UNIVERSIDADE SÃO FRANCISCO
Engenharia Civil
MARCELO FREIRE GONÇALVES
TALITA REGINA LEDIER
ANÁLISE DE DESAPRUMO DE UM RESERVATÓRIO APOIADO EM
SOLO TROPICAL NÃO SATURADO
Itatiba
2011
1
MARCELO FREIRE GONÇALVES - 002.2007.00498
TALITA REGINA LEDIER – 002.2007.00441
ANÁLISE DE DESAPRUMO DE UM RESERVATÓRIO APOIADO EM
SOLO TROPICAL NÃO SATURADO
Monografia
apresentada
Engenharia
Civil
Francisco,
como
da
ao
Curso
Universidade
requisito
parcial
de
São
para
obtenção do título de Bacharel em Engenharia
Civil.
Orientador: Prof. MSc. Ribamar de Jesus
Gomes
Itatiba
2011
2
MARCELO FREIRE GONÇALVES - 002.2007.00498
TALITA REGINA LEDIER – 002.2007.00441
ANÁLISE DE DESAPRUMO DE UM RESERVATÓRIO APOIADO EM
SOLO TROPICAL NÃO SATURADO
Monografia
apresentada
ao
Curso
de
Engenharia Civil da Universidade São Francisco,
como requisito parcial para obtenção do título de
Bacharel em Engenharia Civil.
Área de concentração: Engenharia Civil
Data de aprovação: 07/12/2011
Banca Examinadora:
Profº MSc. Ribamar de Jesus Gomes (Orientador)
Universidade São Francisco
Profº MSc. Nelson Rossi
Universidade São Francisco
Engenheira Civil Ana Paula de Souza Gomes
Convidada pela Universidade São Francisco
3
A minha esposa Maria José, e
aos
meus
Amanda.
filhos
Kaique
e
4
Aos meus pais João e Terezinha.
5
AGRADECIMENTOS
Agradeço a DEUS, que me ensinou que com esforço ele nos ajuda a conquistar
nossos objetivos. Pela força, fé, e ajuda na realização deste trabalho e na conquista deste
almejado título de bacharel.
A Maria José Pereira Freire, minha esposa, que soube se dedicar e me motivar para
a conclusão deste objetivo, muitas vezes abrindo mão de minha companhia.
Aos meus filhos, Kaique e Amanda, por muitas vezes não poder dar atenção a eles.
Aos meus Pais e Irmãos, pela força e motivação.
A minha amiga Talita Ledier, que foi companheira neste trabalho. Sem a sua ajuda,
paciência e dedicação não alcançariam os resultados almejados.
A Universidade São Francisco, que me garantiu o aprendizado expresso neste
trabalho.
Ao PROUNI que garantiu os recursos financeiros para os meus estudos.
Ao Prof. MSc. Ribamar de Jesus Gomes, meu orientador, pelo empenho, paciência e
dedicação e ensinamentos para comigo. Pelo exemplo de profissionalismo e amor a
Engenharia Civil.
Aos docentes do curso de Engenharia Civil da Universidade São Francisco.
Aos meus colegas da turma de Engenharia Civil de 2011/2012 da Universidade São
Francisco, que colaboraram para a realização deste trabalho.
6
AGRADECIMENTOS
Primeiramente meu agradecimento a Deus, ao universo, pelas oportunidades que a
vida me dá.
Sou extremamente agradecida pelas companhias que foram surgindo ao longo do
curso, pelos colegas, amigos que eu vou levar pro resto da vida, professores que eu tenho
extrema admiração em especial Ribamar, pelo profissional dedicado não só a universidade,
mas na sua vida profissional, por transmitir seu conhecimento com vontade e atenção.
Agradeço ao Marcelo Freire que no início desse trabalho era apenas meu colega de
turma e que agora com certeza se tornou meu amigo que de forma direta ou indireta me fez
aprender e refletir questões não só do curso, mas da vida.
Por último o agradecimento principal, é a minha família que sempre esteve e sempre
vai estar ao meu lado, independente da circunstância. Obrigada João e Terezinha por me
fazerem quem eu sou.
Obrigada a todos que agregaram algo sábio na minha caminhada!
7
“Esforça-te que eu te ajudarei”
(Josué 1:6-9)
“Cada pessoa que passa na nossa vida, passa
sozinha, é porque cada pessoa é única e
nenhuma substitui a outra! Cada pessoa que
passa na nossa vida passa sozinha e não nos
deixa só, porque deixa um pouco de si e leva
um pouquinho de nós. Essa é a mais bela
responsabilidade da vida e a prova de que as
pessoas não se encontram por acaso”
(Charlie Chaplin)
8
RESUMO
Trata-se de um reservatório cilíndrico de 300m³, com aproximadamente 30 m de
altura, sendo 2 m abaixo do nível do solo, e com aproximadamente 8m de diâmetro,
construído na década de 70. O objetivo do trabalho é analisar o desaprumo no reservatório,
que no início do ano, concomitantemente a uma ruptura da adutora de abastecimento, onde
constatou a presença de 8,00 m de solo colapsível. Nesse tipo de solo o aumento do teor de
umidade faz com que seu volume diminua consideravelmente e essa instabilidade está
relacionada com a quebra de ligações entre partículas, em virtude do aumento do grau de
saturação, independente se há acréscimo de tensão total ou não. Uma característica desse
solo é que quando saturado, apresenta uma perda brusca e repentina de resistência ao
cisalhamento. Pelos resultados obtidos com a sondagem e com a simulação de
comportamento das estacas, verificou-se a perda de 33% da capacidade de resistência ao
cisalhamento do solo.
Palavras-chave: Fundação, Solos colapsíveis, Estacas, Geotecnia.
9
ABSTRACT
It is a cylindrical tank of 300m ³, with approximately 30 m high, 2 m below ground
level, with approximately 8m in diameter, built in the 70s. The objective of this study is to
analyze the plumb in the reservoir, which earlier this year, along with a rupture of a pipeline
supply, which found the presence of 8.00 m of soil colapsível.Nesse type of soil the increase
in moisture content is that its volume decreases considerably and this instability is related to
the breaking of bonds between particles, due to the increase of the degree of saturation,
regardless of whether there is an increase of total voltage or not. A characteristic of this soil
is saturated when it presents a sudden and abrupt loss of shear strength. The results
obtained from the survey and the simulation of behavior of the piles, there was a loss of 33%
capacity of the soil shear strength.
Key words: Foundation, collapsible soils, Piles, Geotechnical.
10
LISTA DE EQUAÇÕES
PAG.
(1)
CNU= D60/D10
23
(2)
CC= (D30)2/D10 . D60
23
(3)
IP = 0,73.(LL-20)
24
(4)
(5)
(6)
34
Qadm=Qrup/FS
36
37
11
LISTA DE FIGURAS
PAG.
FIGURA 3.1: Perfil esquemático dos tipos solos
26
FIGURA 5.1: Reservatório em análise
42
FIGURA 5.2: Localização do reservatório
43
FIGURA 5.3a.: Fenda de tração detectada na guia do passeio que circunda o
reservatório
43
FIGURA 5.3b: Abertura entre a parede do reservatório e o solo
44
FIGURA 5.3c.: Destacamento da guia do passeio
44
FIGURA 5.4: Dados obtidos no monitoramento do desaprumo
45
FIGURA 6.1: Provável causa do desaprumo do reservatório
56
Figura 8.1: Desenho esquemático da solução adotado pela proprietária do Reservatório
59
12
LISTA DE GRÁFICOS
PAG.
GRÁFICO 1 - Carta de plasticidade
24
13
LISTA DE TABELAS
PAG.
TABELA 1. Limites das frações de solo pelo tamanho dos grãos.
20
TABELA 2. Tipos compostos de solos grossos.
20
TABELA 3. Tipos compostos dos solos grossos.
21
TABELA 4. Terminologia do Sistema Unificado.
22
TABELA 5. Esquema para classificação pelo Sistema Unificado.
25
TABELA 6. Valores típicos de limites de Atterberg de alguns solos brasileiros.
25
TABELA 7. Valores dos coeficientes de K e α proposto por Aoki e Velloso:
35
TABELA 8. Valores de F1 e F2:
36
TABELA 9. Fatores de segurança globais mínimos.
36
TABELA 10. Valores de α para Decourt e Quaresma:
37
TABELA 11. Valores de β para Decourt e Quaresma:
38
TABELA 12. Valores de K para Decourt e Quaresma:
38
TABELA 13. Pressões básicas para utilização nos métodos empíricos.
