INSTITUTO MILITAR DE ENGENHARIA
Cap MARCELO AUGUSTO DE MELLO
A CONSOLIDAÇÃO PROFUNDA RADIAL APLICADA EM SOLO
COMPRESSÍVEL NA LAGOA RODRIGO DE FREITAS/RJ
Dissertação de Mestrado apresentada ao Curso de
Mestrado em Engenharia de Transportes do Instituto
Militar de Engenharia, como requisito parcial para a
obtenção do título de Mestre em Ciências em Engenharia
de Transportes.
Orientadores:
Profa. Maria Esther Soares Marques – D.Sc.
Prof. Márcio de Souza Soares de Almeida – Ph.D.
Rio de Janeiro
2013
c 2013
INSTITUTO MILITAR DE ENGENHARIA
Praça General Tibúrcio, 80 – Praia Vermelha
Rio de Janeiro – RJ
CEP: 22.290-270
Este exemplar é de propriedade do Instituto Militar de Engenharia, que poderá incluí-lo em
base de dados, armazenar em computador, microfilmar ou adotar qualquer forma de
arquivamento.
É permitida a menção, reprodução parcial ou integral e a transmissão entre bibliotecas deste
trabalho, sem modificação de seu texto, em qualquer meio que esteja ou venha a ser fixado,
para pesquisa acadêmica, comentários e citações, desde que sem finalidade comercial e que
seja feita a referência bibliográfica completa.
Os conceitos expressos neste trabalho são de responsabilidade do autor e dos orientadores.
625.74
M527c
Mello, Marcelo Augusto de
A consolidação profunda radial aplicada em solo compressível na
Lagoa Rodrigo de Freitas/RJ / Marcelo Augusto de Mello; orientado por
Maria Esther Soares Marques e Márcio de Souza Soares de Almeida. –
Rio de Janeiro: Instituto Militar de Engenharia, 2013.
210 p. : il.
Dissertação (mestrado). – Instituto Militar de Engenharia. – Rio de
Janeiro, 2013.
1. Engenharia de Transportes – teses, dissertações. 2. solos moles –
Parque do Cantagalo-RJ. 3. engenharia civil – solos. 4. mecânica dos
solos. I. Marques, Maria Esther Soares. II. Almeida, Márcio de Souza
Soares de. III. Título. IV. Instituto Militar de Engenharia.
CDD 625.74
2
INSTITUTO MILITAR DE ENGENHARIA
Cap MARCELO AUGUSTO DE MELLO
A CONSOLIDAÇÃO PROFUNDA RADIAL APLICADA EM SOLO
COMPRESSÍVEL NA LAGOA RODRIGO DE FREITAS/RJ
Dissertação de Mestrado apresentada ao Curso de Mestrado em Engenharia de
Transportes do Instituto Militar de Engenharia, como requisito parcial para a obtenção do
título de Mestre em Ciências em Engenharia de Transportes.
Orientadores: Profa. Maria Esther Soares Marques – D.Sc.
Prof. Márcio de Souza Soares de Almeida – Ph.D.
Aprovada em 30 de janeiro de 2013 pela seguinte Banca Examinadora:
Profa. Maria Esther Soares Marques – D.Sc. do IME – Presidente
Prof. Márcio de Souza Soares de Almeida – Ph.D. da COPPE/UFRJ
Prof. Willy Alvarenga Lacerda – Ph.D. da COPPE/UFRJ
Maj. Carlos Alexandre Bastos de Vasconcellos – D.Sc. do IME
Rio de Janeiro
2013
3
Dedico este trabalho ao Enzo e à Valéria.
4
AGRADECIMENTOS
É com grande satisfação que utilizo este espaço para agradecer as pessoas que, direta ou
indiretamente, me ajudaram a enfrentar esta árdua maratona cujo prêmio é o conhecimento.
Inicialmente, agradeço a Professora Esther pelo apoio incondicional prestado em todos os
momentos em que foi solicitado seu auxílio. A paciência com que sempre transmitiu seus
conhecimentos nas várias discussões técnicas e, principalmente, a acolhida amizade foram
marcantes para que este trabalho pudesse ser concluído.
Ao Professor Márcio Almeida agradeço a oportunidade a mim concedida de realizar um
trabalho experimental, numa área fascinante e com muito a se pesquisar, e, também, pelos
conhecimentos seguros a mim transmitidos.
Aos amigos da Seção de Engenharia Cartográfica do IME, Cap Eduardo e ST Marco,
agradeço pelo apoio prestado ao longo de um ano de monitoramento topográfico da
instrumentação de campo.
Agradeço à equipe do Laboratório de Sensores a Fibra Óptica da PUC/RJ: Professor
Guedes, Fabiano, Vitor e, especialmente, à pesquisadora Sully Mejia, que com entusiasmo e
exemplo de profissionalismo nos deu total apoio na implantação e manutenção da
instrumentação com fibra óptica.
À equipe da COPPE: Hélcio, Gil, Salviano, Mauro, Luiz Mário e João, meu sincero
agradecimento pelo apoio na realização dos trabalhos de campo.
Um agradecimento especial à equipe de campo: Carla, Manu, Carlinhos, Lourival e
recentemente o Eduardo, companheiros que estiveram presentes no convívio do dia-a-dia
desta aventura que é a realização de um trabalho experimental de campo em meio à execução
de uma obra.
Agradeço ainda à equipe de professores e militares da Pós-Graduação em Engenharia de
Transportes do IME e ao Exército Brasileiro em proporcionar a realização do curso de
mestrado.
Finalmente, registro o agradecimento à minha esposa pela compreensão e pela paciência
que teve durante todo o período em que dediquei boa parte do meu tempo na realização deste
trabalho.
5
“Cultive a paciência sem ansiedade e, procedendo com os
Semelhantes, como estima que com você procedam, estará
sempre no caminho da verdadeira felicidade....”
André Luiz
6
SUMÁRIO
LISTA DE ILUSTRAÇÕES .................................................................................................... 10
LISTA DE TABELAS ............................................................................................................. 16
LISTA DE SÍMBOLOS ........................................................................................................... 18
LISTA DE SIGLAS ................................................................................................................. 21
LISTA DE EQUAÇÕES .......................................................................................................... 23
1
INTRODUÇÃO ........................................................................................................ 27
1.1
Considerações Iniciais................................................................................................ 27
1.2
Justificativa do Estudo ............................................................................................... 28
1.3
Relevância do Estudo ................................................................................................. 29
1.4
Objetivos do Estudo ................................................................................................... 29
1.5
Organização da Dissertação ....................................................................................... 30
2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA................................................................................ 31
2.1
Tratamento de Solos Moles........................................................................................ 31
2.2
Compaction Grouting ................................................................................................. 35
2.2.1
Base Teórica do Mecanismo de Compaction Grouting ............................................. 37
2.3
Consolidação Profunda Radial ................................................................................... 40
2.3.1
Metodologia de Execução do CPR ............................................................................ 41
2.3.2
Formação dos Bulbos de Compressão ....................................................................... 44
2.3.3
Obras Executadas ....................................................................................................... 46
2.3.4
Avaliação de Desempenho ......................................................................................... 46
2.4
Instrumentação de Aterros Sobre Solos Moles .......................................................... 48
2.4.1
Instrumentação Baseada em Sensores Ópticos .......................................................... 49
2.4.1.1 Princípio de Medição de Sensores Baseados em Redes de Bragg ............................. 51
2.5
Conclusões Parciais.................................................................................................... 55
3
CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA DA ÁREA DE ESTUDO...................... 57
3.1
Área de Estudo ........................................................................................................... 57
3.1.1
Processo de Formação da Lagoa Rodrigo de Freitas ................................................. 58
3.1.2
Parque do Cantagalo .................................................................................................. 61
7
3.2
Investigações Geotécnicas ......................................................................................... 62
3.2.1
Sondagens de Simples Reconhecimento .................................................................... 65
3.2.2
Parâmetros Geotécnicos ............................................................................................. 68
3.2.2.1 Ensaios de Caracterização .......................................................................................... 68
3.2.2.2 Ensaios de Adensamento Edométrico ........................................................................ 72
3.2.2.3 Ensaios de Palheta ...................................................................................................... 76
3.2.2.4 Ensaios de Piezocone ................................................................................................. 78
3.2.2.5 Ensaios Dilatométricos .............................................................................................. 90
3.2.2.6 Ensaios Pressiométricos ............................................................................................. 94
3.3
Análise Geral dos Parâmetros Geotécnicos ............................................................. 100
3.4
Conclusões Parciais.................................................................................................. 103
4
TRATAMENTO DO SOLO E INSTRUMENTAÇÃO DA ÁREA DE
ESTUDO... .............................................................................................................. 104
4.1
Áreas Tratadas.......................................................................................................... 104
4.2
Instrumentação Instalada .......................................................................................... 107
4.2.1
Placas de Recalque ................................................................................................... 107
4.2.2
Inclinômetros ........................................................................................................... 109
4.2.2.1 Instalação dos Inclinômetros .................................................................................... 109
4.2.2.2 Procedimentos de Leitura dos Inclinômetros ........................................................... 112
4.2.3
Perfilômetros ............................................................................................................ 114
4.2.3.1 Instalação dos Perfilômetros .................................................................................... 115
4.2.3.2 Procedimentos de Leitura dos Perfilômetros ........................................................... 115
4.2.4
Perfilômetro Instrumentado com Fibra Óptica ........................................................ 116
4.2.4.1 Materiais Empregados.............................................................................................. 117
4.2.4.2 Instalação das Redes de Bragg ................................................................................. 120
4.2.4.3 Monitoramento ......................................................................................................... 125
4.2.4.4 Intervenções Realizadas Durante a Obra ................................................................. 129
4.2.5
Piezômetros .............................................................................................................. 132
4.3
Conclusões Parciais.................................................................................................. 135
5
RESULTADOS....................................................................................................... 136
5.1
Caracterização do Material das Colunas de CPR..................................................... 136
5.2
Ensaios de Campo Realizados Antes e Após o Tratamento .................................... 141
5.3
Análise do Perfilômetro com Fibra Óptica .............................................................. 142
5.4
Interpretação da Instrumentação de Campo ............................................................. 148
8
5.4.1
Deslocamentos Verticais, Horizontais e Piezometria. ............................................. 148
5.4.2
Monitoramento Piezométrico da Formação das Colunas de Argamassa ................. 160
6
CONCLUSÕES E RECOMENDAÇÕES ............................................................ 163
7
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ................................................................. 169
8
APÊNDICES........................................................................................................... 182
8.1
APÊNDICE 1: Coordenadas UTM das verticais de ensaios de campo e
instrumentação. ........................................................................................................ 183
8.2
APÊNDICE 2: Curvas pressão (kPa) versus deformação (%) de ensaios
pressiométricos nas ilhas 3, 4 e 5. ............................................................................ 185
8.3
APÊNDICE 3: Cronograma de atividades. .............................................................. 187
8.4
APÊNDICE 4: Curvas de tendência recalque (cm) versus tempo (dias). ................ 189
9
ANEXOS ................................................................................................................. 192
9.1
ANEXO 1: Obras recentes executadas com a técnica de CPR. ............................... 193
9.2
ANEXO 2: Aplicabilidade de ensaios in situ........................................................... 196
9.3
ANEXO 3: Curvas de compressão dos ensaios de adensamento edométrico. ......... 199
9.4
ANEXO 4: Propriedades geotécnicas de argilas do Rio de Janeiro (Fonte: modificado
de ALMEIDA et al., 2008). ..................................................................................... 205
9.5
ANEXO 5: Classificação de argilas do Rio de Janeiro (Fonte: modificado de
FUTAI,1999)............................................................................................................ 209
9
LISTA DE ILUSTRAÇÕES
FIG. 2.1
Ruptura de aterro em construção na BR-101/NE em dezembro de 2010. .......... 31
FIG. 2.2
Método combinado de colunas de deep mixing e drenos: a) colunas curtas e
drenos longos. b) Colunas e drenos com mesmo comprimento (Fonte: HAN, 2012). ............ 34
FIG. 2.3
Curvas normalizadas tensão versus recalque para diferentes métodos de
melhoria de solos (Fonte: SPRINGMAN et al., 2012). ........................................................... 35
FIG. 2.4
Processo de execução do compaction grouting (Fonte: MENARDBACHY,
2012)......................................................................................................................................... 36
FIG. 2.5
Expansão do bulbo de argamassa (Fonte: EL-KELESH et al., 2001). ............... 38
FIG. 2.6
Plano de ruptura cônico acima do bulbo de argamassa (Fonte: EL-KELESH et
al., 2001)...... ............................................................................................................................ 39
FIG. 2.7
Configuração de CPR aplicada no Parque dos Atletas (Fonte: ENGEGRAUT,
2011)......................................................................................................................................... 41
FIG. 2.8
Execução de pré-furo e cravação de geodreno (Local: LRF). ............................ 42
FIG. 2.9
a) Preparação de argamassa em central misturadora . b) Execução do slump- test.
.................................................................................................................................................. 43
FIG. 2.10
Bombeamento de argamassa (Local: LRF). ....................................................... 43
FIG. 2.11
a) Equipamento de injeção de argamassa (Local: LRF). b) Manômetro de
Bourdon............. ....................................................................................................................... 44
FIG. 2.12
a) Formação dos bulbos de compressão (Fonte: modificado de ENGEGRAUT,
2011). b) Trinca na superfície do terreno (Local: LRF). .......................................................... 45
FIG. 2.13
Gráfico E (kPa) versus profundidade (m), antes e após o tratamento (Fonte:
ENGEGRAUT, 2012). ............................................................................................................. 47
FIG. 2.14
Gráfico Su (kPa) versus profundidade (m), antes e após o tratamento (Fonte:
ENGEGRAUT, 2012). ............................................................................................................. 48
FIG. 2.15
Estrutura básica de uma fibra óptica (Fonte: modificado de BAILEY e
WRIGHT, 2003)....................................................................................................................... 50
FIG. 2.16
Princípio de operação de um sensor de rede de Bragg em fibra (Fonte: GOMES,
2011)......................................................................................................................................... 52
FIG. 2.17
Esquema do deslocamento espectral de uma rede de Bragg submetida à tração e
compressão (Fonte: QUINTERO, 2006). ................................................................................. 53
10
FIG. 3.1
Localização da Lagoa Rodrigo de Freitas (Fonte: modificado de SOUZA, 2003).
.................................................................................................................................................. 58
FIG. 3.2
Processo de formação da Lagoa (Fonte: LAGOALIMPA, 2012). ..................... 59
FIG. 3.3
Variação dos limites da Lagoa Rodrigo de Freitas devido à execução de aterros
no seu entorno (Fonte: adaptado de AGRAR, 2011). .............................................................. 60
FIG. 3.4
Aspecto da Lagoa durante a construção do viaduto Augusto Frederico Schmidt
(Fonte: LUIZD, 2012). ............................................................................................................. 61
FIG. 3.5
Locação dos ensaios de campo no Parque do Cantagalo: a) sondagens a
percussão e ilhas de investigação (Fonte: CONCREMAT, 2010). b) Detalhe da ilha 1 (Fonte:
Google earth). c) Detalhe da ilha 2 (Fonte: Google earth). d) Detalhe das ilhas 3, 4 e 5 (Fonte:
Google earth). ........................................................................................................................... 64
FIG. 3.6
Estratigrafia do subsolo na região do Parque do Cantagalo (seção A-B-C-D-E-F-
G) (Fonte: modificado de CONCREMAT, 2010). ................................................................... 65
FIG. 3.7
Curvas de iso-espessuras de argila (Fonte: ALMEIDA et al., 2010). ............... 66
FIG. 3.8
Curvas de iso-cotas de NA (Fonte: Fonte: ALMEIDA et al., 2010). ................ 67
FIG. 3.9
Curvas de iso-espessuras de aterro (Fonte: Fonte: ALMEIDA et al., 2010). ..... 67
FIG. 3.10
Índice de plasticidade (IP) versus limite de liquidez (wL) (Fonte: modificado de
FUTAI, 1999). .......................................................................................................................... 71
FIG. 3.11
Parâmetros de tensão e compressibilidade das amostras do Parque do Cantagalo.
.................................................................................................................................................. 74
FIG. 3.12
Índice de compressão (Cc) versus umidade natural (wn) (Fonte: modificado de
ALMEIDA et al., 2008). .......................................................................................................... 75
FIG. 3.13
a) Equipamento de piezocone na ilha 3. b) Detalhe da sonda de medição. ........ 79
FIG. 3.14
Classificação preliminar de comportamento baseada em ROBERTSON (1990)
para o CPTu-36, entre 6,5 e 23,7 m de profundidade. ............................................................. 80
FIG. 3.15
Classificação preliminar de comportamento baseada em ROBERTSON (1990)
para o CPTu-36A, entre 5,0 e 25,2 m de profundidade. .......................................................... 81
FIG. 3.16
Classificação preliminar de comportamento baseada em ROBERTSON (1990)
para o CPTu-4, entre 5,0 e 22,5 m de profundidade. ............................................................... 81
FIG. 3.17
Perfil de classificação preliminar de comportamento do solo no CPTu-36 a partir
de Ic (ROBERTSON e WRIDE, 1998). ................................................................................... 83
FIG. 3.18
Perfil de classificação preliminar de comportamento do solo no CPTu-36A a
partir de Ic (ROBERTSON e WRIDE, 1998)........................................................................... 84
11
FIG. 3.19
Perfil de classificação preliminar de comportamento do solo no CPTu-4 a partir
de Ic (ROBERTSON e WRIDE, 1998). ................................................................................... 85
FIG. 3.20
Classificação baseada em SCHNEIDER et al. 2008, CPTu-36, 36A e 4. .......... 86
FIG. 3.21
Perfil da tensão de sobreadensamento na ilha 2, SP 36. ..................................... 88
FIG. 3.22
Estimativa do coeficiente de adensamento vertical normalmente adensado. ..... 90
FIG. 3.23
Classificação preliminar de comportamento do solo com base no ensaio
dilatométrico, SDMT-36 e 36A. .............................................................................................. 91
FIG. 3.24
Resultados dos ensaios dilatométricos sísmicos SDMT-36 e 36A. .................... 92
FIG. 3.25
a) Saturação do equipamento pressiométrico (Local: LRF). b) Detalhe da
membrana da sonda inflada durante calibração (Local: LRF). ................................................ 95
FIG. 3.26
Curva pressão (kPa) versus deformação (%), ilha 3 a 10,99 m de profundidade.
.................................................................................................................................................. 96
FIG. 3.27
Construções para determinação de G e Su, ilha 3 a 10,99 m de profundidade. .. 97
FIG. 3.28
Características geotécnicas da SP 4, ilha 1. ...................................................... 101
FIG. 3.29
Características geotécnicas da SP 36, ilha 2. .................................................... 102
FIG. 4.1
Áreas de aplicação de CPR no Parque do Cantagalo (Fonte: Google earth). ... 105
FIG. 4.2
Esquema de aplicação do CPR. ........................................................................ 105
FIG. 4.3
Configuração triangular da malha de colunas e geodrenos. ............................. 106
FIG. 4.4
Perfil do esquema de aplicação de CPR nas áreas tratadas (Fonte: modificado de
CONCREMAT, 2010). .......................................................................................................... 106
FIG. 4.5
Locação da instrumentação no Parque do Cantagalo (Fonte: Google earth). ... 107
FIG. 4.6
a) Instalação de placa de recalque na área 3. b) Detalhe das placas de recalque
durante a execução de aterro na área 3. .................................................................................. 108
FIG. 4.7
Execução de furo revestido para a instalação de inclinômetro (Local: LRF). .. 110
FIG. 4.8
a) Aplicação de cola em superfície previamente lixada e limpa b) Conexão de
tubos (Local: LRF). ................................................................................................................ 110
FIG. 4.9
a) Preenchimento de água para facilitar a descida do tubo de inclinômetro
(Local: LRF). b) Lançamento de areia para a fixação do tubo (Local: LRF). ....................... 111
FIG. 4.10
Injeção de argamassa próxima ao IN-1............................................................. 112
FIG. 4.11
Conjunto de medição do inclinômetro (Local: LRF). ....................................... 113
FIG. 4.12
Plano de orientação do torpedo no tubo de inclinômetro. ................................ 114
FIG. 4.13
Plano de orientação do torpedo no tubo de perfilômetro. ................................. 116
FIG. 4.14
Teste da cola em amostra do tubo de PVC (Local: PUC). ............................... 117
12
FIG. 4.15
Espectro das redes de Bragg. ............................................................................ 119
FIG. 4.16
Clivagem da fibra óptica (Local: LRF). ............................................................ 121
FIG. 4.17
Emenda da fibra óptica (Local: LRF). .............................................................. 122
FIG. 4.18
Detalhe da superfície do tubo limpa e localização de redes de Bragg
posicionadas entre os pontos escuros impressos na fibra óptica (Local: LRF). ..................... 122
FIG. 4.19
a) Aplicação de cola (Local: LRF). b) Adesivo selante aplicado (Local: LRF).
................................................................................................................................................ 123
FIG. 4.20
a) Cabeamento óptico fixado com fita filamentosa. b) Reaterro da vala (Local:
LRF). ...................................................................................................................................... 123
FIG. 4.21
a) Monitoramento dos sensores através do interrogador óptico Braggmeter
(Local: LRF). .......................................................................................................................... 124
FIG. 4.22
Conduíte com fibra óptica alojada (Local: LRF). ............................................. 125
FIG. 4.23
Vista da caixa de inspeção e aparato de monitoramento (Local: LRF). ........... 126
FIG. 4.24
Detalhe do sistema de aquisição de dados (Local: LRF). ................................. 126
FIG. 4.25
Reconhecimento das redes na aba Acquisition do software. ............................ 127
FIG. 4.26
a) Compactação do aterro sobre o perfilômetro (Local: LRF). b) Registro dos
sensores. ................................................................................................................................. 128
FIG. 4.27
Registro de temperatura ao longo da fibra óptica, em 26/1/12 (Local: LRF). .. 129
FIG. 4.28
a) Análise de transmissão da fibra óptica com OTDR (Local: LRF). b) Detalhe
do OTDR. ............................................................................................................................... 130
FIG. 4.29
Emenda da fibra óptica no ponto de instalação da FBG 13 (Local: LRF). ....... 130
FIG. 4.30
a) Novo segmento de fibra óptica instalado. b) Emenda da fibra nas
proximidades do segmento de perfilômetro recuperado. ....................................................... 131
FIG. 4.31
a) Manutenção da saturação. b) Instalação do piezômetro. c) Detalhe do
piezômetro elétrico de corda vibrante (Local: LRF). ............................................................. 133
FIG. 4.32
a) Localização das ilhas 3 e 4 com a disposição da malha de geodrenos e
colunas de compressão. b) Monitoramento das poropressões geradas durante a formação das
colunas na ilha 3. .................................................................................................................... 133
FIG. 4.33
a) Medidor de NA à esquerda e piezômetro Casagrande ao centro. b) Dispositivo
de medição de NA (Local: LRF). ........................................................................................... 134
FIG. 5.1
a) Detalhe do equipamento de ultrassom. b) Execução do ensaio de ultrassom
(Local: IME). .......................................................................................................................... 137
FIG. 5.2
Execução do ensaio de esclerometria (Local: IME). ........................................ 138
13
FIG. 5.3
a) Ensaio para determinação das curvas tensão-deformação. b) Detalhe do
corpo-de-prova rompido (Local: IME). ................................................................................. 139
FIG. 5.4
Gráfico tensão (MPa) versus deformação (0/00). ............................................... 139
FIG. 5.5
Perfis de qt antes e após aplicação de CPR nas ilhas 3 e 4. .............................. 141
FIG. 5.6
Estrutura da viga utilizada no ensaio de laboratório do perfilômetro com FBG
(Local: IME). .......................................................................................................................... 142
FIG. 5.7
Deformações de viga sob flexão pura (Fonte: TIMOSCHENKO e GERE, 1994).
................................................................................................................................................ 143
FIG. 5.8
Execução do ensaio de laboratório com o perfilômetro instrumentado (Local:
IME). ...................................................................................................................................... 144
FIG. 5.9
Gráfico ângulo (º) versus deformação (10-6 m/m) para a FBG-3 do ensaio de
laboratório. ............................................................................................................................. 144
FIG. 5.10
Determinação do deslocamento vertical (Fonte: modificado de DUNNICLIFF,
1988)....................................................................................................................................... 145
FIG. 5.11
Gráficos ângulo (º) versus deformação (10-6 m/m) dos sensores ópticos de
campo. .................................................................................................................................... 146
FIG. 5.12
Geometria do terreno na área 3 do Parque do Cantagalo ao final da década de
1970. ....................................................................................................................................... 148
FIG. 5.13
Esquema de drenagem com CPR. ..................................................................... 151
FIG. 5.14
Registro das placas de recalque nas áreas 1, 2 e 3 do Parque do Cantagalo. .... 151
FIG. 5.15
Registro das velocidades de recalque nas áreas 1, 2 e 3 do Parque do Cantagalo.
................................................................................................................................................ 152
FIG. 5.16
Registro do excesso de poropressão pelo piezômetro elétrico de corda vibrante
(PZ-1). .................................................................................................................................... 153
FIG. 5.17
Registros do excesso de poropressão pelos piezômetros Casagrande .............. 153
FIG. 5.18
Curva recalque versus tempo das camadas 1, 2 e 3 na condição de solo não
tratado. .................................................................................................................................... 154
FIG. 5.19
Curva de tendência recalque versus tempo da PR-7. ........................................ 155
FIG. 5.20
Registros do perfilômetro PF-1......................................................................... 156
FIG. 5.21
Registros do perfilômetro PF-2......................................................................... 157
FIG. 5.22
Perfil de deslocamentos e distorções horizontais do inclinômetro IN-3. ......... 159
FIG. 5.23
Poropressões geradas durante a formação das colunas na ilha 3, 9/12/11. ....... 160
FIG. 5.24
Poropressões geradas durante a formação da coluna 1 na ilha 4, em 29/11/11.161
14
FIG. 5.25
Poropressões geradas durante a formação das colunas 2 e 3 na ilha 4, em
2/12/11.................................................................................................................................... 162
FIG. 8.1
Curvas pressão (kPa) versus deformação (%), ilha 3 (9,98 e 12,99 m) e ilha 4
(10,40 e 12,00 m). .................................................................................................................. 185
FIG. 8.2
Curvas pressão (kPa) versus deformação (%), ilha 5 (9,61; 11,14 e 12,11 m). 186
FIG. 8.3
Curvas de tendência recalque versus tempo das placas PR-2 e PR-3. .............. 189
FIG. 8.4
Curvas de tendência recalque versus tempo das placas PR-4, PR-5 e PR-6. ... 190
FIG. 8.5
Curvas de tendência recalque versus tempo das placas PR-8 e PR-10. ............ 191
FIG. 9.1
Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 9,75 m.
