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UNIVERSIDADE FEDERAL DE SANTA MARIA CENTRO DE TECNOLOGIA

CURSO DE ENGENHARIA CIVIL

INSTRUMENTAÇÃO GEOTÉCNICA DE SEÇÃO TESTE EM OBRA INDUSTRIAL

SOBRE SOLOS MOLES

TRABALHO DE CONCLUSÃO DE CURSO

Larissa de Brum Passini

Santa Maria, RS, Brasil

2008

INSTRUMENTAÇÃO GEOTÉCNICA

DE SEÇÃO TESTE EM OBRA INDUSTRIAL

SOBRE SOLOS MOLES

Por


Trabalho de Conclusão de Curso apresentado ao curso de Engenharia

Civil da Universidade Federal de Santa Maria (UFSM-RS), como

requisito parcial para a obtenção do grau de

Engenheira Civil.

Orientador: Prof. MSc. Talles Augusto Araújo

Santa Maria, RS, Brasil

Universidade Federal de Santa Maria

Centro de Tecnologia

Curso de Engenharia Civil

A Comissão Examinadora, abaixo assinada, aprova o

Trabalho de Conclusão de Curso – TCC

INSTRUMENTAÇÃO GEOTÉCNICA DE SEÇÃO TESTE EM OBRA INDUSTRIAL

SOBRE SOLOS MOLES

elaborado por


Como requisito parcial para a obtenção do grau de

Engenharia Civil

COMISSÃO EXAMINADORA:

______________________________________________________

Professor Talles Augusto Araújo, MSc. (UFSM)

(Presidente/Orientador)

______________________________________________________

Professor José Mario Doleys Soares, Dr. (UFSM)

______________________________________________________

Professor Rinaldo José Barbosa Pinheiro, Dr. (UFSM)

Santa Maria, 22 de dezembro de 2008.

DEDICATÓRIA

Dedico este trabalho aos meus pais,

minha irmã e meu irmão, meu namorado,

demais familiares e amigos.

EPÍGRAFE

"Felicidade é quando o que você pensa,

o que você diz e o que você faz

estão em harmonia."

(Mahatma Gandhi)

AGRADECIMENTOS

Ao meu namorado pelo amor, cumplicidade e companheirismo, pela sua

presença incessante junto as minhas atividades e escolhas, pela atenção e auxílio.

À minha mãe Jane, meu pai Miguel, minha irmã Letícia, meu irmão Luiggi e

Magic e demais familiares que sempre estiveram presente, pelo amor, carinho e

incentivo.

Aos meus amigos, Ana Júlia, Ana Paula, Andressa, Caren, Cezar, Giceli,

Janaina, Jordana, Luciana, Rafaela, Renata, Vanessa, Verônica, e demais amigos.

Aos engenheiros André Hebmuller, meu orientador na empresa Fugro In Situ,

Stenio Rodrigues Barbosa, Hyllttonn Bazan e Marcio Coimbra de Novaes pela

amizade e companherismo, pelos ensinamentos passados, pelos livros

emprestados, pelas idéias trocadas e pelo apoio e auxílio durante a elaboração

deste TCC e a realização do estágio.

À Universidade Federal de Santa Maria, em especial aos professores do

Curso de Engenharia Civil, pelo ensino, dedicação e conhecimento transmitido

durante a graduação, sendo grandes exemplos a serem lembrados e seguidos.

À empresa Fugro In Situ Geotecnia, pela oportunidade de realização deste

trabalho, e a sua equipe de trabalho pelos ensinamentos de engenharia e pelo

trabalho em conjunto os quais foram fundamentais para o sucesso projeto de

investigação, instrumentação e monitoramento da Seção Teste estudada.

RESUMO

Trabalho de conclusão de curso Curso de Engenharia Civil

Universidade Federal de Santa Maria

INSTRUMENTAÇÃO GEOTÉCNICA DE SEÇÃO TESTE EM OBRA INDUSTRIAL SOBRE SOLOS MOLES

Autora: Larissa de Brum Passini

Orientador: Prof. MSc. Talles Augusto Araújo

Data e Local da Defesa: Santa Maria, 22 de dezembro de 2008.

Este trabalho de conclusão de curso – TCC refere-se a uma Seção Teste

sobre solos moles, a qual foi instrumentada com a finalidade de monitorar o seu comportamento frente à ação de cargas de escória depositadas para simulação.

Esta seção teste pertence a ThyssenKrupp Companhia Siderúrgica do Atlântico – TKCSA, encontra-se no futuro pátio de armazenamento de coque (Coke

Yard), situado dentro da Área de Manejo de Matéria-Prima. A companhia localiza-se às margens da baía de Sepetiba, no Complexo Siderúrgico no Distrito Industrial de Santa Cruz, no município do Rio de Janeiro/Brasil.

As condições do solo na área estudada foram baseadas em estudos preliminares obtidos através de sondagem à percussão e ensaio de piezocone, posteriormente novas investigações foram realizadas na seção teste com ensaios de piezocone e ensaios de palheta.

Os instrumentos instalados foram: piezômetros de corda vibrante, inclinômetros verticais, perfilômetros, extensômetros, placas de recalque, pontos geodésicos e referência de nível profunda.

Os resultados de investigação e instrumentação geotécnica obtidos foram fornecidos aos responsáveis técnicos da companhia siderúrgica, permitindo a eles a realização de análises de desempenho da Seção Teste que servirão como base para desenvolverem orientações para o processo de armazenamento de coque durante a operação da siderúrgica. Através dos resultados pôde-se chegar a conclusões sobre o comportamento da Seção Teste.

De modo geral, conclui-se que a instrumentação geotécnica da Seção Teste foi eficiente, permitindo a avaliação do comportamento do terreno frente à ação de cargas depositadas e, sem dúvida foi de grande aprendizagem para a graduanda. Palavras-chave: engenharia geotécnica, investigação e instrumentação geotécnica, solos moles.

ABSTRACT

Undergraduate Thesis

Curso de Engenharia Civil Universidade Federal de Santa Maria

GEOTHECNICAL INSTRUMENTATION OF TEST SECTION

IN AN INDUSTRIAL SITE ON SOFT CLAY

Author: Larissa de Brum Passini

Advisor: Prof. MSc. Talles Augusto Araújo

Place and Date of Defense: Santa Maria, December 22, 2008.

The undergraduate thesis refers to a Test Section on soft clay which was

instrumented to monitor its behavior upon the action of gravel loads placed for simulation.

The Test Section belongs to ThyssenKrupp Atlantic Siderurgy – TKCSA, and sits at the future coke yard, inside the Raw Material Handling Area. The company is located by the Sepetiba bay, in the Steel Mill Complex of Santa Cruz Industrial District, Rio de Janeiro, Brazil.

Soil’s conditions of the area analyzed were based on preliminary studies gathered through standard penetration test and piezocone penetration test. Additional investigation was later performed with piezocone penetration test and vane shear test.

The instrumentations installed were: vibrating wire piezometer, vertical inclinometer, perfilometers, extensometers, settlement plates, geodetic points and benchmark.

Results obtained from the geotechnical investigation and instrumentation allow steel mill technicians to perform tests to analyze the Test Section behavior, with the purpose of yielding guidelines on storage of the coke originated from steel production.

Test results yielded conclusions on the behavior of the Test Section, and it was concluded that the methodology used was appropriate to evaluate the behavior of the soil under the action of the placed loads and, without question, was a great means of learning to the student.

Key words: geo-engineering, geotechnical investigation and instrumentantion, soft clay.