38
14
LISTA DE ABREVIAÇÕES
ABNT
Associação Brasileira de Normas Técnicas
BS
British Standards (Investigação de siltes para fins de avaliação)
CC
Coeficiente de Curvatura
CNU
Coeficiente de não uniformidade
CPT
Cone Penetration Test (Ensaio de Cone)
IP
Índice de Plasticidade
IPT
Instituto de Pesquisas Tecnológicas
LL
Limite de Liquidez
MCT
Miniatura, Compactado e Tropical
mini-CBR
Ensaio de Capacidade de Suporte
mini-MCV
Ensaios de Compactação de Solos com equipamento Miniatura
NA
Nível d’água
NBR
Norma Brasileira Registrada
SPT
Standard Penetration Test (sondagem à percussão)
SPT-T
Standard Penetration Test with Torque Measurement (medidas de torque)
15
SUMÁRIO
PAG.
1.
INTRODUÇÃO
17
2.
OBJETIVO
18
2.1.
Objetivo Geral
18
2.2.
Objetivo Específico
18
3.
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
19
3.1.
Descrição e classificação dos solos
19
3.1.1. Descrição dos solos
20
3.1.2. Classificação dos solos
22
3.2.
26
Solos tropicais
3.2.1. Solos colapsíveis
27
3.2.1.1.
28
Mecanismos de colapso
3.2.2. Solos expansíveis
28
3.3.
29
Fundações
3.3.1. Tipos
29
3.3.2. Fundações rasas
29
3.3.3. Fundações Profundas
30
3.3.4. Estacas
30
3.3.4.1.
31
3.4.
Tipos de estacas
Investigação de solo
31
3.4.1. Investigação de campo – Tipos de ensaios
31
3.5.
Normas para investigação de campo
32
3.6.
Investigação de laboratório;
33
3.7.
Critérios de dimensionamento
33
3.7.1. Prova de carga
34
3.7.2. Métodos semi-empíricos
34
3.7.2.1.
Aoki e Velloso (SCHNAID, 2000)
34
3.7.2.2.
Decourt e Quaresma (SCHNAID, 2000)
37
3.8.
Métodos empíricos
38
4.
METODOLOGIA
40
4.1.
Levantamento de Dados
40
4.1.1. Caracterização do local
40
4.1.2. Informações sobre acidente
40
16
4.2.
Investigação do solo
41
4.3.
Análise da fundação existente
41
4.4.
Análise da causa do acidente
41
4.5.
Simulação Matemática
41
5.
RESULTADOS
42
5.1.
Dados obtidos na fase de levantamento de dados
42
5.2.
Dados obtidos na investigação do subsolo
45
5.3.
Dados sobre a fundação existente
47
5.4.
Resultados da Simulação Numérica
47
5.4.1. Carga total do reservatório
48
5.4.2. Provável quantidade de estacas existentes
49
5.4.3. Cálculo considerando a camada de argila siltosa como colapsível.
53
6.
ANÁLISE DOS RESULTADOS
56
7.
CONCLUSÃO
58
8.
SOLUÇÃO APRESENTADA PELA EMPRESA PROPRIETÁRIA
59
REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICA
69
17
1. INTRODUÇÃO
Foi no século XVII, na França que as escolas de engenharia começaram a se formar.
No Brasil, a engenharia deu seus primeiros passos, de forma sistemática, ainda no período
colonial, com a construção de fortificações e igrejas. Organizadas em instituições por volta
de 1842, a Engenharia Civil ganhou estudos mais sistematizados e as cidades passaram a
crescer vertiginosamente, numa velocidade nunca antes registrada. Vieram altos edifícios,
pontes, o sistema de saneamento básico, as estradas pavimentadas e o metrô. Para
construir obras tão distintas, o engenheiro precisou adquirir conhecimento profundo em pelo
menos cinco grandes áreas: estruturais, estradas e transportes, hidráulica e saneamento,
geotecnia, materiais e construção civil.
Entretanto, ao longo de sua história, a Engenharia, foi amealhando quase só
sucesso. Vez por outra, até suas eventuais falhas se tornaram célebres como o caso da
Torre de Pisa na Itália, em solo incapaz de sustentá-la, hoje, ela apresenta uma inclinação
de cinco metros em relação ao solo e, não fossem os inúmeros recursos da mais moderna
tecnologia ali empregados, já teria tombado.
Este trabalho trata de um desaprumo de um reservatório de água elevado de 300m³,
com 30,00m de altura e diâmetro aproximado de 8,00m, construído há aproximadamente 30
anos sobre solo colapsível de baixa resistência. Porém, não existem estudos de origem
documentados. Tais como: Projeto do reservatório, fundações e solo local. No local
observou-se um desaprumo, onde a região em torno do reservatório estava comprometida
com água oriunda do rompimento da adutora de Φ 150mm. Como o solo local é de baixa
resistência, e com a saturação, provocado pelo rompimento da adutora, houve um recalque
no reservatório.
18
2. OBJETIVO
2.1. Objetivo Geral
Apresentar um estudo de caso de patologia motivada por colapso do solo de apoio,
visando contribuir com o estudo sobre este tema.
2.2. Objetivo Específico
Calcular a perda de resistência das fundações de um reservatório de água com
capacidade
de
300m³,
construído
há
aproximadamente
repentinamente devido ao colapso do solo de apoio.
30
anos,
que recalcou
19
3. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
A NBR 6502 define solo como material proveniente da decomposição das rochas
pela ação de agentes físicos ou químicos, podendo ou não conter matéria orgânica.
Segundo (Craig 2007), solo se caracteriza pela composição de diversas partículas
minerais soltas, algumas levemente cimentadas, ou unidas por carbonatos, óxidos ou
matéria orgânica. São formados pela decomposição de rocha, que no início recobria a
crosta terrestre. Quando o solo permanece no mesmo local da rocha-mãe chamamos de
solo residual. Quando transportado pela ação do vento, água, chuva, etc., chamamos de
solo transportado.
O processo de transformação da rocha em solo se da pelo intemperismo, causado
por agentes físicos ou químicos. A erosão através dos ventos, águas, geleiras,
congelamento e descongelamento, dando origem a fendas e trinca se caracteriza como
agente físico. São originadas partículas graúdas e formas e tamanhos diversos. O agente
químico ocorre com ataques químicos na rocha-mãe, através da hidrolise, oxidação,
lixiviação, carbonatação, etc. Suas partículas são cristalinas, pequenas, com tamanho
inferior a 0,002mm, resultando em um material argiloso.
3.1. Descrição e classificação dos solos
A descrição e classificação do solo devem ser feitas de forma criteriosa e
padronizada, através de amostras deformadas do solo local. As características principais
são a graduação e plasticidade do solo. A cor, formato, textura e composição das partículas
deste solo, também são meios de caracterizá-los.
Deve-se incluir na caracterização do solo, o estado de compactação, rigidez,
detalhes da estratificação, intemperismo e descontinuidade do solo in situ.
A descrição e a classificação são feitas separadamente. A descrição deve fornecer
as características da massa do solo, sendo improváveis dois solos com descrições
idênticas. A classificação do solo é enquadrada em um grupo limitado baseados apenas em
características do material.
Em (Pinto 2006), são denominados os solos de acordo com o tamanho de grãos.
Onde os valores mais comuns são especificados na tabela 1.
20
TABELA 1. Limites das frações de solo pelo tamanho dos grãos:
Pedregulhos:
de 2,0mm (ou 4,8mm) a 15cm
Areias:
de 0,075mm (ou 0,06mm)
a 2,0mm (ou 4,8mm)
Silte:
de 0,002mm (ou 0,005mm)
a 0,075mm (ou 0,06mm)
Argila:
inferior a 0,002mm (ou 0,005mm) a 2,0mm (ou 4,8mm)
Fonte (HACHICH; FALCONI; SAEZ 1999)
3.1.1. Descrição dos solos
Craig descreve os solos baseados na norma BS 5930, onde os tipos básicos de solo,
definidos de acordo com os tamanhos das partículas predominantes, são: Matacões,
Pedras, Pedregulhos, Areia, Silte, e, Argila. Temos também as argilas ou siltes orgânicos e
as turfas.
Na tabela 2. são descritos os solos grossos.
TABELA 2. Tipos compostos de solos grossos.
PEDREGULHO levemente arenoso
Até 5% de areia
PEDREGULHO arenoso
5-20% de areia
PEDREGULHO muito arenoso
Mais de 20% de areia
PEDREGULHO e AREIA
Proporções aproximadamente iguais
AREIA muito pedregulhosa
Mais de 20% de pedregulho
AREIA pedregulhosa
5-20% de pedregulho
AREIA levemente pedregulhosa
Até 5% de pedregulho
AREIA (e/ou PEDREGULHO) levemente siltosa
Até 5% de silte
AREIA (e/ou PEDREGULHO) siltosa
5-20% de silte
AREIA (e/ou PEDREGULHO) muito siltosa
Mais de 20% de silte
AREIA (e/ou PEDREGULHO) levemente argilosa
Até 5% de argila
AREIA (e/ou PEDREGULHO) argilosa
5-20% de argila
AREIA (e/ou PEDREGULHO) muito argilosa
Mais de 20% de argila
Fonte (Craig 2007).