................................................................................................................................................ 200
FIG. 9.2
Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 10,75
m. ............................................................................................................................................ 200
FIG. 9.3
Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 11,75
m. ............................................................................................................................................ 201
FIG. 9.4
Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 12,82
m. ............................................................................................................................................ 201
FIG. 9.5
Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 13,75
m. ............................................................................................................................................ 202
FIG. 9.6
Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 14,62
m. ............................................................................................................................................ 202
FIG. 9.7
Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 15,75
m. ............................................................................................................................................ 203
FIG. 9.8
Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 16,62
m. ............................................................................................................................................ 203
FIG. 9.9
Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 18,62
m..............................................................................................................................................204
FIG. 9.10
Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 19,75
m..............................................................................................................................................204
15
LISTA DE TABELAS
TAB. 2.1
Categorias de melhoria de solos, objetivos e técnicas (Fonte: SCHAEFER et
al., 2012). ................................................................................................................................. 33
TAB. 3.1
Resultados dos ensaios de caracterização (Fonte: modificado de ALMEIDA et
al., 2008). ................................................................................................................................. 70
TAB. 3.2
Valores médios estimados do ângulo de atrito interno efetivo do depósito da
LRF........................................................................................................................................... 72
TAB. 3.3
Critérios para classificação da qualidade de amostras (Fonte: ALMEIDA e
MARQUES, 2010). .................................................................................................................. 73
TAB. 3.4
Qualidade das amostras do Parque do Cantagalo.............................................. 73
TAB. 3.5
Valores de St (kPa) das verticais PESP-4 e PESP-36. ...................................... 77
TAB. 3.6
Resultados dos ensaios pressiométricos. ........................................................... 99
TAB. 3.7
Módulo de elasticidade de argilas saturadas. .................................................... 99
TAB. 4.1
Comprimento de onda das redes de Bragg. ..................................................... 119
TAB. 4.2
Localização das redes de Bragg no perfilômetro. ........................................... 120
TAB. 4.3
Registro da média dos comprimentos de onda antes, durante e após a
compactação. .......................................................................................................................... 128
TAB. 5.1
Resultados dos ensaios destrutivos e não destrutivos. .................................... 140
TAB. 5.2
Parâmetros de cálculo das camadas de argila. ................................................. 149
TAB. 5.3
Recalques estimados para as camadas de argila, antes do tratamento. ........... 150
TAB. 5.4
Recalques máximos e tempo de estabilização estimados, após o tratamento. 156
TAB. 8.1
Coordenadas UTM, datum WGS-84 e zona 23K, das verticais de ensaios de
campo e da instrumentação. ................................................................................................... 183
TAB. 8.2
Cronograma de atividades relativas à obra no Parque do Cantagalo. ............. 188
TAB. 9.1
Obras recentes executadas com a técnica de CPR (Fonte: ENGEGRAUT,
2012)....................................................................................................................................... 194
TAB. 9.2
Aplicabilidade de ensaios in situ (Fonte: adaptado de LUNNE et al., 1997, e
atualizado por ROBERTSON, 2012). .................................................................................... 197
TAB. 9.3
Propriedades geotécnicas de argilas do Rio de Janeiro (Fonte: modificado de
ALMEIDA et al., 2008). ........................................................................................................ 206
16
TAB. 9.4
Classificação de argilas do Rio de Janeiro (Fonte: modificado de FUTAI,
1999)....................................................................................................................................... 210
17
LISTA DE SÍMBOLOS
a1,...,a5
-
Fatores que dependem do tipo de solo e da profundidade de injeção
Bq
-
Parâmetro de poropressão
Cc
-
Índice de compressão
Cr
-
Índice de recompressão
Cs
-
Índice de expansão
c
-
Coesão do solo
ch
-
Coeficiente de adensamento para drenagem horizontal
ch (na) -
Coeficiente de adensamento para drenagem horizontal normalmente adensado
ch (sa)
-
Coeficiente de adensamento para drenagem horizontal sobreadensado
cv
-
Coeficiente de adensamento para drenagem vertical
cv (na) -
Coeficiente de adensamento para drenagem vertical normalmente adensado
cv (sa)
-
Coeficiente de adensamento para drenagem vertical sobreadensado
d
-
Profundidade de injeção
E
-
Módulo de deformação longitudinal
Ed
-
Módulo de elasticidade dinâmico
ED
-
Módulo dilatométrico
Eoed
-
Módulo de compressão edométrica
Et
-
Módulo de elasticidade tangente
Eu
-
Módulo de elasticidade não drenado
e0
-
Índice de vazios inicial da amostra
ev0
-
Índice de vazios para a tensão vertical efetiva inicial in situ
Fr
-
Razão de atrito normalizado
fc
-
Resistência à compressão
fs
-
Resistência lateral do cone
G
-
Módulo cisalhante
Gs
-
Densidade real dos grãos
G0
-
Módulo cisalhante a pequenas deformações
H
-
Altura do aterro
harg
-
Espessura da camada de argila
Ic
-
Índice de classificação do material
18
ID
-
Índice de material
IP
-
Índice de plasticidade
IR
-
Índice de rigidez do solo
KD
-
Índice de tensão horizontal
K0
-
Coeficiente de empuxo no repouso
l
-
Comprimento da fibra óptica
MDMT
-
Módulo oedométrico do dilatômetro
mv
-
Coeficiente de variação volumétrica
nef
-
Índice de refração efetivo do núcleo da fibra óptica
Nkt
-
Fator empírico de cone com base em qt
p
-
Pressão de injeção na interface solo-argamassa
p11, p12 -
Componentes do tensor elasto-óptico
pe
-
Constante elasto-óptica
q
-
Tensão isotrópica inicial do solo
qc
-
Resistência de ponta medida no ensaio de cone
qk
-
Tensão gerada pelo peso próprio do aterro
qt
-
Resistência de ponta corrigida do ensaio de piezocone
Qt , Qtn -
Resistência de ponta normalizada do ensaio de piezocone
R
-
Raio do bulbo correspondente a p
Ri
-
Raio inicial da cavidade
Rf
-
Razão de atrito
Rp
-
Raio da zona plástica
S
-
Sul
SR
-
Relação de descompressão ou inchamento
St
-
Sensibilidade da argila
Su
-
Resistência ao cisalhamento não drenada
Sur
-
Resistência ao cisalhamento não drenada amolgada
t
-
Tempo
T
-
Temperatura
T*
-
Fator tempo (ensaio de dissipação de piezocone)
up
-
Deslocamento radial do limite da zona plástica
Uv
-
Porcentagem média de adensamento vertical
u0
-
Poropressão hidrostática inicial
19
u1
-
Poropressão medida na face do cone
u2
-
Poropressão medida na base do cone
Vs
-
Velocidade da onda cisalhante
W
-
Oeste
wL
-
Limite de liquidez
wn
-
Umidade natural in situ
wP
-
Limite de plasticidade
αΛ
-
Coeficiente de expansão térmica da fibra
αn
-
Coeficiente termo-elástico do núcleo
Δhsec
-
Recalque por adensamento secundário
ε
-
Deformação longitudinal
θ
-
Ângulo do plano de ruptura cônico com o plano horizontal
γn
-
Peso específico natural do solo
γsat
-
Peso específico saturado do solo
-
Ângulo de atrito interno do solo
’
-
Ângulo de atrito interno efetivo do solo
λB
-
Comprimento de onda de Bragg
Λ
-
Periodicidade espacial da modulação do índice de refração
ν
-
Coeficiente de Poisson
σr
-
Tensão radial
σθ
-
Tensão circunferencial
σv0
-
Tensão vertical inicial in situ
σ’v0
-
Tensão vertical efetiva inicial in situ
σ’vm
-
Tensão de sobreadensamento
ψ
-
Ângulo de dilatância
δ
-
Recalque do ponto localizado no meio do topo do aterro
δ1, δ2
-
Deslocamentos horizontais nas profundidades z1 e z2
ρ
-
Densidade do corpo-de-prova
νd
-
Velocidade de distorção
20
LISTA DE SIGLAS
ABNT
Associação Brasileira de Normas Técnicas
ASCE
American Society of Civil Engineers
COPPE
Instituto Alberto Luiz Coimbra de Pós-Graduação e Pesquisa de Engenharia
CP
Corpo-de-prova
CPR
Consolidação Profunda Radial
CPTu
Ensaio de Piezocone (Piezocone Penetration Test)
CR
Razão de Compressão
DM
Deep Mixing
DMT
Ensaio dilatométrico
DPL
Penetrômetro Dinâmico Leve (Dynamic Probe Light)
DTS
Sistema óptico de medição de temperatura distribuída (Distributed
Temperature Sensing)
DVP
Dreno Vertical Pré-fabricado
EER
Extensômetros Elétricos de Resistência
FBG
Rede de Bragg em Fibra (Fiber Bragg Grating)
FHWA
Federal Highway Administration (U. S. Department of Transportation)
GEO-RIO
Fundação Instituto de Geotécnica do Município do Rio de Janeiro
IC
Índice de Consistência
IME
Instituto Militar de Engenharia
IN
Inclinômetro
LRF
Lagoa Rodrigo de Freitas
MO
Matéria Orgânica
NA
Nível d’água / Normalmente adensado
NT
Nível do Terreno
NSPT
Número de golpes dos 30 cm finais da sondagem a percussão
OCR
Razão de sobreadensamento (Overconsolidation Ratio)
OTDR
Refletômetro óptico no domínio do tempo (Optical Time-Domain
Reflectometer)
PUC
Pontifícia Universidade Católica
PVC
Cloreto de Polivinila
21
SBTn
Tipo de comportamento de solo normalizado (Soil Behaviour Type
normalized)
SDMT
Ensaio dilatométrico sísmico
SPT, SP
Sondagem à percussão (Standard Penetration Test)
UFRJ
Universidade Federal do Rio de Janeiro
USACE
U.S. Army Corps of Engineers
VC
Vertical de coleta de amostras indeformadas
22
LISTA DE EQUAÇÕES
EQ. 2.1
Raio do bulbo de argamassa correspondente à pressão aplicada p ...................... 38
EQ. 2.2
Fator a1 da formulação do raio do bulbo (EL-KELESH et al., 2001) ................. 38
EQ. 2.3
Fator a2 da formulação do raio do bulbo (EL-KELESH et al., 2001) ................. 39
EQ. 2.4
Fator a3 da formulação do raio do bulbo (EL-KELESH et al., 2001) ................. 39
EQ. 2.5
Fator a4 da formulação do raio do bulbo (EL-KELESH et al., 2001) ................. 39
EQ. 2.6
Fator a5 da formulação do raio do bulbo (EL-KELESH et al., 2001) ................. 39
EQ. 2.7
Pressão de injeção ................................................................................................ 40
EQ. 2.8
Comprimento de onda de Bragg .......................................................................... 52
EQ. 2.9
Comprimento de onda de Bragg em função de variações no comprimento da fibra
e de variações de temperatura .................................................................................................. 52
EQ. 2.10
Variação do comprimento de onda em função da deformação e da constante
elasto-óptica .......................................................................................................................... 53
EQ. 2.11
Variação do comprimento de onda em função do coeficiente de expansão térmica
da fibra e do coeficiente termo-elástico do núcleo ................................................................... 54
EQ. 2.12
Variação do comprimento de onda em função da deformação e da variação de
temperatura................................................................................................................................54
EQ. 3.1
Sensibilidade da argila ......................................................................................... 76
EQ. 3.2
Resistência ao cisalhamento não drenada corrigida ............................................ 77
EQ. 3.3
OCR (MAYNE e MITCHEL, 1988) ................................................................... 78
EQ. 3.4
Resistência ao cisalhamento não drenada através do ensaio de piezocone ......... 87
EQ. 3.5
Tensão de sobreadensamento através do ensaio de piezocone ............................ 87
EQ. 3.6
Fator tempo (HOULSBY e TEH, 1988) .............................................................. 88
EQ. 3.7
Coeficiente de adensamento horizontal (normalmente adensado) em função do
coeficiente de adensamento horizontal (sobreadensado) ......................................................... 89
EQ. 3.8
Coeficiente de adensamento vertical (normalmente adensado) em função do
coeficiente de adensamento horizontal (normalmente adensado) ............................................ 89
EQ. 3.9
Módulo de cisalhamento a pequenas deformações .............................................. 93
EQ. 3.10
OCR em função de KD ......................................................................................... 93
EQ. 3.11
Resistência ao cisalhamento não drenada em função de KD ................................ 93
23
EQ. 3.12
Relação entre variação de pressão e variação de deformação no pressiômetro
(HOULSBY e WITHERS, 1988) ............................................................................................. 98
EQ. 3.13
Fator f da relação de HOULSBY e WITHERS (1988) ....................................... 98
EQ. 3.14
Módulo de elasticidade não drenado através do ensaio pressiométrico .............. 98
EQ. 5.1
Módulo de elasticidade dinâmico ...................................................................... 137
EQ. 5.2
Deformação longitudinal de viga sob flexão pura ............................................. 143
EQ. 5.3
Recalque por adensamento secundário (MARTINS, 2005) .............................. 149
EQ. 5.4
Distorção ............................................................................................................ 158
EQ. 5.5
Taxa de variação da distorção com o tempo ...................................................... 159
24
RESUMO
Esta dissertação apresenta um estudo sobre o comportamento mecânico de uma técnica
recente de melhoria de solo mole conhecida como consolidação profunda radial (CPR). A
técnica consiste na instalação de drenos verticais pré-fabricados (DVPs) e posterior formação
de colunas através de injeção de argamassa, sob elevadas pressões, no interior da massa de
solo mole, visando a acelerar o processo de adensamento do solo mole.
O CPR foi aplicado no tratamento da espessa camada de argila mole, a qual atinge até 30
m de espessura, presente no Parque do Cantagalo/Lagoa Rodrigo de Freitas. O tratamento foi
executado com a finalidade de estabilizar definitivamente os recalques que ocorrem há
décadas naquela região.
A partir de uma extensa campanha de 34 sondagens de simples reconhecimento (com
medidas de SPT) e de um programa de ensaios de campo e de laboratório realizados entre os
anos de 2010 e 2012 foi possível caracterizar o depósito de argilas moles do Parque do
Cantagalo. As investigações geotécnicas ocorreram em 5 ilhas de investigação nas quais
foram realizados 10 ensaios de piezocone (5 dos quais com dissipação de poropressão), 2
ensaios de palheta, 2 ensaios com dilatômetro sísmico e 3 ensaios com pressiômetro. Foram
coletadas 13 amostras indeformadas de 2 verticais para a execução de ensaios de
caracterização e de adensamento edométrico em laboratório.
Foi implantada instrumentação geotécnica na área tratada, sendo composta de: 15 placas
de recalque, 2 perfilômetros (1 dos quais instrumentado com fibra óptica), 3 inclinômetros e 3
piezômetros (1 elétrico de corda vibrante e 2 Casagrande). A análise dos resultados da
instrumentação de campo possibilitou avaliar o comportamento mecânico da técnica de
melhoria de solo mole aplicada no Parque do Cantagalo.
O estudo permitiu concluir que nas camadas sob influência direta do tratamento houve
uma aceleração no processo de adensamento primário, com a ocorrência de recalque máximo
da ordem de 30 cm num período de 330 dias, o que corresponde a 22% dos recalques
primários remanescentes (gerados pelas ocupações e pelos aterros construídos desde a década
de 1970).
Para o restante da camada de argila, localizada abaixo da profundidade de instalação dos
drenos (drenagem preferencialmente vertical), não há como afirmar se houve melhoria devido
ao CPR, uma vez que não foi instalada instrumentação nesta região.
O recalque máximo previsto devido à execução do CPR é de 43 cm e o tempo máximo de
estabilização de cerca de 2.100 dias para a camada que se encontra na região de influência
direta do tratamento. Cabe ressaltar que a magnitude do recalque e o tempo de estabilização
supramencionados referem-se apenas ao processo induzido pelo CPR, e não ao processo de
adensamento que vinha ocorrendo desde a década de 1970 com a construção do aterro.
25
ABSTRACT
This thesis presents a study on the mechanical behavior of a recent soft soil improvement
technique known as deep radial consolidation (CPR). The thecnique consists of installing a
grid of PVDs and then installing grout columns by high pressure mortar injection within the
mass of soft soil, in order to accelerate the process of consolidation of the soft soil.
The CPR was applied in order to improve the thick layer of soft clay at the Cantagalo
Park/Rodrigo de Freitas Lagoon, where the thickness of the soft clay deposit can reach 30 m.
The treatment was performed in order to stabilize the settlements that have been occurring for
decades at the area.
From a comprehensive campaign of 34 SPT boreholes and from in situ and laboratory
tests conducted between 2010 and 2012 it was possible to characterize the soft clay deposit at
Cantagalo Park. The geotechnical investigations were conducted at 5 clusters including 10
piezocone tests (5 pore-pressure dissipations), 2 seismic dilatometer tests and 3 pressuremeter
tests. 13 undeformed soil samples were collected from 2 verticals to perform soil indexes and
eodometer tests in laboratory.
Geotechnical instrumentation was installed in the treated area. The field instrumentation
included 15 settlement plates, 2 horizontal inclinometers (one instrumented with optical
fiber), 3 inclinometers and 3 piezometers (1 vibrating wire piezometer and 2 Casagrande
piezometers). The results of field instrumentation allowed to evaluate the mechanical
behavior of the soil improvement technique applied at Cantagalo Park.
The study allowed to conclude that the layers under direct influence by the treatment
there was an acceleration in the process of primary consolidation, with the occurrence of
maximum settlement of about 30 cm over a period of 330 days, which corresponds to 22% of
primary settlements remaining (generated by occupations and by embankments built since the
‘70s).
For the remainder of the clay layer, located below the installation depth of the drains
(draining preferably vertical), there is no way to tell whether there was an improvement due to
CPR, since no instrumentation is installed in this region.
Maximum settlement expected due to the application of CPR is 43 cm and maximum
stabilization time of about 2,100 days for the layer which is in direct area of influence of the
treatment. The magnitude of settlement and the stabilization time above is related only to the
process induced by CPR, and not the process of consolidation that have been occurring since
the ‘70s with the construction of the landfill.
26
1
INTRODUÇÃO
1.1 CONSIDERAÇÕES INICIAIS
O desenvolvimento alcançado pelo Brasil nos últimos anos tem provocado uma crescente
demanda por realização de obras civis. Por outro lado, o que se verifica é a escassez de
subsolos de boa qualidade nas proximidades das cidades, não restando outra alternativa senão
ocupar áreas antes julgadas inapropriadas para receber obras de infraestrutura urbana e
principalmente de transportes.
Os depósitos de argilas moles, antes evitados, apresentam subsolos com baixa capacidade
de suporte e alta compressibilidade. Usualmente denominadas solos moles, estas formações
são comumente encontradas ao longo de toda a costa brasileira.
Em maior ou menor grau, todas as obras executadas sobre depósitos de solos moles
podem apresentar algum tipo de problema. Em última instância, a falta de controle geotécnico
pode acarretar recalques excessivos ou a ruptura dos aterros que são executados sobre estes
solos compressíveis. Esta situação acaba gerando, além da perda de recursos financeiros, a
ampliação do prazo construtivo da obra.
Na área de transportes, os investimentos em obras de infraestrutura como construção e
duplicação de rodovias, construção e ampliação de pistas aeroportuárias e retroáreas
portuárias aumentaram significativamente nos últimos anos no Brasil, principalmente na área
costeira. Em grande parte destas obras, normalmente associadas à construção de aterros,
verifica-se a ocorrência de solos moles.
Diversas técnicas de execução de aterros sobre solos moles são utilizadas no
enfrentamento ao problema de ocorrência deste tipo de solo, tendo como objetivos acelerar
e/ou reduzir a magnitude das deformações do terreno e evitar rupturas.
Devido à alta compressibilidade, baixa permeabilidade e baixa resistência das camadas
compressíveis destes depósitos, os métodos convencionais de construção de aterros sobre
solos argilosos moles (aterros convencionais, aterros com drenos verticais e aterros com
sobrecarga temporária) requerem um período de espera para que ocorra o adensamento, o que
torna estas técnicas de uso limitado em função dos elevados prazos construtivos.
27
1.2 JUSTIFICATIVA DO ESTUDO
A adoção de novas técnicas de execução de aterros sobre solos compressíveis que
possibilitem a melhoria da capacidade de suporte do subsolo, por meio de melhoramento de
características geotécnicas do solo de fundação, tem como consequência a redução de prazos
construtivos.
Neste sentido, a técnica conhecida como consolidação profunda radial (CPR), que
consiste na cravação de drenos verticais pré-fabricados seguidos da formação de colunas de
argamassa no interior da massa de solo compressível, apresenta-se como um método que se
propõe melhorar as características geotécnicas de solos moles, possibilitando, desta forma, a
redução da magnitude das deformações do terreno e permitindo, em consequência, a execução
de infraestruturas em prazos construtivos reduzidos.
O mecanismo de execução da consolidação profunda radial é um desdobramento da
técnica mundialmente conhecida como compaction grouting, um método de melhoramento de
solos empregado há mais de 50 anos.
No compaction grouting, a argamassa de cimento é injetada sob elevada pressão no
interior da massa de solo. Este processo tende a promover o deslocamento e a aproximação
das partículas do solo ao redor da argamassa expandida e, consequentemente, uma redução
nos volumes de vazios entre partículas, preliminarmente ocupados por ar e/ou água.
Em argilas saturadas, onde a aplicação do compaction grouting não é efetiva, a expansão
da argamassa induz o aumento de poropressão na massa de solo, o que limita a eficiência da
técnica na promoção de melhoria do solo.
Assim, a técnica de consolidação profunda radial incorporou a experiência mundial
acumulada no meio técnico com o uso de dreno vertical pré-fabricado, introduzindo este
elemento ao processo. O seu emprego visa a acelerar a dissipação de poropressão, buscando,
desta forma, tornar a técnica mais eficiente.
O dreno vertical pré-fabricado reduz os comprimentos de drenagem e tira vantagem da
permeabilidade dos solos na direção horizontal (radial), geralmente mais elevada, acarretando,
com isto, a redução de tempo para que o processo de adensamento ocorra.
28
1.3 RELEVÂNCIA DO ESTUDO
A aplicação do método de consolidação profunda radial é baseada fortemente na
experiência prática. Não há disponível atualmente um modelo teórico que considere as
diferentes variáveis envolvidas no processo - tais como: espaçamento das colunas de
argamassa, pressão limite de injeção, diâmetro do tubo de injeção, taxa de injeção, dentre
outros - e permita estabelecer critérios otimizados de projeto para o adequado desempenho da
técnica em campo.
Os estudos para o estabelecimento de um modelo teórico para o compaction grouting, ao
contrário, já vêm sendo desenvolvidos. BROWN e WARNER (1973) e WARNER (1992)
relataram a existência de uma interface entre a argamassa e o solo circundante. A argamassa
introduzida no solo apresenta uma forma irregular, mas em um solo uniforme aproxima-se de
um formato cilíndrico ou esférico.
Além disso, a expansão da argamassa resulta em um sistema complexo de tensões radial e
tangencial no interior do solo. Imediatamente adjacente à argamassa expandida ocorre uma
zona de deformação plástica. À medida que a distância solo-interface de argamassa aumenta,
a deformação se torna essencialmente elástica (EL-KELESH et al., 2001).
Com base nestas e em outras observações, têm sido realizados estudos acerca do processo
de injeção de argamassa, tais como SHUTTLE e JEFFERIES (2000) e EL-KELESH et al.
(2001), a partir da abordagem da teoria da expansão de cavidade. Esta é associada à expansão
da argamassa no interior do solo, a qual acarreta a formação de um plano de ruptura cônico
acima do bulbo.
1.4 OBJETIVOS DO ESTUDO
O objetivo geral deste estudo é avaliar o comportamento da técnica de consolidação
profunda radial por meio da análise dos resultados obtidos da instrumentação de campo
(placas de recalque, perfilômetros, inclinômetros e piezômetros), dos ensaios de laboratório e
dos ensaios de campo executados antes e após a aplicação da técnica.
Como objetivos específicos serão aprofundados os conhecimentos sobre as propriedades
geotécnicas de depósitos de solos moles através da obtenção dos parâmetros geotécnicos do
29
solo da área de estudo; serão descritos os procedimentos da instrumentação e dos ensaios
realizados em campo e será implementada a instrumentação de um perfilômetro com fibra
óptica para a estimativa de deslocamentos verticais.
1.5 ORGANIZAÇÃO DA DISSERTAÇÃO
Além deste capítulo relativo à introdução, o presente estudo é composto por outros cinco
capítulos. Em linhas gerais, o escopo da dissertação na sequência à introdução apresenta: uma
breve revisão da literatura acerca dos principais temas abordados no estudo, os materiais e
métodos empregados na execução dos trabalhos experimentais, os resultados obtidos dos
ensaios e instrumentação de campo, a análise e interpretação destes resultados e a conclusão
do estudo.
No capítulo 2 faz-se uma abordagem acerca de tratamento de solos moles.
Adicionalmente, apresenta a técnica de compaction grouting, com ênfase nos mecanismos
que norteam o seu funcionamento, e retrata a técnica de CPR. Por fim, uma breve revisão
acerca de instrumentação de campo, com destaque para a aplicação de fibra óptica em
instrumentação geotécnica, a qual foi utilizada na instrumentação em campo.
No capítulo 3 é apresentada a caracterização da área de aplicação do CPR por meio dos
resultados de extensa campanha de sondagens de simples reconhecimento, ensaios de campo
e de laboratório.
No capítulo 4 são apresentados, detalhadamente, os materiais e procedimentos de
instalação da instrumentação de campo na área de execução do tratamento e da configuração
de CPR utilizada no Parque do Cantagalo.
No capítulo 5 é realizada a análise e interpretação dos resultados obtidos da
instrumentação e ensaios de campo realizados antes e após o tratamento. Ensaios de
laboratório executados para a caracterização do material das colunas de CPR e para a
instrumentação de perfilômetro com fibra óptica complementam o capítulo.
O capítulo 6 apresenta as conclusões do estudo e recomendações para trabalhos futuros
relacionados aos temas abordados.
30
2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
2.1 TRATAMENTO DE SOLOS MOLES
O tratamento para a melhoria do solo é realizado quando as características geomecânicas
do material de fundação não são adequadas para a execução de estruturas que solicitarão o
solo além da sua capacidade de suporte.
Os problemas que podem ocorrer pela falta de tratamento de solos moles são recalques
pós-construtivos maiores do que os admissíveis (estado limite de utilização) ou, em caso
extremo, rupturas (estado limite último).
A Figura 2.1 ilustra a situação de colapso de aterro assente sobre camada de solo mole
não tratada. Em função das elevadas solicitações impostas pela estrutura ao solo de fundação,
caracterizado pela baixa resistência ao cisalhamento, o aterro rodoviário da obra de
duplicação da BR-101 foi levado a um processo de ruptura.
FIG. 2.1 – Ruptura de aterro em construção na BR-101/NE em dezembro de 2010.
31
Este tipo de evento no Brasil está geralmente associado à construção de aterros sobre
solos argilosos moles. Em locais onde há ocorrência de movimentos sísmicos, por exemplo,
podem ocorrer rupturas causadas pela liquefação do solo arenoso.
O conceito de melhoria de solos no meio técnico internacional (ground improvement) é
bastante amplo, de acordo com a USACE (1999), é a modificação da área dos solos de
fundação ou projetos de estruturas de terra a fim de proporcionar um melhor desempenho sob
condições de projeto e/ou carregamento operacional.
De acordo com SCHAEFER et al. (2012) a melhoria de solos tem um ou mais dos
seguintes objetivos principais: aumentar a resistência ao cisalhamento, aumentar a capacidade
de carga, aumentar a densidade, transferir as cargas do aterro para camadas mais competentes,
controlar as deformações, acelerar o adensamento, reduzir as cargas impostas à fundação,
proporcionar estabilidade, vedar infiltrações ou preencher vazios e aumentar a resistência à
liquefação.
Segundo a Federal Highway Administration (FHWA), agência do departamento de
transporte rodoviário dos Estados Unidos, a melhoria do solo pode ser efetuada pela
modificação das suas características originais com ou sem o acréscimo de outro tipo de
material.
Inúmeros métodos de melhoria de solos têm sido empregados atualmente. MUNFAKN e
WYLLIE (2000) relacionaram 21 técnicas de tratamento de solos argilosos e granulares
empregados para atender diferentes objetivos. A Tabela 2.1 apresenta as principais categorias
e técnicas de melhoria de solos empregadas com variadas funções.
Eventos internacionais realizados em 2012, como o simpósio Recent Research, Advances
& Execution Aspects of Ground Improvement Works, realizado na Bélgica, e a conferência
Ground Improvement & Ground Control, realizada na Austrália, reforçam a importância do
tema.
Em se tratando de melhoria de solos moles no Brasil, técnicas baseadas no processo de
adensamento do solo são amplamente difundidas e empregadas. A água livre presente no solo
é forçada a percolar no interior do terreno e sua saída, muitas vezes, é facilitada com a
inserção de drenos verticais pré-fabricados. Neste grupo estão incluídas técnicas com o uso de
pré-carregamento sem ou com drenos verticais (ALMEIDA et al., 2000; SANDRONI e
BEDESCHI, 2008) e pré-carregamento por vácuo (MARQUES e LEROUEIL, 2005;
SANDRONI et al., 2012).
32
TAB. 2.1 – Categorias de melhoria de solos, objetivos e técnicas (Fonte: SCHAEFER et al., 2012).
Categoria
Compactação
Adensamento
Objetivos
Técnicas
Aumentar a densidade, a capacidade
- Vibrocompactação;
de carga e a resistência ao atrito;
- Compactação dinâmica;
aumentar a resistência à liquefação
- Compactação com uso de explosivos;
de solos granulares; reduzir a
- Compaction grouting;
compressibilidade; aumentar a
- Compactação de superfície (incluindo
resistência de solos argilosos.
compactação de rápido impacto)
Acelerar o adensamento, reduzir os - Pré-carregamento sem drenos;
recalques, aumentar a resistência.
- Pré-carregamento com drenos verticais;
- Pré-carregamento por vácuo;
- Eletro-osmose.
Redução de
Reduzir o carregamento no solo de - Geofoam;
carregamento
fundação,
reduzir
os
recalques, - Concreto aerado;
aumentar a estabilidade do talude.
- Materiais leves para aterro (pneus
picados, etc.)
Reforço
Inclusão de elementos de reforço no - Micro estacas;
solo para melhorar as características - Solo grampeado/ancoragem;
de engenharia; promover estabilidade - Colunas (colunas granulares, colunas
lateral.
granulares encamisadas, jet grouting);
- Colunas com plataformas de
transferência de cargas;
- Aterro reforçado com geossintético.
Tratamento
Aumentar a densidade, aumentar a - Deep mixing: via seca ou úmida;
químico
resistência,
preencher
os
vazios, - Jet grouting;
vedar infiltrações.
a
- Compaction grouting.
Estabilização
Aumentar
resistência
ao - Congelamento do solo;
térmica
cisalhamento, promover vedação.
- Aquecimento do solo e vitrificação.
Estabilização
Aumentar resistência; reforçar.
- Uso de vegetação em taludes como
biotécnica
reforço;
- Métodos microbianos.
Outros
Remediar solos contaminados
Métodos eletrocinéticos, métodos
químicos.
33
Em anos recentes, novas técnicas combinadas para o tratamento de solos moles vêm
sendo desenvolvidas e estudadas no cenário geotécnico internacional. Como exemplo, o
método de colunas de deep mixing (DM) associadas a drenos verticais pré-fabricados (DVP),
conforme mostra a Figura 2.2. Ao mesmo tempo em que promove a melhoria da capacidade
de suporte do solo de fundação com as colunas, permite a aceleração do processo de
adensamento do solo mole através dos drenos. Alguns estudos a respeito desta técnica vêm
sendo realizados, tais como: XU et al. (2006), YE et al. (2006), LIU et al. (2008) e SARIDE e
JALLU (2012).
a)
b)
FIG. 2.2 – Método combinado de colunas de deep mixing e drenos: a) colunas curtas e drenos longos.
b) Colunas e drenos com mesmo comprimento (Fonte: HAN, 2012).
SPRINGMAN et al. (2012) analisaram o comportamento em termos de recalque de
fundações de aterros sobre solos moles com o emprego de diferentes técnicas de melhoria. A
Figura 2.3 ilustra as curvas normalizadas tensão versus recalque, onde qk/Su é a tensão gerada
pelo peso próprio do aterro normalizado pela resistência ao cisalhamento não drenada do solo
mole e δ/H é o recalque do ponto localizado no meio do topo do aterro normalizado pela
altura do aterro.
Em linhas gerais, observa-se o aumento da capacidade de suporte progredindo da situação
de aterro não reforçado para a situação de plataforma estaqueada. Os recalques, segundo a
mesma progressão, tendem a ser menores devido ao aumento de rigidez e resistência ao
34
cisalhamento da argila, propiciado pelas colunas, e ao efeito de transmissão da carga do aterro
por arqueamento para as estacas e colunas. Neste sentido, o fator de segurança global também
tende a aumentar.
FIG. 2.3 – Curvas normalizadas tensão versus recalque para diferentes métodos de melhoria de solos
(Fonte: SPRINGMAN et al., 2012).
2.2 COMPACTION GROUTING
Desenvolvido por Ed Graf e Jim Warner na década de 1950, na Califórnia, o compaction
grouting é, atualmente, uma das técnicas de tratamento de solos com o uso de argamassa mais
difundidas no meio técnico internacional.
A ASCE definiu compaction grouting como injeção de argamassa com slump (ABNT,
1998) menor que 25 mm, normalmente um solo-cimento constituído de quantidade suficiente
de silte para promover plasticidade e de areia para desenvolver atrito interno. A argamassa
geralmente não entra nos poros do solo, permanece como uma massa homogênea que
promove deslocamento controlado com a finalidade de compactar solos de baixa
compacidade, elevar estruturas ou ambos.
A argamassa é preparada com a mistura de cimento Portland, areia e água.
Adicionalmente, materiais de granulometria fina podem ser adicionados à mistura, tais como:
35
solos finos, cinza volante ou bentonita (em pequenas quantidades), com a finalidade de
aumentar a trabalhabilidade da mistura e, assim, facilitar o bombeamento.
Além do uso primário na compactação de solos de baixa compacidade, sustentação e/ou
nivelamento de estruturas que tenham sofrido recalque, a técnica vem sendo empregada no
tratamento de solos arenosos visando a reduzir potencial liquefação do solo durante a
ocorrência de terremotos.
A técnica é mais eficaz quando aplicada em solos granulares e solos de baixa
sensibilidade. A profundidade do nível da água não é importante, desde que a drenagem do
solo possa ocorrer. RUBRIGHT e BANDIMERE (2004) salientam que a técnica não deve ser
aplicada no tratamento de espessas camadas de solo saturado siltoso ou argiloso.
Conforme esquematizado na Figura 2.4, a execução do compaction grouting tem início
com a perfuração do solo. O processo de injeção da argamassa ocorre em estágios, e é
executado de baixo para cima segundo taxas de injeção controladas.
Segundo RUBRIGHT e BANDIMERE (2004), a argamassa geralmente toma um formato
esférico, mas a sua forma é, em última análise, governada por inúmeros fatores, incluindo o
projeto de mistura da argamassa, a taxa de injeção, a pressão de injeção limite de ruptura
hidráulica, a resistência e a textura das camadas do solo, etc. Ainda segundo os mesmos
pesquisadores, os bulbos de argamassa atingem diâmetros da ordem de 0,9 m, não sendo
incomum atingirem-se diâmetros maiores em condições de solo arenoso de baixa
compacidade.
FIG. 2.4 – Processo de execução do compaction grouting (Fonte: MENARDBACHY, 2012).
36
Quando a argamassa se expande, o solo no entorno do bulbo é sujeito a aumento na
tensão média e a cisalhamento. O aumento na tensão média comprime o solo. O cisalhamento
resulta na reorientação das partículas, as quais passam a ocupar os vazios na massa de solo.
O compaction grouting é um processo de deformação controlada, o que significa que a
taxa aplicada e o volume injetado são controlados e as pressões são medidas para se
determinar a resistência do terreno à injeção de argamassa. De acordo com a norma ASCE
(2010), taxas de injeção de 30 a 60 l/min têm sido utilizadas com êxito em boa parte dos
trabalhos de aplicação da técnica.
Taxas de injeção excessivamente elevadas podem conduzir a um comportamento não
drenado do solo, o qual está associado à geração de excesso de poropressão. Este
comportamento reduz significativamente a eficácia do processo e aumenta sobremaneira a
pressão de injeção. Quando a taxa de injeção não é balanceada com a taxa de dissipação de
poropressão, e a poropressão é excessivamente elevada, pode acarretar fratura hidráulica.
2.2.1
BASE TEÓRICA DO MECANISMO DE COMPACTION GROUTING
Com base nas teorias da expansão de cavidade e da formação de plano de ruptura cônico
EL-KELESH et al. (2001) propuseram um modelo analítico, que considera as diferentes
variáveis envolvidas no processo de execução da técnica (espaçamento dos furos, taxa de
injeção, pressão de injeção limite, diâmetro do tubo de injeção, entre outros), para a
otimização de projetos que utilizem o compaction grouting.
De acordo com a proposição de EL-KELESH et al. (2001), o bulbo de argamassa é
modelado segundo uma expansão de cavidade esférica em um meio isotrópico contínuo
elasto-plástico, onde o solo no entorno da cavidade se comporta elasticamente até o início do
escoamento, quando então é governado pelo critério de Mohr-Coulomb.
No processo de expansão de cavidade, conforme a representação esquemática da Figura
2.5, ao início da injeção a cavidade tem um raio inicial Ri (correspondente ao furo executado
pelo equipamento de perfuração) e o solo está submetido a um estado inicial de tensões q. Ao
aumentar-se a pressão interna, uniformemente distribuída na parede da cavidade (interface
solo-argamassa), até o valor p, o raio do bulbo se expande em todas as direções até o valor
correspondente R e, então, uma zona esférica de raio Rp ao redor do bulbo passará ao estado
37
de equilíbrio plástico. Para além da interface elasto-plástica, o solo permanece em estado de
equilíbrio elástico.
FIG. 2.5 – Expansão do bulbo de argamassa (Fonte: EL-KELESH et al., 2001).