LISTA DE FIGURAS

Figura 1.01 – Vista aérea da obra da TKCSA ............................................................ 18

Figura 1.02 – Vista aérea da Área de Manejo de Matéria-Prima da TKCSA ............. 18

Figura 1.03 – Exemplo de um depósito de coque ...................................................... 20

Figura 2.01 – Tensões num plano horizontal (PINTO, 2002) ..................................... 26

Figura 2.02 – Distribuição de tensões com a profundidade (PINTO, 2002) ............... 27

Figura 2.03 – Bulbo de tensões (PINTO, 2002).......................................................... 28

Figura 2.04 – Tensões verticais e horizontais num elemento de solo, com superfície horizontal (PINTO, 2002) ..................................................... 28

Figura 2.05 – Determinação das tensões em um plano genérico (PINTO, 2002) ..... 29

Figura 2.06 – Variação do índice de vazios em carregamento isotrópico de argilas (PINTO, 2002) .......................................................................... 29

Figura 2.07 – Ajuste de equação linear a envoltória de resistência curva (PINTO, 2002) ...................................................................................... 30

Figura 2.08 – Ilustração do efeito de lentes de areia no subsolo argiloso (PINTO, 2002) ...................................................................................... 38

Figura 2.09 – Esquema do ensaio SPT (Procedimento SPT - In Situ, 2006) ............ 42

Figura 2.10 – Cone utilizado no ensaio CPTu ............................................................ 45

Figura 2.11 – A classificação estratigráfica do terreno prospectado baseada no método de Robertson et al (1986) ........................................................ 46

Figura 2.12 – Palheta de seção cruciforme ................................................................ 48

Figura 2.13 – Análise da estabilidade de um aterro sobre argila mole, em que a resistência que interessa é a resistência não drenada Su da argila (PINTO, 2002) ....................................................................................... 49

Figura 2.14 – Solicitação no terreno por efeito de carregamento na superfície (PINTO, 2002) ...................................................................................... 49

Figura 2.15 – Piezômetros da Geokon (GEOKON, 2006) ......................................... 57

Figura 2.16 – Torpedo e tubo-guia do inclinômetro (SILVEIRA, 2006) ...................... 58

Figura 2.17 – Torpedo e caixa de leitura do inclinômetro (GEOKON, 2006) ............. 59

Figura 2.18 – Eixos e ranhuras do tubo-guia (Procedimento Inclinômetro – In Situ, 2006) ........................................................................................ 60

Figura 2.19 – Ilustração do perfilômetro em campo (GEOKON, 2006) ..................... 62

Figura 2.20 – Base do extensômetro ......................................................................... 63

Figura 2.21 – Topo do extensômetro ......................................................................... 64

Figura 2.22 – Placas de recalque .............................................................................. 65

Figura 2.23 – Parafuso utilizado como marco de recalque ....................................... 66

Figura 2.24 – Cabeça do parafuso ............................................................................ 67

Figura 3.01 – Seção Teste ........................................................................................ 69

Figura 3.02 – Eixo da Seção Teste ........................................................................... 70

Figura 3.03 – Seção Norte ........................................................................................ 70

Figura 3.04 – Seção Sul ............................................................................................ 71

Figura 3.05 – Localização dos pontos Seção Norte ................................................. 72

Figura 3.06 – Localização dos pontos Seção Sul ..................................................... 72

Figura 3.07 – Planta de situação da Seção Teste .................................................... 73

Figura 3.08 – Drenos verticais .................................................................................. 73

Figura 3.09 – Aterro de escória ................................................................................ 74

Figura 3.10 – Areia dragada do mar ......................................................................... 74

Figura 3.11 – Primeiro carregamento Seção Norte ................................................... 76

Figura 3.12 – Primeiro carregamento Seção Sul ...................................................... 76

Figura 3.13 – Segundo carregamento Seção Norte .................................................. 77

Figura 3.14 – Segundo carregamento Seção Sul ...................................................... 77

Figura 3.15 – Primeiro descarregamento Seção Norte ............................................. 78

Figura 3.16 – Primeiro descarregamento Seção Sul ................................................. 79

Figura 3.17 – Segundo descarregamento Seção Norte ............................................ 79

Figura 3.18 – Segundo descarregamento Seção Sul ............................................... 79

Figura 3.19 – Avanço por lavagem ........................................................................... 82

Figura 3.20 – Execução dos golpes com o martelo .................................................. 83

Figura 3.21 – Esquema do ensaio SPT (Procedimento SPT - In Situ, 2006) ........... 84

Figura 3.22 – Ancoragem e pré-furo do equipamento .............................................. 85

Figura 3.23 – Vista geral dos equipamentos ............................................................. 86

Figura 3.24 – Colocação do cone no pré-furo ........................................................... 86

Figura 3.25 – Ancoragem do equipamento ............................................................... 88

Figura 3.26 – Vista geral dos equipamentos em campo ........................................... 88

Figura 3.27 – Montagem do conjunto ........................................................................ 89

Figura 3.28 – Marcação das hastes ........................................................................... 90

Figura 3.29 – Execução do pré-furo para instalação do piezômetro ......................... 92

Figura 3.30 – Casa de um dos dataloggers ............................................................... 93

Figura 3.31 – Coleta de dados do datalogger ............................................................ 94

Figura 3.32 – Equipamento utilizado .......................................................................... 95

Figura 3.33 – Execução de leituras no inclinômetro vertical ...................................... 97

Figura 3.34 – Instalação dos tubos dos perfilômetros ............................................... 98

Figura 3.35 – Reservatórios dos perfilômetros .......................................................... 99

Figura 3.36 – Execução de leituras no perfilômetro .................................................. 99

Figura 3.37 – Execução do pré-furo para instalação dos extensômetros .................. 101

Figura 3.38 – Execução de leituras topográficas dos instrumentos .......................... 102

Figura 3.39 – Escavação para instalação das placas ............................................... 103

Figura 3.40 – Execução de leituras topográficas dos instrumentos .......................... 104

Figura 3.41 – Marco de recalque instalado ............................................................... 105

Figura 3.42 – Execução do pré-furo do bench mark ................................................. 106

Figura 3.43 – Injeção de calda de cimento ............................................................... 107

Figura 3.44 – Preenchimento com areia ................................................................... 108

Figura 3.45 – Bench mark instalado .......................................................................... 108

Figura 3.46 – Casa para o datalogger ...................................................................... 110

Figura 3.47 – Reservatório de água para o perfilômetro ........................................... 110

Figura 3.48 – Seção Teste ........................................................................................ 111

Figura 3.49 – Inclinômetro e reservatório de água para o perfilômetro ..................... 111

Figura 3.50 – Estaca de areia ................................................................................... 112

Figura 3.51 – Estaca de brita .................................................................................... 113

Figura 3.52 – Drenos verticais sintéticos .................................................................. 113

Figura 3.53 – Eixo: Blocos de concreto e trilhos ...................................................... 114

Figura 3.54 – Eixo: Estrutura metálica ...................................................................... 114

Figura 3.55 – Dutos de drenagem pluvial .................................................................. 115

Figura 4.01 – Perfil sondagem à percussão 1-1 ...................................................... 117



Figura 4.04 – Ensaio de piezocone no entorno da Seção Teste .............................. 120

Figura 4.05 – Ensaio de piezocone na Seção Norte ................................................ 121

Figura 4.06 – Ensaio de piezocone na Seção Sul .................................................... 122

Figura 4.07 – Ensaio de palheta na Seção Norte a 4,5 m de profundidade ............. 123



Figura 4.10 – Ensaio de palheta na Seção Sul a 4,5 m de profundidade ................. 125



Figura 4.13 – Resultados dos piezômetros de corda vibrante na Seção Norte ....... 127

Figura 4.14 – Resultados dos piezômetros de corda vibrante na Seção Sul ........... 128

Figura 4.15 – Resultados do levantamento topográfico dos inclinômetros verticais . 129

Figura 4.16 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 1-1 (A0) .................................... 130

Figura 4.17 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 1-1 (B0) .................................... 131







Figura 4.24 – Resultados do levantamento topográfico dos tubos dos perfilômetros ....................................................................................... 138

Figura 4.25 – Resultados do perfilômetro da Seção Norte ....................................... 139

Figura 4.26 – Resultados do perfilômetro da Seção Sul .......................................... 140

Figura 4.27 – Resultados do levantamento topográfico dos tubos de proteção externa do extensômetros da Seção Norte ........................................ 141

Figura 4.28 – Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção Norte ........................................................................................ 142

Figura 4.29 – Resultados do levantamento topográfico dos tubos de proteção externa do extensômetros da Seção Sul ............................................ 143

Figura 4.30 – Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção Sul ........................................................................................... 143

Figura 4.31 – Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção Norte ................................................................................... 144

Figura 4.32 – Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção Sul ....................................................................................... 145

Figura 4.33 – Resultados do levantamento topográfico dos marcos de recalque da Seção Norte e Sul .......................................................................... 145

Figura A.01 – Perfil piezômetro PZ 1-1 ..................................................................... 153








Figura A.09 – Perfil inclinômetro vertical Iv 1-1 ......................................................... 161




Figura A.13 – Perfil extensômetro Ex 1-1 ................................................................. 165








Figura A.21 – Perfil referência de nível profunda .................................................... 173