Os solos finos que contem 35-65% de material grosso são descritos como siltes ou
argilas com areia ou pedregulhos.
21
O estado de compactação ou rigidez do solo pode ser avaliado em teste de campo,
ou conforme indicado na tabela 3.
A descrição dos tipos de solos no Brasil é feita através da norma ABNT NBR 6502,
em seu item 2.2.192 a 2.2.212.
TABELA 3. Tipos compostos dos solos grossos.
Grupo do solo
Termo
Muito solto
Teste de campo ou indicação
Avaliado com base no valor N determinado por
intermédio do ensaio padrão de penetração
Medianamente denso
Solos grossos
Denso
Muito denso
Levemente cimentado
Não-compacto
Compacto
Solos finos
Solos orgânicos
Exame visual: ferramenta remove solo em torrões que
podem ser raspados
Facilmente moldados ou esmagados pelos dedos
Podem ser moldados ou esmagados por uma pressão
forte dos dedos
Muito mole
O dedo pode ser enterrado facilmente até 25mm
Mole
O dedo pode ser enterrado até 10mm
Firme
O polegar pode ser impresso facilmente
Rígido
O polegar pode causar uma leve depressão
Muito rígido
A unha do polegar pode fazer um sulco
Duro
A unha do polegar pode arranhar a superfície
Firme
As fibras já estão comprimidas
Esponjoso
Muito compressíveis e estrutura aberta
Plástico
Podem ser moldados na Mao e mancham os dedos
Fonte (Craig 2007).
A plasticidade dos solos brasileiros, através dos limites de Atterberg, que define o
limite de umidade característico do solo e alterando o estado físico do solo. Estes teores
foram definidos como limite de liquidez, limite de plasticidade e limite de contração (Pinto
2006).
O limite de liquidez é definido, quando são necessários 25 golpes para fechar uma
ranhura feita em uma concha.
O limite de plasticidade ou menor teor de umidade é definido quando se consegue
moldar um cilindro de 3mm de diâmetro, manualmente.
O limite de contração é indicado quando o teor de umidade corresponde ao volume
de água necessário para preencher os vazios do solo quando seco ao ar.
22
A diferença entre o limite de liquidez e o limite de plasticidade é denominado índice
de plasticidade - IP, que é corresponde a faixa onde o solo se comporta de forma plástica.
3.1.2. Classificação dos solos
São classificados em grupos conforme a sua graduação e plasticidade. Cada grupo é
indicado por letras que representam os termos e qualificações principais.
(Pinto 2006) cita o Sistema Unificado elaborado pelo Profº Casagrande. Onde se
adota a tabela 4, que consiste da seguinte forma a sua elaboração.
TABELA 4. Terminologia do Sistema Unificado.
G
Pedregulho
S
Areia
M
Site
C
Argila
O
Solo orgânico
W
Bem graduado
P
Mal graduado
H
Alta compressibilidade
L
Baixa compressibilidade
Pt
Turfas
Fonte (Pinto 2006).
Ao passar o solo pela peneira nº200 (0,075mm). Se mais de 50% do solo passar pela
peneira, o solo é considerado Silte (M), Argila (C) ou orgânico (O). Se mais de 50% ficar
retida na peneira denomina-se o solo como Pedregulho (G) ou Areia (S).
Os solos de granulação grossa são os denominados pedregulhos ou areia,
dependendo do que predomina em sua formação. Se, por exemplo, 40% pedregulho, 30%
areia e 30% de finos, diz que o solo é pedregulho. Então se procuram outras características
secundárias. Se o material tiver menos de 5% de finos passando pela peneira nº200,
verifica-se a sua composição granulométrica.
23
Os solos granulares podem ser divididos em “bem graduados”, que são os de melhor
comportamento no ponto de vista da engenharia civil, pois contem diversos diâmetros de
grãos, resultando numa melhor acomodação deste solo, diminuindo os espaços vazios e
aumentando a resistência. Já os “mal graduados”, há a predominância de certo diâmetro de
grãos, possibilitando um maior número de índices de vazios, acarretando em solo com
resistência menor.
Estas características dos solos granulares são expressas pelo coeficiente de não
uniformidade (CNU), que indica o tamanho dos grãos, definido pela relação:
CNU= D60/D10
(1)
Onde D60 é o diâmetro abaixo do qual se situam 60% dos pesos das partículas e
D10 é o diâmetro que na curva granulométrica corresponde a 10%.
Quanto maior o CNU, mais bem graduada é a areia. Areias com CNU > 2 são
chamadas de areias uniformes.
Outro coeficiente empregado é o coeficiente de curvatura (CC), definido como:
CC= (D30)2/D10 . D60
(2)
Este coeficiente detecta o melhor formato da curva granulométrica e permite
identificar descontinuidade ou concentração de grãos muitos grossos no conjunto. Quando o
1 < CC < 3, trata-se de um material bem graduado.
Os solos de graduação fina são os Siltes, argilas e os orgânicos. Não são
classificados pela porcentagem de frações granulométricas, mas sim pelo comportamento
argiloso.
Para os solos granulados finos, (Pinto 2006), recorre novamente ao Profº
Casagrande. Ele relaciona o Índice de Plasticidade (IP) com o Limite de Liquidez (LL) do
solo. Esta relação esta explicitada no gráfico 1 (Carta de plasticidade). Os pontos acima da
linha A são os solos característicos de comportamento argiloso. Os pontos abaixo da linha A
são os solos característicos de comportamento siltosos. A linha A tem como equação da
reta:
24
GRÁFICO 1 - Carta de plasticidade
IP = 0,73.(LL-20)
(3)
que em seu início é substituída por uma faixa horizontal corresponde a IP de 4 a 7.
A compressibilidade complementa a caracterização dos solos finos. Sabemos que
quanto maior o LL do solo,maior a sua compressibilidade. Portanto quando o ponto na Carta
de plasticidade estiver abaixo da linha B, LL < 50%, diz-se que o solo é de baixa
compressibilidade (L), e quando ultrapassar a linha B, LL> 50%, o solo é de alta
compressibilidade (H). este critério aplica-se somente nos solos M, C ou O.
Os solos orgânicos se distinguem dos demais pela coloração escura.
O sistema ainda classifica a turfa, que é um tipo de solo orgânico, com grande
presença de fibras vegetais em decomposição.
Na tabela 5 verifica-se o esquema para classificação pelo Sistema Único.
Na tabela 6 temos alguns valores típicos de Limites de plasticidade e limite de
liquidez para alguns solos brasileiros.
25
TABELA 5. Esquema para classificação pelo Sistema Unificado.
% P#200 < 5
GW
CNU > 4 e 1 < CC < 3
GP
CNU < 4 ou 1 > CC > 3
GC
G>S:G
% P#200 > 12
GM
5 P#200 < 12
% P#200 < 50
% P#200 < 5
GW-GC, GP-GM, etc.
SW
CNU > 6 e 1 < CC > 3
SP
CNU < 6 ou 1 > CC > 3
SC
S>G:S
% P#200 > 12
SM
5 P#200 < 12
SW-SC, SP-SC, etc.
CL
CH
C
% P#200 > 50
ML
M
MH
OL
O
OH
Fonte (Pinto 2006).
TABELA 6. Valores típicos de limites de Atterberg de alguns solos brasileiros.
Solos
LL
LP
Arenoso fino, laterítico (a)
29
11
Arenoso fino, laterítico (b)
44
13
Solos de basalto, laterítico
43
16
Solo saprolitico de gnaisse
48
Solo saprolítico de granito
48
16
Argila orgânica de várzeas quaternárias
70
30
Argilas orgânicas de baixadas litorâneas
120
60
Fonte (Pinto 2006).
26
3.2. Solos tropicais
Os solos das regiões tropicais apresentam uma série de peculiaridades decorrentes
das condições ambientais. Os seguintes solos são encontrados em regiões tropicais:
lateríticos, saprolíticos e transportados. A figura 1 mostra um perfil esquemático destes tipos
de solos.
FIGURA 3.1: Perfil esquemático dos tipos solos. Fonte GOMES, Ribamar de Jesus
Dentro da classificação dos solos, aqueles que apresentam propriedades peculiares
e de comportamento, são denominados solos tropicais em decorrência da atuação de
processo geológico típicos das regiões tropicais úmidas. Dentre os solos tropicais destacamse duas grandes classes: solos lateríticos e os saprolíticos.