VESIC (1972) apresentou uma solução geral para a expansão de uma cavidade esférica
levando em conta os efeitos da mudança de volume na região plástica. Com base neste estudo,
EL-KELESH et al. (2001) estabeleceram um modelo para representar a resposta do solo
durante a injeção, o qual é descrito pela Equação 2.1:
Ri
R
a1
p a2
a3
a4
a3
p a2
sendo:
38
1
a4
a5
EQ. 2.1
3
a2
a3
c. cot
3(1 sen )
(q
3 sen
a4
EQ. 2.3
c. cot )
3(1 sen )
4sen
a5
1
IR
EQ. 2.4
EQ. 2.5
EQ. 2.6
onde: R = raio do bulbo de argamassa correspondente à pressão aplicada p; p = pressão
aplicada na interface solo-argamassa; Ri = raio do furo; IR = índice de rigidez do solo; ν =
coeficiente de Poisson;
= ângulo de atrito interno do solo; E = módulo de deformação do
solo; q = tensão isotrópica inicial do solo e c = coesão do solo.
A teoria do plano de ruptura cônico fornece o modelo que descreve a pressão de injeção
na condição de ruptura. Com base nos estudos de GRAF (1969, 1992), EL-KELESH et al.
(2001) admitiram que, no início do processo de “levantamento” do terreno por ocasião da
injeção de argamassa, a força exercida pelo bulbo em expansão é igual ao peso do cone de
solo acima do bulbo mais a resultante vertical da resistência ao cisalhamento atuante ao longo
da superfície de ruptura, Figura 2.6.
FIG. 2.6 – Plano de ruptura cônico acima do bulbo de argamassa (Fonte: EL-KELESH et al.,
2001).
39
É admitido também que a superfície cônica é inclinada de um ângulo θ com o plano
horizontal, equivalente à aplicação do critério de ruptura de Mohr-Coulomb. Baseado nestes
pressupostos, EL-KELESH et al. (2001) apresentaram um modelo que estabelece a pressão
exercida pela argamassa em expansão na condição de ruptura de uma superfície cônica acima
do bulbo, de acordo com a Equação 2.2:
onde: p = pressão de injeção; d = profundidade de injeção; R = raio do bulbo esférico; γn =
peso específico do solo;
= ângulo de atrito interno do solo e θ = ângulo do plano de ruptura
com a horizontal.
2.3 CONSOLIDAÇÃO PROFUNDA RADIAL
O método conhecido como consolidação profunda radial (CPR) apresenta-se como uma
nova técnica de tratamento de solos moles. Desenvolvida pela empresa Engegraut, apresenta
depósito de patente datado de 21/08/2009 (INPI, 2012).
Basicamente, o processo de melhoria do solo mole tem início a partir da redução do
excesso de poropressão induzido pela expansão da argamassa no solo compressível. Este
processo de dissipação é acelerado mediante o emprego de drenos verticais pré-fabricados
seguidos da formação de colunas de argamassa no interior do solo.
Inicialmente é realizada uma campanha de investigação geotécnica na região de interesse
com o propósito de delimitar a área de tratamento e estabelecer o perfil geotécnico do terreno,
de maneira a possibilitar a elaboração do projeto de execução de CPR em campo.
A Figura 2.7 apresenta a configuração de CPR utilizada na obra de tratamento da argila
extremamente mole no Parque dos Atletas (ex Cidade do Rock), zona oeste do Rio de Janeiro,
cujo primeiro uso foi o Rock in Rio em setembro de 2011. Nesta área, que é parte integrante
do Parque Olímpico, as espessuras das camadas de argila variam de 2,0 a 8,0 m. A
configuração de CPR adotada foi a de uma malha quadrada de geodrenos, cravados a cada 1,5
m, e uma malha quadrangular de colunas de compressão, executadas a cada 3,0 m.
40
FIG. 2.7 – Configuração de CPR aplicada no Parque dos Atletas (Fonte: ENGEGRAUT, 2011).
Inicialmente é feita a preparação do terreno, quando necessária. Em algumas obras, a área
a ser tratada apresenta característica de formações hidromórficas, com nível d’água próximo
ao nível do terreno, e com camada superficial mole a muito mole ou turfosa. Nestas
condições, não é possível realizar o acesso dos equipamentos e veículos empregados na
execução da técnica. Assim, faz-se necessária a execução de aterro de conquista para permitir
a trafegabilidade.
Em área próxima à região de tratamento é montada a estrutura de preparação da
argamassa com a instalação da central misturadora e a estocagem de materiais que compõem
a argamassa: solo, areia e cimento.
2.3.1
METODOLOGIA DE EXECUÇÃO DO CPR
O processo de execução da técnica de CPR é constituído sumariamente de três etapas:
instalação de geodrenos, preparação de argamassa e bombeamento. As etapas executivas são
descritas na sequência.
41
1) Execução de pré-furo e cravação de geodrenos
Quando o terreno apresenta camada superficial resistente, como um aterro por exemplo,
torna-se necessária a execução do chamado pré-furo, a fim de permitir ou facilitar a posterior
instalação de geodrenos. Com equipamento de perfuração apropriado executa-se um furo, de
dimensões compatíveis às dimensões do mandril, que atravessa a camada resistente até ser
atingido o topo da camada de solo mole.
Após execução dos pré-furos, os geodrenos são instalados em toda a área de aplicação da
técnica, seguindo o espaçamento e profundidade previstos em projeto. A lança de suporte do
mandril, acoplada à escavadeira hidráulica sobre esteiras, deve ter comprimento compatível
com a profundidade da camada de solo a ser tratada.
A Figura 2.8 apresenta o trabalho conjunto de execução de pré-furo e instalação de
geodreno.
FIG. 2.8 – Execução de pré-furo e cravação de geodreno (Local: LRF).
2) Preparação da argamassa
Na central misturadora é feita a dosagem dos agregados componentes da argamassa, em
geral numa proporção em volume de 5% de cimento, 15% de solo siltoso e 80% de areia. A
42
incorporação de água à mistura de agregados é realizada em caminhão betoneira, numa taxa
de 125 a 250 l de água por m³ de argamassa, Figura 2.9-a.
O controle tecnológico da consistência da argamassa é feito através do ensaio de
abatimento do tronco de cone ou slump-test (ABNT, 1998), Figura 2.9-b. Os resultados
variam geralmente de 8 a 10 cm.
a)
b)
FIG. 2.9 – a) Preparação de argamassa em central misturadora . b) Execução do slump- test.
3) Bombeamento
O bombeamento da argamassa é feito a partir de uma bomba de concreto rebocável
dotada de tremonha, para a qual é transferida a carga transportada no caminhão betoneira,
Figura 2.10. De acordo com o fabricante da bomba, as pressões exercidas sobre uma massa de
concreto podem atingir 76 bar (cerca de 7.600 kPa).
FIG. 2.10 – Bombeamento de argamassa (Local: LRF).
43
A argamassa é bombeada até o ponto de formação dos bulbos de compressão, no interior
do solo, através de um conjunto de tubos metálicos adaptado na lança da escavadeira
hidráulica, a qual regula a profundidade da injeção de argamassa. Externamente, próximo à
entrada do tubo metálico, é instalado um manômetro, indicando a pressão da argamassa
naquele ponto. A Figura 2.11 ilustra o equipamento de injeção de argamassa em profundidade
e o detalhe do manômetro indicando uma pressão de 3,5 kgf/cm² (cerca de 350 kPa).
b)
a)
FIG. 2.11 – a) Equipamento de injeção de argamassa (Local: LRF). b) Manômetro de Bourdon.
2.3.2
FORMAÇÃO DOS BULBOS DE COMPRESSÃO
A formação dos bulbos de compressão ocorre segundo um alinhamento vertical, de baixo
para cima, na massa de solo mole. O volume do bulbo é, geralmente, de 800 a 1.000 l e as
pressões de injeção variam de 100 a 1.000 kPa, reduzindo à medida que se aproxima da
superfície do terreno (ALMEIDA e RICCIO, 2012).
As elevadas pressões exercidas durante o processo de injeção da argamassa resultam um
sistema complexo de elevadas tensões radial e tangencial, as quais acarretam grandes
deslocamentos do solo no entorno do bulbo em formação. Em consequência, a água é forçada
a fluir da matriz de solo mole, por drenagem radial, através da malha de geodrenos instalados
(ALMEIDA e RICCIO, 2012).
Outro fenômeno observado durante o processo de expansão dos bulbos é o soerguimento
superficial do terreno no entorno do ponto de injeção, devido à ocorrência de um plano de
ruptura acima do bulbo.
44
A Figura 2.12 ilustra uma simulação da formação dos bulbos de compressão e o detalhe
da trinca no pavimento de concreto asfáltico produzido pelo “levantamento” superficial do
terreno.
b)
a)
FIG. 2.12 – a) Formação dos bulbos de compressão (Fonte: modificado de ENGEGRAUT, 2011). b)
Trinca na superfície do terreno (Local: LRF).
O “levantamento” da superfície do terreno tem sido utilizado na prática de execução da
técnica como um critério de parada do processo de bombeamento de argamassa.
O resultado da aplicação de CPR é a formação de um material compósito constituído por
um material rígido (colunas de compressão) e um material adensado, comprimido e confinado
(solo tratado).
ALMEIDA e RICCIO (2012) acrescentaram que o novo material compósito tem suas
propriedades de rigidez e resistência melhoradas. Como consequência desta melhoria, há a
redução da magnitude dos recalques e o aumento no fator de segurança em termos de
estabilidade de aterro.
45
2.3.3
OBRAS EXECUTADAS
A Tabela 9.1, constante do Anexo 1, apresenta algumas das recentes obras de aplicação
da técnica de CPR. São apresentados dados relativos ao local da obra, período de execução,
área tratada e espessura da camada de solo mole.
2.3.4
AVALIAÇÃO DE DESEMPENHO
Para a avaliação do desempenho da técnica de CPR tem-se realizado, em grande parte das
obras, o monitoramento de poropressão com piezômetro elétrico de corda vibrante, a análise
de resistência e rigidez por meio de ensaios pressiométricos e o acompanhamento de
deslocamentos verticais com placas de recalque.
ALMEIDA e RICCIO (2012) apresentaram os resultados dos ensaios pressiométricos
realizados no Parque dos Atletas (RJ), antes e após a aplicação da técnica, para quatro
diferentes profundidades na camada de solo mole e os resultados do acompanhamento de 15
placas de recalque.
A análise dos resultados indicou o aumento do módulo pressiométrico para as quatro
profundidades ensaiadas, tendo havido um ganho mínimo de 6,50% e máximo de 569,83%. A
maioria das placas de recalque apresentou deslocamentos totais, pós-estabilização, inferiores a
12 cm, quando o esperado era de 1,2 m sem a aplicação de qualquer técnica.
NOGUEIRA (2010) apresentou os resultados dos ensaios em área de aplicação do CPR
no Rodoanel trecho Sul (SP), junto à represa Billings, e próximo à interligação com a
Rodovia dos Imigrantes. A análise de resistência foi feita com base nos resultados de ensaios
com penetrômetro dinâmico leve (DPL) e sondagem à percussão (SPT).
A avaliação dos resultados de DPL neste local indicou um aumento de 150% na
resistência não drenada da camada tratada, enquanto que os resultados de SPT acarretaram um
aumento de 155% de resistência não drenada. NOGUEIRA (2010) concluiu, por meio da
análise conjunta dos dois tipos de ensaio, ter ocorrido um ganho global de resistência não
drenada de 150%. A análise de recalques indicou que o CPR reduziu na média em 40% a
magnitude dos recalques esperados na área tratada.
46
Por meio de ensaios pressiométricos são obtidos, indiretamente, resultados de resistência
não drenada (Su) e módulo de deformação longitudinal (E). Em obras recentes, os resultados
destes parâmetros, obtidos antes e após a aplicação da técnica, indicam a melhoria do solo
tratado com CPR, em termos de resistência e rigidez.
As Figuras 2.13 e 2.14 apresentam, respectivamente, os valores de módulo de
elasticidade e resistência não drenada determinados (ENGEGRAUT, 2012) a partir de ensaios
pressiométricos realizados antes e após a aplicação de CPR nas rodovias PE-051 (Porto de
Galinhas/PE) e RJ-196 (Quissamã/RJ) e no Porto Chibatão (Manaus/AM).
FIG. 2.13 – Gráfico E (kPa) versus profundidade (m), antes e após o tratamento (Fonte:
ENGEGRAUT, 2012).
47
FIG. 2.14 – Gráfico Su (kPa) versus profundidade (m), antes e após o tratamento (Fonte:
ENGEGRAUT, 2012).
2.4 INSTRUMENTAÇÃO DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES
O monitoramento de aterros sobre solos moles, por meio de instrumentação geotécnica,
permite verificar critérios adotados no projeto, de maneira a avaliar se os parâmetros
utilizados estão adequados ao desempenho da obra. ALMEIDA e MARQUES (2010)
acrescentam que o monitoramento também auxilia o planejamento da obra, principalmente no
que concerne à sua segurança nas fases de carregamentos e descarregamentos e permite
garantir a integridade de obras vizinhas.
A instrumentação empregada em cada caso depende de fatores relacionados às condições
econômicas do empreendimento, ao nível de informações que se tem a respeito do local de
implantação da obra, podendo ser empregados uma série de instrumentos geotécnicos para
medição de variadas grandezas, tais como: placas de recalque (deslocamentos verticais),
inclinômetros (deslocamentos horizontais), piezômetros (poropressões), extensômetros
(deformações em profundidade) e células de tensão total (tensão vertical), dentre outros.
48
Maiores detalhes a respeito dos diversos tipos de instrumentos geotécnicos podem ser
encontrados em DUNNICLIFF (1988).
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.
Qualquer que seja a instrumentação implantada em uma obra geotécnica é imprescindível
o acompanhamento de equipe especializada na instalação e no monitoramento regular das
leituras da instrumentação, as quais devem ser interpretadas e analisadas por profissional
geotécnico, que poderá, caso necessário, estabelecer medidas corretivas tempestivamente.
2.4.1
INSTRUMENTAÇÃO BASEADA EM SENSORES ÓPTICOS
A tecnologia de sensoriamento por fibras ópticas é muito recente. Os primeiros exemplos
de produtos comerciais datam do final do século XX. Hoje, num mercado cujo tamanho
estimado em 1994 foi de US$ 920 milhões e em 2010 foi estimado em US$ 5 bilhões, é
possível encontrar sensores baseados em fibras ópticas capazes de medir as mais variadas
grandezas físicas, químicas e outras que possam vir a caracterizar um resultado de medição.
Dentre as várias classes de sensores a fibra óptica, aqueles baseados em redes ou grades
de Bragg hoje se destacam como uma opção atraente para aplicações onde sistemas de
sensoriamento tradicionais têm se mostrado ineficientes, tais como em ambientes com
excessiva radiação eletromagnética e aplicações que necessitem de multiplexação.
Sensores de fibra óptica utilizam fibras como meio de conexão para a transmissão de luz
entre o mensurando e a região de leitura. A Figura 2.15 apresenta a estrutura básica de uma
fibra óptica. Como o núcleo é constituído de um material com índice de refração (n 2 = 1,48)
menor do que o presente no revestimento primário (n1 = 1,49), a luz incidente é confinada e
totalmente refletida em seu interior.
As características geométricas da fibra costumam se diferenciar apenas em relação ao
diâmetro do núcleo, sendo que o revestimento primário e a camada protetora geralmente
apresentam os diâmetros de 125 μm e 250 ou 900 μm, respectivamente.
49
FIG. 2.15 – Estrutura básica de uma fibra óptica (Fonte: modificado de BAILEY e WRIGHT, 2003).
As diversas vantagens do sensoriamento óptico em relação às tecnologias tradicionais de
sensoriamento são bem conhecidas e amplamente exploradas nas literaturas disponíveis,
como as listadas a seguir:
capacidade de sensoriamento remoto;
capacidade de multi-sensoriamento (medição de temperatura, pressão, pH,
deformação, etc.);
possibilidade de multiplexação;
elevada sensibilidade;
imunidade à interferência eletromagnética;
grande possibilidade de adaptabilidade aos locais de medição.
As vantagens supramencionadas podem ser estendidas a aplicações em ambientes de
medição com condições severas de operação, como ambientes inflamáveis e de alta tensão,
sem que haja deterioração das características originais da fibra óptica.
Em geotecnia, a tecnologia de sensores em fibra óptica tem sido utilizada, em grande
parte, no monitoramento da integridade de estruturas de Engenharia. Neste sentido, tem-se
destacado o uso de fibra óptica incorporada à estrutura de geotêxtil.
BRIANÇON et al. (2006) apresentaram a aplicação de geogrelha, instrumentada com
sensores a base de fibra óptica (redes de Bragg), no monitoramento de deformações de um
trecho da superestrutura ferroviária localizada na região nordeste da França.
ARTIÈRES et al. (2010) apresentaram os resultados da detecção de infiltrações, por meio
de monitoramento de temperatura com fibra óptica, nos diques experimentais PEERINE na
França e IJkdijk na Holanda, este levado à ruptura. Geogrelhas instrumentadas com fibra
50
óptica foram também utilizadas no monitoramento das deformações da estrutura do dique
holandês.
ROCHA (2011), utilizando a técnica de sensoriamento de temperatura distribuída (DTS)
ao longo do cabeamento de fibra óptica, monitorou a frente de umedecimento e analisou a
variação do grau de saturação em solo arenoso, tendo em vista a importância da água como
agente redutor dos parâmetros de resistência ao cisalhamento do solo.
Na área de instrumentação geotécnica, o potencial de multi-sensoriamento da fibra óptica
tem sido pouco explorado, sobretudo em razão da alta confiabilidade da instrumentação
tradicional e dos elevados custos dos aparelhos de leitura óptica.
Pesquisas recentes, no entanto, têm sido desenvolvidas com a finalidade de utilização da
tecnologia de fibra óptica em instrumentação geotécnica. HO et al. (2006) fabricaram um
inclinômetro baseado em redes de Bragg para a medição de deslocamentos horizontais. LEE
et al. (2011) utilizaram sensores FBG em equipamento de ensaio triaxial para medição de
deslocamento, força e pressão numa série de ensaios triaxiais envolvendo amostras saturadas
e não saturadas.
2.4.1.1 PRINCÍPIO DE MEDIÇÃO DE SENSORES BASEADOS EM REDES DE
BRAGG
O sensor de fibra óptica baseado em grade de difração é uma estrutura de fibra óptica
com índice de refração do núcleo da fibra modulado. A Figura 2.16 apresenta o princípio de
operação de um sensor com base em uma rede de Bragg gravada no núcleo da fibra.
Uma fonte de luz banda larga emite um sinal através do núcleo da fibra. O sinal incidente
sobre o sensor FBG é parcialmente refletido a partir de cada franja de modulação do índice de
refração do núcleo da fibra. As diversas reflexões interferem construtivamente entre si
resultando em um comprimento de onda ressonante, chamado comprimento de onda de
Bragg. Assim, para um sinal incidente de banda larga, o sinal refletido é um espectro estreito
centrado no comprimento de onda de Bragg e as outras componentes da onda incidente são
transmitidas através da rede (YIN, 2008).
51
FIG. 2.16 – Princípio de operação de um sensor de rede de Bragg em fibra (Fonte: GOMES, 2011).
A rede de Bragg opera, portanto, como um filtro óptico reflexivo com altíssima
seletividade espectral, selecionando um comprimento de onda de uma banda larga de
comprimentos de onda que tenham sido acoplados à fibra.
O comprimento de onda de Bragg (λB) está relacionado com a periodicidade espacial da
modulação do índice de refração, Λ, e com o índice de refração efetivo do núcleo, nef, através
da Equação 2.3:
B
2nef
EQ. 2.8
A capacidade de sensoriamento de redes de Bragg está relacionada ao fato de que λB pode
ser alterado por esforços mecânicos que modificam a periodicidade da estrutura, Λ, ou através
de temperatura que modifica o índice de refração nef. A Equação 2.4 descreve o
comportamento do comprimento de onda de Bragg em função de variações no comprimento
da fibra (Δl) e de variações de temperatura (ΔT):
B
2
nef
l
nef
l 2
l
onde T é a temperatura.
52
nef
T
nef
T
T
EQ. 2.9
O primeiro termo da Equação 2.4 representa o efeito da deformação longitudinal (ε)
sobre a fibra óptica. Este corresponde à variação da periodicidade da rede e a uma mudança
no índice de refração. Reescrevendo este termo em função da deformação e da constante
elasto-óptica (pe), tem-se a Equação 2.5:
B
(1 pe )
EQ. 2.10
Para uma fibra óptica de germano-silicato, p11 = 0,113, p12 = 0,252, ν = 0,16 e nef = 1,482.
Uma representação dos efeitos de tração e compressão sobre uma rede de Bragg pode ser
visualizada na Figura 2.17, que mostra o exemplo de uma rede de Bragg atuando como
sensor. Pode-se observar que ocorre um deslocamento no comprimento de onda de Bragg
quando esta é submetida à tração ou compressão. No caso da tração, uma variação positiva do
comprimento de onda será obtida como consequência de um aumento na periodicidade
espacial da rede de Bragg. Já para uma rede de Bragg submetida à compressão, a variação do
comprimento de onda será negativa, devido a uma diminuição no período espacial da rede de
Bragg.
FIG. 2.17 – Esquema do deslocamento espectral de uma rede de Bragg submetida à tração e
compressão (Fonte: QUINTERO, 2006).
53
O segundo termo da Equação 2.4 representa o efeito da temperatura sobre a fibra óptica.
A variação do comprimento de onda de Bragg devido a variações no período espacial da rede
de Bragg, Λ, e no índice de refração, nef. Reescrevendo este termo em função do coeficiente
de expansão térmica da fibra (αΛ) e do coeficiente termo-elástico do núcleo (αn), tem-se a
Equação 2.6:
B
(
n
) T
EQ. 2.11
Para uma fibra óptica dopada com germânio, que serve para aumentar o índice de
refração da fibra óptica, αΛ é aproximadamente igual a 0,55.10-6 oC -1 e αn é aproximadamente
igual a 8,6.10-6 oC -1.
Assim, a variação do comprimento de onda em relação a esforços mecânicos e à variação
de temperatura, pode ser resumida, de forma linear aproximada, na Equação 2.7:
B
0,78
9.10
6
T
EQ. 2.12
B
onde ΔT é a variação de temperatura em °C e ε representa a deformação em m/m.
O grande atrativo para o uso das redes de Bragg como sensores se deve ao fato de a
informação estar contida no espectro, o que significa uma medida absoluta e fácil de ser
multiplexada. Resulta da Equação 2.7 a verificação de que, para os comprimentos de onda
comumente utilizados em telecomunicações (1300 e 1550 nm), a medida de λB deve ser
realizada com exatidão da ordem de 1 pm para que se possa medir 1 μm/m de deformação ou
0,1 oC de temperatura (VALENTE et al., 2002).
Neste sentido, diferentes procedimentos podem ser empregados para a medição de
deformações ou variações de temperatura a partir das modificações induzidas no espectro
óptico de reflexão de redes de Bragg. VALENTE et al. (2002) apresentam as principais
técnicas de leitura de sensores a rede de Bragg aplicadas a medidas de temperatura e
deformação.
Pela versatilidade e perspectivas promissoras do emprego de fibra óptica em geotecnia, a
tecnologia de sensoriamento por redes de Bragg foi aplicada na instrumentação de um
perfilômetro (inclinômetro horizontal) instalado na área de estudo do presente trabalho.
54
2.5 CONCLUSÕES PARCIAIS
A técnica de CPR, assim como o compaction grouting, utiliza injeção de argamassa para
o tratamento do solo. Observa-se em ambos o efeito da aplicação da argamassa no interior do
solo durante o bombeamento: o “levantamento” da superfície do terreno. No entanto, ao
contrário do compaction grouting, o CPR é empregado no tratamento de solos moles e, para
tanto, faz uso de drenos verticais pré-fabricados com o objetivo de reduzir a poropressão na
massa de solo compressível e acelerar o processo de adensamento.
Ambas as técnicas têm sido desenvolvidas e utilizadas quase que inteiramente com base
na experiência prática. Os modelos teóricos que vêm sendo estabelecidos no estudo do
compaction grouting (EL-KELESH et al. 2001), fundamentados nas teorias de expansão de
cavidade e de plano de cisalhamento cônico, podem ser as bases para o estabelecimento de
um modelo teórico específico para o CPR. Além destes, pelo uso de geodrenos no processo
executivo do CPR, a integração da teoria do adensamento radial (BARRON, 1948) faz-se
necessária. O estabelecimento de um modelo teórico para o CPR, no entanto, não é objeto
deste trabalho.
A dificuldade em se modelar analiticamente o processo de execução do CPR com a
formação dos bulbos de compressão no interior da massa de solo mole, considerando-se a
implicação dos efeitos de um carregamento em várias direções, sugere que a solução mais
adequada para a previsão de comportamento do solo mole com a aplicação desta técnica seja
baseada em análises numéricas.
O monitoramento de obras de engenharia através da aplicação de instrumentação de
campo constitui uma etapa fundamental no processo de acompanhamento do desempenho da
obra. Na área de geotecnia, quando se trata da execução de aterros sobre solos moles, cresce
em importância a adoção de um plano de instrumentação que possibilite acompanhar a
resposta do solo de fundação frente aos carregamentos que lhe são impostos.
A instrumentação baseada em sensores ópticos constitui-se numa alternativa atrativa no
que tange a capacidade de multi-sensoriamento deste tipo de tecnologia. Em anos recentes,
numerosas aplicações deste tipo de instrumentação vêm sendo realizadas em geotecnia,
sobretudo na instrumentação de geogrelhas, onde é possível medir-se parâmetros relativos à
deformação e temperatura.
Devido à capacidade de sensoriamento remoto da fibra óptica, verifica-se a tendência
atual de sua aplicação no monitoramento da condição estrutural de obras de Engenharia frente
55
a aspectos relacionados à resistência (estado limite último) e a deslocamentos (estado último
de utilização), servindo, portanto, como um sistema de alerta diante da situação de iminente
ruptura da estrutura.
56
3
CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA DA ÁREA DE ESTUDO
Este capítulo tem por objetivo apresentar os materiais e métodos, bem como resultados,
das campanhas de investigação geotécnica conduzidas em 2010, 2011 e 2012 no Parque do
Cantagalo.
Os resultados dos ensaios realizados em 2010 fazem parte do estudo concebido pela
COPPE/UFRJ com o objetivo de propor alternativas construtivas para o tratamento do solo na
região do Parque do Cantagalo visando a estabilizar definitivamente as movimentações que se
observam neste depósito de solos moles.
Preliminarmente, foi realizada uma ampla campanha de sondagens de simples
reconhecimento abrangendo toda a região de interesse. Posteriormente, foram estabelecidas
duas ilhas de investigação geotécnica, nas quais foram realizados ensaios de campo e de
laboratório.
Três novas ilhas de investigação foram estabelecidas na área de tratamento da técnica
utilizada. Ensaios de campo foram realizados antes da aplicação da técnica em 2011 e após o
tratamento em 2012.
3.1 ÁREA DE ESTUDO
O estudo foi realizado em depósito de argila mole a muito mole no Parque do Cantagalo,
às margens da Lagoa Rodrigo de Freitas. A Lagoa está localizada em área de assentamento
urbano, na zona sul da cidade do Rio de Janeiro, entre as latitudes 22º57’02’’ e 22º58’09” S e
as longitudes 43º11’09” e 43º13’03” W, conforme esquematizado na Figura 3.1.
Apesar de a área do entorno da Lagoa Rodrigo de Freitas ser classificada como área
urbana, há indícios de que os solos que a circundam sejam originalmente hidromórficos.
Tendo em vista que este tipo de solo, derivado de sedimentos do Holoceno, é desenvolvido
em condições de excesso d’água sob influência de lençol freático, a recorrência de cheias e
inundações nas margens da Lagoa favorece o seu desenvolvimento (AGRAR, 2011).
57
FIG. 3.1 – Localização da Lagoa Rodrigo de Freitas (Fonte: modificado de SOUZA, 2003).
3.1.1
PROCESSO DE FORMAÇÃO DA LAGOA RODRIGO DE FREITAS
O processo de formação da Lagoa Rodrigo de Freitas está diretamente associado aos
períodos de avanço e recuo do mar - transgressão e regressão marítima, respectivamente - que
se repetem alternadamente ao longo do tempo.
Segundo MUEHE (1995), a formação das lagunas costeiras do litoral carioca se dá
devido à migração do cordão litorâneo para sua nova posição de equilíbrio com o nível do
mar, se posicionando entre o mar e a planície costeira, que é posteriormente inundada por
ocasião de uma ligeira elevação do nível do mar, formando dessa maneira, a laguna costeira.
Lagunas costeiras, como a Lagoa Rodrigo de Freitas, tiveram sua origem no afogamento de
antigas bacias fluviais (AMADOR, 1997), que resultaram em enseadas, baías, estuários e
braços de mar, que foram sendo posteriormente barrados por cordões arenosos litorâneos
58
(restingas), gerados pelos movimentos regressivos e transgressivos do mar, que tiveram seu
fechamento pelo desenvolvimento de cordões arenosos.
A alternância destes movimentos, que se repetiu durante milhares de anos, proporcionou
a formação do cordão arenoso que vai da ponta do Arpoador à ponta do Vidigal, local onde
atualmente existem os bairros de Ipanema e Leblon. Este cordão arenoso passou então a
represar as águas que desciam das encostas da Serra da Carioca, que assim passaram a se
acumular na parte baixa daquela bacia hidrográfica, formando, naturalmente, a Lagoa.
A Figura 3.2 ilustra a formação da Lagoa Rodrigo de Freitas, da planície flúviomarinha
no seu entorno e dos arcos praial do Leblon, Ipanema e Arpoador ao longo do Quaternário, a
partir das oscilações do nível do mar, desde a transgressão Flandarina Guanabarina (a) até os
dias atuais (f).
FIG. 3.2 – Processo de formação da Lagoa (Fonte: LAGOALIMPA, 2012).
Nos períodos de chuvas o grande acúmulo de água fazia com que o cordão arenoso que
separa a Lagoa do mar fosse rompido, o que permitia, de tempos em tempos, o contato com o
mar e, com isso, uma renovação sazonal das águas da Lagoa.
59
Com o processo de ocupação populacional, a Lagoa passou a enfrentar uma série de
modificações. TRANJAN (2007) assinala que os sucessivos aterros executados nas áreas
marginais da Lagoa diminuíram consideravelmente a área ocupada pelo espelho d’água.
Estima-se que 1/3 da área total da Lagoa tenha sido aterrada. A Figura 3.3 ilustra a evolução
da formação dos aterros no entorno da LRF de 1880 até os dias atuais.
FIG. 3.3 – Variação dos limites da Lagoa Rodrigo de Freitas devido à execução de aterros no seu
entorno (Fonte: adaptado de AGRAR, 2011).
60
3.1.2
PARQUE DO CANTAGALO
Próximo à região onde atualmente encontra-se o Parque do Cantagalo foram realizadas
obras significativas para a cidade do Rio de Janeiro como a construção da Avenida Epitácio
Pessoa e do viaduto Augusto Frederico Schmidt, este localizado próximo à descida do Corte
do Cantagalo.
Há relatos de que a construção do viaduto na década de 1960 iniciou um processo de
assoreamento das margens da Lagoa no local de implantação da referida infraestrutura. O
carregamento devido ao peso do aterro executado para a construção do viaduto fazia afluir o
lodo do fundo da Lagoa à superfície, formando ilhas. Aterrava-se então a parte inundada para,
juntando o aterro com o lodo, criar uma área gramada. O peso do jardim fazia afluir mais lodo
onde continuava tendo água. A solução era repetida, gerando o mesmo problema mais
adiante, JAYMELAC (2012).
A Figura 3.4 ilustra a região da LRF próxima ao viaduto Augusto Frederico Schmidt, em
construção, no final da década de 1960. Verificam-se os depósitos de aterro em “leiras” na
região de bordo, a ilha de solo mole formada no espelho d’água da Lagoa, a favela da
Catacumba ao fundo e parte da pedreira explorada durante anos à direita.
FIG. 3.4 – Aspecto da Lagoa durante a construção do viaduto Augusto Frederico Schmidt (Fonte:
LUIZD, 2012).
61
Nesta região, outrora conhecida como Saco do Cantagalo, parte do aterro foi ampliado
através do lançamento de areia proveniente da dragagem da Lagoa no início dos anos 70.
Relatos indicam que no final da década de 1970 a área de aterro foi ampliada para a criação
do Parque do Cantagalo.
3.2 INVESTIGAÇÕES GEOTÉCNICAS
Existem várias técnicas disponíveis para se atingir os objetivos de uma investigação de
subsolo e nestas estão incluídos ambos, os ensaios de campo e de laboratório dos materiais.