LISTA DE TABELAS

Tabela 2.01 – Consistência das argilas com índice de consistência e resistência à compressão simples (PINTO, 2002) ................................................ 25

Tabela 2.02 – Valores de K para solos sedimentares (PINTO, 2002) ........................ 31

Tabela 2.03 – Critérios e parâmetros de geossintéticos para reforços de solos e suas propriedades ............................................................................ 35

Tabela 2.04 – Métodos e características utilizadas para controle de recalques (ALMEIDA, 1996) ................................................................................. 36

Tabela 2.05 – Ensaios de campo e laboratório (ALMEIDA, 1996) ............................. 39

Tabela 2.06 – Aplicabilidade de alguns ensaios de campo em obras de aterro sobre solos moles (ALMEIDA, 1996) ................................................... 40

Tabela 2.07 – Parâmetros e procedimentos para argilas moles (ALMEIDA, 1996) ... 41

Tabela 2.08 – Correlações empíricas para estimativa da compacidade das areias e da consistência das argilas, a partir da resistência à penetração medida nas sondagens (GODOY, 1971) ............................................. 43

Tabela 2.09 – Atribuição de tarefas em um programa de monitoramento supervisionado pelo proprietário (SILVEIRA, 2006) ............................ 52

Tabela 2.10 – Erros e incertezas provindas das leituras de uma instrumentação (SILVEIRA, 2006) ................................................................................ 54

Tabela 3.01 – Densidade da escória ......................................................................... 75

Tabela 3.02 – Processo de carregamento da Seção Teste ...................................... 76

Tabela 3.03 – Processo de prolongamento das hastes da Seção Teste .................. 77

Tabela 3.04 – Processo de descarregamento da Seção Teste ................................. 78

Tabela 3.05 – Processo de corte das hastes da Seção Teste .................................. 80

Tabela 3.06 – Descrição da instalação dos piezômetros .......................................... 91

Tabela 3.07 – Descrição da instalação dos inclinômetros verticais .......................... 94

Tabela 3.08 – Descrição da instalação perfilômetros ................................................ 98

Tabela 3.09 – Descrição da instalação dos extensômetros ...................................... 100

Tabela 3.10 – Descrição da instalação das placas ................................................... 103

Tabela 3.11 – Descrição da instalação dos marcos de recalque .............................. 104

Tabela 3.12 – Descrição da instalação da referência de nível profunda .................. 107

Tabela 4.01 – Estratificação do solo ......................................................................... 123

Tabela 4.02 – Resultados do levantamento topográfico do bench mark ................. 146

SUMÁRIO

CAPÍTULO 1 – INTRODUÇÃO

1.1 Considerações iniciais ................................................................................... 17

1.2 Objetivo geral ................................................................................................. 19

1.3 Objetivos específicos ..................................................................................... 19

1.4 Justificativa .................................................................................................... 19

1.5 Estrutura do trabalho ..................................................................................... 20

CAPÍTULO 2 – REVISÃO DE BIBLIOGRAFIA


2.2 Solos .............................................................................................................. 22

2.2.1 Conceitos importantes sobre argilas ................................................... 22

2.2.2 Tensões no solo .................................................................................. 25

2.2.3 Recalques no solo ............................................................................... 30

2.2.4 Aterros sobre solos moles ................................................................... 32

2.2.5 Geossintéticos ..................................................................................... 33

2.2.6 Técnicas utilizadas para controle de recalques .................................. 35

2.3 Investigações geotécnicas ............................................................................. 38

2.3.1 Sondagem à percussão – Standard Penetration Test (SPT) .............. 41

2.3.2 Ensaio de piezocone – Piezocone Penetration Test (CPTu) .............. 44

2.3.3 Ensaio de palheta – Vane Shear Test ................................................ 47

2.4 Instrumentações geotécnicas ........................................................................ 51

2.4.1 Piezômetro de corda vibrante ............................................................. 55

2.4.2 Inclinômetros verticais ......................................................................... 57

2.4.3 Perfilômetros ....................................................................................... 61

2.4.4 Extensômetros .................................................................................... 62

2.4.5 Placas de recalque .............................................................................. 64

2.4.6 Marcos de recalque ............................................................................. 65

2.4.7 Referência de nível profunda – Bench mark ....................................... 67

CAPÍTULO 3 – PROGRAMA EXPERIMENTAL


3.2 Procedimento experimental ........................................................................... 69

3.3 Características do solo local .......................................................................... 80

3.4 Procedimentos adotados na execução das investigações geotécnicas ........ 81

3.4.1 Sondagem à percussão – Standard Penetration Test (SPT) ............... 82

3.4.2 Ensaio de piezocone – Piezocone Penetration Test (CPTu) ............... 84

3.4.3 Ensaio de Palheta – Vane Shear Test ................................................. 87

3.5 Procedimentos seguidos na instalação dos instrumentos e monitoramento .. 91

3.5.1 Piezômetro de corda vibrante ............................................................. 91

3.5.2 Inclinômetros verticais ........................................................................ 94

3.5.3 Perfilômetros ....................................................................................... 98

3.5.4 Extensômetros ................................................................................... 100

3.5.5 Placas de recalque ..............................................................................102

3.5.6 Marcos de recalque .............................................................................104

3.5.7 Referência de nível profunda – Bench mark .......................................105

3.6 Comentários sobre a instalação dos instrumentos e monitoramento ............109

CAPÍTULO 4 – RESULTADOS

4.1 Considerações iniciais .................................................................................. 116

4.2 Resultados das investigações geotécnicas ................................................. 116

4.2.1 Sondagem à percussão – Standard Penetration Test (SPT) ............ 116

4.2.2 Ensaio de piezocone – Piezocone Penetration Test (CPTU) ............ 120

4.2.3 Ensaio de Palheta – Vane Shear Test .............................................. 123

4.3 Resultados da instrumentação geotécnica ................................................. 126

4.3.1 Piezômetro de corda vibrante ........................................................... 126

4.3.2 Inclinômetros verticais ...................................................................... 129

4.3.3 Perfilômetros ..................................................................................... 138

4.3.4 Extensômetros .................................................................................. 141

4.3.5 Placas de recalque ............................................................................ 144

4.3.6 Marcos de recalque ........................................................................... 145

4.3.7 Referência de nível profunda – Bench mark ..................................... 146

CAPÍTULO 5 – CONCLUSÕES

5.1 Considerações iniciais .................................................................................. 147

5.2 Conclusões a partir dos resultados da instrumentação geotécnica ............ 147

5.3 Conclusões sobre o programa experimental ................................................ 148

5.4 Conclusões gerais ........................................................................................ 149

BIBLIOGRAFIA ...................................................................................................... 150

APÊNDICE .............................................................................................................. 153

Capítulo 1 INTRODUÇÃO 1.1 Considerações iniciais

Em obras de construção civil, tanto de pequeno como de grande porte, a

investigação geotécnica do subsolo é o primeiro passo a ser dado antes de o projeto

ser concretizado; pois todas as obras se assentam sobre um terreno e requerem que

o comportamento do solo seja considerado, e através de um programa de

investigação geotécnica adequada se pode permitir a análise de muitos problemas.

A instrumentação e o monitoramento geotécnico em grandes

empreendimentos são tão importantes quanto as investigações e o controle de

qualidade. Com a instalação da instrumentação adequada, é possível avaliar o

desempenho de obras no que tange a diversos e importantes parâmetros, como por

exemplos: deformações, cargas e/ou tensões, pressões de água, inclinações, e

recalques.

Este trabalho retrata um programa experimental de investigação e

instrumentação geotécnica executado em uma seção teste sobre solos moles frente

à ação de cargas de escória depositadas para simulação.

A seção teste pertence a ThyssenKrupp Companhia Siderúrgica do Atlântico

– TKCSA, e encontra-se no futuro pátio de armazenamento de coque (produto

residual sólido, proveniente processo de aquecimento com ausência de ar do carvão

mineral, utilizado para a produção de ferro gusa) – Coke Yard – situado dentro da

Área de Manejo de Matéria-Prima. A companhia, que produzirá placas de aço para

exportação, localiza-se às margens da baía de Sepetiba, no Complexo Siderúrgico

no Distrito Industrial de Santa Cruz, no município do Rio de Janeiro/Brasil.

Capítulo 1 – Introdução

18

A Figura 1.01 mostra a vista aérea da obra da ThyssenKrupp Companhia

Siderúrgica do Atlântico – TKCSA.