Os solos lateríticos são solos superficiais, típicos das partes bem drenadas das
regiões tropicais úmidas, resultante de uma transformação da parte superior do subsolo pela
atuação do intemperismo, por processo denominado laterização. Várias pecularidades
associam-se ao processo de laterização sendo, as mais importantes do ponto de vista
tecnológico, o enriquecimento no solo de óxidos hidratados de ferro e ou alumínio e a
permanência da caulinita como argilo-mineral predominante e quase sempre exclusivo.
Estes minerais conferem aos solos de comportamento laterítico coloração típica: vermelho,
amarelo, marrom e alaranjado.
Os solos saprolíticos constituem, portanto, a parte subjacente à camada de solo
superficial laterítico (camadas mais profundas). Estes solos são minerais mais heterogêneos
27
e constituídos por uma mineralogia complexa contendo materiais ainda em fase de
decomposição. São designados também como solos residuais jovens, em contraste com os
solos superficiais lateríticos, maduros.
Em virtude do comportamento dos solos tropicais serem fortemente influênciados
pela estrutura, cimentação e feições herdadas da rocha de origem e todas essas
características serem afetadas pelo intemperismo gerando materiais de comportamento
bastante diferenciados. No Brasil, existem algumas propostas para a classificação dos solos
tropicais, dividindo-os de acordo com a área de aplicação.
3.2.1. Solos colapsíveis
Os solos colapsíveis constituem uma classe especial de formações típicas de regiões
tropicais. Quando solicitados em seu estado natural (com baixo grau de saturação), o
comportamento relativo à tensão e deformação não sofre alterações súbitas; entretanto,
sofre recalques abruptos quando ocorre aumento do grau de saturação.
Esta instabilidade é provocada pela quebra das ligações entre as partículas do solo
com o aumento do grau de saturação, gerando o colapso da sua estrutura, daí a
nomenclatura solo colapsível. Do ponto de vista da engenharia geotécnica o colapso pode
ser encarado como a perda de resistência ao cisalhamento do solo, em virtude da sua
inundação que provoca o desmoronamento da sua estrutura. Segundo BENVENUTO (1982,
apud GOMES, 2006), Este fenômeno é característico em solos não saturados com grande
porosidade e arranjo estrutural entre as partículas que pode ser considerado estável, se não
se alterarem os estados de tensões e os teores de umidade naturais.
Esse fenômeno, na sua maioria só ocorre, quando depois de muito tempo do termino
da obra, pois o solo em seu estado natural, ou seja, não saturado, não apresenta
características aparentes em que se possa verificar o fenômeno. Somente o correto
conhecimento e interpretação dos dados obtidos em ensaios, é que se pode caracterizado
na fase de projeto. Uma de suas características é a velocidade de ocorrência.
O fenômeno da colapsibilidade é geralmente estudado em ensaios compressão
edométrica, por representarem adequadamente a situação do terreno abaixo de elementos
de fundação superficial. Em função da magnitude desses recalques, os riscos que os solos
colapsíveis apresentam para as construções são os mesmos que os dos solos comuns, ou
seja, desenvolvimento de fissuras, trincas e até ruína. Para evitar tais riscos, pode-se tratar
28
previamente a região do subsolo abrangida pelo bulbo das tensões induzidas pela
edificação, ou projetar a construção com estrutura adequada aos recalques previstos.
3.2.1.1.
Mecanismos do colapso
De acordo com DUDLEY (1970, apud GOMES, 2006), os solos colapsíveis se
caracterizam por uma estrutura altamente porosa em que as partículas sólidas se mantêm
interligadas por meio de vínculos que possuem uma resistência temporária proveniente de
forças 24 capilares ou de adsorção (sucção), ou pela presença de algum agente cimentante,
como os óxidos de ferro e os carbonatos (como é o caso dos solos lateríticos) ou ainda por
“pontes” de materiais finos como silte e argila, ocorrendo na maioria das vezes de forma
combinada, prevalecendo um ou outro.
O colapso ocorre quando algum agente externo causa o enfraquecimento destes
vínculos provocando o deslizamento das partículas, gerando um rearranjo da estrutura do
solo e a conseqüente redução de volume.
BASMA & TUNCER (1992, apud GOMES, 2006), consideram três condições
fundamentais para que um solo apresente colapso:
Uma estrutura porosa parcialmente saturada e potencialmente estável;
Uma componente de tensão existente ou aplicada;
Uma forte vinculação ou agente cimentante forte o suficiente para estabilizar os
contatos e que sob umedecimento são reduzidas provocando o colapso.
3.2.2. Solos expansíveis
Solos expansivos são aqueles que apresentam expansão quando colocados em
condições de absorver água. Ocorrem principalmente em regiões tropicais, tendo sido
detectados em diversos locais no Brasil, principalmente no semi-árido nordestino no
Sudeste do país.
A expansibilidade dos solos está intimamente ligada às características no mineral
argila presente, e à sua esmectitas os minerais com capacidade de absorver água entre as
camadas estruturais. Diversos procedimentos são sugeridos para a identificação da
expansibilidade dos solos, geralmente baseados na porcentagem da fração da argila, no
29
índice de plasticidade, na atividade ou na capacidade de troca de cátions, que são índices
que indicam a avidez do solo pela água.
3.3. Fundações
Fundação é um conjunto de apoio, que transmite as cargas da edificação para o
solo, que deverá baseado nas suas características atender aos requisitos de resistência e
deformação necessários para garantir a estabilidade da estrutura.
3.3.1. Tipos
A NBR 6122 estabelece dois tipos de fundação rasa e profunda.
3.3.2. Fundações rasas
Conforme a NBR 6122, são elementos de fundação em que a carga é transmitida ao
terreno, predominantemente pelas pressões distribuídas sob a base da fundação, e em que
a profundidade de assentamento em relação ao terreno adjacente é inferior a duas vezes a
menor dimensão da fundação.
(Pinto 2006) et al. Classifica elementos de fundação superficial:
Bloco – elemento simples, dimensionado só com atuação do concreto, sem
necessidade de armação;
Sapata – elemento menor que o bloco em sua altura, e dimensionado com
armação;
Viga de fundação – elemento que recebe pilares alinhados, e podem ser
dimensionado sem armação, os chamados baldrames, e com armação tipo
sapata;
Grelha – elemento constituído por um conjunto de vigas que se cruzam nos
pilares;
30
Sapata associada – elemento que recebe parte dos pilares da obra, sendo
diferente do radier e da viga de fundação, e;
Radier – elemento que recebe todos os pilares da obra.
3.3.3. Fundações Profundas
Elemento de fundação que transmite a carga ao terreno pela base (resistência de
ponta), ou pela superfície lateral (resistência de fuste) ou pela combinação das duas, e que
está assente em profundidade superior ao dobro de sua menor dimensão em planta, e no
mínimo 3m, salvo justificativa.
(Pinto 2006) et al. Classifica elementos de fundação profunda:
Estaca – elementos executados com auxílio de ferramentas e/ou equipamentos,
são cravados;
Tubulão – elementos cilíndricos que envolvem a descida de um operário a sua
base. Não difere da estaca pelas dimensões e sim pelo uso do operário na sua
execução, e;
Caixão – elemento prismático concretado na superfície e instalado por
escavação.
Há casos em que pode ser associados às fundações superficiais com as fundações
profundas, onde se denomina fundações mistas.
3.3.4. Estacas
No mercado há uma grande variedade de estacas. A execução de estacas é uma
das especialidades da engenharia. O projetista de levar em conta os seguintes aspectos
para escolher um tipo de estaca.
Esforço na fundação;
Característica do subsolo;
Característica do local da obra;
Característica das construções vizinhas.
As estacas podem ser de madeiras, aço ou metálicas e concreto.
31
3.3.4.1.
Tipos de estacas
Pré-moldadas de concreto – estaca com carga de 200 a 1500kN,não
recomendada para terrenos com matacões, regiões muito adensadas e com
forte influência das vibrações causadas pela cravação.
Franki – estacas aceitáveis de 550 a 1700 kN, podendo ser utilizada em
terreno com matacões e pedregulhos.
Metálicas – são constituídas de perfis metálicos e cravados no solo. A
capacidade de carga é de 400 a 3000kN.
Escavadas – são executadas com lama bentonitica, com capacidade de carga
acima de 1500kN.
Estaca Raiz – estaca moldada in-loco, utilizando pressão para a injeção do
concreto.