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 escala (“full scale testing”) e ensaios geofísicos. Uma investigação de
subsolo ideal deve incluir a combinação destes ensaios para classificar o subsolo, determinar
condições geológico–geotécnicas, os parâmetros geotécnicos e o comportamento dos
materiais para serem utilizados de forma apropriada no projeto geotécnico integrado com o
estrutural (COUTINHO, 2008).
FONSECA (2012) salientou que o uso e aplicação de ensaios in situ para a caracterização
de solos vêm se expandindo ao longo das últimas décadas, especialmente em materiais que
são difíceis de amostrar e ensaiar usando métodos convencionais. A Tabela 9.2, constante do
Anexo 2, resume algumas técnicas de ensaios de campo e suas aplicabilidades na
determinação de variados parâmetros geotécnicos.
Em agosto de 2010 foi conduzida uma campanha de 34 sondagens a percussão na área de
estudo. O limite de profundidade na execução dos furos de sondagem variou de 3 a 4 m
abaixo da camada de argila.
Na mesma época, foram estabelecidas duas ilhas de investigação geotécnica: a ilha 1
locada no entorno do furo de sondagem SP 4 e a ilha 2 junto ao furo SP 36. Na ilha 1 foram
executadas uma vertical de ensaio de piezocone com dissipação de poropressão, CPTu-4, e
uma vertical de ensaio de palheta, PESP-4. Na ilha 2 foram realizadas duas verticais de
ensaios de piezocone com dissipação de poropressão, CPTu-36 e CPTu-36A, uma vertical de
ensaio de palheta, PESP-36, duas verticais de ensaios dilatométricos sísmicos, SDMT-36 e
62
SDMT-36A, e duas verticais de coleta de amostras indeformadas, VC-1 e VC-2 (ALMEIDA
et al., 2010 e 2012).
Em outubro e novembro de 2011 foram realizados três ensaios pressiométricos (PMT-15,
16 e i3) e três ensaios de piezocone (CPTu-15A, 16A e i3A) estabelecidos em três novas
ilhas: ilha 3, ilha 4 (junto ao SP 16) e ilha 5 (junto ao SP 15). A finalidade destes ensaios,
executados antes da aplicação de CPR, era verificar o desempenho da técnica por meio da
comparação com resultados de ensaios programados nas mesmas ilhas pós-execução de CPR.
Em abril de 2012, após a conclusão dos trabalhos no Parque do Cantagalo, foram
realizados quatro ensaios de piezocone localizados na ilha 2 (CPTu-36B, com dissipação de
poropressão), ilha 3 (CPTu-i3B), ilha 4 (CPTu-16B, com dissipação de poropressão) e ilha 5
(CPTu-15B). Não foi possível a execução dos ensaios pressiométricos. Desta forma, foram
comparados apenas os resultados dos ensaios de piezocone antes e após a aplicação de CPR
para a avaliação da técnica.
Os resultados dos ensaios de campo serão apresentados oportunamente e sob dois
aspectos: na caracterização do solo e na avaliação de desempenho da técnica. A Figura 3.5
apresenta a disposição dos furos de sondagem e a localização das ilhas de investigação
geotécnica, contemplando os ensaios de campo executados na área de estudo no Parque do
Cantagalo. A Tabela 8.1, no Apêndice 1, apresenta as coordenadas UTM, datum WGS-84, de
locação dos furos dos ensaios supramencionados.
63
a)
b)
c)
d)
FIG. 3.5 – Locação dos ensaios de campo no Parque do Cantagalo: a) sondagens a percussão e ilhas
de investigação (Fonte: CONCREMAT, 2010). b) Detalhe da ilha 1 (Fonte: Google earth). c) Detalhe
da ilha 2 (Fonte: Google earth). d) Detalhe das ilhas 3, 4 e 5 (Fonte: Google earth).
64
Tendo por base as informações dos boletins de sondagem, a Figura 3.6, sem escala e com
profundidade em metros, apresenta a estratigrafia do subsolo no Parque do Cantagalo ao
longo da seção A-B-C-D-E-F-G (Figura 3.5-a).
FIG. 3.6 – Estratigrafia do subsolo na região do Parque do Cantagalo (seção A-B-C-D-E-F-G) (Fonte:
modificado de CONCREMAT, 2010).
3.2.1
SONDAGENS DE SIMPLES RECONHECIMENTO
A camada argilosa apresentou valores de NSPT de 0 (condição em que a composição de
sondagem desce apenas com o peso próprio) e 1 golpe. Para a camada de aterro os valores de
NSPT variaram de 4 a 30 golpes/30 cm.
Os boletins de sondagem indicam a presença de espessas camadas de argila entre a
camada de aterro e a camada arenosa subjacente. Há ocorrência, em algumas áreas, de uma
camada de areia entre a camada de aterro e argila, cuja origem é proveniente de antigas
dragagens na região.
A espessura de solo argiloso presente na área de estudo no Parque do Cantagalo está na
faixa de 2 a 30 m, com espessura média em torno de 12 m. A Figura 3.7 apresenta as curvas
de iso-espessuras de argila na área investigada.
Ao longo das décadas, com o processo de adensamento da camada argilosa em curso, a
região da borda no entorno da Lagoa, com greide mais baixo, sofre constantes inundações no
65
período de chuvas. Já foi registrada a ocorrência de alagamento da Avenida Epitácio Pessoa
devido à subida do nível d’água (NA) da Lagoa em época de chuvas intensas.
A solução empregada na tentativa de sanar o problema sempre foi a reposição da camada
de aterro, a fim de manter a cota do terreno acima do NA máximo da Lagoa. A Figura 3.8
apresenta as curvas de iso-cotas de nível d’água na região.
Como consequência da prática de reposição de solo em superfície, os resultados das
sondagens apontam a presença de espessas camadas de aterro. Em algumas áreas, podem-se
encontrar aterros superiores a 10 m de espessura. A camada de aterro na área do Parque do
Cantagalo varia entre 2 e 16 m de espessura, com média de cerca de 7 m. A Figura 3.9
apresenta as curvas de iso-espessuras de aterro existente na região de estudo.
FIG. 3.7 – Curvas de iso-espessuras de argila (Fonte: ALMEIDA et al., 2010).
66
FIG. 3.8 – Curvas de iso-cotas de NA (Fonte: Fonte: ALMEIDA et al., 2010).
FIG. 3.9 – Curvas de iso-espessuras de aterro (Fonte: Fonte: ALMEIDA et al., 2010).
67
Foram determinados os teores de umidade de amostras coletadas a cada metro durante a
execução das sondagens. A camada de aterro apresenta teor de umidade na faixa de 6 a 21%
de umidade, com teor de umidade médio em torno de 15%. A camada argilosa apresenta uma
maior dispersão de valores, variando de 66 a 132%, com umidade média de 104%. Já a
camada arenosa apresenta teor de umidade entre 6 e 26%, com média de 17%.
3.2.2
PARÂMETROS GEOTÉCNICOS
Foram coletadas 13 amostras indeformadas nas verticais VC-1 e VC-2, localizadas na
ilha 2. Deste total, 7 foram retiradas da vertical VC-1 e 6 da VC-2.
As amostras foram coletadas a cada 2 m, aproximadamente. Na vertical VC-1, a coleta
teve início a partir da profundidade de 4 m abaixo do topo da camada de argila e na vertical
VC-2, 2,5 m abaixo do topo da argila. Nesta região, junto ao SP 36, o aterro tem 6,5 m de
espessura.
Todas as amostras coletadas foram transportadas para o laboratório de geotecnia da PUCRJ, onde foram submetidas a ensaios de caracterização e de adensamento edométrico.
3.2.2.1 ENSAIOS DE CARACTERIZAÇÃO
Dez amostras de solo mole coletadas foram submetidas a ensaios de caracterização,
compreendendo análise granulométrica e determinação do teor de umidade, do peso
específico aparente, da densidade real dos grãos, do teor de matéria orgânica e dos limites de
Atterberg. A Tabela 3.1 apresenta a síntese dos resultados dos ensaios de caracterização.
O índice de consistência (IC) médio do solo é de 0,06 (– 0,03 ≤ IC ≤ 0,50%), o que de
acordo com a norma NBR 6502 (ABNT, 1980) pode-se classificá-lo como de consistência
muito mole.
O peso específico natural (γn) é bastante homogêneo ao longo da camada de solo mole,
em média seu valor é de 13,7 kN/m³. Este valor está dentro da faixa de resultados de ensaios
realizados em amostras de argilas muito moles a moles em depósitos da Barra da Tijuca
(NASCIMENTO, 2009), onde o peso específico natural varia de 11 a 15 kN/m³.
68
O teor de matéria orgânica encontrado é baixo, com uma percentagem máxima de 6,84%.
Os valores reduzidos do teor de matéria orgânica corroboram a homogeneidade dos resultados
obtidos para a densidade real dos grãos, cujo valor médio é igual a 2,565, valor este um pouco
inferior ao típico de solos argilosos.
Constata-se que, em média, o solo é constituído de 48% de silte, 39% de argila e 13% de
areia. O elevado teor de finos confere ao solo elevados índices de plasticidade, variando de
61,5 a 78, com média em torno de 70.
Face à considerável representatividade da fração argilosa, verifica-se que a argila possui
elevada atividade, com média igual a 2,1. Este valor indica a presença do argilo-mineral
esmectita na composição do solo, o que tende a potencializar a redução da condutividade
hidráulica e o aumento da compressibilidade deste solo, e sinaliza adensamento secundário
importante.
A análise do limite de liquidez, com valor médio de 123,9%, indica tratar-se de um solo
extremamente plástico, o que sinaliza também elevada compressibilidade. O teor de umidade
natural está próximo ao limite de liquidez, cujo valor médio é de 119,6%, o que em geral é
indicativo de argilas de sensibilidade elevada.
69
TAB. 3.1 – Resultados dos ensaios de caracterização (Fonte: modificado de ALMEIDA et al., 2008).
Profundidade
média (m)
Vertical
Parâmetros Geotécnicos
Granulometria
wn (%)
wL (%)
wP (%)
IP
γn (kN/m³)
Gs
MO (%)
Areia (%)
Silte (%)
Argila (%)
9,75
VC-2
118,2
132,0
54,0
78,0
13,6
2,517
2,94
11
54
35
10,75
VC-1
118,2
151,8
84,8
67,0
13,6
2,495
–
20
52
28
11,75
VC-2
115,6
119,5
46,2
73,3
13,3
2,456
6,84
43
41
16
12,82
VC-1
98,7
99,1
37,6
61,5
14,3
2,602
–
15
40
45
13,75
VC-2
111,3
120,0
43,9
76,1
14,0
2,614
0,48
5
44
51
14,62
VC-1
125,2
114,8
52,4
62,4
13,7
2,560
–
8
49
43
15,75
VC-2
125,4
124,8
56,4
68,4
13,4
2,615
0,23
6
49
45
16,62
VC-1
130,3
128,1
62,8
65,3
13,5
2,571
–
3
42
54
18,62
VC-1
130,2
127,8
53,5
74,3
13,3
2,602
–
6
52
42
19,75
VC-2
122,6
120,8
52,1
68,7
13,8
2,618
–
13
61
26
70
FUTAI (1999) agrupou as argilas do Rio de Janeiro segundo quatro regiões de
características similares. Três regiões (I, II e III) acompanham a linha A do gráfico de
plasticidade de Casagrande e a quarta região (IV) encontra-se abaixo da linha A.
A região I apresenta como características depósitos de argilas inorgânicas rijas com baixa
plasticidade, pouco compressíveis e elevada resistência não drenada. A região II é composta
de argilas moles pouco orgânicas com média plasticidade, são compressíveis e apresentam
baixa resistência não drenada. A região III engloba depósitos de argilas orgânicas moles a
médias com elevadas plasticidade e compressibilidade e baixa resistência não drenada. Na
região IV estão os depósitos de argilas orgânicas muito moles/turfas de elevadíssima
plasticidade, muito compressíveis e baixa resistência não drenada.
A Figura 3.10 apresenta em destaque os dados de IP versus wL do solo mole da Lagoa
Rodrigo de Freitas dispostos no gráfico de plasticidade de Casagrande. Verifica-se que os
pontos estão agrupados entre as regiões II e III e acompanham a linha A, à exceção de um
ponto na interseção das regiões II e IV, abaixo da linha A.
FIG. 3.10 – Índice de plasticidade (IP) versus limite de liquidez (wL) (Fonte: modificado de FUTAI,
1999).
Através de correlações com os Limites de Atterberg pôde-se estimar o valor médio do
ângulo de atrito interno efetivo ( ’) para o depósito do Parque do Cantagalo, utilizando-se
71
para tanto três abordagens. A Tabela 3.2 apresenta os resultados, cujo valor médio é igual a
23º.
TAB. 3.2 – Valores médios estimados do ângulo de atrito interno efetivo do depósito da LRF.
Referência
Kenney (1959)
Bjerrum e Simons (1960)
Formulação
sen ’ = 0,82 – 0,24 . log IP
Curva do gráfico IP x ’ para argilas normalmente
Valores de ’
22º
23º
adensadas
Mayne (1980)
sen ’ = 0,656 – 0,409 . (IP/wL)
25º
3.2.2.2 ENSAIOS DE ADENSAMENTO EDOMÉTRICO
O ensaio de adensamento objetiva, em última instância, fornecer os parâmetros de
compressibilidade necessários ao cálculo da magnitude dos recalques e sua evolução com o
tempo (ALMEIDA e MARQUES, 2010). Neste sentido, COUTINHO (2008) ressalta que a
estimativa confiável de parâmetros de engenharia tais como σ’vm, Cc e Su, em princípio,
requer amostras de média a excelente qualidade.
Uma amostragem de má qualidade causa o amolgamento da amostra. As consequências
do amolgamento resultam em alterações nas curvas de compressão com reflexos na história
de tensões (redução do valor estimado da tensão de sobreadensamento), no índice de vazios
(aumento de deformação) e na compressibilidade (majorada na região de recompressão e
reduzida na região de compressão virgem) e redução da permeabilidade e, consequentemente,
do coeficiente de adensamento vertical, pois o solo se desestrutura.
Critérios de avaliação da qualidade da amostra têm sido propostos por pesquisadores
como LUNNE et al., 1997a, SANDRONI, 2006 e COUTINHO, 2007. A Tabela 3.3 apresenta
critérios para a classificação da qualidade de amostras estabelecidos pelos pesquisadores
supramencionados com base no índice Δe/e0, onde Δe = e0 – ev0, sendo e0 = índice de vazios
inicial da amostra e ev0 = índice de vazios correspondente à σ’v0.
72
TAB. 3.3 – Critérios para classificação da qualidade de amostras (Fonte: ALMEIDA e MARQUES,
2010).
Δe/e0
OCR
Muito boa a
excelente
Boa a regular
Ruim
Muito ruim
Critério de LUNNE et al.(1997a)
1–2
< 0,04
0,04 – 0,07
0,07 – 0,14
> 0,14
2–4
< 0,03
0,03 – 0,05
0,05 – 0,10
> 0,10
Critério de SANDRONI (2006)
<2
0,03 – 0,05
< 0,03
0,05 – 0,10
> 0,10
Critério de COUTINHO (2007)
1 – 2,5
< 0,05
0,05 – 0,08
0,08 – 0,14
> 0,14
A Tabela 3.4 apresenta a qualidade das dez amostras ensaiadas da região do Parque do
Cantagalo, as quais foram avaliadas segundo os três critérios apresentados anteriormente.
TAB. 3.4 – Qualidade das amostras do Parque do Cantagalo.
LUNNE et al.
SANDRONI
COUTINHO
(1997a)
(2006)
(2007)
0,21
Muito ruim
Muito ruim
Muito ruim
0,81
0,13
Ruim
Muito ruim
Ruim
11,75
0,65
0,22
Muito ruim
Muito ruim
Muito ruim
12,82
0,49
0,28
Muito ruim
Muito ruim
Muito ruim
13,75
0,35
0,46
Muito ruim
Muito ruim
Muito ruim
14,62
0,43
0,25
Muito ruim
Muito ruim
Muito ruim
15,75
0,47
0,27
Muito ruim
Muito ruim
Muito ruim
16,62
0,47
0,26
Muito ruim
Muito ruim
Muito ruim
18,62
0,51
0,23
Muito ruim
Muito ruim
Muito ruim
19,75
0,64
0,19
Muito ruim
Muito ruim
Muito ruim
Prof. média (m)
OCR
Δe/e0
9,75
0,82
10,75
As dez amostras do Parque do Cantagalo, a priori, foram classificadas como de qualidade
muito ruim segundo os critérios de LUNNE et al. (1997a), SANDRONI (2006)
e
COUTINHO (2007).
Não existe OCR menor do que 1, no mínimo toda a camada encontra-se no estado
normalmente adensado (OCR = 1). O fato de o OCR ter ficado abaixo da unidade pode ter
73
sido ocasionado pela redução dos valores de σ’vm como consequência do processo de
amostragem, isto é, efeito do amolgamento, e/ou da superestimativa dos valores de σ’v0.
Haja vista que camadas de argila mole são bastante espessas, chegando a 30 m, admite-se
que a argila seja subadensada, o que significa que há excesso de poropopressão, e que,
portanto, σ’v0 esteja superestimado. A estimativa dos valores de σ’vm através dos ensaios de
campo esclarecerá esta questão, complementando as informações a respeito da história de
tensões do solo.
As curvas de compressão das dez amostras são apresentadas nas Figuras 9.1 a 9.10,
constantes do Anexo 3. A partir das referidas curvas foram obtidos o índice de compressão
(Cc), que corresponde à inclinação da reta virgem, o índice de expansão (Cs), representado
pela inclinação do trecho de descarregamento e a tensão de sobreadensamento (σ’vm), maior
tensão a qual o solo já esteve submetido.
A Figura 3.11 mostra a variação de Cc, Cs e σ’vm com a profundidade, assim como
parâmetros de compressibilidade advindos da relação entre Cc, Cs e o índice de vazios inicial
da amostra.
FIG. 3.11 – Parâmetros de tensão e compressibilidade das amostras do Parque do Cantagalo.
74
Os valores de Cc, Figura 3.11 (A), variam na faixa de 1,30 a 1,82, com média igual a
1,57, enquanto que os valores de Cs, Figura 3.11 (B), se concentram no intervalo de 0,12 a
0,27, com média de 0,20. A relação Cs/ Cc, Figura 3.11 (F), está na faixa de 0,09 a 0,17, com
valor médio de 0,12.
A Figura 3.12 apresenta o gráfico Cc versus wn do depósito do Parque do Cantagalo,
Lagoa Rodrigo de Freitas, em comparação a outros depósitos de solos moles do Rio de
Janeiro.
FIG. 3.12 – Índice de compressão (Cc) versus umidade natural (wn) (Fonte: modificado de
ALMEIDA et al., 2008).
Um dos parâmetros de compressibilidade mais importantes é a relação CR=Cc/(1+e0).
Esta relação, denominada razão de compressão, está diretamente relacionada à magnitude de
recalques primários de solos moles, num processo denominado adensamento primário, e
também está associada à magnitude do adensamento secundário.
75
Os valores de CR, Figura 3.11 (D), encontram-se no intervalo de 0,33 a 0,43, com média
igual a 0,37. Este valor denota a alta compressibilidade do depósito de solos moles da área de
estudo, no Parque do Cantagalo.
Outro parâmetro de interesse e que também guarda relação direta com o recalque por
adensamento primário é a relação SR=Cs/(1+e0), denominada relação de descompressão ou
inchamento. Os valores de SR, Figura 3.11 (E), variam de 0,03 a 0,07, com média igual a
0,05. Verifica-se neste caso que, na média, SR é cerca de 13,5% de CR.
A tensão de sobreadensamento, em linhas gerais, representa o limite a partir do qual
tensões aplicadas geram grandes deformações e, por outro lado, tensões inferiores promovem
deformações relativamente pequenas.
As tensões de sobreadensamento das amostras do Parque do Cantagalo foram estimadas a
partir das curvas de compressão pelo método de PACHECO SILVA (1970). Verifica-se na
Figura 3.11 (C) que os valores de σ’vm variam de 28 a 66 kPa, com valor médio igual a 46
kPa.
A partir dos resultados dos ensaios de adensamento edométrico foi possível calcular os
valores de coeficiente de adensamento vertical no domínio normalmente adensado. Os
resultados de cv edométrico serão apresentados mais adiante junto com os valores de cv
estimados a partir dos resultados de dissipação dos ensaios de piezocone.
3.2.2.3 ENSAIOS DE PALHETA
O ensaio de palheta (vane test) é empregado primariamente na determinação da
resistência ao cisalhamento não drenada (Su) do solo mole. Adicionalmente, o ensaio pode
fornecer informações a respeito da história de tensões do solo, a partir da estimativa dos
valores de OCR.
Em termos de procedimento de ensaio a principal referência oficial no Brasil é a norma
NBR 10905 (ABNT, 1989). Uma das referências brasileiras no ensaio de palheta é o trabalho
de COUTINHO et al. (2000).
A sensibilidade da argila é definida pela Equação 3.1:
Su
S ur
St
76
EQ. 3.1
onde Sur é o valor da resistência não drenada amolgada.
A Tabela 3.5 apresenta os valores de sensibilidade obtidos a partir dos resultados dos
ensaios de palheta realizados na ilha 1 (PESP-4) e na ilha 2 (PESP-36).
TAB. 3.5 – Valores de St (kPa) das verticais PESP-4 e PESP-36.
Profundidade (m)
PESP-4
PESP-36
7,5
4
16
8,5
7
–
9,5
1
10
10,5
8
10
11,5
8
3
13,5
10
8
15,5
4
5
17,5
–
11
19,5
–
15
Os valores de St estão na faixa de 1 a 16, valores próximos aos encontrados na Barra da
Tijuca (BARONI, 2010). Com base na classificação proposta por SKEMPTON e NORTHEY
(1952), o depósito argiloso da Lagoa pode ser classificado como sensível a extra sensível
(ALMEIDA e MARQUES, 2010).
Com base na retroanálise de rupturas em aterros e escavações em depósitos argilosos
BJERRUM (1973) concluiu que o valor de Su obtido era menor do que o determinado pelo
ensaio de palheta, e por isto o valor obtido no campo deveria ser corrigido através da Equação
3.2:
S u (corrigido)
S u ( palheta)
EQ. 3.2
μ é um fator de correção, função do índice de plasticidade da argila, que leva em
consideração os efeitos da velocidade de carregamento do ensaio, a anisotropia da argila e o
intervalo de tempo para início de execução do ensaio. No presente estudo, o valor de μ varia
de 0,67 a 0,74 e seu valor médio é igual a 0,70.
Para utilização em projetos de aterros sobre solos moles convencionais na área de estudo,
a resistência não drenada do ensaio de palheta deve ser corrigida a partir do fator de correção
77
0,70. Neste sentido, o depósito da LRF apresenta valores de Su corrigidos variando de 9 a 35
kPa e valores de Su não corrigidos na faixa de 13 a 50 kPa.
A partir de análise estatística com dados obtidos em 96 depósitos argilosos, MAYNE e
MITCHELL (1988) propuseram uma formulação, Equação 3.3, para a determinação do OCR
com base em dados do ensaio de palheta e de laboratório.
OCR
onde
Su
'
v0
EQ. 3.3
22( IP ) 0,48 .
Na Análise Geral dos Parâmetros Geotécnicos, seção 3.3, os valores de Su de palheta não
corrigidos são apresentados em conjunto com os perfis de Su estimados através dos ensaios de
piezocone executados nas ilhas 1 e 2. Na mesma seção, os valores estimados de OCR são
apresentados para os ensaios executados na ilha 2.
3.2.2.4 ENSAIOS DE PIEZOCONE
O ensaio de piezocone (CPTu) consiste, em linhas gerais, na cravação da sonda de
medição no terreno a uma velocidade constante de 2 cm/s e medição contínua de resistência
de ponta (qc), atrito lateral (fs) e poropressão em dois locais da ponta cônica da sonda: na face
(u1) e na base (u2).
O equipamento de piezocone da COPPE/UFRJ foi utilizado na execução dos ensaios de
CPTu do presente estudo. O conjunto é constituído basicamente de três componentes:
máquina de cravação, com sistema de funcionamento hidráulico e capacidade de cravação de
200 kN; sonda de medição, ponta cônica (60° de ápice) com 10 cm2 de seção transversal
acoplada a uma luva de atrito cilíndrica de 150 cm2 de área lateral, e sistema de aquisição de
dados. A Figura 3.13 ilustra o conjunto de cravação com detalhe da sonda de medição.
78
a)
b)
FIG. 3.13 – a) Equipamento de piezocone na ilha 3. b) Detalhe da sonda de medição.
Maiores informações a respeito do equipamento e procedimento de calibração do
conjunto para a execução do ensaio podem ser obtidas em DANZIGER (1990), BEZERRA
(1996) e MEIRELLES (2002).
A partir dos resultados obtidos no ensaio são determinados três parâmetros que
possibilitam, através de correlações, a classificação preliminar do comportamento do solo:
razão de atrito normalizado (Fr), parâmetro de poropressão (Bq) e resistência normalizada
(Qt).
SCHNAID (2000) destaca que diversos autores apresentaram propostas de classificação
dos solos a partir de resultados de piezocone, dentre outras, algumas consagradas
(SENNESET e JANBU, 1984, ROBERTSON et al., 1986 e ROBERTSON, 1990). Ressalta
ainda que as correlações qt x Bq, apresentadas pelos autores supramencionados, são em geral
satisfatórias para a classificação de solos sedimentares brasileiros (QUARESMA et al., 1986
e SOARES et al., 1997).
Além de possibilitar a caracterização da estratigrafia do solo, o ensaio de piezocone
permite estimar, dentre outros parâmetros, o perfil de resistência não drenada, a variação do
OCR com a profundidade e, no ensaio de dissipação, o coeficiente de adensamento do solo.
As Figuras 3.14, 3.15 e 3.16 apresentam os ábacos de classificação do comportamento do
solo argiloso nas verticais do CPTu 36, 36A e 4, respectivamente, a partir da proposta
79
estabelecida por ROBERTSON (1990), baseada em parâmetros normalizados (Qt, Fr e Bq).
Nesta proposta são identificadas nove zonas que agrupam solos de diferentes tipos de
comportamento.
FIG. 3.14 – Classificação preliminar de comportamento baseada em ROBERTSON (1990) para o
CPTu-36, entre 6,5 e 23,7 m de profundidade.
80
FIG. 3.15 – Classificação preliminar de comportamento baseada em ROBERTSON (1990) para o
CPTu-36A, entre 5,0 e 25,2 m de profundidade.
FIG. 3.16 – Classificação preliminar de comportamento baseada em ROBERTSON (1990) para o
CPTu-4, entre 5,0 e 22,5 m de profundidade.
81
Para facilitar o tratamento dos dados, JEFFERIES e DAVIES (1993) definiram o índice
de classificação do material (Ic) em função dos parâmetros Qt, Bq e Fr, o qual permite avaliar
qualitativamente o comportamento típico do solo.
ROBERTSON e WRIDE (1998) propuseram uma versão simplificada do método de
JEFFERIES e DAVIES (1993) e estabeleceram o índice de classificação do material com
base nos parâmetros Qtn (redefinição da resistência normalizada da ponta do cone) e Fr.
As Figuras 3.17, 3.18 e 3.19 apresentam os perfis de comportamento do solo segundo as
verticais de CPTu 36, 36-A e 4, respectivamente, estabelecidas com base no índice de
classificação do material proposta por ROBERTSON e WRIDE (1998).
SCHNEIDER et al. 2008 propuseram um sistema de classificação baseado em dados da
resistência de ponta corrigida (qt) e da poropressão medida na base do cone (u2). Estudos
paramétricos envolvendo a resistência de ponta normalizada, (qt – σv0)/σ’v0, e o excesso de
poropressão na base do cone normalizada, (u2 – u0)/σ’v0, como função do OCR, durante
penetração não drenada, foram combinados com dados de ensaios de piezocone realizados em
alguns depósitos de solos ao redor do mundo.
A Figura 3.20 apresenta o sistema proposto com aplicação aos CPTu 36, 36-A e 4. O
gráfico Qt x (Δu2)/σ’v0 é dividido em cinco zonas de classificação. Além de envolver os solos
cujas penetrações ocorrem em condições completamente drenadas e não drenadas,
estabelecem os denominados solos de transição, tais como areias e siltes argilosos, argilas
siltosas, siltes e muitos solos residuais, onde os ensaios de piezocone são frequentemente
conduzidos sob condições de adensamento parcial, ou seja, alguma dissipação de excesso de
poropressão ocorre localmente durante o avanço do cone.
82
FIG. 3.17 – Perfil de classificação preliminar de comportamento do solo no CPTu-36 a partir de Ic (ROBERTSON e WRIDE, 1998).
83
FIG. 3.18 – Perfil de classificação preliminar de comportamento do solo no CPTu-36A a partir de Ic (ROBERTSON e WRIDE, 1998).
84
FIG. 3.19 – Perfil de classificação preliminar de comportamento do solo no CPTu-4 a partir de Ic (ROBERTSON e WRIDE, 1998).
85
FIG. 3.20 – Classificação baseada em SCHNEIDER et al. 2008, CPTu-36, 36A e 4.
86
A resistência ao cisalhamento não drenada a partir do ensaio de piezocone foi estimada
através da Equação 3.4:
Su
( qt
v0
)
EQ. 3.4
N kt
A obtenção do fator empírico de cone Nkt, por sua vez, foi feita pontualmente ao longo da
camada de solo mole, relacionando-se os valores de resistência de ponta do cone (qt) obtidos
nos ensaios de piezocone com as resistências não drenadas do ensaio de palheta (sem correção
de BJERRUM, 1973) através da equação supramencionada. O valor médio de Nkt obtido para
o depósito do Parque do Cantagalo foi igual a 14.
Na seção 3.3, Análise Geral dos Parâmetros Geotécnicos, os perfis de Su são apresentados
em conjunto com os valores de Su obtidos dos ensaios de palheta nas ilhas 1 e 2.
O conhecimento da tensão de sobreadensamento é de fundamental importância na análise
do comportamento de depósitos de argilas moles para avaliar a magnitude de deformações.
Conforme abordagem anterior, este parâmetro estabelece o limite entre as pequenas e grandes
deformações de um solo sujeito a um carregamento.
A estimativa deste parâmetro através de ensaios de piezocone pode ser feita por meio da
Equação 3.5:
'vm
k1 (qt
v0
)
EQ. 3.5
Inicialmente utilizou-se k1 = 0,305. Este valor foi adotado com base nos resultados das
análises estatísticas estabelecidas por CHEN e MAYNE (1996) com dados de ensaios de
piezocone em 205 depósitos de argila ao redor do mundo. Verificou-se que os valores de σ’vm
estavam muito acima dos resultados obtidos através dos ensaios de adensamento edométrico.
Para a estimativa dos valores de OCR (σ’vm/σ’v0) com base na Equação 3.5, JANNUZZI
(2009) propôs com sucesso k1 = 0,15 para o depósito de argila mole de Sarapuí II. BARONI
(2010) igualmente obteve bons resultados aplicando o fator de 0,15 para as argilas da Barra da
Tijuca. Neste sentido, a Figura 3.21 apresenta o perfil de σ’vm na ilha 2 (SP 36) estimado com
base em k1 = 0,15 juntamente com os valores obtidos dos ensaios de adensamento edométrico.
Os perfis de OCR estimados para as ilhas 1 e 2, com base na proposta de JANNUZZI (2009),
são apresentados na seção 3.3.
87
FIG. 3.21 – Perfil da tensão de sobreadensamento na ilha 2, SP 36.
O coeficiente de adensamento pode ser estimado através de ensaios de dissipação durante
a realização do ensaio de piezocone. Ao interromper a cravação da sonda em profundidades
pré-estabelecidas, monitora-se o tempo para atingir-se, no mínimo, 50% de dissipação do
excesso de poropressões.
DANZIGER e SCHNAID (2000) recomendam o método proposto por HOULSBY e
TEH (1988) para a estimativa do coeficiente de adensamento horizontal (ch) através da
Equação 3.6:
T*
ch .t
R2 IR
onde: T* = fator tempo;
t = tempo de dissipação (ensaios realizados com t = 60% ou 50%);
R = raio da sonda e
88
EQ. 3.6
IR = índice de rigidez do solo = G/Su (IR = 55, obtido do ensaio pressiométrico).
Os valores obtidos para o coeficiente de adensamento (ch piezocone) pela formulação de
HOULSBY e TEH (1988) representam a propriedade do solo na região pré-adensada.