Figura 1.01 – Vista aérea da obra da TKCSA (TKCSA, 2008).

A Figura 1.02 abaixo mostra a vista aérea da Área de Manejo de Matéria-

Prima, onde se situa a seção teste, no futuro pátio de armazenamento de coque -

Coke Yard – TKCSA.

Figura 1.02 – Vista aérea da Área de Manejo de Matéria-Prima da TKCSA (TKCSA, 2008).

A empresa Fugro In Situ foi a responsável pela execução das investigações

geotécnicas, instalação dos instrumentos e realização do monitoramento em campo

da seção teste.


19

1.2 Objetivo geral

Este trabalho tem como objetivo realizar uma revisão bibliográfica sobre

solos, investigação e instrumentação geotécnica, descrever o programa

experimental executado, e fornecer os resultados referentes ao monitoramento da

seção teste sobre solos moles frente à ação de cargas depositadas para simulação à

TKCSA.

1.3 Objetivos específicos

� Realizar uma revisão bibliográfica sobre solos, investigação e instrumentação

geotécnica;

� Adquirir conhecimento prático dos equipamentos utilizados para investigação

e instrumentação geotécnica;

� Realizar a instrumentação e o monitoramento da Seção Teste;

� Avaliar o processo experimental executado;

� Fornecer os resultados referentes ao monitoramento para os responsáveis

técnicos da companhia siderúrgica, permitindo a eles a realização de análises

de desempenho da Seção Teste frente a ação de cargas depositadas no

local.

1.4 Justificativa

A instrumentação e o monitoramento da Seção Teste, área que futuramente

armazenará coque, servirá para a avaliação do comportamento e do desempenho

do solo de fundação do local frente a cargas previamente aplicadas, para que

posteriormente, durante a operação da companhia, se possa depositar, em

definitivo, toneladas de material com segurança.

Na presente obra, as características do relevo original sofrem modificações,

devido a cargas depositadas sobre a fundação de solos moles, durante a fase de

teste e, posteriormente, durante a fase de operação da siderúrgica; a estabilidade é

de suma importância, sendo assim a companhia de posse dos resultados dos

monitoramentos da seção teste avaliará os deslocamentos horizontais e verticais,

variação piezometria, os recalques superficiais e profundos, bem como as tensões

aplicadas em relação ao tempo de dissipação das mesmas, e o processo de

estabilização do solo.


20

Recalques elevados durante o processo de estocagem em definitivo do coque

serão considerados perda de matéria-prima devido às limitações de projeto do

alcance do braço mecânico do equipamento de manejo (Stacker/Reclaimer) que

transitará sobre um eixo de trilhos ao longo da Área de Manejo de Matéria-Prima,

depositando e retirando material deste local.

Os resultados da simulação de cargas na Seção Teste através da

instrumentação do local servirão como base para a companhia desenvolver

orientações para o processo de armazenagem do coque, tais como: altura total das

pilhas, quantidade de coque a ser estocado instantaneamente, e intervalos de tempo

entre estocagem; com um fator de segurança adequado permitindo que a Área de

Manejo de Matéria-Prima apresente eficiência durante o período de operação da

siderúrgica.

A Figura 1.03 mostra uma vista aérea de um depósito de coque e o braço

mecânico do equipamento de manejo (Stacker/Reclaimer) de matéria-prima sobre os

trilhos em uma siderúrgica.

Figura 1.03 – Exemplo de um depósito de coque (Siderúrgica São Luiz do Maranhão, 2006).

1.5 Estrutura do trabalho

O presente trabalho está dividido em cinco capítulos, que procuram descrever

diferentes etapas do processo de elaboração deste estudo, sendo eles:

Capítulo 1 – Introdução; onde é feita uma breve introdução sobre investigação

e instrumentação geotécnica, descreve o local onde se realizou o estudo, definindo

os objetivos (geral e específicos) e justificando a importância deste trabalho.


21

Capítulo 2 – Revisão Bibliográfica; onde é apresentado um embasamento

teórico sobre solos; investigações geotécnicas com ênfase nos ensaios de

Sondagem a percussão - Standard Penetration Test (SPT), Ensaios de piezocone -

Piezocone Penetration Test (CPTu) e Ensaio de palheta - Vane Shear Test; e

instrumentações geotécnicas, com destaque a instrumentos, como: piezômetros de

corda vibrante, inclinômetros verticais, perfilômetros, extensômetros, placas de

recalque, marcos de recalque, e referência de nível profunda – Bench mark.

Capítulo 3 – Programa Experimental; onde é apresentada uma descrição do

projeto da Seção Teste, apontando sucintamente a execução da sobrecarga de

escória depositada para simulação (aterro). Neste capítulo também é realizado uma

breve explanação com respeito às características do solo local, fornecidas

previamente pela TKCSA para ter-se uma idéia do subsolo em que foi realizado o

trabalho. São detalhados os procedimentos adotados para a execução dos ensaios

de investigação geotécnica, assim como os procedimentos seguidos para a

instalação dos instrumentos e monitoramento. Por fim, são realizados comentários

sobre a instalação dos instrumentos e seu monitoramento.

Capítulo 4 – Resultados; onde são apresentados os resultados das

investigações geotécnicas e do monitoramento da instrumentação geotécnica

realizada na Seção Teste frente ação de cargas.

Capítulo 5 – Conclusão; onde são apresentadas as conclusões deste

trabalho, com conclusões a partir dos resultados da Instrumentação Geotécnica,

conclusões sobre o programa experimental e, por fim, conclusões gerais.

Capítulo 2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA 2.1 Considerações iniciais

Como já foi destacado na introdução deste trabalho, com a finalidade de se

obter um embasamento teórico para auxiliar no desenvolvimento deste projeto, foi

realizada neste capítulo uma pesquisa sobre solos, investigação e instrumentação

geotécnica.

O capítulo encontra-se estruturado em três etapas: a) solos, apresentando

conceitos sobre argilas e comportamento de solos sob a ação de cargas; b)

investigações geotécnicas, que aborda os ensaios utilizados; e c) instrumentações

geotécnicas, que aborda os instrumentos instalados para a realização do

monitoramento da Seção Teste.

2.2 Solos A engenharia geotécnica é uma arte que se aprimora pela experiência, pela

observação e análise do comportamento das obras, para o que é imprescindível

atentar para as particularidades dos solos com base no entendimento dos

mecanismos de comportamento, que constituem a essência da mecânica dos solos

(Pinto 2002).

As obras de engenharia são assentadas sobre o solo e inevitavelmente

requerem que o comportamento do mesmo seja adequadamente considerado. A

mecânica dos solos estuda o comportamento dos solos quando tensões são

aplicadas ou aliviadas, ou perante o escoamento de água nos seus vazios, e o

engenheiro se baseia nestes estudos para desenvolver seus projetos.

2.2.1 Conceitos importantes sobre argilas

Alguns conceitos importantes com respeito aos solos, em especial as argilas,

e seu comportamento sobre a ação de cargas serão apresentados a seguir, com a

Capítulo 2 – Revisão bibliográfica

23

finalidade, de posteriormente, ter-se um melhor entendimento do desempenho do

solo estudado.

Segundo Pinto (2002), a fração argila de um solo é considerada, com

freqüência, como a fração abaixo do diâmetro de 0,002 mm, que corresponde ao

tamanho mais próximo das partículas de constituição mineralógica dos minerais-

argila. Os argilo-minerais apresentam uma estrutura complexa. Na composição

química das argilas, existem dois tipos de estruturas, uma de tetraedros e outra de

octaedros. Estas estruturas estão ligadas por meio de átomos de oxigênio que

pertencem simultaneamente a ambas.

As moléculas de água em contato com partículas argilosas se orientam em

relação a elas e aos íons que circundam as partículas. Os íons se afastam das

partículas, ficando circundados por moléculas de água.

Com a elevação do teor de água, forma-se ao redor das partículas a chamada

camada dupla, que é a camada em torno das partículas na qual as moléculas de

água estão atraídas a íons do solo e ambos à superfície das partículas. Como as

forças eletro-químicas são intensas, as primeiras camadas de moléculas de água em

torno do solo são firmemente aderidas.

As argilas sedimentares apresentam estruturas que dependem da salinidade

da água em que se formaram. Em águas salgadas, a estrutura é bastante aberta,

embora haja um relativo paralelismo entre as partículas, em virtude de ligações de

valência secundária (PINTO, 2002).