Alluvial Anker – estaca moldada in-loco, de pequeno diâmetro. É instalado um
tubo sem costura no solo e injetado concreto por pressão no furo. Pode ser
utilizada em solos moles. Não apresenta perturbações por vibração na sua
execução.
3.4. Investigação de solo
Métodos de investigação de solo. Nesta fase procura se analisar as características
físico-químicas do solo e da água do subsolo. Assim como as propriedades mecânicas do
solo.
3.4.1. Investigação de campo – Tipos de ensaios
A elaboração de projetos geotécnicos em geral, exige conhecimento adequado dos
solos. É necessário ter a identificação e à classificação das diversas camadas componentes
no substrato a ser analisado.
32
O processo de identificação do solo exige a execução de ensaios “in situ”. A
determinação das propriedades de engenharia, em princípio, tanto poderia ser feita através
de ensaios de laboratório quanto de ensaios de campo.
Todos possuem a função de medir a resistência do solo ao longo da profundidade
perfurada. Entre os ensaios de campo, alguns se destacam:
SPT (Standard Penetration Test), reconhecidamente a mais popular, rotineira e
econômica ferramenta de investigação em praticamente todo o mundo.
SPT-T (Standard Penetration Test- complementando com medidas de torque), o
estabelecimento de correlações estatísticas entre o valor do Torque e o valor da
resistência a penetração permite enquadrar os solos em um novo tipo de
classificação, onde sua estrutura desempenha papel fundamental. A tendência é
que venha a substituir o SPT convencional, pois além de fazer uma análise mais
completa e praticamente com o mesmo custo.
CPT (Ensaio de penetração de cone)- Utilizado quando necessário julgar
definições mais detalhadas do terreno.
Rotativa-
Obtenção
de
amostras
da
rocha,
para
a
identificação
das
descontinuidades do maciço rochoso e a realização no interior da perfuração de
ensaios “in situ”, como ensaio de perda d’água, quando há a necessidade de
saber a permeabilidade da rocha ou a localização das fendas e falhas.
3.5. Normas para investigação de campo
Para investigação de solo devem ser utilizadas as seguintes normas, em conjunto ou
separadamente. Lembrando que a utilização dos ensaios varia de acordo com a edificação a
ser projetada e o tipo de solo que se encontra no lugar.
NBR 6484 – Execução de sondagens de simples reconhecimento de solos –
Método de ensaio;
NBR 6489 – Prova de carga direta sobre terreno de fundação – Procedimento;
NBR 9603 – Sondagem a trado – Procedimento;
NBR 9604 – Abertura de poço e trincheira de inspeção em solo com retirada de
amostra deformada e indeformada – Procedimento;
NBR 9820 – Coleta de amostras indeformadas de solos em furos de sondagens
– Procedimento;
NBR 10905 – Solo – Ensaios de palheta in situ – Método de ensaio;
33
NBR 12069 – Ensaio de penetração de cone in situ (CPT) – Método de ensaio.
Recomendam-se também os seguintes ensaios complementares;
Ensaios in situ de permeabilidade ou determinação da perda d’água;
Medições de nível d’água e de pressões neutras;
Medições dos movimentos das águas subterrâneas;
Processos geofísicos de reconhecimento;
Nesta fase é de suma importância o Engenheiro Civil visitar o local e acompanhar se
a execução dos ensaios esta consonante com os procedimentos prescritos por estas
normas.
3.6. Investigação de laboratório;
As amostras deformadas e indeformadas retiradas na investigação de campo devem
ser analisadas em laboratório, procurando;
Caracterização – granulometria por peneiramento com ou sem sedimentação,
limites de liquidez e plasticidade;
Resistência – ensaios de compressão simples, cisalhamento direto e
compressão triaxial;
Deformabilidade – ensaio oedométrico, compressão triaxial e compressão em
concolidômetros especiais;
Permeabilidade – ensaios de permeabilidade em permeâmetros de carga
constante ou variável, ensaio de adensamento;
Colapsibilidade
e
expansibilidade
–
ensaios
de
oedometros
com
encharcamento da amostra.
3.7. Critérios de dimensionamento
A NBR 6122/2010, que normaliza o projeto e execução de fundações, adota os
seguintes critérios de dimensionamento para fundações.
34
3.7.1. Prova de carga
Ensaio normalizado pela NBR 6489, a fim de obter estimativas de capacidade de
carga. Este ensaio devera fornecer uma curva pressão-recalque, com as observações de
início e fim de cada estagio de carga. Realizado em campo.
3.7.2. Métodos semi-empíricos
São aqueles que as propriedades dos materiais são estimadas em correlações e
aplicadas as teorias de Mecânica dos Solos. Ao adotar este método, deve-se justificar,
inclusive com as referencias bibliográficas.
Segundo SCHNAID, verificamos dois métodos, de Aoki e Velloso (1975) e de
Decourt e Quaresma (1978), dentre outros.
3.7.2.1. Aoki e Velloso (SCHNAID, 2000)
O método é concebido a partir de correlações entre os resultados dos ensaios de
penetrações estáticos (cone) e dinâmicos (SPT). A teoria para a estimativa da capacidade
de carga de estacas é fundamentada no ensaio de penetração estática, porem, através da
utilização do coeficiente K, torna-se possível utilizar os ensaios de SPT. O coeficiente α
expressa a relação entre as resistências de ponta e lateral local do ensaio de penetração
estática, segundo Vargas em SCHNAID.
A seguinte expressão avalia a capacidade de carga ultima, ou de ruptura, da estaca;
(4)
Sendo:
ap = área de ponta da estaca.
P = perímetro da estaca.
∆L = espessura de camada de solo (m).
35
Np = NSPT próximo a ponta da estaca.
Nm = NSPT médio para cada ∆L.
Os coeficientes K e α são variáveis dependentes do tipo de solo, os valores são
apresentados na tabela 7.
TABELA 7. Valores dos coeficientes de K e α propostos por Aoki e Velloso:
K (MPa)
α (%)
1,00
1,4
Areia siltosa
0,80
2,0
Areia silto-argilosa
0,70
2,4
Areia argilosa
0,60
3,0
Areia argilo-siltosa
0,50
2,8
0,40
3,0
Silte arenoso
0,55
2,2
Silte areno-argiloso
0,45
2,8
Silte argiloso
0,23
3,4
Silte argilo-arenoso
0,25
3,0
0,20
6,0
Argila arenosa
0,35
2,4
Argila areno-siltosa
0,30
2,8
Argila siltosa
0,22
4,0
Argila silto-arenosa
0,33
3,0
TIPO DE TERRENO
Areia
Silte
Argila
Fonte (SCHNAID, 2000)
F1 e F2 são coeficientes de correção das resistências de ponta e lateral, levando em
conta os diferentes tipos de comportamento de estacas, cujos valores estão apresentados
na tabela 8.
36
TABELA 8. Valores de F1 e F2:
TIPOS DE ESTACAS
F1
F2
Franki
2,5
5,0
Metálica
1,75
3,5
Pré-moldada concreto
1,75
3,5
Escavada*
3,5
7,0
Fonte (SCHNAID, 2000)
*F1 E F2 segundo Velloso, Aoki e Salamoni (1978)
Para determinar a carga admissível faz-se uso de um fator de segurança global,
sobre a carga de ruptura calculada como:
Qadm=Qrup/FS
(5)
Seguindo-se recomendação da Norma Brasileira NBR6.122/1996.
Valores de FS conforme tabela 9.
TABELA 9. Fatores de segurança globais mínimos.
Condição
Fator de
segurança
Capacidade de carga de fundações superficiais
3,0
Capacidade de carga de estacas ou tubulões sem prova de carga
2,0
Capacidade de carga de estacas ou tubulões com prova de carga
1,6
Nota: No caso de fundações profundas, só é permitido reduzir o fator de segurança quando se
dispõe do resultado de um número adequado de provas de carga e quando os
elementos ensaiados representativos do conjunto de fundação, ou a critério do
projetista. Esta redução só é possível quando as provas de carga são realizadas a priori
na obra, e não a posteriori, como instrumento de dirimir dúvida quanto à qualidade do
estaqueamento.
Fonte NBR 6.122/1996
37
3.7.2.2. Decourt e Quaresma (SCHNAID, 2000)
O método é baseado exclusivamente em resultados de ensaios SPT. Desenvolvido
inicialmente para estacas pré-moldadas de concreto, e depois estendido para outros tipos
de estacas. A expressão proposta é a seguinte.
(6)
Sendo:
K é o coeficiente que relaciona a resistência de ponta com o valor Np
em função do tipo de solo.
ap = área de ponta da estaca.
P = perímetro da estaca.
∆L = espessura de camada de solo (m).
Np = NSPT próximo a ponta da estaca.