JAMIOLKWSKI et al. (1985) apresentaram uma formulação, Equação 3.7, para a correção do
valor de ch de forma a corresponder ao comportamento no domínio normalmente adensado
(na):
ch (na)
Cs
ch ( piezocone)
Cc
EQ. 3.7
De acordo com JAMIOLKOWSKI et al. (1985), os valores de Cs/Cc variam entre 0,13 e
0,15. No presente estudo esta relação foi determinada através dos resultados obtidos do ensaio
de adensamento edométrico e é igual a 0,12. O valor do coeficiente de adensamento vertical
cv (na) pode ser estimado por meio da Equação 3.8:
kv
ch (na)
kh
cv (na)
EQ. 3.8
Para argilas brasileiras o valor da anisotropia de permeabilidade vertical e horizontal
kh/kv varia, tipicamente, de 1,1 a 1,5. No presente estudo adotou-se o valor de 1,5 para a razão
de permeabilidade.
A Figura 3.22 apresenta os valores de cv (na) estimados a partir dos ensaios de
adensamento e dissipação dos ensaios de piezocone. O valor médio de cv (na) obtido é igual a
2,1.10-8 m²/s.
Verifica-se que não houve dispersão significativa nos resultados de cv determinados antes
e após a aplicação de CPR. A faixa de variação dos valores de cv, embora elevada, é
usualmente observada nas argilas do Rio de Janeiro. Os ensaios de piezocone realizados após
a aplicação da técnica correspondem aos pontos CPTu-16B e CPTu-36B na Figura 3.22.
89
FIG. 3.22 – Estimativa do coeficiente de adensamento vertical normalmente adensado.
3.2.2.5 ENSAIOS DILATOMÉTRICOS
O ensaio dilatométrico (DMT) consiste na aplicação de pressões ao solo através de uma
membrana metálica de 6,0 cm de diâmetro, instalada na face lateral de uma lâmina de aço
inoxidável. Utiliza-se a pressão de gás nitrogênio para expandir a membrana, que atinge um
valor máximo de deslocamento de 1,10 mm em seu centro. Isto permite medir as pressões do
início e fim dessa expansão e, assim, determinar os chamados parâmetros intermediários: ID
(índice de material), ED (módulo dilatométrico) e KD (índice de tensão horizontal).
Os parâmetros intermediários constituem a base das correlações de natureza empírica e
semi-empírica que permitem estimar parâmetros constitutivos do solo, dentre os quais:
coeficiente de empuxo no repouso (K0), módulo de elasticidade (E ou M), razão de préadensamento (OCR), resistência ao cisalhamento não drenada de argilas (Su) e ângulo de
atrito interno de areias ( ’). Com base nas medidas de ED e ID, o ensaio permite classificar o
tipo de solo.
O dilatômetro sísmico (SDMT) é a combinação do dilatômetro convencional acoplado
com um módulo para medida sísmica. O módulo constitui-se de uma sonda equipada com
90
dois sensores sísmicos (geofones) instalados na haste de condução da lâmina e espaçados de
0,5 m. Por meio do ensaio de SDMT pode-se medir a velocidade de propagação da onda de
cisalhamento (Vs) e, a partir desta, determinar o módulo de cisalhamento a pequenas
deformações (G0).
Maiores informações a respeito dos procedimentos, aspectos operacionais e
interpretações dos ensaios de DMT e SDMT podem ser obtidos em SCHNAID e
ODEBRECHT (2012) e TC16 (2001).
MARCHETTI (1980) estabeleceu três categorias de comportamento do solo de acordo
com o valor de ID, a saber: argila para 0,1 < ID < 0,6; silte para 0,6 < ID < 1,8 e areia para 1,8
< ID < 10. MARCHETTI e CRAPPS (1981) produziram um gráfico com base nos valores de
ID e ED que serve para estimar o tipo de solo. A Figura 3.23 apresenta o referido gráfico,
modificado, com os resultados dos ensaios SMDT-36 e 36A.
FIG. 3.23 – Classificação preliminar de comportamento do solo com base no ensaio dilatométrico,
SDMT-36 e 36A.
91
A Figura 3.24 apresenta alguns parâmetros obtidos, por meio de correlações, dos ensaios
dilatométricos sísmicos SDMT-36 e 36-A localizados na ilha 2.
FIG. 3.24 – Resultados dos ensaios dilatométricos sísmicos SDMT-36 e 36A.
92
De modo geral, os resultados sinalizam uma boa repetibilidade dos ensaios conduzidos
numa mesma ilha de investigação (ilha 2).
A análise da Figura 3.24 (a) permite definir o material como de comportamento argiloso
segundo a classificação estabelecida por MARCHETTI (1980). Complementarmente, o
posicionamento dos resultados no gráfico de MARCHETTI e CRAPPS (1981) sugere o
comportamento mecânico típico de um material argiloso mole.
O módulo dilatométrico (MDMT) é um parâmetro de deformabilidade obtido a partir da
correção de ED, tendo coeficientes de correlação em função dos valores de ID e KD. De acordo
com TC16 (2001), os resultados do módulo dilatométrico são próximos aos valores do
módulo de compressão edométrica (Eoed = 1/mv), exemplos podem ser vistos em LACASSE
(1986) e IWASAKI et al. (1991). Na Figura 3.24 (b), MDMT apresenta uma ligeira redução no
terço intermediário da camada de argila e seu valor médio ao longo da profundidade é igual a
3,2 MPa.
A Figura 3.24 (c) apresenta a variação da onda cisalhante (Vs) com a profundidade.
Verifica-se que não há grande dispersão de valores, os quais se encontram na faixa de 68 a
258 m/s. A partir de Vs foi possível obter o módulo de cisalhamento a pequenas deformações
(G0), através da Equação 3.9:
.VS2
G0
EQ. 3.9
onde a massa específica ρ = γ/g, sendo γ o peso específico e g a aceleração da gravidade.
A Figura 3.24 (d) apresenta os valores de G0, os quais variam de 6,3 a 90,9 MPa.
A Figura 3.24 (e) apresenta os valores normalizados de Su com σ’v0. O valor médio de 0,5
sugere a presença de argila mole.
O perfil de OCR foi estabelecido com base na proposta de LUNNE et al. (1989), através
da Equação 3.10, que é válida para (Su/σ’v0) < 0,8:
OCR
(0,30K D )1,17
EQ. 3.10
O perfil de Su foi feito com base na Equação 3.11, proposta por MARCHETTI (1980):
Su
0,22
'
v0
93
(0,5K D )1, 25
EQ. 3.11
Os perfis de OCR e Su são apresentados na seção 3.3.
3.2.2.6 ENSAIOS PRESSIOMÉTRICOS
O ensaio pressiométrico consiste na aplicação de pressões uniformes às paredes de um
furo de sondagem, através de uma membrana flexível montada em uma sonda, no interior do
solo ou rocha branda. O objetivo é determinar o comportamento tensão-deformação do
material in situ. De acordo com SOARES (1997), além de possibilitar a obtenção de uma
relação tensão x deformação (deformação planar), o ensaio pressiométrico permite obter uma
pressão de escoamento (creep) e uma pressão limite (ruptura).
Diferentes procedimentos podem ser utilizados na instalação da sonda pressiométrica no
solo visando a reduzir ou eliminar os possíveis efeitos do amolgamento gerado pela inserção
da sonda no terreno, SCHNAID e ODEBRECHT (2012). Neste sentido, diferentes tipos de
pressiômetro foram desenvolvidos.
Embora os pressiômetros partam do mesmo princípio teórico para a interpretação dos
seus resultados, eles diferem basicamente quanto à forma da sonda (sonda monocelular ou
tricelular) e do seu processo de instalação no solo (pré-furo, autoperfurante ou cravado), além
do modo de execução do ensaio (ensaio de deformação ou de tensão controladas). Maiores
detalhes podem ser conferidos em BRIAUD (1992) e SCHNAID e ODEBRECHT (2012).
SCHNAID e ODEBRECHT (2012) ressaltam que através da interpretação dos resultados
pressiométricos, baseada nos conceitos de expansão de cavidade cilíndrica, é possível estimar
parâmetros constitutivos do solo como módulo cisalhante (G), ângulo de atrito ( ’), ângulo de
dilatância (ψ) e resistência ao cisalhamento não drenada (Su), além do estado de tensões
geostático.
O pressiômetro TEXAM foi utilizado nos ensaios de campo no Parque do Cantagalo. A
sonda tem 46 cm de comprimento e 70 mm de diâmetro e é composta somente de uma célula,
inflada com água e longa o suficiente para garantir que os efeitos de borda sejam
insignificantes. A fonte de pressão é um atuador mecânico que move um pistão forçando a
entrada/saída de água da sonda. O aumento do volume de água na sonda é medido por um
contador que grava o número de revoluções do parafuso do atuador. A pressão é indicada por
um sensor de pressão.
94
Inicialmente é realizada a saturação com água da caixa de controle e da sonda e,
posteriormente, são realizados os procedimentos de calibração para a correção de pressão (da
membrana da sonda) e de volume, o que permite determinar a expansão do sistema para
calcular a variação de volume de suas cavidades. A calibração é repetida com a sonda dentro
de um tubo de aço com dimensões compatíveis com as da sonda.
A Figura 3.25-a ilustra o procedimento de saturação da sonda e da caixa de controle e a
Figura 3.25-b a execução da calibração com a sonda fora do tubo de aço. Detalhes a respeito
dos procedimentos de saturação e calibração podem ser verificados no manual do
equipamento, TEXAM pressuremeter (2010).
a)
b)
FIG. 3.25 – a) Saturação do equipamento pressiométrico (Local: LRF). b) Detalhe da membrana da
sonda inflada durante calibração (Local: LRF).
O processo de instalação da sonda tem início com a execução do pré-furo com
equipamento mecânico de perfuração, a fim de atravessar a camada resistente de aterro, e
instalação de revestimento de tubo metálico (2” de diâmetro) no pré-furo até próximo a cota
de execução do ensaio na camada de argila. A sonda atravessa o revestimento, atinge o solo
mole e, então, é cravada com auxílio de equipamento mecânico cerca de 1 m, semelhante a
um cone-pressiômetro, até a profundidade do ensaio.
95
Os ensaios foram executados mediante deformação controlada, onde incrementos de
volume de água eram liberados da caixa de controle para a sonda, e vice-versa, e as pressões
correspondentes eram assinaladas. Seguindo orientação de SOARES (1997), durante a
execução dos ensaios foram realizados ciclos de descarga e recarga. Detalhes a respeito da
execução do ensaio sob condições de deformação ou tensão controladas podem ser conferidos
no manual do equipamento, TEXAM pressuremeter (2010).
A Figura 3.26, cujo ensaio foi realizado na ilha 3 a 10,99 m de profundidade, apresenta a
curva típica de pressão versus deformação da cavidade gerada a partir dos resultados obtidos
no ensaio pressiométrico. As demais curvas dos ensaios realizados na área 3 encontram-se no
Apêndice 2.
FIG. 3.26 – Curva pressão (kPa) versus deformação (%), ilha 3 a 10,99 m de profundidade.
A interpretação dos resultados foi realizada na etapa de descarregamento, uma vez que,
em princípio, em um ensaio cravado a parte da curva referente ao carregamento não pode ser
analisada, pois são necessários grandes deslocamentos para suprimir o efeito de cravação,
SCHNAID (2011).
Em relação ao estado de tensão geostático, não foi possível estimar a tensão horizontal in
situ (pressão associada ao início do trecho linear), haja vista a sonda ter sido inserida no solo
96
por cravação. SCHNAID e ODEBRECHT (2012) salientam que ensaios autoperfurantes são,
em teoria, ideais para a estimativa da tensão horizontal geostática.
A partir da curva foram obtidos dois parâmetros: módulo cisalhante (G) e resistência ao
cisalhamento não drenada (Su). O módulo cisalhante corresponde à inclinação do início da
curva na fase de descarregamento e a resistência não drenada pode ser obtida através do
método gráfico de HOULSBY e WITHERS (1988). A Figura 3.27 ilustra os procedimentos
de obtenção dos parâmetros supracitados com base no ensaio realizado na ilha 3 a 10,99 m de
profundidade.
FIG. 3.27 – Construções para determinação de G e Su, ilha 3 a 10,99 m de profundidade.
No gráfico está representada somente a curva da fase de descarregamento do ensaio, AD
na Figura 3.26. O módulo cisalhante é obtido da inclinação inicial da curva, trecho AB, cujo
valor é igual a 2mG, onde m é um fator que assume o valor de 1 para expansão cilíndrica,
caso em análise, e 2 para esférica.
O valor de Su advém do intercepto EF, o qual é estabelecido graficamente a partir da
tangente à curva no ponto C, da vertical em A e da horizontal em C. O intecepto EF é dado
pela Equação 3.12:
97
(
sendo
f
(m 1)
( e
2
(m 1)
tanh
(
2
e
)
dp
d
f
2(2 m)
Su
3
EQ. 3.12
)
EQ. 3.13
e
)
onde: ε = deformação;
εe = deformação na expansão máxima;
p = pressão;
pe = pressão correspondente à expansão máxima;
m = 1 (cilíndrica) e
tanh x = (e2x – 1)/( e2x + 1).
Com o valor de G é possível determinar o módulo de elasticidade não drenado (Eu) do
solo obtido por meio da Equação 3.13:
Eu
2G (1
)
EQ. 3.14
onde ν é o coeficiente de Poisson.
CAVALCANTE (1997) argumenta que é muito frequente a adoção do valor médio de
0,33 para o coeficiente de Poisson. Todavia esse valor poderá ser outro de acordo com o tipo
de solo, não sendo apropriado para o comportamento não drenado de argilas (BRIAUD,
1992). Em seu estudo de aplicação do pressiômetro Ménard em um depósito de argila mole do
Recife, CAVALCANTE (1997) adotou o valor de 0,5 (considerando comportamento não
drenado). Neste trabalho foi também adotado o valor de 0,5 para a argila mole do Parque do
Cantagalo.
A Tabela 3.6 apresenta os resultados de Eu e Su com base nas informações extraídas das
curvas pressão versus deformação dos ensaios pressiométricos executados no Parque do
Cantagalo.
98
TAB. 3.6 – Resultados dos ensaios pressiométricos.
Local Profundidade (m) Eu (kPa) Su (kPa)
Ilha 5
Ilha 4
Ilha-3
IR (=G/Su)
9,61
2335
11,5
68
11,14
2515
13,4
63
12,11
2425
14,3
56
10,40
2700
22,4
40
12,00
2550
17,5
49
8,98
3396
20,5
55
10,99
3113
15,8
66
12,99
2641
18,5
46
A Tabela 3.7, elaborada por PINTO (2006), apresenta a ordem de grandeza dos
resultados dos módulos de elasticidade típicos de argilas saturadas, em solicitação não
drenada, em função da consistência do solo.
TAB. 3.7 – Módulo de elasticidade de argilas saturadas.
Consistência
Módulo de elasticidade (MPa)
Muito mole
< 2,5
Mole
2,5 a 5
Consistência média
5 a 10
Rija
10 a 20
Muito rija
20 a 40
Dura
> 2,5
Tendo por base os valores de módulo de elasticidade apresentados por PINTO (2006),
pode-se concluir que o depósito em estudo, cujo valor médio do módulo de elasticidade é
igual a 2709 kPa, é constituído de argila saturada de consistência muito mole a mole, ou seja,
coerente com os resultados dos demais ensaios.
O índice de rigidez médio do solo, tendo por base os valores determinados nas ilhas 3, 4 e
5, é igual a 55. Este valor é próximo ao adotado por BARONI (2010), IR = 47, para a argila da
Barra da Tijuca.
99
3.3 ANÁLISE GERAL DOS PARÂMETROS GEOTÉCNICOS
Nesta seção é feita uma síntese dos principais parâmetros obtidos dos ensaios de
laboratório e de campo que caracterizam a argila da LRF. Adicionalmente, o referido depósito
é contextualizado, por meio da Tabela 9.3 (Anexo 4), no âmbito de variados depósitos de
argilas do Rio de Janeiro estudados ao longo dos anos, notadamente em depósitos das regiões
da Barra da Tijuca e Recreio dos Bandeirantes (BEDESCHI, 2004; NASCIMENTO, 2009 e
BARONI, 2010), devido a crescente expansão imobiliária na zona oeste do Rio de Janeiro em
anos recentes.
FUTAI (1999) correlacionou a consistência das argilas do Rio de Janeiro aos parâmetros
de compressibilidade e resistência não drenada e estabeleceu faixas numéricas de
enquadramento para cada uma das quatro regiões por ele estabelecidas. Com base neste
sistema foi feito o enquadramento do depósito da LRF, constante da Tabela 9.4 (Anexo 5).
Verifica-se que, de acordo com a proposição de FUTAI (1999), o depósito da LRF pode
ser enquadrado na região II e próxima a III, pois apresenta plasticidade e compressibilidade
elevadas, típico das argilas da Barra da Tijuca.
Os valores de Su, não corrigidos, obtidos pelos ensaios de palheta variam de 13 a 50 kPa.
Ensaios pressiométricos resultaram valores de Su dentro da faixa de valores obtidos através
dos ensaios de palheta. Ensaios dilatométricos sísmicos apresentaram valores de Su pouco
superiores, variando de 23 a 68 kPa.
O coeficiente de adensamento vertical a partir do ensaio de adensamento edométrico,
média de 2,3.10-8 m²/s, ficou próximo à média dos valores de campo obtidos através da
dissipação dos ensaios de piezocone, 1,9.10-8 m²/s. O valor médio global de cv no domínio
normalmente adensado para o depósito da LRF é de 2,1.10-8 m²/s.
Para uma melhor visualização dos principais parâmetros obtidos de ensaios de campo e
laboratório, as Figuras 3.28 e 3.29 apresentam os resultados de ensaios nas ilhas 1 e 2,
respectivamente.
100
FIG. 3.28 – Características geotécnicas da SP 4, ilha 1.
101
FIG. 3.29 – Características geotécnicas da SP 36, ilha 2.
102
3.4 CONCLUSÕES PARCIAIS
As investigações geotécnicas possibilitaram uma caracterização detalhada do perfil do
subsolo da área estudada. A camada de aterro apresenta espessura média de 7 m, seguindo-se
uma espessa camada de argila de consistência mole a muito mole, de elevadas plasticidade e
compressibilidade, chegando a profundidades de até 30 m.
A avaliação da qualidade das amostras coletadas na ilha 2, a priori, indicou tratar-se de
amostragens de qualidade muito ruim. No entanto, admitindo uma superestimativa nos
valores de σ’v0, pôde-se constatar, posteriormente, uma boa concordância dos valores de σ’vm a
partir dos resultados de ensaio de campo.
Os resultados dos ensaios de piezocone para a ilha 2 permitiram definir um perfil de
tensão de sobreadensamento (σ’vm ) – estimado por meio da formulação proposta por
JANNUZZI (2009) em Sarapuí II e aplicada com sucesso por BARONI (2010) para argilas da
Barra da Tijuca e por ALMEIDA et al. (2012) para o Parque do Cantagalo – em boa
concordância com os valores obtidos dos ensaios de adensamento.
Os ensaios de palheta, de piezocone e pressiométrico revelaram que o depósito argiloso
apresenta baixos valores de resistência não drenada, variando na faixa de 13 a 50 kPa.
Verifica-se que no terço superior da camada de argila houve um ganho de resistência por
conta da construção do aterro, a partir do terço intermediário há um aumento
aproximadamente linear da resistência com a profundidade.
Os ensaios de adensamento edométrico e dissipação do piezocone indicaram parâmetros
de adensamento dentro da mesma faixa de ocorrência no domínio normalmente adensado.
Os ensaios de piezocone e de adensamento apresentam valores de OCR abaixo da
unidade, indicando tratar-se de uma argila subadensada. Os valores de OCR estimados através
do ensaio dilatométrico estão pouco acima dos obtidos através dos outros dois ensaios
supramencionados, com valores entre 1 e 2 no primeiro terço da camada e aproximadamente
igual a 1 até próximo ao fim da camada.
Os parâmetros obtidos para o depósito do Parque do Cantagalo estão em concordância
com os parâmetros de depósitos de argilas do Rio de Janeiro estudados por diversos autores,
conforme a Tabela 9.3 (Anexo 4).
103
4
TRATAMENTO DO SOLO E INSTRUMENTAÇÃO DA ÁREA DE ESTUDO
O relatório PEC-13.733 da COPPE/UFRJ, de 2010, recomendou a adoção conjunta das
técnicas de colunas de brita e pré-carregamento por vácuo como solução construtiva para o
tratamento de uma área total de 51.752 m² do Parque do Cantagalo (ALMEIDA et al., 2010).
A GEO-RIO, no entanto, escolheu a técnica de CPR, que foi empregada no tratamento de uma
área de cerca de 14.000 m² do Parque, de acordo com o levantamento da empresa Engegraut.
Este capítulo apresenta as áreas tratadas com CPR no Parque do Cantagalo e a
configuração básica de colunas e geodrenos aplicadas no tratamento. A instrumentação
implantada para o monitoramento da obra é apresentada em detalhes, com ênfase para o
perfilômetro instrumentado com fibra óptica.
4.1 ÁREAS TRATADAS
Os trabalhos de tratamento do solo mole no Parque do Cantagalo foram iniciados em
setembro de 2011. A área total de tratamento foi, neste estudo, subdividida em três áreas, de
acordo com a ordem de execução dos trabalhos em campo: área 1 (limitada pela linha branca),
área 2 (limitada pela linha vermelha) e área 3 (limitada pela linha amarela), conforme a Figura
4.1.
Grande parte da instrumentação implantada e dos ensaios de campo realizados após a
aplicação de CPR foram concentrados na área 3 devido a sua maior representatividade, 42%
da área total. A área 1 perfaz 41% do total e a área 2 concentra 17% da área total. Além disso,
a área 3 é desimpedida de restrições; ao contrário da área 1 que é um campo destinado à
prática esportiva, o que impediria o monitoramento da instrumentação implantada a
médio/longo prazo.
104
FIG. 4.1 – Áreas de aplicação de CPR no Parque do Cantagalo (Fonte: Google earth).
Os geodrenos foram cravados até a profundidade de 15 m. A execução dos bulbos para a
formação das colunas começava, em geral, entre 9 e 10 m de profundidade e terminava entre
2 e 4 m abaixo do nível do terreno, conforme esquematizado na Figura 4.2.
FIG. 4.2 – Esquema de aplicação do CPR.
105
A configuração básica da malha, conforme seção em planta apresentada na Figura 4.3,
consistiu numa distribuição triangular de geodrenos e colunas de compressão de CPR. O
espaçamento entre os geodrenos foi de 1,80 m e as colunas foram dispostas nos vértices de
um triângulo de lado igual a 6 m.
FIG. 4.3 – Configuração triangular da malha de colunas e geodrenos.
A Figura 4.4 apresenta a configuração esquemática da aplicação de CPR nas áreas
tratadas, no Parque do Cantagalo, segundo as seções transversais destacadas na Figura 3.5-a.
FIG. 4.4 – Perfil do esquema de aplicação de CPR nas áreas tratadas (Fonte: modificado de
CONCREMAT, 2010).
106
4.2 INSTRUMENTAÇÃO INSTALADA
Foram instalados instrumentos de campo nas três áreas a fim de monitorar a evolução de
deslocamentos horizontais e verticais e poropressões com o tempo. A Figura 4.5 apresenta a
disposição da referida instrumentação em campo, sendo composta de: 15 placas de recalque, 3
inclinômetros, 2 perfilômetros e 3 piezômetros (1 elétrico de corda vibrante e 2 de tubo aberto
ou Casagrande). A Tabela 8.1, no Apêndice 1, apresenta as coordenadas UTM, datum WGS84, da instrumentação implantada em campo.
FIG. 4.5 – Locação da instrumentação no Parque do Cantagalo (Fonte: Google earth).
4.2.1
PLACAS DE RECALQUE
Placas de recalque têm por objetivo medir deslocamentos verticais e, segundo ALMEIDA
e MARQUES (2010), constituem-se nos instrumentos mais simples que compõem um projeto
de instrumentação.
As 15 placas instaladas no Parque do Cantagalo foram construídas com chapa de aço
quadrada de 3 mm de espessura e 0,50 m de lado, formando a base, tendo uma haste de ferro
107
galvanizado de 1” de diâmetro e 2 m de comprimento fixada no centro da chapa por meio de
rosca. A fim de minimizar o atrito aterro-haste foi instalado no entorno da haste um tubo de
PVC.
Conforme ilustra a Figura 4.6-a, as placas de recalque foram instaladas em cavas
quadradas de cerca de 0,80 x 0,80 m² e 0,20 m de profundidade. Os fundos das cavas foram
nivelados e compactados de modo a garantir o adequado assentamento da base da placa e o
alinhamento vertical da haste.
As placas foram instaladas imediatamente após a aplicação da técnica e antes do início da
execução do aterro na área 3 (Figura 4.6-b), após a execução do aterro na área 1 e depois da
aplicação de CPR na área 2, onde não houve execução de aterro.
a)
b)
FIG. 4.6 – a) Instalação de placa de recalque na área 3. b) Detalhe das placas de recalque durante a
execução de aterro na área 3.
Foram estabelecidas duas referências indeslocáveis para o controle dos recalques das
placas ao longo do tempo. As coordenadas UTM destas referências, materializadas no terreno
por meio de uma circunferência amarela com ponto central, são: P0 (23k 684.548,30 mE
7.457.978,70 mN) e L2 (23k 684.579,47 mE 7.457.777,03 mN). O datum é o WGS-84.
Os nivelamentos das placas de recalque foram realizados através de nível óptico por
equipe de topografia da Seção de Engenharia Cartográfica do IME. As placas numeradas de 1
a 10, dispostas na área 3, foram referenciadas em relação a P0. As leituras das placas 11 (área
2) e 12 a 15 (área 1) foram feitas com base em L2.
108
Por questões de segurança contra atos de vandalismo, após o término dos trabalhos, as
hastes das placas de recalque foram arrasadas ao nível da superfície do terreno e camufladas
em meio ao terreno.
4.2.2
INCLINÔMETROS
Com o objetivo de medir os deslocamentos horizontais do terreno, foram instalados três
inclinômetros (IN-1, IN-2 e IN-3) nos dias 23, 24 e 25/11/2011, respectivamente, antes da
execução da técnica de CPR.
A locação das verticais de instalação foi estabelecida de modo a atender dois critérios:
proximidade com furos de sondagem previamente executados junto à região de borda da
Lagoa, na área 3, e espaçamento adequado entre as verticais, de forma que os furos fossem
distribuídos ao longo de toda a seção de borda da referida área, ou seja, próximos às
extremidades e à região central.
4.2.2.1 INSTALAÇÃO DOS INCLINÔMETROS
Os tubos, tampas e colas empregados na instalação dos inclinômetros foram fornecidos
pelo consórcio executor da obra, tendo sido previamente inspecionados quanto à qualidade do
material, bem como em relação ao alinhamento das ranhuras internas dos tubos.
O tubo que constitui o inclinômetro é feito de PVC; tem um comprimento unitário total
de 1,575 m e diâmetro externo de 2,5”; possui quatro ranhuras internas posicionadas a 0°, 90°,
180° e 270°; é aberto em ambas as extremidades e possui um sistema de encaixe que permite
o alinhamento das ranhuras internas de segmentos distintos.
Os furos para a instalação dos tubos foram executados pela empresa Contemat, tendo
seguido diretrizes executivas próprias e acompanhamento técnico de equipe da COPPE/UFRJ.
Para a execução desta etapa foi utilizado um equipamento de perfuração rotativo sobre
esteiras com um sistema de bombeamento d’água acoplado, conforme a Figura 4.7. A medida
que o equipamento avançava na perfuração do solo, o furo executado era revestido com tubo
metálico de 100 mm de diâmetro interno a fim de permitir a posterior instalação dos tubos de
inclinômetro.
109
FIG. 4.7 – Execução de furo revestido para a instalação de inclinômetro (Local: LRF).
Os tubos foram transportados em peças unitárias de 1,575 m até a área de instalação dos
inclinômetros e, neste local, foram montados módulos de 6 m, a partir da conexão de 4 peças
unitárias, visando, tão somente, a agilizar o processo de instalação tendo em vista o tempo de
cura da cola.
A Figura 4.8 apresenta a sequência de montagem, a qual tem início com a limpeza e o
lixamento (lixa 100) das superfícies que serão conectadas. Em seguida é executada a
soldagem a frio, cuja etapa consiste na aplicação de cola plástica, específica para PVC, sobre
as superfícies lixadas e posterior encaixe dos tubos. O tempo de cura da cola é de
aproximadamente 1 hora.
a)
b)
FIG. 4.8 – a) Aplicação de cola em superfície previamente lixada e limpa b) Conexão de tubos (Local:
LRF).
110
O primeiro módulo foi fechado numa das extremidades, formando o fundo do tubo de
inclinômetro. Isto permitiu o preenchimento do módulo com água a fim de facilitar a descida
de todo o conjunto até a cota de fundo, além de garantir que não houvesse entrada de material
que pudesse entupir o tubo, Figura 4.9-a. Os módulos foram, na sequência, introduzidos no
interior do revestimento metálico e conectados entre si até que fosse atingida a profundidade
de instalação. A profundidade mínima de engastamento em solo arenoso, subjacente à camada
de argila mole, foi de 3 m.
O inclinômetro foi instalado de tal forma que um dos eixos do tubo, formado por
ranhuras opostas, coincidisse com a direção onde se esperam os maiores deslocamentos.
Automaticamente, a outra direção fica posicionada perpendicularmente. Na instalação ora
descrita, considerou-se como a direção onde ocorrem os maiores deslocamentos a
perpendicular à margem da Lagoa.
Depois de atingida a cota de instalação, foram executados a retirada do revestimento
metálico e o lançamento de areia para preenchimento do espaço anelar entre o tubo de
inclinômetro e o terreno, Figura 4.9-b.
b)
a)
FIG. 4.9 – a) Preenchimento de água para facilitar a descida do tubo de inclinômetro (Local: LRF). b)
Lançamento de areia para a fixação do tubo (Local: LRF).
O inclinômetro IN-1 foi rompido a 9 m de profundidade durante o processo de
bombeamento de argamassa executado próximo ao referido instrumento. O IN-2 sofreu uma
torção, tendo em vista que o torpedo sai da ranhura durante a subida no interior do
inclinômetro, conforme será detalhado a seguir. Dos três inclinômetros instalados, o IN-3 engastado a 34 m de profundidade - é o único que está sendo monitorado. A Figura 4.10
111
ilustra o processo de injeção de argamassa a 10 m de profundidade e a cerca de 6 m de
distância do IN-1.
FIG. 4.10 – Injeção de argamassa próxima ao IN-1.
4.2.2.2 PROCEDIMENTOS DE LEITURA DOS INCLINÔMETROS
Conforme apresentado na Figura 4.11, o conjunto utilizado nas medições feitas por
equipe da COPPE/UFRJ e do IME é constituído basicamente de sonda (torpedo) de
inclinômetro Digitilt da Slope Indicator, unidade de leitura digital da Slope Indicator, cabo
elétrico de ligação do torpedo com a unidade de leitura da Slope Indicator e polia.
O cabo é marcado a cada 0,5 m, diferenciando-se os intervalos ímpares (marcação em
amarelo) dos intervalos pares (marcação em vermelho). Estas marcações servem como
referência de checagem da profundidade em que se encontra o torpedo. O cabo recebe ainda a
inscrição do comprimento correspondente, múltiplos de 5, a cada 5 m.
112
FIG. 4.11 – Conjunto de medição do inclinômetro (Local: LRF).
O princípio de medição consiste basicamente na emissão de um sinal elétrico pelo sensor
- dotado de dois servo-acelerômetros ortogonalmente dispostos - proporcional ao ângulo de
inclinação com o eixo vertical. Este sinal é recebido e armazenado pela unidade de leitura
digital.
O torpedo é colocado no tubo de inclinômetro com as rodas-guia posicionadas em
ranhuras diametralmente opostas. O sensor é conduzido até a cota de fundo do tubo de
inclinômetro pelo cabo elétrico, o qual se conecta na outra extremidade à unidade de leitura
digital. A medição é feita do fundo até o topo do tubo, na superfície do terreno.
A primeira subida, para a execução da leitura pelos eixos A0 (+) e B0 (+), é feita com as
rodas-guia da posição elevada dispostas segundo o sentido esperado de maior movimentação
do terreno, Figura 4.12. A cada 0,5 m interrompe-se a subida do torpedo e, após a
estabilização do sensor, indicada por sinal sonoro emitido pela unidade de leitura, registra-se
a leitura correspondente.