O conhecimento das estruturas permite o entendimento de diversos

fenômenos notados no comportamento do solo, como por exemplo, a sensitividade

das argilas (PINTO, 2002).

Com relação ao sistema solo, água e ar, quando o solo não está saturado, o

ar pode se encontrar em forma de bolhas oclusas ou em forma de canalículos

intercomunicados, inclusive com o meio externo. O aspecto mais importante com

relação à presença do ar é que a água, na superfície, se comporta como se fosse

uma membrana.

Pode-se dizer que um solo é classificado como argila quando o seu

comportamento é de solo argiloso, mesmo que contenha partículas com diâmetros

correspondentes a frações silte e areias, sendo respectivamente 0,002 mm a 0,06

mm e 0,06 mm a 2,0 mm, segundo a ABNT. Nas argilas, os minerais-argila se

apresentam geralmente em formato de placas e em tamanhos reduzidos, e


24

correspondem à fração argila, são eles que conferem a plasticidade característica

dos solos argilosos.

Como dito anteriormente o arranjo estrutural entre os grãos e do índice de

vazios em que se encontram as argilas, estabelecido no processo de sedimentação,

atribui a sensitividade das argilas. A resistência das argilas depende deste arranjo,

algumas argilas diminuem sua resistência quando manuseadas. Sua consistência

após o manuseio (amolgada) pode ser menor do que no estado natural

(indeformado). Este fenômeno ocorre de maneira diferente conforme a formação

argilosa, e a relação entre a resistência no estado natural e amolgado é definida

como sensitividade da argila.

Conforme Pinto (2002), as argilas são classificadas como insensitivas à ultra-

sensitivas. A sensitividade é uma característica de grande importância, pois indica

que se a argila vier a sofrer ruptura, sua resistência após esta ocorrência é bem

menor. Mesmo após um tempo em repouso, a argila volta a ganhar resistência

devido à interrelação química das partículas, porém não alcança a resistência

original.

Quanto à consistência das argilas, percebemos, ao manuseá-la, que ela pode

ser moldada, não se desmanchando facilmente, dependendo do teor de umidade em

que a mesma se apresente. Quando o teor de umidade é muito elevado a

resistência é muito reduzida devido ao grande índice de vazios presentes.

De acordo com Pinto (2002), a consistência das argilas pode ser estimada por

meio do índice de consistência. O índice de consistência não tem significado quando

aplicado a solos não-saturados, porque eles podem estar com elevado índice de

vazios, baixa resistência e sua umidade ser baixa, o que indicaria consistência alta

(Tabela 2.01).

S

Resistência no estado amolgado =

Resistência no estado indeformado


25

Tabela 2.01 - Consistência das argilas com índice de consistência e resistência à compressão

simples (PINTO, 2002).

Consistência Resistência, em kPa Índice de consistência

muito mole < 25 < 0,5

mole 25 a 50 --

média 50 a 100 --

rija 100 a 200 0,5 a 0,75

muito rija 200 a 400 --

dura > 400 > 1,0

O termo solos moles está diretamente associado a solos argilosos,

apresentando características de pouca permeabilidade e baixa resistência à

compressão simples, abaixo de 50 kPa. Por se tratar de solos com baixa resistência,

a análise do seu comportamento como fundação de estruturas geotécnicas ou civis é

importante sobre dois aspectos: adensamento/deformação e estabilidade.

2.2.2 Tensões no solo

Quanto às tensões no solo, uma consideração adequada é a de que os solos

são constituídos de partículas e que forças aplicadas a eles são transmitidas de

partícula a partícula, além das que são suportadas pela água dos vazios.

Nos solos, ocorrem tensões devido ao peso próprio e as cargas aplicadas. Na

análise do comportamento dos solos, as tensões devido ao peso próprio têm valores

consideráveis e não podem ser desprezadas. Quando a superfície do terreno é

horizontal, se aceita que a tensão atuante num plano horizontal B, seja normal ao

plano, e não há tensão de cisalhamento neste plano. Na verdade, estatisticamente,

as componentes tangenciais ocorrentes em cada contato tendem a se contraporem,

anulando a resultante (Figura 2.01).

Equação 2.1

n

c

. σ z = γ a

v

c


26

Figura 2.01 – Tensões num plano horizontal (PINTO, 2002).

A água presente no interior dos vazios do solo, abaixo do nível d’água, está

sob uma pressão que independe da porosidade do solo, dependendo somente de

sua profundidade em relação ao nível freático. A pressão da água é representada

pelo símbolo u, e é expressa pela equação:

Equação 2.2

A carga piezométrica é a pressão neutra num ponto em estudo, expressa em

altura de coluna d’água. Terzaghi identificou que a tensão normal total num plano

qualquer deve ser considerada como a soma de duas parcelas: a tensão efetiva, que

é a tensão transmitida pelos contatos entre partículas (σ’); a poro-pressão ou

pressão neutra, que é a pressão da água (u).

Equação 2.3

Se um carregamento é feito na superfície de um terreno, as tensões efetivas

aumentam, o solo se comprime expulsando uma parcela da água existente nos seus

vazios, ainda que lentamente. A tensão efetiva é responsável pelo comportamento

mecânico do solo, e só mediante uma análise através de tensões efetivas se

consegue estudar cientificamente os fenômenos de resistência e deformação dos

solos. Carregamentos aplicados sobre o solo também provocam pressões neutras,

que inclusive podem levar à ruptura. A percolação de água pelo solo interfere nas

pressões neutras e, conseqüentemente, nas tensões efetivas.

b

c

- u z = ( z γ w

w

. )

σ = σ’ + u


27

Ao aplicar-se uma carga na superfície de um terreno, numa área definida, os

acréscimos de tensões numa certa profundidade não se limitam à projeção da área

carregada. Nas laterais da área carregada também ocorrem aumentos de tensões,

que se somam às anteriores devidas ao peso próprio.

Como a somatória dos acréscimos das tensões verticais, nos planos

horizontais, em qualquer profundidade, é sempre constante, os acréscimos das

tensões imediatamente abaixo da área carregada diminuem à medida que a

profundidade aumenta, porque a área atingida aumenta com a profundidade como

mostra a Figura 2.02.

Figura 2.02 – Distribuição de tensões com a profundidade

(PINTO, 2002).

A Figura 2.02 indica, qualitativamente, como se dá a distribuição dos

acréscimos das tensões em planos horizontais para diferentes profundidades, e a

variação dos acréscimos da tensão vertical ao longo da linha vertical, passando pelo

eixo de simetria da área carregada.

Unindo-se os pontos no interior do subsolo em que os acréscimos de tensão

são de mesmo valor, têm-se linhas, como as indicadas na Figura 2.03, que são

chamadas bulbos de tensões.


28

Figura 2.03 – Bulbo de tensões (PINTO, 2002).

Quando se aplica um carregamento, a tensão vertical aumenta num plano

horizontal, porém a tensão horizontal não aumenta no mesmo valor devido ao atrito

entre as partículas do solo. A relação entre a tensão horizontal efetiva e a tensão

vertical efetiva é denominada coeficiente de empuxo em repouso, sendo o seu

símbolo o K0 (Figura 2.04). O valor de K0 é menor do que uma unidade, situando-se

entre 0,4 e 0,5 para areias, e 0,5 e 0,7 para argilas.

Figura 2.04 – Tensões verticais e horizontais num elemento de solo,

com superfície horizontal (PINTO, 2002).

A ruptura dos solos é quase sempre um fenômeno de cisalhamento (Figura

2.05). A resistência do solo ao cisalhamento pode ser definida como a máxima

tensão de cisalhamento que o solo pode suportar sem sofrer ruptura, que é a tensão

resultante das tensões principais (vertical e horizontal). O atrito e a coesão entre as

partículas do solo são essenciais a sua resistência ao cisalhamento. Os tipos de

ensaios podem ser realizados para a determinação da resistência ao cisalhamento

do solo: o ensaio de cisalhamento direto e o ensaio de compressão triaxial.


29

Figura 2.05 – Determinação das tensões num plano genérico

(PINTO, 2002).

A tensão normal é representada pelo símbolo σ, e a tensão de cisalhamento

pelo símbolo τ. A maior tensão principal atuante é a σ1 e a menor tensão principal

atuante é a σ3. O ângulo α é que determina o plano cisalhante.