Nm = NSPT médio para cada ∆L.
Os valores de α estão expressos na tabela 10, e os valores de β estão expressos na
tabela 11.
TABELA 10. Valores de α para Decourt e Quaresma:
TIPO DE
SOLO/ESTACA
Argilas
Solos
intermediários
Areias
Cravada
Escavada
em geral
Escavada
(com
betonita)
Hélice
continua
Injetadas
Raiz
(alta
pressão)
1,0
0,85
0,85
0,30
0,85
1,0
1,0
0,60
0,60
0,30
0,60
1,0
1,0
0,50
0,50
0,30
0,50
1,0
Fonte (SCHNAID, 2000)
38
TABELA 11. Valores de β para Decourt e Quaresma:
TIPO DE
SOLO/ESTACA
Argilas
Solos
intermediários
Areias
Cravada
Escavada
em geral
Escavada
(com
betonita)
Hélice
continua
Injetadas
Raiz
(alta
pressão)
1,0
0,85
0,9
1,0
1,5
3,0
1,0
0,65
0,75
1,0
1,5
3,0
1,0
0,50
0,60
1,0
1,5
3,0
Fonte (SCHNAID, 2000)
Os valores o para K são expressos na tabela 12.
TABELA 12. Valores de K para Decourt e Quaresma:
TIPO DE SOLOS
K (Kn/M²)
120
Argilas
Siltes argilosos (solos residuais)
200
Siltes arenosos (solos residuais)
250
Areias
400
Fonte (SCHNAID, 2000)
3.7.3.Métodos empíricos
São métodos pelos quais se chega a uma pressão admissível, baseando-se nos
resultados obtidos pelas investigações de campo e laboratórios. Este método se apresenta
pela forma de tabela de pressões básicas conforme tabela 13.
TABELA 13. Pressões básicas para utilização nos métodos empíricos. Continua
CLASSE
DESCRIÇÃO
VALORES
(MPa)
1
Rocha sã, maciça, sem laminação ou sinal de decomposição
3,0
2
Rochas laminadas, com pequenas fissuras, estratificadas
1,5
3
Rochas alteradas ou em decomposição
4
Solos granulares concrecionados - conglomerados
1,0
5
Solos pedregulhosos compactos a muito compactos
0,6
Ver nota c)
39
TABELA 13. Pressões básicas para utilização nos métodos empíricos. Conclusão.
6
Solos pedregulhosos fofos
0,3
7
Areias muito compacta
0,5
8
Areias compactas
0,4
9
Areias medianamente compactas
0,2
10
Argilas duras
0,3
11
Argilas rijas
0,2
12
Argilas média
0,1
13
Siltes duros (muito compactos)
0,3
14
Siltes rijos (compactos)
0,2
15
Siltes médios (medianamente compactos)
0,1
Fonte NBR6122/1996
Nota:
a) Para a descrição dos diferentes tipos de solo, seguir as definições da NBR
6502.
b) No caso de calcário ou qualquer outra rocha cárstica, devem ser feitos
estudos especiais.
c) Para rochas alteradas ou em decomposição, tem que ser levados em conta a
natureza da rocha matriz e o grau de decomposição ou alteração.
d) Os valores da tabela 4, validos para largura de 2m, devem ser modificados
em função das dimensões e da profundidade das fundações conforme prescrito nos
itens 6.2.2.5 a 6.2.2.7 da NBR 6122.
40
4. METODOLOGIA
Para a realização deste estudo realizaram-se as seguintes etapas:
4.1. Levantamento de Dados
Nesta etapa procurou-se obter a maior quantidade de subsídios que pudessem
auxiliar na compreensão da ocorrência do sinistro, esta etapa subdividiu-se em:
4.1.1. Caracterização do local
Inicialmente procurou-se definir as principais características do reservatório como
altura, dimensões, espessura das paredes, solução construtiva empregada.
Também procurou-se levantar a existência dos projetos realizados na época.
4.1.2. Informações sobre acidente
Nesta etapa foram levantadas informações com os responsáveis sobre o acidente e
se havia indícios anteriores de que o reservatório estaria instável.
Nesta etapa também realizou - se uma inspeção visual das condições da estrutura
do reservatório, bem como do solo de apoio das adjacências.
Também optou-se pelo monitoramento com pinos de recalque para verificar em qual
sentido o reservatório havia adernado e também para verificar se não haveria risco de
desabamento já que era possível observar sem auxílio de qualquer instrumento que o
mesmo apresentava uma inclinação bastante acentuada em relação ao seu centro de
gravidade.
41
4.2. Investigação do solo
Para efetuar as análises foram realizados dois furos de prospecção do tipo
Sondagem Mista (SPT e Sondagem Rotativa), totalizando-se 39,5m.
4.3. Análise da fundação existente
Com os laudos de sondagem, procurou-se definir qual seria a possível fundação
existente, com base nas técnicas de execução disponíveis na época da construção deste
reservatório e também baseando-se em projetos existentes em reservatórios semelhantes
construídos em outras localidades e que são de propriedade da empresa responsável pela
sua operação.
4.4. Análise da causa do acidente
Com os dados obtidos nos itens acima, realizou-se o concatenamento destas
informações para concluir quais seriam as causas que geraram o acidente.
4.5. Simulação Matemática
Também com os dados descritos nos itens anteriores, utilizou-se o Método de
Décourt & Quaresma, para simular as condições do subsolo na ocasião do acidente e
também para a obtenção de parâmetros numéricos que permitissem mensurar a extensão
do problema.
42
5. RESULTADOS
5.1. Dados obtidos na fase de levantamento de dados
Trata-se de um reservatório cilíndrico de 300m³, com aproximadamente 30 m de
altura, sendo 2,00 m abaixo do nível do solo, e com aproximadamente 8,00 m de diâmetro,
construído na década de 70, conforme a figura 5.1:
FIGURA 5.1.: Reservatório em análise
Esta construção está localizada no interior de uma Estação de Tratamento de Água,
ficando próximo aos tanques de tratamento e ao abrigo de produtos químicos conforme a
figura 5.2. Nesta figura também é possível observar as fendas de tração que haviam de
manifestado na superfície das suas imediações.
43
FIGURA 5.2.: Localização do reservatório
As figuras 5.3a, 5.3b e 5.3c apresentam a magnitude das fendas de tração que foram
detectadas.
FIGURA 5.3a.: Fenda de tração detectada na guia do passeio
que circunda o reservatório: Fonte Engº Ribamar
44
FIGURA 5.3b.: Abertura entre a parede do reservatório e o
solo: Fonte Engº Ribamar
FIGURA 5.3c.: Destacamento da guia do passeio: Fonte Engº
Ribamar
No monitoramento topográfico constatou -se que o reservatório apresentava um
desaprumo de cerca de 38cm no sentido do abrigo de produtos químicos de 16cm em
direção a E.T.A., conforme a figura 5.4:
45
FIGURA 5.4.: Dados obtidos no monitoramento do desaprumo
Também no interior do reservatório constatou-se um grande volume de água
acumulada (uma lâmina de aproximadamente 2,00m de altura). e que a adutora com
diâmetro de 150 mm, responsável pelo seu abastecimento, estava rompida.
Outra informação bastante importante obtida durante esta fase foi que, segundo os
responsáveis pela operação deste reservatório, as manifestações patológicas apresentadas
ocorreram de maneira repentina, ou seja, num período de aproximadamente 48h, e
imediatamente a um longo período de chuvas intensas.
5.2. Dados obtidos na investigação do subsolo
As sondagens foram realizadas nas proximidades do reservatório, sendo o furo SP01
entre o abrigo de produtos químicos e o reservatório e o furo SP02 na direção
diametralmente oposta.
O trabalho de prospecção contou com acompanhamento constante e os laudos da
sondagem apresentaram os seguintes resultados:
46
No SP01:
Camada de argila siltosa, muito mole a mole, com 8,00m de
espessura, situada entre a cota 0,00m e -9,00m. Com Nspt maximo
de 4.
Camada de silte argiloso, rijo a duro, com 3,00m de espessura,
situada entre a cota -8,00m e -11,00m. Com SPT maximo de 24.
Camada de argila siltosa, media, com 2,00m de espessura,
situada entre a cota -11,00m e -13,00m. Com Nspt maximo de 19.
Camada de argila siltosa, rija a dura, com 3,00m de espessura,
situada entre a cota -13,00m e -16,00m. Com Nspt maximo de 16.
Perfil Esquemático
SPT-01
No SP02:
Camada de argila siltosa, pouco arenosa, mole a media, com
4,00m de espessura, situada entre a cota 0,00m e -5,00m. Com Nspt
maximo de 3.