A segunda subida, para a execução da leitura pelos eixos A180 (–) e B180 (–), é realizada
invertendo-se o sensor em 180º, ou seja, as rodas-guia da posição elevada agora ficam
dispostas segundo o sentido contrário ao esperado de maior movimentação do terreno.
113
FIG. 4.12 – Plano de orientação do torpedo no tubo de inclinômetro.
Os dados são armazenados na unidade de leitura digital e, posteriormente, tratados com o
uso do software DigiPro, versão para Windows, da Slope Indicator. Maiores detalhes acerca
do procedimento de cálculo para a obtenção dos deslocamentos horizontais são apresentados
em OLIVEIRA (1999) e SLOPE INDICATOR (2011).
4.2.3
PERFILÔMETROS
Foram instalados dois perfilômetros (PF-1 e PF-2) na área 3, entre os dias 12 e
14/12/2011, visando a medir os deslocamentos verticais contínuos ao longo da seção do
terreno após a execução da técnica de CPR.
O posicionamento dos perfilômetros foi estabelecido de modo a atender o critério de
proximidade com furos de sondagem executados e de forma que atravessassem a área 3,
ficando dispostos com uma extremidade junto à Lagoa e a outra mais próxima à Av. Epitácio
Pessoa. Buscou-se, ainda, posicioná-los próximos aos inclinômetros previamente instalados,
com vistas a correlacionar deslocamentos verticais e horizontais. O PF-1 apresenta um
comprimento total de 50 m e o PF-2 de 61 m.
114
4.2.3.1 INSTALAÇÃO DOS PERFILÔMETROS
A instalação dos perfilômetros foi conduzida pela equipe da Engegraut após a conclusão
do tratamento da área com CPR. Inicialmente foram abertas duas valas por meio de
retroescavadeira, com cerca de 0,45 m de profundidade. Na sequência, uma camada de areia
foi lançada a fim de regularizar o fundo das valas.
Os materiais utilizados e o processo de conexão dos tubos são os mesmos empregados
por ocasião da instalação dos inclinômetros. Durante o encaixe dos tubos, um cabo-guia era
passado por dentro da linha de tubos em formação. Este cabo, que fica permanentemente
alojado no interior do perfilômetro, tem a função de conduzir o sensor de uma extremidade a
outra do inclinômetro horizontal.
A instalação dos perfilômetros foi concluída com o reaterro das valas. Alguns dias
depois, foram construídas quatro caixas de inspeção feitas com blocos de concreto nas
extremidades das linhas. A finalidade foi proteger os perfilômetros da ação dos equipamentos
de terraplenagem durante a execução do aterro e, posteriormente, contra a ação de vândalos.
4.2.3.2 PROCEDIMENTOS DE LEITURA DOS PERFILÔMETROS
O conjunto de medição utilizado pela equipe da COPPE/UFRJ para a execução das
medições é composto de sonda (torpedo) de inclinômetro horizontal Digitilt da Slope
Indicator, unidade de leitura digital da Slope Indicator e cabo elétrico de ligação do torpedo
com a unidade de leitura da Slope Indicator. A unidade de leitura e o cabo elétrico são os
mesmos utilizados na medição do inclinômetro.
O perfilômetro e o inclinômetro são governados pelo mesmo princípio de medição.
Porém, ao contrário do inclinômetro vertical, no perfilômetro a medição é feita segundo um
eixo apenas, a vertical perpendicular à superfície do terreno.
A Figura 4.13 apresenta a composição do conjunto de medição do perfilômetro com o
detalhe do plano de orientação do torpedo no tubo.
115
FIG. 4.13 – Plano de orientação do torpedo no tubo de perfilômetro.
Inicialmente é feita a medição em A0, condição em que o cabo elétrico é plugado ao
conector 2 da sonda. O torpedo é conduzido pelo cabo-guia até a extremidade oposta a da
unidade de leitura e, a partir de então, em intervalos de 0,5 m ou a cada 1,0 m, são realizadas
as leituras correspondentes, até que o torpedo atravesse toda a extensão do perfilômetro e
chegue à extremidade onde se encontra a unidade de leitura.
A medição em A180 é feita com o cabo elétrico plugado ao conector 1 do torpedo, o que
equivale a um giro de 180º do equipamento. O sensor é conduzido até a extremidade oposta e
tem-se início a uma nova rodada de leituras.
Os dados armazenados na unidade de leitura são processados através do software
DigiPro. Maiores informações sobre o procedimento de cálculo para a obtenção dos
deslocamentos verticais são apresentados em SLOPE INDICATOR (2006).
4.2.4
PERFILÔMETRO INSTRUMENTADO COM FIBRA ÓPTICA
Na sequência são descritos os procedimentos que foram empregados na instrumentação
do perfilômetro de 61 m. São apresentados os materiais utilizados, as etapas envolvidas no
116
processo de instalação das fibras ópticas e dos sensores no tubo do perfilômetro, o sistema de
aquisição de dados e os principais problemas enfrentados para a manutenção da
instrumentação durante a execução da obra.
4.2.4.1 MATERIAIS EMPREGADOS
O tubo de PVC ranhurado e o material de fixação/proteção das redes de Bragg ao tubo
foram submetidos a testes em laboratório a fim de verificar a compatibilidade destes materiais
quando em trabalho conjunto.
O material de fixação/proteção das redes de Bragg ao tubo de PVC deve apresentar como
características básicas: flexibilidade, de modo que a cola se deforme solidariamente à rede;
aderência ao tubo, garantindo com isto a restrição ao deslocamento da rede; rápida cura e
resistência às variações de temperatura e umidade e à abrasão.
O material de fixação/proteção, constituído de uma cola a base de acrilato, foi aplicado
em uma amostra do tubo de PVC, conforme pode ser observado na Figura 4.14. O conjunto
foi levado à estufa e submetido a temperaturas crescentes, alcançando cerca de 150 °C.
FIG. 4.14 – Teste da cola em amostra do tubo de PVC (Local: PUC).
117
O que se observou do teste de compatibilidade de materiais realizado em laboratório foi
uma perfeita aderência entre o tubo de PVC e as redes de Bragg gravadas na fibra óptica.
Porém, devido ao lento processo de cura, constatou-se que a aplicação deste tipo de material
de fixação em campo tornaria lento o processo executivo de instalação da fibra óptica no tubo
do perfilômetro.
Optou-se pelo uso de um adesivo selante a base de polímero, o qual pode ser aplicado
com uma pistola de alumínio, própria para aplicação de produtos acondicionados em tubo. O
que tornaria o processo executivo mais rápido, atendendo aos prazos da obra.
O novo material testado apresentou boa aderência ao tubo plástico, além do rápido tempo
de cura e formação de uma estrutura rígida o suficiente para proteger as redes de Bragg contra
a ação de choque e/ou abrasão e também flexível, na medida adequada, para permitir que a
rede se deforme conjuntamente com o tubo.
Paralelamente testou-se a capacidade de o tubo promover resposta que pudesse ser
medida. A deformação do material do qual é feito o tubo deveria ser passível de medição
através de sensores de fibra óptica nele instalados. A amostra de tubo instrumentada,
conforme a Figura 4.14, foi submetida a variados esforços cuja deformação resultante pôde
ser medida por meio de um equipamento de leitura óptica.
O resultado satisfatório obtido do experimento em laboratório com a amostra do tubo
instrumentada com fibra óptica demonstrou a possibilidade da utilização prática deste tipo de
instrumentação em obra de Engenharia.
Assim sendo, planejou-se a instrumentação da linha de perfilômetro de 61 m de
comprimento com fibra óptica. Para tanto, foi estabelecida a implantação de treze redes de
Bragg ao longo do perfilômetro, as quais atuariam como sensores. No presente trabalho as
redes são denominadas pela sigla FBG seguida de uma numeração de 1 a 13.
As redes de Bragg foram produzidas no Laboratório de Sensores a Fibra Óptica, na PUCRJ. O processo de gravação das redes na fibra óptica foi feito através da técnica de máscara de
fase. Maiores detalhes acerca desta técnica podem ser conferidos em ALLIL (2010).
A Figura 4.15 apresenta o espectro obtido para os sensores. O comprimento de onda das
redes varia na faixa de 1521 a 1576 nm.
118
FIG. 4.15 – Espectro das redes de Bragg.
A Tabela 4.1 apresenta os valores do comprimento de onda de cada uma das redes
produzidas.
TAB. 4.1 – Comprimento de onda das redes de Bragg.
Sensor
Comprimento de onda (nm)
FBG 1
1521,31
FBG 2
1531,51
FBG 3
1537,10
FBG 4
1543,74
FBG 5
1549,89
FBG 6
1521,97
FBG 7
1521,13
FBG 8
1531,94
FBG 9
1543,98
FBG 10
1554,67
FBG 11
1559,50
FBG 12
1565,29
FBG 13
1576,56
119
4.2.4.2 INSTALAÇÃO DAS REDES DE BRAGG
Nos dias 13 e 14/12/2011 foram realizados os trabalhos de campo para a instalação de
fibra óptica ao longo do perfilômetro de 61 m, a qual foi executada por equipe da PUC/RJ.
O planejamento foi concebido de modo que cada sensor fosse devidamente posicionado
nos tubos do perfilômetro. Desta forma, cada um dos tubos componentes do perfilômetro,
cujo comprimento unitário é 1,575 m, foram numerados para facilitar o posicionamento e
fixação das redes de Bragg.
A Tabela 4.2 apresenta a localização das redes de Bragg em relação ao início do tubo
unitário e relativamente a extremidade inicial da linha do perfilômetro, formada a partir da
conexão dos tubos unitários.
TAB. 4.2 – Localização das redes de Bragg no perfilômetro.
Sensor
Tubo unitário associado Localização no tubo (m) Localização no perfilômetro (m)
FBG 1
1
0,21
0,21
FBG 2
3
1,00
4,14
FBG 3
6
0,20
8,05
FBG 4
8
1,00
11,99
FBG 5
11
0,20
15,90
FBG 6
6
0,20
8,05
FBG 7
18
0,15
26,84
FBG 8
21
1,45
32,85
FBG 9
25
0,78
38,46
FBG 10
27
1,17
41,20
FBG 11
29
1,47
44,64
FBG 12
31
1,17
47,48
FBG 13
33
1,17
50,62
As redes de Bragg foram posicionadas na geratriz superior do perfilômetro, a exceção da
rede FBG 6 que foi posicionada na lateral. Esta rede, associada a temperatura, tem por função
corrigir os valores de deformação medidos, uma vez que a temperatura influencia nos valores
da grandeza medida.
120
Dado que a linha de perfilômetro apresenta elevada extensão, 61 m, uma vez que a última
rede foi alocada a 50,62 m da extremidade inicial do perfilômetro, por questões de segurança,
em vez de utilizar um único canal físico para a disposição das redes, optou-se por dispô-las
em três canais, ou seja, três linhas de fibra óptica distintas.
A distribuição das redes nos canais ficou da seguinte forma:
•
Canal 1: FBG 1 a FBG 5, com a fibra óptica instalada na geratriz superior do
perfilômetro;
•
Canal 2: FBG 6, cuja fibra óptica foi disposta na lateral do perfilômetro.
•
Canal 3: FBG 7 a FBG 13; fibra posicionada na geratriz superior.
A implantação das fibras ópticas foi concebida para que as leituras dos canais sejam
realizadas a partir de um único ponto de acesso, localizado na extremidade do perfilômetro
posicionada mais próxima à Avenida Epitácio Pessoa.
Os procedimentos operacionais de instalação da fibra óptica no perfilômetro estão
descritos na sequência:
a) Clivagem da fibra óptica
Consiste no corte da extremidade da fibra num ângulo de 90°, de modo que as faces das
fibras fiquem paralelas e possam, desta forma, ser emendadas. A operação é realizada através
de um equipamento, denominado clivador, que faz um risco na fibra, análogo ao corte de um
vidro. Nesta etapa, as 13 fibras contendo as redes de Bragg foram clivadas, conforme
ilustrado na Figura 4.16, para que em seguida pudessem ser emendadas à fibra principal.
FIG. 4.16 – Clivagem da fibra óptica (Local: LRF).
121
b) Emenda da fibra óptica
É o processo por meio do qual dois segmentos de fibra, devidamente alinhados, são
fundidos entre si a elevadas temperaturas produzidas através de descarga elétrica emitida pelo
equipamento de emenda. Nesta etapa as fibras contendo as redes de Bragg foram emendadas à
fibra principal, Figura 4.17.
FIG. 4.17 – Emenda da fibra óptica (Local: LRF).
c) Preparação do tubo de PVC
Consiste na limpeza da superfície do tubo com álcool para que a fibra possa ser fixada,
Figura 4.18.
FIG. 4.18 – Detalhe da superfície do tubo limpa e localização de redes de Bragg posicionadas entre os
pontos escuros impressos na fibra óptica (Local: LRF).
122
d) Fixação e proteção da rede de Bragg
Consiste na aplicação de cola a base de cianoacrilato para fixação, Figura 4.19-a, e, em
seguida, adesivo selante polimérico que, além de promover a fixação, protege a rede, Figura
4.19-b.
a)
b)
FIG. 4.19 – a) Aplicação de cola (Local: LRF). b) Adesivo selante aplicado (Local: LRF).
e) Fixação e proteção da fibra óptica
Uma fita adesiva de elevada resistência, com reforço de filamentos de vidro, foi utilizada
na fixação de todo o cabeamento óptico, Figura 4.20-a. A fim de minimizar os riscos à
integridade da fibra óptica, o reaterro da vala foi feito parcialmente com areia até o
recobrimento total do conjunto e completado com solo sem pedregulho, Figura 4.20-b.
a)
b)
FIG. 4.20 – a) Cabeamento óptico fixado com fita filamentosa. b) Reaterro da vala (Local: LRF).
123
f) Teste dos sensores
A fim de verificar e sanar eventuais problemas na fibra óptica decorrentes do processo de
instalação, o teste dos sensores era realizado a medida que as redes eram instaladas no
perfilômetro. Este teste consistiu na verificação e análise dos sinais emitidos pelos sensores
ópticos por meio de um analisador de espectro óptico denominado Braggmeter, Figura 4.21.
FIG. 4.21 – a) Monitoramento dos sensores através do interrogador óptico Braggmeter (Local: LRF).
Todos os sensores foram testados e estavam em conformidade, ou seja, proveram
respostas quando da aquisição de sinais pelo interrogador óptico (sistema de aquisição de
dados). No entanto, as redes FBG-3, FBG-4 e FBG-5 foram danificadas quando do reaterro da
vala. Inicialmente estes sensores sofreram processo de atenuação e, posteriormente, a perda
total de potência de sinal óptico.
Adicionalmente à instrumentação do perfilômetro, foi instalada uma fibra óptica no
interior de um conduíte colocado ao lado do tubo de PVC, Figura 4.22. A finalidade desta
fibra é realizar o monitoramento de temperatura na região do entorno do perfilômetro.
124
FIG. 4.22 – Conduíte com fibra óptica alojada (Local: LRF).
4.2.4.3 MONITORAMENTO
As leituras da instrumentação óptica são realizadas a partir da extremidade do
perfilômetro mais próxima à Avenida. Neste ponto foi construída uma estrutura, caixa de
inspeção, que permitisse o acesso ao tubo para a realização das leituras ópticas.
As caixas de inspeção, localizadas nos terminais do perfilômetro, foram construídas com
blocos de concreto, conforme detalhe da Figura 4.23. Além de permitir o acesso para a
realização da leitura, tem por função proteger o tubo, o cabeamento óptico e os conectores
contra vandalismo.
O aparato de monitoramento para a leitura da instrumentação óptica, apresentado na
Figura 4.23, consiste de interrogador óptico do IME da marca Micron Optics sm230-800,
computador portátil e gerador de energia elétrica.
125
FIG. 4.23 – Vista da caixa de inspeção e aparato de monitoramento (Local: LRF).
A Figura 4.24 apresenta um detalhamento do sistema de aquisição de sinais ópticos a
partir de três canais, composta de um computador portátil e a leitora óptica do IME.
FIG. 4.24 – Detalhe do sistema de aquisição de dados (Local: LRF).
126
Inicialmente é feita uma limpeza com álcool isopropílico na ponta dos conectores e no
interior dos canais do interrogador óptico que receberão as fibras ópticas. Logo após, as fibras
são conectadas aos canais do equipamento por meio dos conectores. Em seguida, um cabo de
rede é conectado ao interrogador e ao computador portátil. Como o equipamento não tem
bateria, é necessário um gerador de energia elétrica para ligá-lo e mantê-lo em funcionamento.
A aquisição de dados é feita através do software ENLIGHT, da empresa Micron Optics.
As redes são automaticamente reconhecidas dentro dos seus respectivos canais, na aba
Acquisition, quando o programa é acessado, Figura 4.25.
O intervalo de processamento das leituras dos sensores é estabelecido pelo usuário e as
medições geradas são dadas pelo comprimento de onda medido com o tempo para cada
sensor.
As informações podem ser salvas em intervalos pré-estabelecidos e ficam armazenadas
na pasta de dados criada pelo programa em um arquivo com extensão txt.
FIG. 4.25 – Reconhecimento das redes na aba Acquisition do software.
A Figura 4.26 apresenta o registro pelo software, na aba Charts, da variação do
comprimento de onda dos sensores FBG 1, 2, 6, 9, 10, 11 e 12 quando da ação dinâmica de
127
um rolo compactador liso vibrando ao longo do alinhamento do perfilômetro no período das
10:37 às 10:52 h do dia 26 de janeiro de 2012.
a)
b)
FIG. 4.26 – a) Compactação do aterro sobre o perfilômetro (Local: LRF). b) Registro dos sensores.
A Tabela 4.3 apresenta a média dos comprimentos de onda (nm), extraídas dos arquivos
txt, registradas pelos sensores FBG 1, 2, 6, 9, 10, 11 e 12 às 10:34, 10:42 e 11:09 h, ou seja,
antes, durante e após a ação vibratória do rolo compactador, respectivamente.
TAB. 4.3 – Registro da média dos comprimentos de onda antes, durante e após a compactação.
Sensor
Comprimento de onda (nm)
10:34
10:42
11:09
FBG 1
1521,67
1521,73
1521,68
FBG 2
1531,61
1531,54
1531,54
FBG 6
1521,02
1521,04
1521,09
FBG 9
1544,08
1544,18
1544,17
FBG 10
1555,29
1555,35
1555,34
FBG 11
1558,99
1558,92
1558,95
FBG 12
1565,46
1565,72
1565,69
O processo de monitoramento é complementado com a medição de temperatura ao longo
da fibra óptica. O registro contínuo de temperatura na extensão da fibra é feito através de um
equipamento denominado DTS, sigla em inglês para sistema óptico de medição de
temperatura distribuída. A Figura 4.27 apresenta a medição de temperatura realizada pelo
128
DTS, a cada metro, ao longo de 53 m da fibra óptica posicionada junto ao perfilômetro,
realizada em 26/1/12. A temperatura média registrada foi de 25,4 ºC.
28
27,5
27
26,5
26
25,5
25
24,5
24
23,5
23
0
10
20
30
40
50
60
FIG. 4.27 – Registro de temperatura ao longo da fibra óptica, em 26/1/12 (Local: LRF).
4.2.4.4 INTERVENÇÕES REALIZADAS DURANTE A OBRA
No dia 14/01/2012, durante a execução do aterro, o canal 3 deixou de registrar as leituras
dos sete sensores nele distribuídos. Constatou-se que a fibra óptica associada a este canal
estava quebrada ou dobrada.
Com o intuito de recuperá-la, foi realizada a inspeção para verificar o ponto exato na
fibra onde estaria ocorrendo a falha. Assim, com o uso do equipamento OTDR, sigla em
inglês para refletômetro óptico no domínio do tempo, foi possível localizar o ponto de falha.
O princípio de funcionamento do OTDR, Figura 4.28, consiste na transmissão de um
pulso elétrico, de amplitude e duração conhecidas, de uma extremidade do cabo. Se houver
qualquer mudança na impedância característica do cabo, haverá reflexões do pulso
transmitido. Deste modo o equipamento consegue mostrar a localização precisa do problema
existente.
129
Pôde-se constatar que uma falha na fibra óptica em questão estava ocorrendo a 14 m de
distância em relação à extremidade de monitoramento do perfilômetro.
b)
a)
FIG. 4.28 – a) Análise de transmissão da fibra óptica com OTDR (Local: LRF). b) Detalhe do OTDR.
Na tentativa de recuperação dos sensores, foi planejada a execução de uma emenda na
fibra óptica no ponto de localização da última rede de Bragg, FBG 13, a 50,6 m de distância
do ponto de monitoramento.
O serviço foi iniciado com a escavação para localizar a rede FBG 13. Na sequência foi
feita a emenda da fibra óptica, associada ao canal 3, a um novo segmento de fibra no ponto de
instalação da rede FBG 13, que teve de ser eliminada para a execução da emenda. A Figura
4.29 ilustra o local da emenda.
FIG. 4.29 – Emenda da fibra óptica no ponto de instalação da FBG 13 (Local: LRF).
130
Verificou-se através da extremidade do novo segmento de fibra conectado ao Braggmeter
que os sensores FBG 7 e FBG 8 não estavam emitindo sinal. O que levou a conclusão de que
teria ocorrido um outro ponto de quebra da fibra entre as redes FBG 8 e FBG 9.
O novo segmento de fibra óptica foi então alojado no interior de um conduíte e
conduzido dentro da vala, previamente escavada, até a caixa de inspeção no ponto de
monitoramento, Figura 4.30-a.
No dia 11/04/2012, o tubo do perfilômetro localizado a 28,5 m do ponto de
monitoramento foi rompido por retroescavadeira que realizava escavação nas proximidades
da instrumentação e, consequentemente, a fibra foi igualmente danificada. Procedeu-se à
restituição da integridade estrutural do perfilômetro com a conexão de novo segmento de tubo
e a emenda da fibra óptica por processo de fusão, Figura 4.30-b.
No dia 09/05/2012, nova intervenção foi necessária em virtude do rompimento da fibra
alojada no conduíte durante escavações realizadas para a construção de quadra poliesportiva.
Mais uma vez foi utilizado o processo de fusão na emenda da fibra óptica.
Encontram-se ativos os sensores FBG 1, 2, 9, 10, 11 e 12.
a)
b)
FIG. 4.30 – a) Novo segmento de fibra óptica instalado. b) Emenda da fibra nas proximidades do
segmento de perfilômetro recuperado.
131
4.2.5
PIEZÔMETROS
Piezômetros são instrumentos utilizados para a medição de poropressões, em
profundidade, na camada de solo.
Dentre os tipos de piezômetros existentes, os elétricos de corda vibrante têm como
principal vantagem a resposta imediata a variações de poropressões em solos de baixa
permeabilidade e, portanto, constitui-se num instrumento bastante apropriado para
acompanhar a dissipação de poropressão em solos moles. A leitura é realizada através de uma
unidade leitora portátil ou pode ser conectado a um datalogger. Através de uma equação de
calibração transforma-se a grandeza medida, frequência, em pressão.
Os piezômetros elétricos de corda vibrante empregados no Parque do Cantagalo são do
tipo push-in-point (instalados por cravação direta), têm aproximadamente 33 mm de diâmetro
e 26 cm de comprimento, possuem ponta cônica e filtro posicionado acima da base do cone. A
calibração dos piezômetros foi realizada no Laboratório de Geotecnia da COPPE.
Para a instalação de cada piezômetro na camada de solo mole foi realizado pré-furo com
equipamento mecânico de perfuração, para ultrapassar a camada resistente de aterro, e
instalada camisa metálica de 2” de diâmetro até as proximidades da cota de instalação do
piezômetro na camada de argila.
Na etapa seguinte, a camisa metálica foi preenchida com água até que fosse estabelecido
nível d’água constante no topo do tubo. Os piezômetros, mantidos saturados em água, eram
conectados por meio de hastes metálicas de diâmetro compatível ao do equipamento e
cravados manualmente cerca de 1 m até a profundidade de monitoramento. A Figura 4.31
ilustra o processo de instalação e detalhe do piezômetro.
As leituras dos piezômetros elétricos de corda vibrante instalados no Parque do Cantagalo
foram realizadas com unidade portátil da marca Geokon.
132
b)
a)
c)
FIG. 4.31 – a) Manutenção da saturação. b) Instalação do piezômetro. c) Detalhe do piezômetro
elétrico de corda vibrante (Local: LRF).
Os piezômetros elétricos de corda vibrante foram instalados a cerca de 10 m de
profundidade nas ilhas 3 e 4, próximo ao nível de formação do primeiro bulbo das colunas de
compressão C1, C2 e C3, Figura 4.32-a. Nestas ilhas foram monitoradas as poropressões
geradas durante a formação das três colunas de compressão, tendo no centro da malha
triangular de colunas e geodrenos o piezômetro instalado, conforme ilustrado na Figura 4.32b.
a)
b)
FIG. 4.32 – a) Localização das ilhas 3 e 4 com a disposição da malha de geodrenos e colunas de
compressão. b) Monitoramento das poropressões geradas durante a formação das colunas na ilha 3.
133
O piezômetro de tubo aberto ou Casagrande é o mais simples instrumento de medição de
poropressão. Piezômetros deste tipo foram instalados ao final da obra na ilha 2 (PZ-3) e na
ilha 4 (PZ-2).
Os piezômetros de tubo aberto foram construídos com tubos de PVC de 60 mm de
diâmetro e 1,5 m de comprimento, Figura 4.33-a. O corpo do piezômetro é perfurado,
preenchido com areia grossa e protegido com uma camisa de geotêxtil costurada e presa
firmemente ao tubo. Por meio de redução, o corpo do piezômetro é conectado a um tubo de
PVC de 6,3 mm de diâmetro que se prolonga da cota de instalação do piezômetro, no solo
mole, até a superfície do terreno.
Medidores de nível d’água foram instalados próximos aos piezômetros Casagrande. Estes
dispositivos foram feitos com tubos de PVC de 6,3 mm de diâmetro, perfurados e instalados
na camada de aterro abaixo do NA.
O monitoramento da poropressão é realizado com base nas leituras do nível da água no
interior do tubo do piezômetro e do medidor de NA. A leitura do NA é feita através de uma
corda de nylon com bolas de isopor instaladas e com peso na ponta, Figura 4.33-b. Com uma
trena mede-se o comprimento da corda correspondente à distância do ponto de flutuação do
isopor na superfície do NA até o ponto da corda imediatamente fora do aterro.
b)
a)
FIG. 4.33 – a) Medidor de NA à esquerda e piezômetro Casagrande ao centro. b) Dispositivo de
medição de NA (Local: LRF).
134
4.3 CONCLUSÕES PARCIAIS
A área total de aplicação do CPR no Parque do Cantagalo foi subdividida em três áreas,
denominadas áreas 1, 2 e 3, conforme a ordem de execução dos trabalhos. A instrumentação
foi concentrada na área 3, última a ser tratada. Este local representa 42% da área total tratada
e onde são encontradas as camadas mais espessas de solo mole.
O tratamento foi realizado com a instalação de geodrenos até 15 m de profundidade e
formação das colunas iniciando entre 9 e 10 m de profundidade e terminando entre 2 e 4 m
abaixo do nível do terreno. Isto significa, aproximadamente, que apenas a primeira metade da
camada de argila está na região de influência direta do tratamento.
Verificou-se no capítulo 3 que toda a camada de argila está subadensada. Portanto,
haveria necessidade de instalação de geodrenos e execução de colunas até o final da camada
de argila.
O conjunto de instrumentos implantados é constituído de 3 inclinômetros, 15 placas de
recalque, 2 perfilômetros e 3 piezômetros (1 elétrico de corda vibrante e 2 de tubo aberto ou
Casagrande). A finalidade ao se estabelecer o plano de instrumentação foi medir os
deslocamentos verticais e horizontais e as poropressões, durante, quando possível, e após a
aplicação do CPR.
Um perfilômetro foi instrumentado com sensores de fibra óptica (redes de Bragg) no
intuito de avaliar sua aplicação no monitoramento de deslocamentos verticais.
A Tabela 8.2, no Apêndice 3, apresenta o cronograma de execução das atividades
desenvolvidas no estudo durante os anos de 2011 e 2012.
135
5
RESULTADOS
Neste capítulo são apresentados, inicialmente, os resultados dos ensaios de laboratório
realizados para a caracterização da argamassa utilizada nas colunas do tratamento com CPR.
Na sequência, são apresentados os resultados de ensaios de campo executados antes e após o
tratamento da área de estudo no Parque do Cantagalo.
Um experimento de laboratório utilizando perfilômetro instrumentado com fibra óptica
auxiliou a análise e interpretação dos dados de campo. Este dispositivo é apresentado e, em
seguida, são analisados os dados do perfilômetro com fibra óptica instalado em campo.
Por fim, são apresentados os resultados e a análise da instrumentação convencional de
campo implantada na área de tratamento.
5.1 CARACTERIZAÇÃO DO MATERIAL DAS COLUNAS DE CPR
A fim de conhecer melhor o material do qual são executadas as colunas de CPR, foram
realizados ensaios no Laboratório de Materiais de Construção e Concreto, da Seção de
Engenharia de Fortificação e Construção do IME, visando à caracterização mecânica deste
material.
Foram moldados 10 corpos-de-prova cilíndricos 15 x 30 cm da argamassa utilizada nas
operações de execução das colunas de compressão no Parque do Cantagalo. 4 amostras foram
coletadas no dia 5/12/11, aqui denominadas com a sigla CP-1, e as outras 6 amostras, CP-2,
no dia 7/12/11.
Os corpos-de-prova dos lotes CP-1 e CP-2 foram mantidos em ambiente de laboratório e,
aos 301 e 299 dias de idade, respectivamente, foram submetidos a ensaios para a
caracterização do material das colunas.
Na primeira etapa de ensaios foram executados ensaios não destrutivos, ultrassom e
esclerometria, e ensaio destrutivo, compressão, em 5 corpos-de-prova (CP-2A, CP-2B, CP2C, CP-2E e CP-2F). Na segunda etapa os outros 5 corpos-de-prova (CP-1A, CP-1B, CP-1C,
CP-1D e CP-2D) foram instrumentados com extensômetros elétricos de resistência e
submetidos a ensaio para a determinação do módulo estático de elasticidade a partir das
curvas tensão-deformação.
136
Por meio do ensaio de emissão de pulso elétrico de baixa frequência ultrassônica, NBR
15630 (ABNT, 2008), foi estimado o módulo de elasticidade dinâmico do material. Foi
utilizado o aparelho modelo Tico da marca Proceq, com transdutores de 54 kHz, e método
direto de leitura, na qual os dois transdutores são posicionados segundo o mesmo
alinhamento, Figura 5.1.
b)
a)
FIG. 5.1 – a) Detalhe do equipamento de ultrassom. b) Execução do ensaio de ultrassom (Local:
IME).
A norma NBR 15630 (ABNT, 2008), para argamassas, adotou o mesmo critério de
cálculo do módulo de elasticidade dinâmico do concreto da norma britânica BS 1881-203
(BSI, 1986), de acordo com a equação seguinte:
Ed
V 2 (1 )(1 2 )
(1 )
EQ. 5.1
onde Ed é o módulo de elasticidade dinâmico, ρ é a densidade do corpo-de-prova, V é a
velocidade de pulso e ν é o coeficiente de Poisson (adotado o valor de 0,2, de acordo com
recomendação da norma brasileira).
Através do ensaio de esclerometria, NBR 7584 (ABNT, 1995), foi possível estimar a
resistência do material nos pontos de impacto da massa metálica do esclerômetro com os
corpos-de-prova. Para a execução do ensaio, ilustrado na Figura 5.2, foi usado o aparelho
modelo W-D-500 da marca NDT James.
137
FIG. 5.2 – Execução do ensaio de esclerometria (Local: IME).
Cada corpo-de-prova foi submetido a 18 impactos, distribuídos segundo os vértices,
centro e pontos médios dos lados de um quadrado imaginário locado à frente e à retaguarda
do corpo-de-prova. Através da correlação do índice esclerométrico, valor obtido da leitura do
equipamento, com o ângulo de impacto, 0º para o ensaio, pôde-se estimar os valores médios
de resistência dos corpos-de-prova nos pontos de impacto.
Na sequência, os corpos-de-prova submetidos aos ensaios não destrutivos foram também
submetidos ao ensaio de compressão para avaliação da carga de ruptura do material.
Para a segunda etapa de ensaios, cada amostra restante foi instrumentada com 2 strain
gages diametralmente opostos e colados longitudinalmente na superfície lateral do corpo-deprova. A finalidade da instalação deste tipo de instrumentação foi medir as deformações
sofridas pelo corpo-de-prova até a ruptura.
