto pré-moldadas, carga de trabalho 100tf, seção
quadrada 30x30. Inclusive fornecimento de estacas.
m2
201.000
m3
241.200
m
321.600
5
Capitéis de concreto 80x80x20cm. Inclusive fornecimento do material
m3
4.116
6
Execução de reforço com geogrelha Fortrac 150x150kN/m, em 2 camadas.
Inclusive forneciamento da geogrelha
m2
402.000
7
Aterro com material de primeira categoria, compactado a 95% do Proctor Normal.
Inclusive fornecimento de material, DMT 4,0km. Considerado empolamento de
35%. (Etapas 1 a 4)
m3
956.760
1
2
3
4
Mobilização de equipamentos
Total estimado
Valor unitário
(R$)
Valor do serviço
(R$)
20.000,00
20.000,00
14,34
2.882.340,00
37,99
9.163.188,00
170,40
54.800.640,00
300,00
1.234.944,00
46,50
18.693.000,00
12,27
11.739.445,20
R$ 98.533.557,20
60
6
CONCLUSÕES
No projeto geométrico de uma ferrovia, deve-se evitar trechos a serem construídos
sobre depósitos de argilas muito moles. Quando isso não for possível, deve ser realizado
amplo estudo geológico-geotécnico no depósito encontrado, com ensaios de laboratório
(caracterização, adensamento, triaxiais, entre outros) e de campo (sondagens, palheta,
piezocone, entre outros), projetos básico e executivo e monitoramento da solução adotada. As
alternativas construtivas devem ser analisadas quanto à técnica (recalques construtivos e pósconstrutivos), prazos construtivos, exigências ambientais (jazidas de empréstimo e bota-fora,
materiais utilizados) e custos (de construção e manutenção) associados.
Foram avaliadas duas alternativas de processos executivos de aterros de ferrovias
sobre solos moles para um determinado modelo geotécnico: aterro sobre drenos verticais e
aterro sobre estacas com reforço de geogrelha.
Quanto à técnica, o aterro sobre drenos verticais apresenta recalque primário estimado
em 1,89m, valor este extremamente elevado em termos de operações ferroviárias,
necessitando de ser estabilizado antes da via entrar em operação. O recalque secundário foi
estimado em 0,24m, sendo elevado, uma vez que exigiriam diversas intervenções na via para
alteamento da grade e recompletamento do lastro. Não foram encontradas especificações de
recalques pós-construtivos limites para as ferrovias de carga brasileiras, mas servem como
parâmetro de comparação o valor exigido por uma ferrovia de alta velocidade na Malásia,
onde os recalques pós-construtivos foram limitados a 0,025m (Raju et al., 2004).
Quanto ao prazo, o aterro estaqueado necessita de cerca de 2 meses para ser concluído,
prazo este que pode diminuir com o emprego de maior quantidade de equipes trabalhando
paralelamente. Já o aterro sobre drenos requer cerca de 19 meses para estabilização dos
recalques, e cerca de 85% desse prazo é devido ao tempo necessário para dissipações das
poropressões geradas pelo alteamento do aterro, não sendo possível a sua redução pela
contratação de maior força de trabalho.
Quanto ao impacto ambiental, a alternativa sobre drenos necessita de mais aterro pois,
além do corpo do aterro, há ainda as bermas, a perda por submersão e a sobrecarga que,
apesar de ser temporária, tem de ser retirada e depositada em algum local, o que implica
impactos ambientais quanto a empréstimos e bota-foras.
61
As estimativas de custos construtivos realizadas mostraram que o aterro sobre drenos
custaria cerca de R$ 56 milhões, enquanto o aterro sobre estacas custaria aproximadamente
R$ 98 milhões.
Com a análise, foi possível concluir que, para ferrovias, a alternativa do aterro sobre
drenos somente será possível de ser implantada se a espessura e os parâmetros geotécnicos
(umidade, coeficiente de compressão, índice de vazios, coeficiente de adensamento vertical,
entre outros) da camada de argila mole forem tais que os recalques primários e secundários
possam ser estabilizados em sua totalidade antes da ferrovia entrar em serviço. Caso contrário,
a restrição técnica do recalque aponta o aterro sobre estacas com reforço de geogrelha como
solução.
Recomenda-se que estudos futuros sejam realizados com avaliação de outras
alternativas construtivas para aterros de ferrovias, como colunas de brita ou aterros sobre laje
de concreto armado e estacas.
62
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS
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Abramson, L. W., Lee, T. S., Boyce, G. M., Sharma, S. S. (1995) Slope stability and
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