Camada de argila siltosa, pouco arenosa, muito mole, com
3,00m de espessura, situada entre a cota -5,00m e -8,00m. Com
Nspt maximo de 7.
Camada de silte argiloso, mole a medio, com 2,00m de
espessura, situada entre a cota -8,00m
e -10,00m. Com SPT
maximo de 6.
Camada de silte argiloso, muito mole, com 1,00m de
espessura, situada entre a cota -10,00m
e -11,00m. Com SPT
maximo de 1.
Camada de silte argiloso duro, com 3,00m de espessura,
situada entre a cota -11,00m e -14,00m. Com SPT maximo de 15.
Camada de silte argiloso duro, com 4,00m de espessura,
Perfil
SPT-01
Esquemático
situada entre a cota -14,00m e -16,00m. Com SPT maximo de 30.
É importante frisar que em ambas as sondagens não se detectou a presença de nível
d’água.
47
5.3. Dados sobre a fundação existente
Não foram também encontrados quaisquer registros as fundações que teriam sido
executadas para este reservatório e tampouco os projetos que foram utilizados na época.
Como o tempo era escasso e havia o risco iminente de queda do reservatório,
também não havia condições adequadas de segurança para se realizar uma exumação das
fundações existentes.
Assim utilizou - se os dados obtidos no ensaio SPT que conforme descrito no item
anterior apresentava uma camada de baixa resistência nos seus primeiros 4,00 m,
chegando-se a conclusão que o reservatório muito provavelmente não construído em cima
de uma fundação do tipo rasa, já que o solo possui baixa resistência (com média de NSPT
igual a 1).
A hipótese mais provável seria que o reservatório foi executado com fundação
profunda, que baseando-se no tipo de tecnologia existente na época da construção do
reservatório (década de 70), as prováveis estacas utilizadas seriam do tipo Strauss e a do
tipo pré-moldada. Esta hipótese também coincidia com projetos de reservatórios
semelhantes de propriedade da mesma empresa e que foram construídos em outras
localidades.
Sendo assim, partiu-se para definição do comprimento que essas estacas poderiam
possuir e para isto levou-se em conta as limitações executivas destes tipos de fundações e
com base nas resistências obtidas nos laudos de sondagem, o comprimento médio ficaria
em torno de 15,00 m.
5.4. Resultados da Simulação Matemática
Com os possíveis tipos de fundação definidos e seu comprimento realizou-se uma
simulação numérica através do Método de Decourt & Quaresma, chegando-se ao resultados
abaixo. As memórias de cálculo são apresentadas nos anexos A e B.
48
5.4.1. Carga total do reservatório
Considerando as dimensões do reservatório, sua espessura e de que ele foi
construído em concreto armado, obteve-se:
RESERVATÓRIO ELEVADO
Dimensões*:
Altura
30,00 m
Diâmetro externo
8,00 m
Diâmetro interno
7,60 m
Espessura da Parede
Espessura da laje
0,20 m
0,20 m
Espessura do
0,20 m
piso
Dados:
ρa
Massa especifico da Àgua
1.000,00 kg/m³
ρc
Massa especifica do Concreto NBR6118
2.400,00 kg/m³
ρca
Massa especifica do Concreto Armado
2.500,00 kg/m³
NBR6118
Massa do reservatório vazio
Área do laje 1
Volume da laje 1
Área do laje 2
Volume da laje 2
A=[(π/4).(D²)]
V=Área* Espessura da laje
A=[(π/4).(D²)]
V=Área* Espessura da laje
50,27 m²
10,05 m³
50,27 m²
10,05 m³
49
Área do piso
A=[(π/4).(D²)]
Volume do piso
V=Área* Espessura do piso
Área da Parede
A=[(π/4).(D²-d²)]
Volume da Parede
50,27 m²
10,05 m³
4,90 m²
V=Área* Espessura da
135,03
Parede
m³
Volume total do
Vol. da laje 1 + Vol. da laje 2 + Vol. do
reservatório
piso + Vol. da parede
Massa do reservatório
Vol. Tot. do reservatório * ρca
vazio
165,19 m³
412.964,56
kg
412,96 t
Massa do reservatório em carga
Volume da Água
Vol. Tot. do reservatório
Massa da Água
Vol. Tot. do reservatório * ρa
Massa do reservatório em
carga =
Massa reserv. Vazio + Massa da água
Peso do Reservatório =
300,00 m³
300.000,00
kg
300,00 t
712.964,56
712,96
kg
tf
7.129,65 kN
Carga do reservatório = 7.129,65 kN = 712 tf
5.4.2. Provável quantidade de estacas existentes
Como na época eram desconhecido os efeitos da colapsibilidade do solo, calculou-se
a capacidade de carga das suas estacas e consequentemente o provável números de
estacas que garantiriam a estabilidade do reservatório.
Dados do SPT fornecido pelo Engº. Ribamar de Jesus Gomes
50
MÉTODO - DECOURT & QUARESMA (1978)
ESTACA
STRAUSS Ø
32 cm
Perimetro da
estaca - P =
Área de Ponta ap =
F1 = 1,3
ESTACA PRÉMOLDADA DE
Qrup = Rt = (Rl/F1) +
CONCRETO Ø 30
(Rp/F2)
cm
1,01 m
0,94 m
Rl=P.β.Σ10.[(Nm/3)+1]∆L
0,08 m²
0,07 m²
Rp=α.K.Np.ap
F2 = 4,0
ARGILA
k = 120
SILTES ARGILOSOS
k = 200
PARA ESTACA STRAUSS
α = 0,85
PARA ESTACA PRÉ
α = β = 1,00
MOLDADA
SPT - 01
DESCRIÇÃO DO MATERIAL
DESCRIÇÃO DO
STRAUSS
PRÉMOLDADA
NSPT
β
Rl
Rl
1
3
0,80
16,08 kN
18,85 kN
2
3
0,80
16,08 kN
18,85 kN
3
3
0,80
16,08 kN
18,85 kN
COTA (m)
MATERIAL
4
ARGILA SILTOSA,
3
0,80
16,08 kN
18,85 kN
5
MUITO MOLE A
1
0,80
10,72 kN
12,57 kN
2
0,80
13,40 kN
15,71 kN
MOLE.
6
51
7
4
0,80
18,77 kN
21,99 kN
8
7
0,65
21,78 kN
31,42 kN
15
0,65
39,21 kN
56,55 kN
24
0,65
58,81 kN
84,82 kN
9
SILTE ARGILOSO,
RIJO A DURO
10
11
ARGILA SILTOSA,
9
0,80
32,17 kN
37,70 kN
12
MÉDIA
19
0,80
58,98 kN
69,12 kN
15
0,80
48,25 kN
56,55 kN
16
0,80
50,94 kN
59,69 kN
15
0,80
48,25 kN
56,55 kN
13
14
ARGILA SILTOSA,
RIJA A DURA
15
16
SPT - 02
SILTE ARGILOSO,
RIJO A DURO
13
DESCRIÇÃO DO MATERIAL
DESCRIÇÃO DO
STRAUSS
PRÉMOLDADA
NSPT
β
Rl
Rl
3
0,80
16,08 kN
18,85 kN
3
0,80
16,08 kN
18,85 kN
3
0,80
16,08 kN
18,85 kN
4
3
0,80
16,08 kN
18,85 kN
5
7
0,80
26,81 kN
31,42 kN
7
0,80
26,81 kN
31,42 kN
2
0,80
13,40 kN
15,71 kN
4
0,65
15,25 kN
21,99 kN
COTA (m)
MATERIAL
1
ARGILA SILTOSA,
2
3
POUCO
ARENOSA, MOLE
A MÉDIA
6
ARGILA SILTOSA,
POUCO
7
ARENOSA,MUITO
MOLE
8
SILTE ARGILOSO
52
9
MOLE A MÉDIO
6
0,65
19,60 kN
28,27 kN
1
0,65
8,71 kN
12,57 kN
2
0,65
13,40 kN
15,71 kN
9
0,65
30,83 kN
36,13 kN
13
15
0,65
48,25 kN
56,55 kN
14
11
0,65
37,53 kN
43,98 kN
28
0,65
83,11 kN
97,39 kN
24
0,65
10
SILTE ARGILOSO
MUITO MOLE
11
12
15
SILTE ARGILOSO
DURO
SILTE ARGILOSO,
RIJO A DURO
16
SPT1
SPT2
STRAUSS
PRÉ-MOLDADA
STRAUSS
PRÉ-MOLDADA
Rp =
200,53 kN
207,35 kN
287,12 kN
296,88 kN
ΣRl =
465,63 kN
578,05 kN
388,05 kN
466,53 kN
Rt =
408,31 kN
496,49 kN
370,28 kN
433,09 kN
MÉDIA DOS Rt
QUANTIDADE DE ESTACAS = Qres. / Qadm =
389,29 kN
464,79 kN
18
15
Quantidades de estacas necessárias do tipo Strauss = 18;
Quantidades de estacas necessárias do tipo Pré-moldada = 15.