O sistema de aquisição de dados utilizado foi o equipamento da marca Vishay modelo
P3. Os strain gages foram conectados aos canais do equipamento com a configuração de um
quarto de ponte.
A Figura 5.3 apresenta o esquema de instrumentação e aquisição de dados do ensaio para
a determinação das curvas tensão-deformação das amostras e o detalhe do corpo-de-prova
rompido segundo uma ruptura do tipo colunar.
138
b)
a)
FIG. 5.3 – a) Ensaio para determinação das curvas tensão-deformação. b) Detalhe do corpo-de-prova
rompido (Local: IME).
A Figura 5.4 apresenta as curvas tensão (MPa) versus deformação (0/00) dos corpos-deprova da segunda etapa de ensaios.
FIG. 5.4 – Gráfico tensão (MPa) versus deformação (0/00).
139
A partir destas curvas tensão versus deformação foi possível estabelecer os valores do
módulo estático de elasticidade do material. No presente estudo foi calculado o módulo
tangente, o qual foi obtido entre a origem e a tensão correspondente a 1/3 da tensão de ruptura
(VELLOSO e LOPES, 2002).
A Tabela 5.1 apresenta os resultados de peso específico aparente (γ), módulo tangente de
elasticidade (Et) obtido a partir da análise das curvas tensão x deformação, módulo de
elasticidade dinâmico (Ed), resistência à compressão obtido através do ensaio de esclerometria
(fc esclero.) e através do ensaio de compressão da primeira e segunda etapas (fc comp.).
TAB. 5.1 – Resultados dos ensaios destrutivos e não destrutivos.
Corpo-de-prova γ (kN/m³) Et (GPa) Ed (GPa) fc esclero. (MPa) fc comp. (MPa)
CP-1A
17,4
5,6
–
–
4,8
CP-1B
17,7
8,2
–
–
5,1
CP-1C
17,8
5,5
–
–
6,1
CP-1D
17,9
7,3
–
–
5,9
CP-2A
16,9
–
8,3
5,7
5,2
CP-2B
17,9
–
11,6
5,7
6,4
CP-2C
17,2
–
2,3
6,8
5,6
CP-2D
18,1
6,4
–
–
6,5
CP-2E
17,6
–
9,9
5,7
6,4
CP-2F
17,2
–
8,7
5,7
4,3
O peso específico aparente do material apresenta um valor médio igual a 17,6 kN/m³.
O módulo estático de elasticidade, calculado com base no módulo tangente, é igual a
6,6±1,2 GPa.
O módulo de elasticidade dinâmico estabelecido no ensaio de ultrassom é de 9,6±1,5
GPa. O corpo-de-prova CP-2C apresentou um valor cerca de 76% abaixo do valor médio dos
demais resultados. Isto se deve, possivelmente, a uma maior quantidade de vazios presentes
na amostra por ocasião do adensamento, durante a moldagem do corpo-de-prova.
A resistência à compressão determinada a partir do ensaio de esclerometria, 5,9±0,5 MPa,
mostra-se compatível com o resultado determinado através do ensaio de resistência à
compressão, 5,6±0,8 MPa.
140
5.2 ENSAIOS DE CAMPO REALIZADOS ANTES E APÓS O TRATAMENTO
Ensaios pressiométricos têm sido frequentemente executados para a avaliação de
desempenho da técnica de CPR, através da comparação dos resultados de resistência ao
cisalhamento não drenada (Su) e de módulo de deformação longitudinal (E), antes e após o
tratamento do solo.
Para a avaliação do tratamento no Parque do Cantagalo, entretanto, foi utilizado o ensaio
de piezocone, pois se trata de um ensaio de campo amplamente divulgado e empregado no
meio técnico nacional e internacional. A avaliação foi feita com base em ensaios realizados
nas ilhas 3 e 4, área 3, antes da aplicação de CPR (2011) e após o tratamento (2012).
A Figura 5.5 apresenta os perfis comparativos da resistência de ponta do cone corrigida
(qt) para as condições pré e pós-tratamento com CPR. O valor de qt pode ser diretamente
associado, por meio de correlações, a grandezas como resistência ao cisalhamento não
drenada (Su) e módulo cisalhante (G0), este relacionado à rigidez do material.
FIG. 5.5 – Perfis de qt antes e após aplicação de CPR nas ilhas 3 e 4.
141
Entre 8 e 10 m de profundidade, nos dois ensaios realizados em 2012, observa-se um pico
de resistência gerado pela expulsão de uma proteção instalada na ponta do revestimento para
evitar a entrada de material dentro do tubo metálico e com isto impedir o avanço do cone.
A análise geral dos perfis, a cada metro de profundidade, revela que na ilha 3 há uma
redução média de resistência de ponta de 279 kPa do ensaio de 2011 para o de 2012, enquanto
que na ilha 4 esta redução é de 63 kPa.
5.3 ANÁLISE DO PERFILÔMETRO COM FIBRA ÓPTICA
Foi realizado no laboratório do IME ensaio de flexão de perfilômetro instrumentado com
fibra óptica contendo 4 redes de Bragg (FBG), utilizados na determinação de deformações, e
5 flexímetros (Flex), empregados para a medição de deslocamentos. Este ensaio teve por
objetivo avaliar o comportamento do perfilômetro em termos de deformação, deslocamento
vertical e variação angular quando da aplicação de sucessivos deslocamentos da extremidade
livre do tubo, o mesmo utilizado na instrumentação de campo no Parque do Cantagalo.
A Figura 5.6 apresenta a estrutura do perfilômetro utilizado no ensaio, segundo o modelo
de uma viga de 2,57 m de comprimento, com uma extremidade engastada e a outra livre.
Ilustra-se no esquema estrutural a indicação da localização das redes de Bragg espaçadas a
cada 0,50 m a partir da extremidade livre e instaladas longitudinalmente na geratriz superior
do tubo e a localização dos flexímetros, espaçados de 0,25 m em relação às redes de Bragg.
FIG. 5.6 – Estrutura da viga utilizada no ensaio de laboratório do perfilômetro com FBG (Local:
IME).
142
A teoria da Mecânica dos Sólidos estabelece que as deformações decorrentes de flexões
em vigas sob a condição de flexão pura (momento fletor M constante), conforme o segmento
de viga representado na Figura 5.7, acarretam o alongamento da fibra longitudinal ab, distante
y da superfície neutra ss. Nesta situação, os planos de duas seções transversais mn e pq
encontram-se no ponto O, formando um ângulo dθ e raio de curvatura ρ.
FIG. 5.7 – Deformações de viga sob flexão pura (Fonte: TIMOSCHENKO e GERE, 1994).
Com base na geometria da Figura 5.7, determina-se que a deformação longitudinal εx
resultante do alongamento da fibra pode ser calculada a partir da Equação 5.2:
x
y
d
dx
EQ. 5.2
Esta formulação estabelece uma relação linear entre a deformação e o ângulo entre duas
seções e é válida para qualquer que seja o diagrama tensão-deformação do material da viga,
pois é deduzida apenas por considerações geométricas. Mesmo levando-se em conta que as
deformações axiais das fibras são acompanhadas por deformações laterais, segundo o efeito
conhecido como Poisson, a relação de linearidade é mantida.
A Figura 5.8 ilustra as condições de execução do ensaio de laboratório. Para cada
incremento de deslocamento eram, inicialmente, realizadas as aquisições de sinais dos
sensores de fibra óptica e dos flexímetros. Posteriormente, executavam-se as leituras com a
sonda do perfilômetro junto às redes de Bragg.
143
FIG. 5.8 – Execução do ensaio de laboratório com o perfilômetro instrumentado (Local: IME).
Os resultados obtidos em laboratório, em condições de ensaio controlado, estão de acordo
com a tendência apresentada pela formulação supramencionada. A Figura 5.9 ilustra a curva
ângulo (º) versus deformação (10-6 m/m) na seção do tubo contendo o FBG-3. Os outros 3
sensores de fibra óptica apresentaram, igualmente, elevadas correlações, com coeficientes de
determinação próximos a 1.
FIG. 5.9 – Gráfico ângulo (º) versus deformação (10-6 m/m) para a FBG-3 do ensaio de laboratório.
144
Com base na Figura 5.10, tem-se da trigonometria que a deflexão ou deslocamento
vertical originado por uma variação angular θ do perfilômetro é dado por L senθ, onde L é o
incremento de medição adotado (igual a 1 m para o presente estudo). O somatório de todas as
deflexões fornece o perfil de deslocamentos verticais (recalques) do perfilômetro.
FIG. 5.10 – Determinação do deslocamento vertical (Fonte: modificado de DUNNICLIFF, 1988).
A variação angular pode ser predita por meio da relação linear estabelecida com as
deformações sofridas pelos sensores ópticos. Para a seção do perfilômetro onde está instalado
o FBG-3 do ensaio de laboratório, por exemplo, é possível predizer o valor da variação
angular θ, variável dependente Y, com base na deformação correspondente sofrida pelo
sensor, variável independente (X), por meio da equação Y = 0,003174 * X + 0,4639 (Figura
5.9).
Com os valores de θ estabelecidos, indiretamente, através da relação com as deformações
pode-se estimar os recalques sofridos pelo perfilômetro na seção analisada. A partir deste
entendimento foram estabelecidas as relações para cada um dos sensores instalados no
perfilômetro de 61 m implantado no Parque do Cantagalo.
O monitoramento de campo foi feito a partir das leituras conjuntas da instrumentação
óptica (com o interrogador óptico) e da instrumentação mecânica (através da sonda
perfilométrica). A Figura 5.11 apresenta os gráficos ângulo (º) versus deformação (10-6 m/m)
estabelecidos para os sensores que permaneceram ativos durante todo o período de
monitoramento, quais sejam: FBG-1, FBG-2, FBG-9, FBG-10, FBG-11 e FBG-12.
145
FIG. 5.11 – Gráficos ângulo (º) versus deformação (10-6 m/m) dos sensores ópticos de campo.
146
Os sensores FBG-2 e FBG-9 apresentaram correlações relativamente fortes, com
coeficientes de determinação de 0,86 e 0,83, respectivamente. O FBG-1, localizado mais
próximo da extremidade junto à Av. Epitácio Pessoa, apresentou coeficiente de correlação
igual a 0,51. Os sensores localizados mais próximos à Lagoa Rodrigo de Freitas (FBG-10,
FBG-11 e FBG-12) apresentaram gráficos com grande dispersão de dados e,
consequentemente, uma baixa correlação entre deformações e ângulos medidos.
Uma vez que a deformação é função da temperatura, conforme estabelecido
anteriormente por meio da Equação 2.12, as dispersões registradas nos gráficos podem ser
creditadas em parte ao efeito da temperatura.
Não foi possível determinar as variações de temperatura na fibra óptica instalada no
perfilômetro pelo fato de não ter havido disponibilidade do equipamento específico para tal
finalidade, DTS. Na única medição realizada, a Figura 4.27 mostrou que a temperatura varia
ao longo do comprimento do perfilômetro.
Não foi possível também avaliar a influência de temperatura localizada, tendo em vista
que a fibra óptica contendo a rede FBG-6, posicionada na lateral do tubo com a finalidade de
medir as deformações geradas por efeito da variação da temperatura, foi rompida durante o
processo de execução da obra.
A associação das leituras ópticas com as correspondentes leituras mecânicas constitui-se
numa outra fonte de erros. Mesmo numa situação de experimento controlado, com um único
operador, como foi o caso do ensaio de laboratório, verifica-se que não houve um perfeito
alinhamento dos pontos da curva apresentada na Figura 5.9. Na situação de campo, onde
foram empregados 3 diferentes operadores do equipamento mecânico e cuja extensão do
perfilômetro de 61 m conduzia a leituras que duravam cerca de 20 minutos, aumentam as
chances de erro na tomada das leituras a cada metro do tubo devido ao posicionamento do
equipamento.
147
5.4 INTERPRETAÇÃO DA INSTRUMENTAÇÃO DE CAMPO
5.4.1
DESLOCAMENTOS VERTICAIS, HORIZONTAIS E PIEZOMETRIA.
Muito pouco se conhece a respeito do histórico de carregamentos da argila mole no
Parque do Cantagalo. Através de revisão histórica do processo de ocupação daquela região
verificou-se que o aterro da área de estudo foi construído na década de 1970 e,
provavelmente, concluído ao final desta mesma década.
Neste sentido, com base na teoria do adensamento de Terzaghi, foi realizada uma análise
da evolução temporal dos recalques por adensamento primário a partir do modelo apresentado
na Figura 5.12, o qual representa a geometria de um perfil do terreno supostamente existente
no final da década de 1970 na área 3 do Parque do Cantagalo. Admite-se, ainda, que o nível
d’água (NA) coincidia com o topo da camada de argila e que o aterro foi todo executado de
uma só vez, em 1979.
FIG. 5.12 – Geometria do terreno na área 3 do Parque do Cantagalo ao final da década de 1970.
148
Os cálculos foram feitos por meio de planilha eletrônica considerando-se o efeito de
submersão do aterro. A argila mole foi dividida em 5 camadas, conforme ilustrado na Figura
5.12.
A Tabela 5.2 apresenta os parâmetros médios de cálculo das camadas de argila,
estabelecidos com base nos ensaios de laboratório. Para o aterro foi adotado peso específico
igual a 17 kN/m³.
TAB. 5.2 – Parâmetros de cálculo das camadas de argila.
Parâmetros
Camada 1
Camada 2
Camada 3
Camada 4
Camada 5
3,5
3,0
3,0
3,0
10,0
13,5
13,5
13,5
13,5
13,5
Índice de compressão, Cc
1,57
1,57
1,57
1,57
1,57
Índice de expansão, Cs
0,20
0,20
0,20
0,20
0,20
6,1
17,5
28,0
38,5
61,2
3,17
3,08
3,00
2,90
2,84
Espessura (m)
Peso específico saturado,
γsat (kN/m³)
Tensão de
sobreadensamento, σ’vm
(kPa)
Índice de vazios inicial, e0
Os recalques por adensamento secundário (Δhsec) foram obtidos a partir da previsão
proposta por MARTINS (2005), de acordo a Equação 5.3:
hsec
0,15.harg .CR
EQ. 5.3
onde harg é a espessura da camada de argila e CR = Cc/(1+e0).
A Tabela 5.3 apresenta a previsão da magnitude de recalque para as camadas de argila
mole, antes do tratamento.
149
TAB. 5.3 – Recalques estimados para as camadas de argila, antes do tratamento.
Recalque
Recalque
Recalque
primário(m)
secundário (m)
Camada 1
1,31
0,20
1,51
Camada 2
0,71
0,17
0,88
Camada 3
0,55
0,18
0,73
Camada 4
0,46
0,18
0,64
Camada 5
1,14
0,61
1,75
Recalque total (m)
4,17
1,34
5,51
Camadas de argila
total de cada
camada (m)
Sabe-se que, durante a execução do aterro, parte da argila mole foi rompida formando
ilhas que afloravam no espelho d’água. Não há como precisar a espessura de solo mole
rompido, com base em fotos antigas estima-se que entre 1,0 e 2,0 m de uma camada de argila
mole de baixíssima resistência tenha rompido. Batimetrias executadas em 2000 revelam a
presença de “lodo” no fundo da Lagoa (COPPETEC, 2009).
O valor de cv da camada de argila é da ordem de 2,1 x 10-8 m²/s e, com este parâmetro, é
possível fazer uma análise da evolução do recalque com o tempo. A porcentagem média de
adensamento vertical (Uv) da argila, correspondente ao período entre a construção do aterro
(1979) e o início do tratamento da área (2011), é de 46%.
O tratamento com CPR no Parque do Cantagalo em 2012 foi executado com drenos
parcialmente penetrantes a uma profundidade de 15 m e início de injeção entre 9 e 10 m.
Admite-se que o mecanismo de drenagem ocorra conforme esquematizado na Figura 5.13:
drenagem preferencialmente radial na região até a profundidade de 15 m, limite de instalação
dos geodrenos, e drenagem preferencialmente vertical no restante da camada de argila.
Após o tratamento com CPR e a execução de uma camada de regularização entre 0,10 e
0,20 m de aterro na área 3, foi iniciado o monitoramento da área tratada. A Figura 5.14
apresenta os resultados de quase 1 ano de monitoramento das placas de recalque instaladas
nas áreas 1 (PR-12, 13, 14 e 15), 2 (PR-11) e 3 (PR-1, 2, 3, 4, 5, 6, 7, 8, 9 e 10) do Parque do
Cantagalo.
150
FIG. 5.13 – Esquema de drenagem com CPR.
FIG. 5.14 – Registro das placas de recalque nas áreas 1, 2 e 3 do Parque do Cantagalo.
151
Os maiores registros concentraram-se na área 3, onde estão presentes as maiores
espessuras de argila, com valores máximos de recalque total de cerca de 30 cm. O valor
médio de recalque total nesta área foi de aproximadamente 24 cm. A área 1 apresentou
recalques totais que variaram de 10 a 15 cm. A área 2, com uma placa instalada, apresentou
em média 1 cm de recalque total.
A Figura 5.15 apresenta as velocidades médias de recalque das placas em intervalos de
aproximadamente 1 mês, com ênfase nos picos de velocidade média mensal. Observa-se uma
velocidade máxima de recalque pouco superior a 2 mm/dia no primeiro mês de
monitoramento. No transcorrer do período as taxas médias de recalque oscilaram entre 0,75 e
1,5 mm/dia. Verifica-se, ao final de cerca de 1 ano, uma tendência de redução geral na taxa de
recalque, com as três áreas apresentando velocidades médias abaixo de 0,5 mm/dia.
FIG. 5.15 – Registro das velocidades de recalque nas áreas 1, 2 e 3 do Parque do Cantagalo.
O piezômetro elétrico de corda vibrante (PZ-1) instalado na ilha 3, área 3, a 10,2 m de
profundidade, ou seja, próximo a profundidade de início de formação das colunas de
argamassa e da área de influência dos geodrenos, registrou ao longo do período de
monitoramento uma redução contínua da poropressão medida. A Figura 5.16 apresenta o
registro da dissipação do excesso de poropressão, onde pode ser verificada uma queda de
49,5 kPa ao longo do monitoramento, chegando a 7,9 kPa ao final do período de medição.
152
FIG. 5.16 – Registro do excesso de poropressão pelo piezômetro elétrico de corda vibrante (PZ-1).
Os piezômetros Casagrande PZ-2, instalado na ilha 4 (área 3) a 10 m de profundidade, e
PZ-3, instalado na ilha 2 (área 1) a 8,4 m de profundidade, também registraram dissipação do
excesso de poropressão na região de formação das colunas e de influência dos geodrenos,
conforme apresentado na Figura 5.17.
FIG. 5.17 – Registros do excesso de poropressão pelos piezômetros Casagrande
(PZ-2 e PZ-3).
153
As informações das placas de recalque e dos piezômetros, instalados na profundidade do
entorno dos drenos e colunas, indicaram que nas áreas 1 e 3, efetivamente, ocorreram
recalques com dissipação do excesso de poropressão. Não há como afirmar o mesmo em
relação às profundidades sujeitas à drenagem preferencialmente vertical, pois não foi
instalado piezômetro nesta região.
Com isto e devido ao baixíssimo valor de cv, admite-se que os recalques após a execução
do CPR tenham ocorrido, em totalidade, nas camadas sujeitas à drenagem preferencialmente
radial. Assim, foram analisadas, em conjunto, apenas as camadas 1, 2 e 3 do modelo da
Figura 5.12, as quais se encontram na região de influência da drenagem preferencialmente
radial.
A Figura 5.18 apresenta a curva recalque versus tempo para as camadas 1, 2 e 3, na
condição de solo não tratado. Verifica-se que o tratamento do solo antecipou recalques de 30
cm no período de quase 1 ano, os quais, em condições de solo não tratado, levariam muitos
anos para ocorrer. O tratamento, neste caso, antecipou até 22% dos recalques por
adensamento primário remanescentes para estas camadas no período de aproximadamente 1
ano, haja vista que no mesmo período ocorreriam apenas 2% dos recalques primários
remanescentes.
FIG. 5.18 – Curva recalque versus tempo das camadas 1, 2 e 3 na condição de solo não tratado.
A partir dos dados de monitoramento das placas de recalque, Figura 5.14, foram
estimados os valores máximos de recalque para a condição pós-tratamento. Para este
154
propósito, foi aplicado o método gráfico de Asaoka. O intervalo de tempo utilizado na análise
foi de 30 dias. Maiores detalhes a respeito dos procedimentos utilizados na aplicação do
método podem ser obtidos em MASSAD (1982) e PINTO (2001).
Com os resultados dos recalques finais, obtidos pelo método de Asaoka, foram estimados
os tempos de estabilização das placas de recalque relativamente às camadas que estão sob
influência direta do tratamento (camadas 1, 2 e 3). Para isto, foram traçadas curvas de
tendência, recalque versus tempo, utilizando-se os dados do monitoramento de campo (Figura
5.14) e tendo por base as velocidades de recalque registradas na última medição, aos 330 dias.
A Figura 5.19 apresenta a curva de tendência da PR-7, cujo recalque máximo é de 43 cm
e o tempo de estabilização de 1.381 dias. As curvas das placas PR-2, PR-3, PR-4, PR-5, PR-6,
PR-8 e PR-10 são apresentadas no Apêndice 4.
FIG. 5.19 – Curva de tendência recalque versus tempo da PR-7.
A Tabela 5.4 apresenta os resultados estimados de recalque máximo e tempo de
estabilização, após o tratamento, obtidos a partir do conjunto de dados relativos a um período
de 330 dias de monitoramento.
155
TAB. 5.4 – Recalques máximos e tempo de estabilização estimados, após o tratamento.
Placa de recalque
Recalque máximo (cm)
Tempo de estabilização (dias)
PR-2
33
1.427
PR-3
28
768
PR-4
39
1.123
PR-5
40
1.525
PR-6
42
1.234
PR-7
43
1.381
PR-8
39
2.112
PR-10
27
1.275
As Figuras 5.20 e 5.21 apresentam os registros dos perfilômetros instalados na área 3,
PF-1 de 50 m e PF-2 de 61 m, respectivamente, com início do monitoramento 13 dias após o
término da injeção. No alinhamento dos perfilômetros foram instaladas placas de recalque
visando ao controle das informações geradas pelas leituras daquela instrumentação. Ao longo
do PF-1 foram instaladas as placas de recalque PR-9 e PR-10 e no alinhamento do PF-2 as
placas PR-6, PR-7 e PR-8, conforme esquematizado nas Figuras 5.20 e 5.21.
FIG. 5.20 – Registros do perfilômetro PF-1.
156
FIG. 5.21 – Registros do perfilômetro PF-2.
O deslocamento máximo registrado pela PF-1 na data da última leitura realizada, em
13/09/12 foi de 168,2 mm e da PF-2, em 19/10/12, foi de 190,5 mm. Observou-se, no entanto,
uma defasagem nas leituras dos perfilômetros e das placas de recalque. Os deslocamentos
verticais das placas foram maiores do que as medidas pelo perfilômetro, conforme pode ser
observado nas Figuras 5.20 e 5.21.
No processo de obtenção dos perfis de deslocamento vertical através do perfilômetro,
parte-se do pressuposto de que uma das extremidades esteja fixada e, a partir dela, são
gerados os recalques a intervalos equidistantes ao longo do perfilômetro, conforme discussão
feita por meio da Figura 5.10.
No campo, entretanto, ocorreram deslocamentos das duas extremidades, haja vista que
toda a instrumentação está assente em área sobre solo em processo de adensamento. A
extremidade teoricamente fixa, no caso em estudo, está próximo à Avenida Epitácio Pessoa,
onde são esperados menores recalques em relação à outra extremidade, situada na margem da
Lagoa.
Foram realizados nivelamentos topográficos das extremidades dos perfilômetros nos dias
9/2/12, 5/6/12 e 17/10/12 com a finalidade de aferir os resultados do perfilômetro. Verificouse também uma defasagem de leituras.
A medição topográfica, por exemplo, indicou um deslocamento vertical de 177 mm da
extremidade junto à Lagoa para o PF-2, entre os dias 9/2/12 e 17/10/12, enquanto que o
perfilômetro mediu apenas 85 mm num período próximo, de 10/2/12 a 19/10/12. Em relação à
157
extremidade “fixa” do mesmo perfilômetro, posicionado junto à Avenida Epitácio Pessoa, o
nivelamento topográfico indicou um recalque de 111 mm entre os dias 9/2/12 e 17/10/12.
Uma análise qualitativa, no entanto, revela que no alinhamento do PF-1 os recalques
aumentam quando se progride da região da PR-9 para a da PR-10, sendo maiores na área de
bordo da Lagoa situado neste alinhamento. Já em relação ao PF-2, os maiores recalques
concentram-se na região entre as placas PR-6 e PR-7, diminuem à medida que se avança para
a região da placa PR-8 e são menores na região de bordo deste alinhamento.
A análise dos deslocamentos horizontais foi elaborada com base nas leituras efetuadas no
inclinômetro IN-3 instalado na borda da Lagoa. Antes da instalação dos inclinômetros, foi
executada uma linha de colunas de CPR ao longo da borda da Lagoa com a finalidade de
proteção dos inclinômetros que seriam instalados posteriormente e, também, como contenção.
Durante o tratamento da área 3, no entanto, o inclinômetro IN-1 foi rompido e o IN-2 sofreu
torção. A Figura 5.22 apresenta os deslocamentos e distorções horizontais nos eixos A e B do
inclinômetro IN-3.
Foram observados deslocamentos horizontais máximos da ordem de 40 mm em ambos os
eixos, sendo que os maiores deslocamentos ocorreram na região de aplicação do CPR e no
terço final da camada de argila. Verificou-se, ainda, a ocorrência de deslocamentos
horizontais mesmo após o término dos trabalhados de aplicação do CPR na área 3, em
10/12/11.
Os valores de distorção (d) foram calculados a cada 0,5 m segundo a Equação 5.4:
d
arctg
1
2
z1 z 2
EQ. 5.4
onde δ1 e δ2 são os deslocamentos horizontais nas profundidades z1 e z2, respectivamente, com
z1 – z2 = 500 mm.
Com base nesta formulação, observaram-se valores máximos de distorção da ordem de
5,4% na profundidade de aplicação do CPR.
Avaliou-se também a taxa de variação da distorção com o tempo (OLIVEIRA, 1999 e
ALMEIDA et al., 2000 a) a fim de verificar se os deslocamentos horizontais apresentavam
tendência de estabilização. A referida grandeza dada em (%/dia) foi calculada em função do
tempo (t), na profundidade onde ocorreram as máximas distorções, segundo a Equação 5.5:
158
vd
d
t
EQ. 5.5
A velocidade de distorção máxima encontrada foi de 0,09 %/dia, tendendo a 0, o que
confirma a tendência de estabilização dos deslocamentos horizontais com base nos dados do
período analisado.
FIG. 5.22 – Perfil de deslocamentos e distorções horizontais do inclinômetro IN-3.
159
5.4.2
MONITORAMENTO PIEZOMÉTRICO DA FORMAÇÃO DAS COLUNAS DE
ARGAMASSA
Por ocasião do tratamento na área 3 foi realizado o monitoramento da poropressão gerada
durante a formação das colunas de argamassa nas ilhas 3 e 4, segundo a configuração
triangular apresentada na Figura 4.32.
O piezômetro elétrico de corda vibrante foi instalado no centro da configuração triangular
a uma profundidade próxima a da formação do primeiro bulbo. Na ilha 3 o piezômetro foi
instalado a 9,25 m de profundidade e na ilha 4 a 9,05 m. A espessura do aterro nestas ilhas era
de 5 m.
A Figura 5.23 apresenta o registro das poropressões medidas com o tempo durante a
execução das 3 colunas na ilha 3, no dia 9/12/11.
FIG. 5.23 – Poropressões geradas durante a formação das colunas na ilha 3, 9/12/11.
160
A coluna 1 foi iniciada a 10 m de profundidade às 8:47 h com uma poropressão inicial
registrada pelo piezômetro de 121,4 kPa, foi concluída a 3 m de profundidade às 9:45 h com
uma poropressão assinalada de 159,2 kPa. Durante a formação dos bulbos as pressões de
injeção de argamassa registradas pelo manômetro variaram de 6 a 8 kgf/cm² (cerca de 600 a
800 kPa).
Na coluna 2, as poropressões variaram de 159,9 a 165,9 kPa no período entre 9:51 e
12:07 h. Os bulbos foram iniciados a 10 m e concluídos a 5 m de profundidade com pressões
de injeção que variaram de 5 a 9 kgf/cm² (cerca de 500 a 900 kPa).
Após um intervalo, a coluna 3 foi iniciada às 13:32 h com uma poropressão de 162,6 kPa.
A profundidade de formação dos bulbos variou de 10 a 3 m com pressões de injeção entre 5 e
9 kgf/cm² (cerca de 500 a 900 kPa). A coluna foi concluída às 14:28 h com 146,7 kPa de
poropressão registrada pelo piezômetro.
As Figuras 5.24 e 5.25 apresentam os registros das poropressões medidas com o tempo
durante a execução das 3 colunas na ilha 4. A coluna 1 foi executada no dia no dia 29/11/11 e
as colunas 2 e 3 no dia 2/12/11.
Os bulbos foram formados entre 10 e 4 m de profundidade nas colunas 1 e 3 e entre 10 e
6 m na coluna 2. As pressões de injeção variaram de 5 a 8 kgf/cm² (cerca de 500 a 800 kPa).
FIG. 5.24 – Poropressões geradas durante a formação da coluna 1 na ilha 4, em 29/11/11.
161
FIG. 5.25 – Poropressões geradas durante a formação das colunas 2 e 3 na ilha 4, em 2/12/11.
De modo geral observa-se, tanto na ilha 3 quanto na ilha 4, que as pressões impostas à
argamassa durante o bombeamento não são integralmente transmitidas ao solo na região de
monitoramento. Ocorre perda de pressão da argamassa devido ao atrito com as paredes do
tubo, durante o processo de injeção, e também devido à relaxação de tensões no solo mole.
Neste sentido, a distância entre colunas é uma variável importante, haja vista que quanto
maior a distância entre colunas maior será a distância do ponto de injeção para o
elemento/região mais distante (localizado no alinhamento do centro da configuração
triangular).
Uma distância maior entre colunas, além de reduzir a eficiência do processo, pode
contribuir para que ocorra uma maior desestruturação do solo, uma vez que será necessário
um tempo maior de bombeamento para que a região mais distante do ponto de formação das
colunas sofra os efeitos ocasionados pela formação das colunas. Este aspecto é especialmente
relevante quando se trata de argila de elevada sensibilidade.
162
6
CONCLUSÕES E RECOMENDAÇÕES
O trabalho apresentou um estudo do comportamento da técnica de tratamento de solos
moles denominada consolidação profunda radial (CPR), que utiliza expansão de argamassa no
interior da massa de solo mole com geodrenos previamente instalados. A técnica foi aplicada
no tratamento de espessas camadas de argila mole presentes no Parque do Cantagalo, junto à
Lagoa Rodrigo de Freitas, com a finalidade de estabilizar os recalques que há anos ocorrem
naquela região.
Adicionalmente, foram realizados estudos para a caracterização geotécnica do solo mole
por meio de ensaios de laboratório e ensaios de campo realizados nos anos de 2010, 2011 e
2012. Além disso, a instrumentação geotécnica instalada na área de tratamento complementou
os estudos adicionais para a análise de comportamento da técnica.
Incorporou-se à instrumentação tradicional a tecnologia de fibra óptica no intuito de
avaliar sua aplicabilidade na medição de grandezas de interesse da geotecnia. Neste sentido,
foi instrumentado um perfilômetro com sensores de fibra óptica, do tipo redes de Bragg,
implantado em campo.
As principais conclusões do estudo são apresentadas por assunto na sequência.
– Área de tratamento:
O Parque do Cantagalo, no qual se localiza a área de tratamento, está inserido numa
região que sofreu profundas modificações pelos sucessivos aterros executados desde os anos
de 1800, e que reduziram 1/3 da área total da Lagoa Rodrigo de Freitas, com vistas à
urbanização daquela região da cidade do Rio de Janeiro.
A espessura do aterro no Parque do Cantagalo varia de 2 a 16 m, e o solo argiloso chega a
30 m de espessura. Sondagens de simples reconhecimento mostraram que a camada argilosa
apresenta valores de NSPT de 0 e 1 golpe, portanto, se trata de uma argila mole.
– Caracterização da argila mole do Parque do Cantagalo:
Na caracterização do depósito de argilas moles do Parque do Cantagalo foram realizados
ensaios de laboratório (caracterização e adensamento) e ensaios de campo (palheta,
163
piezocone, dilatométrico sísmico e pressiométrico). Verificou-se, de modo geral, coerência
entre os vários resultados de ensaios.