Conforme Pinto (2002), corpos de provas de argilas com diferentes índices

de vazios apresentam curvas tensão-deformação que, após atingir a pressão de pré-

adensamento correspondente, encontram-se numa mesma reta virgem (Figura

2.06).

Figura 2.06 – Variação do índice de vazios em

carregamento isotrópico de argilas (PINTO, 2002).


30

A envoltória de resistência ao cisalhamento das argilas é dada pela equação

abaixo, conforme a Figura 2.07.

Equação 2.4

Figura 2.07 – Ajuste de equação linear a envoltória de resistência curva (PINTO, 2002).

Onde c’ é a coesão efetiva, σ’ é a tensão efetiva, e φ’ é o ângulo de atrito

interno efetivo entre as partículas de solo.

Os valores do φ’, que é o ângulo de atrito interno efetivo entre as partículas de

solo, variam de acordo com a composição da argila, mas observa-se que seu valor é

menor quanto mais argiloso é o solo, em geral variando de 18 a 38 graus em função

do índice de plasticidade do material. Os valores usuais de intercepto c’, que é a

coesão efetiva entre as partículas de solo, situam-se em torno de 5 a 50 kPa

A resistência não-drenada das argilas (Su) é a resistência (tensão cisalhante)

à ruptura antes de ocorrer qualquer drenagem. A resistência não-drenada de argila

orgânica mole aumenta com a profundidade, isto se comprova porque com a

profundidade as tensões efetivas e de pré-adensamento aumentam.

2.2.3 Recalques no solo

A água com freqüência ocupa a maior parte ou a totalidade dos vazios do solo

e desloca-se no seu interior. Durante a análise de recalques, que freqüentemente

está associada à diminuição do índice de vazios, leva-se em consideração a

expulsão de água destes vazios. Já na análise de estabilidade, leva-se em

consideração a tensão efetiva (que comanda a resistência do solo), esta que

τ = c’ + σ’ . tg φ’


31

depende da pressão neutra, que por sua vez, depende das tensões provocadas pela

percolação de água.

O coeficiente de permeabilidade (k) indica a velocidade de percolação de

água no solo, sendo uma constante para cada tipo de material. Portanto a

velocidade com que um solo recalca quando submetido a uma compressão depende

da velocidade com que a água sai dos seus vazios, da sua estrutura e da

compacidade (areias) ou consistência (argilas).

Os valores de k são tanto menores quanto menores os vazios nos solos e

menores as partículas. Segundo Pinto (2002), para solos sedimentares, como ordem

de grandeza, os seguintes valores de k podem ser considerados (Tabela 2.02):

Tabela 2.02 – Valores de k para solos sedimentares (PINTO, 2002).

argilas < 10-9 m/s

siltes 10-6 a 10-9 m/s

areias argilosas 10-7 m/s

areias finas 10-5 m/s

areias médias 10-4 m/s

areias grossas 10-3 m/s

As argilas se diferem das areias pela baixa permeabilidade, razão pela qual

adquire importância o conhecimento de sua resistência tanto em termos de

carregamento drenado como de carregamento não-drenado. As argilas

sedimentares se formam com elevado índice de vazios, e sua resistência depende

deste índice de vazios, que é fruto de tensões atuais e passadas, e da estrutura da

argila. Quando elas apresentam baixos índices de vazios são consideradas pré-

adensadas.

Os carregamentos verticais na superfície ou a cotas próximas à superfície

causam deformações no solo, ou seja, recalques, e a medida desta deformação é

um dos aspectos de grande interesse para a engenharia geotécnica. Estas

deformações podem ser rapidamente ou lentamente desenvolvidas após a aplicação

das cargas. Deformações rápidas são observadas em solos arenosos ou solos

argilosos não-saturados, já deformações lentas são observadas em solos argilosos

saturados, pois é necessária a saída da água dos vazios do solo.


32

Segundo Almeida (1996), os cálculos dos recalques totais em obras sobre

solos moles podem ser divididos em três parcelas, sendo elas:

• Recalque imediato ou não-drenado: associado a deformações elásticas

cisalhantes a volume constante logo após a colocação do aterro sobre

o solo; sendo calculado com base em equações da teoria da

elasticidade, através do módulo de elasticidade não-drenado Eu.

• Recalque por adensamento primário: calculado a partir dos parâmetros

de compressibilidade e do histórico de tensões do solo; os cálculos

podem ser realizados em função do módulo edométrico Eed do solo,

por exemplo.

• Recalque por adensamento secundário: resultado da compressão do

esqueleto sólido, portanto não associado à expulsão da água dos

vazios do solo; se aceita que o mesmo ocorra após o recalque

primário, ou em paralelo com este.

Conforme Pinto (2002), o adensamento de solos saturados é o fenômeno pelo

qual os recalques ocorrem com expulsão da água do interior dos vazios do solo. A

saída de água indica que está havendo redução do índice de vazios, ou seja, está

havendo deformação da estrutura sólida do solo. Parte da pressão aplicada está

passando a ser suportada pelo solo, havendo o aumento da tensão efetiva. A

qualquer momento do carregamento, a soma do acréscimo de tensão efetiva com a

pressão neutra é igual ao aumento de pressão total aplicada.

Ainda de acordo com o mesmo autor, a maneira como ocorre à passagem da

pressão neutra para a estrutura do solo (tensão efetiva), com a redução do volume,

constitui a Teoria do Adensamento, desenvolvida por Terzaghi.

O comportamento dos solos perante os carregamentos depende da sua

constituição e do estado em que o solo se encontra, e pode ser expresso por

parâmetros que são obtidos em ensaios ou através de correlações estabelecidas

entre parâmetros e as diversas classificações (PINTO, 2002).

2.2.4 Aterros sobre solos moles

Segundo Almeida (1996) existem basicamente duas opções ao se planejar

uma obra sobre solos moles, a primeira é quando a camada é relativamente

pequena (até 4 metros) e pode ser totalmente removida; a segunda é quando a


33

camada apresenta grande espessura não sendo viável a sua remoção, desta forma

constrói-se um aterro sobre a camada mole. Esta construção pode ser em uma única

ou em várias etapas, dependendo do fator de segurança a ruptura aceitável do solo.

Aterros construídos em etapas produzem o progressivo aumento da

resistência ao cisalhamento da fundaçao devido ao processo de adensamento, com

o conseqüente aumento das tensões efetivas, ao qual a fundação é submetida. A

avaliação da análise de estabilidade em cada etapa construtiva é neste caso um

requisito importante de projeto (ALMEIDA, 1996).

São duas as alternativas utilizadas para a análise de estabilidade de aterros

construídos em etapas (ALMEIDA, 1996):

• análise em tensões totais: utilizando valores de Su calculados em

função da variação da tensão vertical efetiva durante adensamento da

camada mole;

• análise em tensões efetivas: utilizando parâmetros efetivos de

resistência do solo e poropressão medidas ou estimadas.

Ainda conforme o mesmo autor as obras sobre solos moles apesar de muito

estudadas e executadas, ainda podem causar surpresas aos projetistas, tanto no

que diz respeito a rupturas quanto a recalques excessivos inesperados devido a sua

baixa capacidade de carga. Existem técnicas construtivas que podem ser

empregadas visando principalmente à melhoria da estabilidade, neste caso pode-se

citar o uso de geotêxeis e geogrelhas na interfase solo mole-aterro, assim como o

uso de colunas granulares ou geodrenos na fundação.

2.2.5 Geossintéticos

Os geossintéticos são utilizados em associação com outros materiais de

construção na composição de projetos de engenharia. Para desempenhar

adequadamente suas funções, estes produtos, como qualquer outro material de

construção, devem ser projetados e especificados corretamente. Como são produtos

manufaturados, os geossintéticos devem obedecer a rigorosos controles de

qualidade.

Como os geossintéticos são produtos poliméricos e essencialmente planos,

devem ser instalados seguindo planejamento e supervisão adequados de tal forma a

não sofrer danos durante sua instalação.


34

As principais funções exercidas pelos geossintéticos em obras civis e

ambientais são: filtração, drenagem, separação, reforço, barreira de fluídos e de

solos, encapsulação, proteção, estabilização superficial, entre outras. Percebe-se

que as primeiras cinco funções são as de ocorrência mais freqüentes e que, além

disto, as três primeiras quase sempre coexistem na maioria de suas aplicações.