53
5.4.3. Cálculo considerando a camada de argila siltosa como colapsível.
Nesta etapa adotou-se a hipótese do efeito da colapsibilidade atuando na camada de
argila siltosa existentes no local, em decorrência da sua saturação, chegando-se aos
seguintes valores:
SPT - 01
STRAUS
DESCRIÇÃO DO MATERIAL
S
PRÉMOLDAD
A
DESCRIÇÃ
NSPT
β
1
3
0,80
2
3
0,80
3
0,80
3
0,80
1
0,80
6
2
0,80
7
4
0,80
7
0,65
15
0,65
24
0,65
9
0,80
COTA (m)
O DO
Rl
Rl
0,00 kN
0,00 kN
0,00 kN
0,00 kN
0,00 kN
0,00 kN
0,00 kN
0,00 kN
0,00 kN
0,00 kN
0,00 kN
0,00 kN
0,00 kN
0,00 kN
21,78 kN
31,42 kN
39,21 kN
56,55 kN
58,81 kN
84,82 kN
32,17 kN
37,70 kN
MATERIAL
3
4
5
8
ARGILA
SILTOSA,
MUITO
MOLE A
MOLE.
SILTE
ARGILOSO,
9
RIJO A
DURO
10
ARGILA
11
SILTOSA,
54
MÉDIA
12
13
ARGILA
19
0,80
15
0,80
16
0,80
15
0,80
SILTOSA,
RIJA A
14
DURA
15
58,98 kN
69,12 kN
48,25 kN
56,55 kN
50,94 kN
59,69 kN
48,25 kN
56,55 kN
SILTE
ARGILOSO,
16
RIJO A
13
DURO
SPT - 02
DESCRIÇÃO DO MATERIAL
DESCRIÇÃO DO
COTA (m)
STRAUSS
MOLDADA
Rl
Rl
3
0,00 kN
0,00 kN
3
0,00 kN
0,00 kN
3
0,00 kN
0,00 kN
4
3
0,00 kN
0,00 kN
5 ARGILA SILTOSA,
7
0,00 kN
0,00 kN
7
0,00 kN
0,00 kN
2
0,00 kN
0,00 kN
4
0,00 kN
0,00 kN
6
19,60 kN
28,27 kN
1
8,71 kN
12,57 kN
MATERIAL
1
NSPT
PRÉ-
ARGILA SILTOSA,
2
3
POUCO
ARENOSA, MOLE
A MÉDIA
6
7
8
9
10
POUCO
ARENOSA,MUITO
MOLE
SILTE ARGILOSO
MOLE A MÉDIO
SILTE ARGILOSO
MUITO MOLE
55
11
2
13,40 kN
15,71 kN
9
30,83 kN
36,13 kN
13
15
48,25 kN
56,55 kN
14
11
37,53 kN
43,98 kN
28
83,11 kN
97,39 kN
12
15
SILTE ARGILOSO
DURO
SILTE ARGILOSO,
RIJO A DURO
16
24
SPT1
SPT2
STRAUSS
PRÉ-MOLDADA
STRAUSS
PRÉ-MOLDADA
Rp =
200,53 kN
207,35 kN
287,12 kN
296,88 kN
ΣRl =
358,39 kN
452,39 kN
241,44 kN
290,60 kN
Rt =
325,82 kN
399,83 kN
257,50 kN
297,76 kN
291,66 kN
348,79 kN
24
20
6
5
33,47%
33,26%
MÉDIA DOS Rt
QUANTIDADE DE ESTACAS = Qres. / Qadm =
DIFERENÇAS DE QUANTIDADE DE ESTACAS
NECESSÁRIAS
% De perda de capacidade resistência do solo
Média do Rt para estaca do tipo Strauss = 291,66 kN;
Média do Rt para estaca do tipo Pré-moldada = 348,79 kN;
Quantidades de estacas necessárias do tipo Strauss = 24;
Quantidades de estacas necessárias do tipo Pré-moldada = 20.
56
6. ANÁLISE DOS RESULTADOS
Com os dados obtidos no processo de investigação pode - se destacar os seguintes
pontos:
As fendas de tração na superfície ao redor do reservatório e o desaprumo
apresentado apontam para um recalque por ruptura da fundação do reservatório, conforme
a figura 6.1.
FIGURA 6.1.: Provável causa do desaprumo do reservatório
Os resultados da sondagem apontam para uma espessa camada de argila siltosa
porosa, que de acordo com os conhecimentos geotécnicos atuais, trata-se de material
colapsível.
Também ficou evidente que o solo do local sofreu uma repentina elevação do seu
grau de saturação, já que não se detectou o nível d’água nas sondagens no período de
estiagem. Sabe-se também que a principal causa que desencadeia o processo de colapso
desse tipo de material, é uma repentina elevação do teor de umidade do solo.
O reservatório possuía mais de 30 anos de utilização e segundo os responsáveis
pela sua operação, não apresentavam indícios de fadigas estruturais ou de suas fundações,
e que todas essas patologias ocorreram de maneira abrupta e repentina.
Nas simulações matemáticas pelo Método de Decourt-Quaresma, aonde se
comparou o possível número de estacas necessárias para garantir a estabilidade do
reservatório levando-se em conta o efeito de colapso, verifica-se que o número de estacas
57
seria insuficiente, pois constatou-se que seriam necessárias 6 estacas a mais, ou seja uma
perda de 33,47% da capacidade de suporte, o que seria suficiente para ocasionar o
desaprumo constatado.
58
7. CONCLUSÃO
Diante dos dados e das análises realizadas pode-se concluir que:
O desaprumo do reservatório foi causado pelo comportamento colapsível do solo em
contato com as fundações existentes, que perdeu sua resistência quando ocorreu a
elevação do seu teor de umidade.
Não se pode afirmar que houve erro no projeto, pois o reservatório possuía idade
superior a trinta anos, e não havia apresentado nenhuma patologia até essa ocasião, e
também porque na época em que ele foi construído não se havia o conhecimento do
comportamento de colapsibilidade de solos como o existente na região.
Deste estudo de caso pode-se concluir também que se tratando de fundações, o
conhecimento, as análises e ensaios com os solos que compõem as camadas do subsolo
aonde se pretendem construir, são fatores importantes para se prevenir com especificidades
como a que ocorreu, já que os solos, sendo provenientes da natureza, apresentam
geralmente variações na suas propriedades.
59
8. SOLUÇÃO APRESENTADA PELA EMPRESA PROPRIETÁRIA
A empresa proprietária do reservatório optou por mantê-lo em desaprumo,
construindo dois anéis circundando o reservatório. O primeiro anel esta localizado na parte
interna e é interligado com um anel externo, sendo este apoiado em um novo conjunto de
estacas de fundação. Conforme Figura 8.1.
Figura 8.1 - Desenho esquemático da solução adotado pela proprietária do Reservatório
60
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS
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.NBR 6122. Projeto e execução de fundações. Rio de Janeiro. 1996.
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solos tropicais. Disponível em: <http://www.ufsm.br/engcivil/material_Didatico/TRP1002_
Mat_para_infraentrutura_de_transp/notas_de_aula/MCT_Artigo.pdf. Acesso em 03/05/2011.
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Disponível em:<http://meusite.mackenzie.com.br/rmfortes/publicacoes/Um_estudo_do_
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GOMES, Ribamar de Jesus. Estudo geotécnico de um solo superficial da cidade de
Bragança Paulista – SP. Campinas, SP. 2006.
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CRAIG, R. F. Craig, mecânica dos solos. 7. Ed. Rio de Janeiro: LTC Editora, 2007. xii, 365
p.
PINTO, Carlos de Sousa. Curso básico de mecânica dos solos: em 16 aulas. 3. Ed. São
Paulo: Oficina de Textos, 2006. 355 p.
ALONSO, Urbano Rodriguez. Exercícios de fundações. São Paulo: E. Blücher, 1983-2000.
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HACHICH, Waldemar; FALCONI, Frederico F.; SAES, José Luiz (Ed.). Fundações: teoria e
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SCHNAID, Fernando; Ensaios de campo e suas aplicações a engenharia de fundações.
São Paulo. Oficina de Textos –2000.
MILITITSKY, Jarbas; CONSOLI, Nilo Cesar; SCHNAID, Fernando; Patologia das
fundações. São Paulo. Ed. Oficina de Textos – 2008.