Os resultados dos ensaios de caracterização em laboratório mostraram que o solo possui
alta plasticidade, IP variando de 61,5 a 78, e teor de umidade natural próximo ao limite de
liquidez, cujo valor médio é de 123,9%. A razão de compressão entre 0,33 e 0,43 indica uma
argila de elevada compressibilidade. O coeficiente de adensamento vertical (cv) médio no
domínio normalmente adensado, obtido a partir dos ensaios de adensamento edométrico e
estimado através dos ensaios de dissipação do piezocone, foi igual a 2,1 x 10-8 m²/s.
Os valores da tensão de sobreadensamento (σ’vm) estabelecidos a partir dos ensaios de
adensamento edométrico variaram entre 28 e 66 kPa, ficando abaixo dos valores da tensão
efetiva (σ’v0), resultando, portanto, em valores de OCR menores que 1. Os valores de σ’vm
foram também estimados pelo ensaio de piezocone utilizando-se um fator de correção igual a
0,15, tendo por base o sucesso obtido por JANNUZZI (2009) e BARONI (2010), em Sarapuí
II e Barra da Tijuca, respectivamente, com a aplicação deste fator. Os valores estimados de
σ’vm através do ensaio de piezocone apresentaram muito boa concordância com os resultados
obtidos dos ensaios de adensamento.
Haja vista que σ’vm estimado pelo ensaio de piezocone depende apenas dos valores de
resistência de ponta do cone corrigida e da tensão total, ou seja, independe da tensão efetiva, é
possível concluir que os valores de σ’v0 estão superestimados, ou seja, há poropressão ainda
não dissipada.
Dado que as argilas apresentam espessas camadas, que o valor de cv é bastante baixo e
que ainda há excesso de poropressão, conclui-se que a argila mole é subadensada e que,
portanto, está em processo de adensamento.
As argilas possuem baixos valores de resistência ao cisalhamento não drenada (S u),
medidos através do ensaio de palheta e estimados através do ensaio de piezocone. O valor de
Nkt médio para o depósito é igual a 14. Os valores de Su variaram de 13 a 50 kPa. Os
resultados obtidos através de ensaios pressiométricos encontram-se inseridos nesta faixa de
valores e os resultados dilatométricos um pouco acima.
Os sistemas de classificação do comportamento do solo pelo ensaio de CPTu,
ROBERTSON (1990), ROBERTSON e WRIDE (1998), SCHNEIDER et al.(2008), e pelo
dilatométrico, MARCHETTI e CRAPPS (1981), apresentaram coerência entre si indicando
tratar-se de argila mole. A distribuição granulométrica de algumas amostras, no entanto,
revelam uma percentagem maior de silte (48%) e um pouco menor de argila (39%) presente
164
nestas amostras. Sistemas de classificação são ferramentas práticas que, no entanto, não
substituem os resultados obtidos em laboratório.
Verificou-se, por fim, que a argila da Lagoa Rodrigo de Freitas (Parque do Cantagalo)
apresentou propriedades geotécnicas que se enquadraram nas faixas de valores das argilas do
Rio de Janeiro estudadas por diversos autores (ALMEIDA et al. 2008).
– Instrumentação de campo:
1) Instrumentação com fibra óptica
A instrumentação do perfilômetro com sensores de fibra óptica (redes de Bragg)
demonstrou a possibilidade de aplicação deste tipo de instrumentação em obras geotécnicas.
No caso específico do presente estudo, apesar da dispersão dos dados, associados a erros
como a não avaliação do efeito da variação de temperatura, foram determinadas relações entre
a deformação e a correspondente variação angular no tubo. A partir destas relações, os
deslocamentos verticais (recalques) podem ser estimados. Os sensores FBG-2 e FBG-9
apresentaram os melhores resultados, com coeficientes de determinação de 0,86 e 0,83,
respectivamente.
O reduzido número de sensores ópticos ativos, 6 no total, e irregularmente espaçados é
insuficiente para que se possa gerar um perfil de deslocamentos verticais num perfilômetro
com 61 m de extensão. Para tal faz-se necessária a distribuição de sensores a cada metro para
a correlação inicial com as medições mecânicas.
Não há como prescindir da instrumentação tradicional, baseada no princípio de
funcionamento de acelerômetros, cuja experiência técnica é consolidada e amplamente
difundida. No entanto, a aplicação de sistemas ópticos em instrumentação geotécnica
mostrou-se possível. O experimento de laboratório com o perfilômetro instrumentado com
sensores ópticos segundo o modelo estrutural de uma viga engastada/livre demonstrou a
possibilidade de sua aplicação na instrumentação de inclinômetros.
A melhor aplicação para a tecnologia de fibra óptica em geotecnia parece ser na atuação
como sistemas de alerta. Pode ser aplicado, por exemplo, na instrumentação de inclinômetros
instalados em encostas sujeitas a deslizamentos causados por chuvas intensas e no
monitoramento de risco à integridade estrutural de dutos que atravessem regiões sujeitas a
escorregamentos. Nestes casos, onde o monitoramento contínuo se faz necessário, a
165
possibilidade de monitoramento remoto é uma das grandes vantagens deste tipo de
instrumentação.
2) Placas de recalque, perfilômetros e inclinômetros
O recalque máximo registrado na área 3 foi de cerca de 30 cm no período aproximado de
1 ano. O monitoramento de deslocamentos verticais no Parque do Cantagalo mostrou-se mais
efetivo com a instrumentação topográfica realizada através do nivelamento das placas de
recalque.
Foi verificada uma diferença entre as medições das placas e dos perfilômetros, estes
apresentaram leituras subestimadas. O modelo utilizado na obtenção dos deslocamentos
verticais, onde uma extremidade é fixa, não se mostrou adequado para o caso em estudo, pois
ocorreram deslocamentos contínuos das duas extremidades, uma vez que toda a
instrumentação está instalada em área em processo de adensamento.
Verifica-se através da leitura das placas de recalque, no período analisado, uma tendência
de redução de deslocamentos verticais. As velocidades médias registradas para o conjunto de
placas estão abaixo de 0,5 mm/dia.
O inclinômetro IN-3 registrou deslocamentos horizontais máximos de 40 mm com uma
distorção máxima de 5,4%. As velocidades de distorção foram baixas e mostraram uma
tendência de estabilização de deslocamentos horizontais.
– Tratamento com CPR:
Foram realizados ensaios mecânicos em laboratório com corpos-de-prova moldados em
campo para a caracterização do material das colunas de argamassa. Verificou-se que o
material apresenta elevada rigidez, com módulo de elasticidade igual 6,6 GPa, quando
comparada com a rigidez da argila mole do Parque do Cantagalo, cujo módulo de elasticidade
é de 2,7 MPa.
Foram realizados ensaios de piezocone antes (2011) e após o tratamento com CPR (2012)
em duas ilhas de investigação (3 e 4), localizadas na área 3. Foram analisados os valores de
resistência de ponta corrigida (qt) e verificou-se que, para o período analisado, não houve
aumento dos valores de qt.
166
Foram observadas elevadas pressões de injeção de argamassa. Durante a formação das
colunas o manômetro chegou a registrar pressões de bombeamento da ordem de 9 kgf/cm²
(cerca de 900 kPa). O inclinômetro IN-1 foi rompido a 9 m de profundidade, por ocasião do
tratamento na área 3. Este fato serve de alerta para o controle que se deve ter durante o
processo de injeção em solo mole a muito mole quando o tratamento é realizado em locais
próximos de construções ou de fundações em estacas.
O controle de bombeamento de argamassa através de leituras piezométricas mostrou que
nem toda a pressão de injeção é transmitida ao solo que se encontra numa região mais distante
do ponto de injeção.
O tratamento com CPR proporcionou uma aceleração no processo de adensamento
apenas para a camada da argila que está sob a influência da drenagem preferencialmente
radial. Para um período de 330 dias, estimou-se uma antecipação de 22% dos recalques
primários remanescentes, referentes às ocupações e aos aterros construídos desde a década de
1970. Se não fosse aplicada a técnica, os recalques corresponderiam apenas 2% dos recalques
primários remanescentes para o mesmo período.
Houve uma redução do excesso de poropressão, registrada pelo piezômetro elétrico de
corda vibrante (PZ-1) e pelos piezômetros Casagrande (PZ-2 e PZ-3). Esta redução indica a
ocorrência do processo de adensamento na camada analisada, que vai até a profundidade de
instalação dos drenos.
A análise da evolução dos recalques com o tempo, a partir dos dados correspondentes a
330 dias de monitoramento das placas de recalque, permitiu estimar um recalque máximo da
ordem de 43 cm, através do método de Asaoka, e um tempo máximo de estabilização de cerca
de 2.100 dias para a camada sob influência direta do tratamento. Cabe ressaltar que a
magnitude do recalque e o tempo de estabilização supramencionados referem-se apenas ao
processo induzido pelo CPR, e não ao processo de adensamento que vinha ocorrendo desde a
década de 1970 com a construção do aterro.
Como os drenos foram parcialmente penetrantes e tendo em vista o baixo valor de cv da
argila (2,1 x 10-8 m²/s), provavelmente não houve minimização dos recalques pós-construtivos
associados à camada abaixo da profundidade de instalação dos drenos. Não é possível estimar
se houve alguma melhoria nesta camada subjacente, já que não foi instalada instrumentação
nesta camada da argila, cujo processo de adensamento é governado pela drenagem
preferencialmente vertical.
167
Para estudos futuros recomenda-se:
1) Realização de análises numéricas, com os dados geotécnicos do Parque do Cantagalo,
simulando o processo de formação das colunas visando a uma melhor compreensão
da técnica de CPR;
2) Coleta de amostras indeformadas antes e após o tratamento para análise em
laboratório;
3) Extração de corpos-de-prova das colunas de argamassa in situ visando à
caracterização mecânica do material;
4) Execução de aterro experimental em área de aplicação da técnica, utilizando-se
instrumentação geotécnica e controlando os parâmetros envolvidos no processo (taxa
de injeção, espaçamento entre furos, dentre outros), a fim de subsidiar estudos
visando a estabelecer um modelo teórico para o embasamento da técnica;
5) Análise das colunas trabalhando como elementos de reforço através da
instrumentação com células de tensão total e avaliação do efeito de arqueamento,
tendo em vista a elevada rigidez do material das colunas;
6) Adoção de espaçamentos entre colunas menores do que 6 m, com geodrenos e
colunas penetrando toda a camada de argila, em nível de projeto e
7) Aplicação de fibra óptica em inclinometria com a finalidade de instrumentação como
sistema de alerta.
168
7
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181
8
APÊNDICES
182
8.1 APÊNDICE 1: COORDENADAS UTM DAS VERTICAIS DE ENSAIOS DE CAMPO
E INSTRUMENTAÇÃO.
TAB. 8.1 – Coordenadas UTM, datum WGS-84 e zona 23K, das verticais de ensaios de campo e da
instrumentação.
Descrição
Ilha-1
Ilha-2
Ilha-3
Ilha-4
Ilha-5
Inclinômetros
Ponto Notável
Coordenada
Norte (m)
Leste (m)
CPTu-4
7458252.00
684269.00
PESP-4
7458253.00
684267.00
SP-4
7458252.00
684268.00
CPTu-36
7457804.00
684566.00
CPTu-36A
7457796.00
684558.00
CPTu-36B
7457800.00
684546.00
SDMT-36
7457801.00
684562.00
SDMT-36A
7457800.00
684560.00
PESP-36
7457797.00
684560.00
VC-1
–
–
VC-2
–
–
SP-36
7457802.00
684564.00
CPTu-i3A
7458012.00
684475.00
CPTu-i3B
7458014.585
684472.280
PMT-i3
7458012.00
684471.00
CPTu-16A
7458040.00
684461.00
CPTu-16B
7458039.00
684462.00
PMT-16
7458037.00
684458.00
SP-16
7458042.00
684464.00
CPTu-15A
7458019.00
684451.00
CPTu-15B
7458021.00
684451.00
PMT-15
7458020.00
684452.00
SP-15
7458019.00
684453.00
IN-1
7458028.422
684447.258
IN-2
7458054.805
684430.212
IN-3
7458088.067
684405.232
183
Coordenadas UTM, datum WGS-84 e zona 23K, das verticais de ensaios de campo e da
instrumentação (continuação).
Descrição
Placas de recalque
Perfilômetros
Piezômetros
Ponto Notável
Coordenada
Norte (m)
Leste (m)
PR-1
7458031.541
684450.349
PR-2
7458057.016
684431.179
PR-3
7458087.220
684408.395
PR-4
7458012.158
684476.229
PR-5
7458040.988
684467.456
PR-6
7458034.491
684475.250
PR-7
7458040.756
684458.584
PR-8
7458045.638
684447.277
PR-9
7458062.855
684458.162
PR-10
7458061.724
684444.601
PR-11
7457907.188
684498.089
PR-12
7457836.882
684505.437
PR-13
7457810.180
684494.525
PR-14
7457811.479
684517.766
PR-15
7457805.573
684558.411
PF1-início
7458065.293
684475.477
PF1-fim
7458061.431
684424.570
PF2-início
7458027.604
684489.710
PF2-fim
7458049.536
684432.222
PZ-1
7458012.80
684472.94
PZ-2
7458038.065
684462.803
PZ-3
7457798.255
684546.134
184
8.2 APÊNDICE 2: CURVAS PRESSÃO (kPa) VERSUS DEFORMAÇÃO (%) DE
ENSAIOS PRESSIOMÉTRICOS NAS ILHAS 3, 4 E 5.
FIG. 8.1 – Curvas pressão (kPa) versus deformação (%), ilha 3 (9,98 e 12,99 m) e ilha 4 (10,40 e
12,00 m).
185
FIG. 8.2 – Curvas pressão (kPa) versus deformação (%), ilha 5 (9,61; 11,14 e 12,11 m).
186
8.3 APÊNDICE 3: CRONOGRAMA DE ATIVIDADES.
187
TAB. 8.2 – Cronograma de atividades relativas à obra no Parque do Cantagalo.
CRONOGRAMA DE ATIVIDADES
2010
set
2011
out nov
Ensaios de campo e laboratório COPPE/PUC (ilhas 1 e 2)
Mobilização
Execução da obra (CPR e aterro)
Ensaios de campo COPPE/ENGEGRAUT antes do CPR
(ilhas 3, 4 e 5)
Instalação de piezômetro antes do CPR (área 3)
Instalação de piezômetros para o monitoramento do CPR
(área 3)
Instalação dos inclinômetros (área 3)
Instalação dos perfilômetros (área 3)
Instalação das placas de recalque (áreas 1, 2 e 3)
Instalação dos piezômetros após o CPR (áreas 1 e 3)
Ensaios de campo COPPE após o CPR (ilhas 2, 3, 4 e 5)
Ensaios mecânicos de laboratório IME (material das
colunas de CPR)
Ensaios de laboratório IME (calibração da instrumentação
óptica)
Acompanhamento da instrumentação
IME/COPPE/ENGEGRAUT
188
dez
jan
fev
mar abr mai
2012
jun jul
ago
set
out
nov
dez
8.4 APÊNDICE 4: CURVAS DE TENDÊNCIA RECALQUE (CM) VERSUS TEMPO
(DIAS).
FIG. 8.3 – Curvas de tendência recalque versus tempo das placas PR-2 e PR-3.
189
FIG. 8.4 – Curvas de tendência recalque versus tempo das placas PR-4, PR-5 e PR-6.
190
FIG. 8.5 – Curvas de tendência recalque versus tempo das placas PR-8 e PR-10.
191
9
ANEXOS
192
9.1 ANEXO 1: OBRAS RECENTES EXECUTADAS COM A TÉCNICA DE CPR.
193
TAB. 9.1 – Obras recentes executadas com a técnica de CPR (Fonte: ENGEGRAUT, 2012).
Período de execução
Obra
Melhoria e monitoramento na Av. Ayrton Senna, 4.701
Melhoria no trecho da calçada da pista existente da Av.
Ayrton Senna, para obra da Linha Amarela, Lote V,
Trechos I e II
Obra de implantação da Transoeste/Grota Funda –
Corredor exclusivo de BRT entre a Barra da Tijuca e
Santa Cruz, Lote 03
Viabilização de execução do viaduto interno, acesso às
docas, envelopamento da rede coletora de esgoto da
CEDAE e viaduto da Via Park, localizados nos fundos do
Shopping Village Mall
Viabilização da área do Aterro II (Pátio IV) no Complexo
Portuário – Porto Chibatão
Estabilização e monitoramento do solo mole orgânico na
PE-051, Trecho Porto de Galinhas/Serrambi (Trecho 1 –
Est. 81 à 84, Trecho 2 – Est. 123 à 126, Trecho 3 – Est.
162 à 171, Trecho 4 – Est. 205 à 208, Trecho 5 – Est. 236
à 239 e Trecho 6 – Est. 256 à 260)
CPR em 4 trechos (Trecho 1 – Est. 112 à 120, Trecho 2 –
Est. 519 à 524, Trecho 3 – Est. 583 à 588 e Trecho 4 –
Est. 594 à 606) na Rodovia RJ-196
Serviços de estabilização de solo de fundação no Parque
do Cantagalo
Tratamento de argila extremamente mole no Parque dos
Atletas
CPR no Condomínio Armazenna 2B, no Lote 11 Gleba 2
para uma sobrecarga de utilização de 0,65kg/cm² no piso
de concreto
Espessura
de solo
mole (m)
Início
Término
Área
(m²)
Barra da Tijuca, Rio de Janeiro/RJ
Janeiro/2012
Junho/2012
6.000
–
Barra da Tijuca, Rio de Janeiro/RJ
Dezembro/2011
Fevereiro/2012
3.000
19,0
Guaratiba/RJ
Dezembro/2011
Fevereiro/2012
7.000
16,0
Barra da Tijuca, Rio de Janeiro/RJ
Dezembro/2011
Janeiro/2012
2.510
16,0
Manaus/AM
Novembro/2011
–
20.640
25,0
Ipojuca/PE
Novembro/2011
–
13.500
14,0
Quissamã, Campos dos Goitacazes/
RJ
Novembro/2011
Março/2012
9.100
17,0
Rio de Janeiro/RJ
Setembro/2011
Janeiro/2012
14.000
13,0
Rio de Janeiro/RJ
Março/2011
Maio/2011
16.000
8,0
Pina, Recife/PE
Junho/2011
Julho/2011
5.000
11,0
Local
194
Obras recentes executadas com a técnica de CPR (continuação).
Período de execução
Espessura
de solo
mole (m)
Início
Término
Área
(m²)
Pina, Recife/PE
Abril/2011
Junho/2011
7.500
11,0
Rio de Janeiro/RJ
Março/2011
Maio/2011
18.000
14,0
Comporta – Jaboatão dos
Guararapes/PE
Novembro/2010
Janeiro/2011
7.500
10,0
Condomínio Jardins de Monet, Recreio dos Bandeirantes
Rio de Janeiro/RJ
Outubro/2010
Novembro/2010
650
6,0
Base do Tanque TQ 631-303
Duplicação da BR-101, Lote 02
Base do Tanque TQ 631-304, Petrobrás Transportes S.A.
– TRANSPETRO
Suape, Ipojuca/PE
Goianinha/RN
Setembro/2010
Abril/2010
Novembro/2010
Junho/2010
880
–
11,0
24,0
Suape, Ipojuca/PE
Março/2010
Maio/2010
880
10,0
Obra
CPR no Condomínio Armazenna 2B, no Lote 11 Gleba 2
para uma sobrecarga de utilização de 0,65kg/cm² no piso
de concreto
Obras de implantação do Parque Olímpico, Cidade do
Rock (Rock in Rio), no Recreio dos Bandeirantes
Rodovia BR-101 Sul
Área interna e externa para galpão da GERDAU
Ponte dos Carvalhos
Estabilização e correção dos segmentos em concreto
armado da passagem de gado e águas, além do próprio
pavimento da Rodovia Raposo Tavares
ETE Bacanga
Plataforma de descarregamento de minério do britador
primário, Jacobina Mineração e Comércio Ltda
Serviços de CPR dentro da unidade industrial, American
BANKNOTE S/A
Tecnovia
Rodoanel Sul, Lote 3
CPR p/ execução de casas populares
(PROMETRÓPOLE)
Local
Muribeca, Jaboatão dos Guararapes/
PE
Cabo de Santo Agostinho/PE
Março/2010
Junho/2010
1.440
12,0
Fevereiro/2010
Maio/2010
5.500
7,5
Regente Feijó/SP
Janeiro/2010
Fevereiro/2010
133
8,0
São Luís/Maranhão
Janeiro/2010
Março/2010
1.200
9,0
Jacobina/BA
Outubro/2009
Dezembro/2009
1.000
11,0
Ipanema das Pedras – Sorocaba/SP
Setembro/2009
Outubro/2009
2.100
8,0
Avenida Paralela – Salvador/BA
São Bernardo/SP
Setembro/2009
Julho/2009
Novembro/2009
Agosto/2009
1.000
4.154
12,0
12,0
Campo Grande – Recife/PE
Janeiro/2007
outubro/2008
14.808
7,0
195
9.2 ANEXO 2: APLICABILIDADE DE ENSAIOS IN SITU.
196
TAB. 9.2 – Aplicabilidade de ensaios in situ (Fonte: adaptado de LUNNE et al., 1997, e atualizado por ROBERTSON, 2012).
Pressiômetro
Penetrômetro
Grupo
Ensaio(s) in
situ
Dinâmicos
pont. fechada
(DP)
SPT
CPT
CPTu
SCPTu
DMT
SDMT
Pen. de ponta
esférica, T/ball
Corte rotativo,
palheta (FVT)
Com pré-furo
(tipo Ménard)
Autoperfurante
Prévia pen. inc.
dilatômetro
(DMT)
Tipo Perfil
de solo
u0
OCR
DR-ψ
’
Su
G0-E
σ-ε
M-Cc
k
cv
Rocha
dura
Rocha
branda
Cascalho
Areia
Silte/
argila
Turfaorgânica
C
B
–
C
C
C
C
C
–
–
–
–
–
C
B
A
B
B
B
B
A
A
B
B
B
A
A
A
B
B
–
–
A
A
B
B
C
B
B
A
B
A
B
B
A
A
C
B
C
B
B
B
B
B
C
B
A
A
B
B
C
B
B
A
B
A
–
C
C
B
C
B
–
C
B
B
B
B
–
C
A
A
C
C
–
A
A
B
B
–
–
–
–
–
–
C
B
B
B
C
C
B
B
B
B
C
C
A
A
A
A
A
A
B
A
A
A
A
A
B
A
A
A
A
A
C
B
B
B
C
C
A
C
C
C
C
C
–
–
–
C
B
A
B
C
–
B
–
–
A
–
–
–
–
–
–
–
–
–
A
B
B
B
–
C
C
C
B
B
C
C
–
C
A
A
B
B
B
B
B
B
A
B
B
B
B
A
A
B
B
A
–
C
–
B
A
B
B
B
B
C
C
C
B
A
A
B
B
A
–
C
–
B
A
A
-1
197
-1
Aplicabilidade de ensaios in situ (continuação).
Ensaio(s) in
Tipo de Perfil u0 OCR DR-ψ
Silte/
Turfa’ Su G0-E σ-ε M-Cc k cv Rocha Rocha Cascalho Areia
situ
solo
dura
branda
argila orgânica
Carga de placa
em prof.
C
–
–
B
C
C B
B
B
B
C C
C
A
B
B
B
B
(hélice)
Ensaios de
cisalhamento
C
–
–
–
–
B C
–
–
–
– –
C
B
C
C
C
–
em sondagens
Permeâmetro
C
–
A
–
–
– –
–
–
–
A B
A
A
A
A
A
B
Geofísicos em
C
C
–
B
C
– –
A
C
–
– –
A
A
A
A
A
B
furos (de/para)
Geofísicos
à/em superf.
–
C
–
B
C
– –
A
C
–
– –
A
A
A
A
A
A
terreno
Ruptura
–
–
B
–
–
– –
–
–
–
C C
B
B
–
–
B
C
hidráulica
Aplicabilidade: A = alta; B = moderada; C = baixa; (-) = inexistente.
Parâmetros: u0 = poropressão in situ; OCR = razão de sobreadensamento; DR-ψ = índice de compacidade ou densidade relativa e/ou parâmetro de estado;
’ = ângulo de atrito efetivo; Su = resistência ao cisalhamento não drenada; G0-E = módulo cisalhante a pequenas deformações e de Young; σ-ε = relação
tensão-deformação; M-Cc = módulo confinado – índice de compressão; k = permeabilidade; cv = coeficiente de adensamento.
Outros
Grupo
198
9.3 ANEXO 3: CURVAS DE COMPRESSÃO DOS ENSAIOS DE ADENSAMENTO
EDOMÉTRICO.
199
FIG. 9.1 – Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 9,75 m.
FIG. 9.2 – Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 10,75 m.
200
FIG. 9.3 – Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 11,75 m.
FIG. 9.4 – Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 12,82 m.
201
FIG. 9.5 – Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 13,75 m.
FIG. 9.6 – Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 14,62 m.
202
FIG. 9.7 – Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 15,75 m.
FIG. 9.8 – Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 16,62 m.
203
FIG. 9.9 – Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 18,62 m.
FIG. 9.10 – Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 19,75 m.
204
9.4 ANEXO 4: PROPRIEDADES GEOTÉCNICAS DE ARGILAS DO RIO DE JANEIRO
(FONTE: MODIFICADO DE ALMEIDA et al., 2008).
205
TAB. 9.3 – Propriedades geotécnicas de argilas do Rio de Janeiro (Fonte: modificado de ALMEIDA et al., 2008).
Parâmetros/
Características
Caju
Sarapuí
Santa
Santa
Baía de
Cruz
Cruz
Guanabara
(interior)
(litoral)
(litoral norte)
Itaipú
Juturnaíba
Uruguaiana
Botafogo
LIRA (1988);
LACERDA et al.
CARVALHO
CUNHA e
(1977); ORTIGÃO
(1980);
LACERDA
(1980); ALMEIDA e
(1991)
MARQUES (2002)
Espessura (m)
12
12
15
10
8,5
10
7
9
6
wn (%)
88
143±21,7
112
130
113
240±110
154±95,6
54,8±15,9
35
wL(%)
107,5
120,3±18,0
59,6
125,4
122
175,4±82,6
132,5±43,8
71,3±30,0
38
IP (%)
67,5
73,08±16,1
32
89
81
74,5±30,1
63,59±22,1
40,5±22,03
11
% Argila
–
70
–
54
35
–
60,7±12,74
39,4±10,11
28
γn (kN/m³)
14,81
13,1±0,49
13,24
13,44
13,24
12±1,85
12,5±1,87
16,1±1,39
17,04
St
3
2,59±0,69
3,39
2-6
–
4–6
5–10
3,00
–
% MO
–
–
–
–
32,63±20,46
19±10,63
2,56±1,04
–
Referências
4,13–5,54
ARAGÃO (1975)
SANDRONI
et al.(1984)
COUTINHO
e LACERDA
(1994)
VILELA
(1976)
LINS e
LACERDA
(1980)
CR=Cc/(1+e0)
0,27
0,41±0,07
0,32
–
0,26±0,15
0,41±0,12
0,31±0,12
0,31±0,15
0,16
Cr/Cc
0,21
0,15±0,02
0,10
–
0,16±0,04
–
0,07±0,06
–
0,19
–
9
0,2-18,2
–
0,4
5
1–10
–
30
2,38
3,71±0,57
3,09
3,37
2,91
6,72±3,1
3,74±1,89
1,42±0,36
1,1
-8
cv (m²/s) x 10 (na)
e0
206
Propriedades geotécnicas de argilas do Rio de Janeiro (continuação).
Parâmetros/
Características
Referências
Espessura (m)
Barra da Tijuca
(SENAC)
ALMEIDA et
al.(2000)
SESC/SENAC
ALMEIDA et al.
(2000); CRESPO
NETO (2004)
BEDESCHI
CRESPO
(2004)
NETO (2004)
BEDESCHI
CRESPO
(2004)
NETO (2004)
PAN
Centro
Metropolitano
MAP
Panela
MACEDO (2004);
SANDRONI e
NASCIMENTO (2009)
DEOTTI (2008)
12
12
7,5
11,5
5–16
8
14
4–20
wn (%)
100–500
72–500
102–522
72–410
116–600
87–426
–
126–488
wL(%)
70–450
70–450
97–359
89–172
100–370
–
–
121–312
IP (%)
120–250
47–250
34–236
42–160
120–250
–
–
80–192
% Argila
28–80
28–80
–
–
32
–
–
26–54
γn (kN/m³)
12,5
12,5
11,2–12,3
11–12,4
11,6–12,5
–
13,7–15,0
9,8–13,4
St
5,0
–
–
–
–
–
–
–
–
–
–
–
–
–
–
–
CR=Cc/(1+e0)
0,52
0,29-0,52
0,32–0,48
0,27–0,46
0,36–0,50
–
–
0,40–0,84
Cr/Cc
0,10
–
–
0,17-80
–
0,4–1,2
–
2-80
–
0,07–0,6
–
cv (m²/s) x 10-8 (na)
–
0,13–19
–
–
0,6–8,8
–
2,0-11,1
4,3–9,0
3,8–15,0
4,8–7,6
–
–
3,3–8,2
% MO
e0
207
Propriedades geotécnicas de argilas do Rio de Janeiro (continuação).
Parâmetros/
Características
Península
II
Referências
Espessura (m)
Outeiro
Life
PAL
Centro
Centro
Metropolitano I
Metropolitano II
NASCIMENTO (2009)
Gleba F
BARONI (2010)
Lagoa Rodrigo de
Freitas
Presente estudo
21,8
15
2–11
1,6–9,5
11
8
20
12
wn (%)
61–294
67–207
114–895
72–1200
161,68–479,98
56,19–784,48
167,13–670,69
103,7±16,9
wL(%)
52–93
40–65
86–636
88–218
184–610
67–520
147–521
123,9±13,4
IP (%)
21–37
20–38
59–405
47–133
43–113
47–440
95,1–308,7
69,5±5,7
% Argila
–
15–51
15–60
19–60
15–49
14–50
23–93
39±12
γn (kN/m³)
–
11,9–14,6
9,2–14,0
10,9–14,2
11,90–12,59
10,20–16,87
10,01–12,65
13,7±0,3
St
–
–
–
–
5,4–16,3
4,0–17,8
4,0–16,4
8±4
% MO
–
–
–
–
7,24–51,70
–
6,16–59,7
0,23–6,84
CR=Cc/(1+e0)
–
–
0,22-0,49
0,27–0,38
0,34–0,57
0,20–0,63
0,314–0,537
0,37±0,03
Cr/Cc
–
–
–
–
–
–
–
0,12±0,03
0,9–15
2,1–49
0,3-3,3
1,3–6,3
0,044–7,48
0,044–7,48
0,018–19,8
2,1
–
2,2–4,7
3,0-15,1
2,0–11,6
4,00–10,67
1,417–8,756
4,03–12,37
3,18±0,31
cv (m²/s) x 10-8
(na)
e0
208
9.5 ANEXO 5: CLASSIFICAÇÃO DE ARGILAS DO RIO DE JANEIRO (FONTE:
MODIFICADO DE FUTAI,1999).
209
TAB. 9.4 – Classificação de argilas do Rio de Janeiro (Fonte: modificado de FUTAI, 1999).
Resistência
Região
Classificação
Plasticidade*
Compressibilidade
não
e0
IP
wL (%)
Cc/(1+e0)
Su (kPa)
’ (º)
<2
< 10
< 40
0,15–0,35
> 50
28–40
Depósito
drenada
Região I
Região II
Argila
inorgânica rija
baixa
Argila
média a
orgânica mole
elevada
Região
Argila muito
II/III
mole a mole
baixa
elevada
orgânica mole
compressível
baixa
2–4
10–120
30–200
0,25–0,35
6–15
25–35
Região IV
orgânica muito
mole– turfa
da Tijuca,
Sarapuí
Lagoa
elevada
muito compressível
baixa
2,61–3,66
61,5–78
99,1–151,8
0,33–0,43
13–50
23
Rodrigo de
Freitas
muito elevada
muito compressível
baixa
4–6
> 80
> 100
0,40–0,60
6–25
30–40
muito compressível
baixa
> 3,5
> 130
> 150
0,25–0,35
10–25
< 65
a média
Argila
Uruguaiana
Caju, Barra
Argila
Região III
Botafogo,
extremamente
plástica
* Classificada segundo a norma BS 5930 (BSI, 1999).
210
Juturnaíba,
Sarapuí
Itaipú