Os geossintéticos podem ser aplicados isoladamente, no entanto, a

versatilidade destes materiais permite combinações entre eles dando origem aos

geocompostos, cujo uso não só em termos de volume, como em variedade de

combinação, cresce a cada dia.

O geotêxtil é o membro mais versátil da família, podendo exercer

praticamente todas as funções listadas acima.

As geogrelhas que também fazem parte da família dos geossintéticos têm

aplicação exclusiva em obras de engenharia geotécnica, e neste contexto, são

desenvolvidos exclusivamente para desempenhar a função de reforço de solos. Uma

de suas aplicações mais correntes é a de reforço de base de aterros sobre solos

moles com função de garantir a estabilidade da estrutura pela falta de capacidade de

carga do solo de fundação. Parâmetros de resistência e deformabilidade (módulo de

rigidez), em longo prazo, são em termos de projeto, os mais importantes na

caracterização das geogrelhas.

O geotêxtil e a geogrelha são elementos com propriedades dominantes de

elevada resistência à tração e com propriedades essenciais de fluência em tração, e

quando exercem a função de reforço de solos, promovem o aumento da resistência

do solo reforçado pela sua inclusão na interface de camadas de solos com relação

ao arrancamento e ao cisalhamento direto.

Os critérios e parâmetros para a especificação técnica de geossintéticos para

reforços de solos e suas respectivas propriedades estão dispostos na Tabela 2.03.


35

Tabela 2.03 – Critérios e parâmetros de geossintéticos para reforços de solos e suas

propriedades.

Critérios e parâmetros Propriedades Identificação Gramatura e espessura para geotêxteis Critérios de projeto Mecânico: Resistência à tração Resistência de emendas Fluência Resistência de interface Hidráulico: Resistência ao piping Permeabilidade

Resistência à tração em faixa larga Módulo de rigidez axial (F/ƹ) Resistência à tração em faixa larga em emendas Curva de ruptura por fluência Parâmetros de resistência de interface Abertura de filtração Permeabilidade normal e longitudinal

Sobrevivência à execução Resistência à tração Resistência ao puncionamento

Resistência a tração em faixa larga Resistência ao puncionamento

Durabilidade Resistência à luz UV (se exposto) Compatibilidade com meio (se necessário)

Resistência UV Resistências químicas, biológicas, térmicas, etc.

2.2.6 Técnicas utilizadas para controle de recalques

As técnicas utilizadas para aceleração ou diminui de recalques de aterro

sobre solos moles são apresentados na Tabela 2.04: Principais características dos

métodos utilizados para controle de recalques. Dentre estas técnicas uma das mais

utilizadas é a de drenos verticais na camada de argila mole visando acelerar os

recalques (ALMEIDA, 1996).


36

Tabela 2.04 – Métodos e características utilizadas para controle de recalques (ALMEIDA,

1996).

Método Dados utilizados Desvantagens Confiabilidade Comentários

Pré-carregamento Compressibilidade,

permeabilidade Tempo

necessário

Baixa, se recalques

desejados são pequenos

Lento e barato

Pré-carregamento com drenos

verticais

Compressibilidade, permeabilidade

horizontal e vertical

Menor tempo necessário que

pré-carregamento simples

Mais confiável Rápido e

levemente caro

Substituição da argila

Espessura da camada

Local para disposição do solo extraído

Boa em casos de total substituição

Rápido e caro

Colunas granulares

Resistência do solo e módulos

Equipamento, testes de campo

preliminares

Boa após análise dos testes de

campo Rápido e caro

Lajes estaqueadas

Resistência do solo

-- Boa Muito caro

Eletro-osmose

Propriedades físico-químicas,

compressibilidade, permeabilidade

Destruição de eletrodos,

eletricidade necessária

Incerta Muito caro

Aterro com materiais leves

Compressibilidade, permeabilidade

Proteção do material leve

Baixa se recalques

desejados são pequenos

Caro

Aterro estaqueado


-- Boa Rápido e caro

Colunas de argamassa

injetada


-- Boa Rápido e caro

Pinto (2002) acrescenta que, algumas vezes, para acelerar os recalques em

obras sobre solos compressíveis, constroem-se drenos verticais na camada argilosa

responsável pelos recalques. Estes drenos podem ser perfurações preenchidas com

areia ou com brita, como estacas, ou fibras sintéticas com características

apropriadas.

Ainda conforme o mesmo autor, os recalques se desenvolvem muito mais

rapidamente, porque as distâncias de percolação são menores, e os coeficientes de

permeabilidade são maiores na direção horizontal do que na direção vertical.

Quando se trata de argilas moles, deve-se sempre providenciar a construção de um

tapete drenante arenoso na superfície para conduzir a água expelida pelo

adensamento da argila mole e coletada pelos drenos verticais.


37

Os drenos verticais são geralmente empregados em conjunto com pré-

carregamentos. O pré-carregamento do local é uma técnica muito interessante para

reduzir os efeitos de recalques provocados por um determinado carregamento que

se pretende fazer no terreno. Em outras palavras, o pré-carregamento consiste em

pré-adensar o local, de maneira que todo o carregamento futuro venha a ser feito no

trecho de recompressão.

Segundo Pinto (2002), deve-se ressaltar que os drenos verticais não

interferem no valor do recalque total, sua influência se limita apenas na antecipação

dos recalques em função do tempo.

A eficiência destes drenos verticais depende do processo construtivo, sendo

fundamental que a sua construção provoque a menor perturbação possível no solo.

O amolgamento da argila em torno dos drenos não só aumenta o valor dos

recalques como ainda torna a argila mais impermeável, dificultando a percolação

que se tem como objetivo.

Os drenos verticais pré-fabricados são constituídos basicamente por um

núcleo de plástico ranhurado envolto por material filtrante. O material filtrante tem

por objetivo evitar que as partículas de solo penetrem no núcleo ranhurado, afetando

o transporte da água por este, ocasionando uma diminuição da sua capacidade de

descarga. Estes elementos, convenientemente espaçados, ocasionam uma

redistribuição do fluxo d’água, originando uma redução nas trajetórias das partículas

de água no interior da camada em adensamento, obtendo-se assim uma diminuição

no tempo final do processo.

De acordo com Pinto (2002), a existência de lentes de areia parece ser

comum nos sedimentos marinhos da costa brasileira, e para que estas lentes

interfiram nos tempos de recalques não é preciso que sejam espessas, sendo

suficiente que se prolonguem além das áreas carregadas. A existência destas lentes

de areia no interior da camada argilosa mole, evidentemente, reduz bastante os

tempos de recalque.

Considerando a presença de duas lentes de areia separando uma camada

argilosa em partes iguais, a distância de percolação é reduzida em um terço do seu

valor sem as lentes, como mostra a Figura 2.08.


38

Figura 2.08 – Ilustração do efeito de lentes de areia

no subsolo argiloso (PINTO, 2002).

2.3 Investigações geotécnicas Segundo Almeida (1996), a primeira etapa de uma investigação geotécnica é

estudo geológico do local através de mapeamento cartográfico, visita ao local e

descrição geológica do mesmo.

Em projetos de engenharia, deve ser realizado um reconhecimento dos solos

envolvidos para a sua identificação, estimativa do seu estado e, eventualmente,

amostragem visando à realização de ensaios especiais. Amostragem em taludes,

aberturas de poços e perfurações no subsolo são os procedimentos empregados

com este propósito (Pinto 2002).

Informações como número de pontos, localização no terreno e profundidade

onde se devem realizar sondagens, são determinadas pelo profissional responsável,

baseando-se em normas, históricos do local, métodos normalmente executados, e

experiência própria.

As informações referentes ao estudo do subsolo que devem constar após as

sondagens são: locação dos furos de sondagem; determinação dos tipos de solo até

a profundidade de interesse de projeto; determinação das condições de

compacidade, consistência e capacidade de carga de cada tipo de solo;

determinação da espessura das camadas e avaliação da orientação dos planos que

as separam; e informação do nível do lençol freático.

A investigação geotécnica é a avaliação e o estudo das características do

subsolo do local sobre a qual será executada uma estrutura, na grande maioria dos

casos, se resume em sondagens de simples reconhecimento, como sondagem à

percussão (Standard Penetration Test - SPT) com o objetivo de classificar as


39

camadas do solo; mas também, dependendo do porte da obra ou se as informações

obtidas não forem satisfatórias, podem-se realizar outros tipos de verificações, como

ensaios de penetração contínua com medida de poro-pressão (CPTu) e ensaio de

palheta (Vane Test), estes últimos não possibilitam a amostragem do solo e sua

utilização, portanto é complementar.

Conforme Almeida (1996), ensaios de campo e de laboratório são

procedimentos que se complementam, com vantagens e as desvantagens quando

aplicados a argilas moles, como mostra a Tabela 2.05.

Tabela 2.05 – Ensaios de campo e laboratório (ALMEIDA, 1996).

Tipos de ensaios Vantagens Desvantagens

Laboratório

• Condições de contorno bem definidas

• Condições de drenagem controladas

• Trajetórias de tensões conhecidas durante o ensaio

• Natureza do solo identificável

• Amolgamento em solos argilosos

• Pouca representatividade do volume ensaiado

• Em condições análogas é, em geral, mais caro que ensaio de campo

Campo

• Solo ensaiado em seu ambiente natural

• Medidas contínuas com a profundidade (CPTu)

• Ensaiado maior volume de solo • Geralmente mais rápido que o

ensaio de laboratório

• Condições de contorno mal definidas

• Condições de drenagem desconhecidas

• Grau de amolgamento desconhecido

• Modos de deformação e ruptura diferentes da obra

• Natureza do solo não identificável (exceto SPT)

Almeida (1996) classifica a aplicabilidade de alguns ensaios de campo em

obras de aterros sobre solos moles, descritos na Tabela 2.06, onde A, B e C

representam respectivamente alta, média e baixa aplicabilidade.


40

Tabela 2.06 – Aplicabilidade de alguns ensaios de campo em obras de aterro sobre solos

moles (ALMEIDA, 1996).

Ensaio Tipo de

solo Perfil Su u OCR G, Eu mv, Cc ch, cv K Curva

σ-ƹ

SPT B B C -- -- -- C -- -- --

CPTU A A B A A B B A B B

Palheta B C A -- -- -- -- -- -- --

CPT B A B -- C B C -- -- --

Dilatômetro B B B -- B B C -- -- C

Permeabilidade

in situ C -- -- A -- -- -- B A --

Fratura

hidráulica -- -- -- B B -- -- C C --

Pressinômetro

autocravado B B A A A A A A B A

onde:

Su → resistência ao cisalhamento não-drenado;

u → poropressão;

OCR → razão de pré-adensamento;

G, Eu → módulo cisalhante, módulo de elasticidade;

mv, Cc → coeficiente de compressibilidade volumétrica, indice de compressão;

ch, cv → coeficiente de adensamento horizontal, coeficiente de adensamento vertical;

K→ coeficiente de permeabilidade;

Curva σ-ƹ→ curva tensão deformação.

Almeida (1996) recomenda procedimentos para a determinação de

parâmetros de argilas moles, expostos na Tabela 2.07.


41

Tabela 2.07 – Parâmetros e procedimentos para argilas moles (ALMEIDA, 1996).

Parâmetro geotécnico Procedimento recomendado Procedimento alternativo e

observações

Estratigrafia Piezocone Amostragem integral de

pequeno diâmetro (Lacerda e Sandroni, 1993)

História de tensões (OCR) Ensaio edométrico Considerar qualidade de amostragem (NBR 9820)

Coeficiente de empuxo em repouso (k0)

Pressinômetro autocravante (PMT) e dilatômetro (DMT)

Ensaio caro (PMT)

Usar correlação k0=f(OCR) para avaliar resultado do DMT

Parâmetro de compressibilidade (e.g., mv)

Ensaio edométrico Considerar qualidade de amostragem (NBR 9820)

Coeficiente de adensamento Dissipação com piezocone Ensaio edométrico não

necessariamente confiável

Coeficiente de permeabilidade CPTu e/ou permeabilidade in

situ Ensaio endométrico para obter

k=f(índice de vazios)

Resistência não-drenada Combinação de ensaios de

campo e laboratório Usar correlação Su=f(OCR)

para avaliar resultados Parâmetros e resistência em

tensões efetivas Ensaio triaxial drenado e

não-drenado --

Módulo de elasticidade Eu

Ensaio triaxial drenado e não-drenado (com

carregamento e descarregamento)

Considerar qualidade de amostragem (NBR 9820)

Diagramas Eu/Su=f(IP,OCR) podem auxiliar

2.3.1 Sondagem à percussão – Standard Penetration Test (SPT)

De acordo com Schnaid (2000), a sondagem à percussão (Standard

Penetration Test – SPT) é uma ferramenta de investigação geotécnica que visa o

reconhecimento de solos para fins de engenharia geotécnica conjugada a uma

medida de resistência dinâmica.

Durante a amostragem do solo, são anotados os números de golpes do

martelo necessários para cravar cada um dos três trechos de 15 cm do amostrador-

padrão. Com resultado do ensaio obtém-se o índice de resistência à penetração

(NSPT), sendo ele o número de golpes necessários para cravar os últimos 30 cm do

amostrados, após os primeiro 15 cm já cravados. Este índice é empregado em

projetos de fundação.

Schnaid (2000) relata que a perfuração é realizada por tradagem e circulação

de água, utilizando-se um trépano de lavagem como ferramenta de escavação.

Amostras representativas do solo são coletadas a cada metro de profundidade por

meio de um amostrador-padrão. O procedimento de ensaio consiste na cravação


42

deste amostrador no fundo de uma escavação (revestida ou não), usando um peso

de 65 kg, caindo de uma altura de 75 cm.

A Figura 2.09 abaixo demonstra um esquema dos equipamentos utilizados

para a realização da sondagem.

Figura 2.09 – Esquema do Ensaio SPT (Procedimento SPT – In Situ, 2006).

A primeira aplicação atribuída ao SPT consiste na simples determinação do

perfil do subsolo e identificação táctil-visual, das diferentes camadas, a partir do

material recolhido no amostrador-padrão. A classificação do material é normalmente

obtida combinando a descrição do testemunho de sondagem, com as medidas de

resistência à penetração.

As vantagens deste ensaio com relação aos demais são: simplicidade do

equipamento, facilidade do transporte, baixo custo, e obtenção direta de um valor

numérico (NSPT), que pode ser relacionado com regras empíricas de projeto.

As principais desvantagens são: para solos saturados e moles a energia

aplicada é alta e não existe sensibilidade; muitas vezes utilizam-se fórmulas

empíricas sem consideração da complexidade do solo; utiliza motor e água, o que

torna dependente de fornecimento externo de energia e água; e as mobilizações e

instalações são complicadas e demoradas.

Pinto (2002) acrescenta que, em função da resistência à penetração, o estado

do solo é classificado pela compacidade, quando areia ou silte arenoso, ou pela


43

consistência, quando argila ou silte argiloso. As classificações, fruto da experiência

acumulada, dependem da energia efetivamente aplicada ao barrilete amostrador,

conseqüente de como é acionado o martelo.

As normas e documentos referentes ao SPT são: NBR 6484/2001 – Solos –

Sondagens de simples reconhecimento com SPT – Método de ensaio; NBR 6502/95

– Rochas e solos – Terminologia; NBR8036/83 – Programação de sondagens de

simples reconhecimentos dos solos para fundações de edifícios – Procedimentos;

NBR 13441/95 – Rochas e solos – Simbologia; NBR 7250/82 – Identificação e

descrição de amostras de solos obtidas em sondagens de simples reconhecimento

dos solos.

A Tabela 2.08 apresenta correlações empíricas, que permitem uma estimativa

da compacidade das areias e da consistência das argilas, a partir da resistência à

penetração medidas nas sondagens. (GODOY, 1971)

Tabela 2.08 – Correlações empíricas para estimativa da compacidade das areias e da

consistência das argilas, a partir das resistências à penetração medidas nas sondagens (GODOY,

1971).

Compacidades e consistências segundo a resistência à penetração - SPT Solo Denominação N0 de golpes

Compacidade de areias e siltes arenosos

Fofa < 4 Pouco compacta 5 – 8 Med. compacta 9 – 18

Compacta 19 – 41 Muito compacta > 41

Consistência das argilas e siltes argilosos

Muito mole < 2 Mole 2 – 5 Média 6 – 10 Rija 11 – 19 Dura > 19

Conforme Schnaid (2000), as aplicações dos resultados do NSPT do ensaio de

sondagem à percussão são divididas em diretas e indiretas. As aplicações diretas

são: previsão de comportamento de fundações, capacidade de carga e estimativa de

recalques. As aplicações indiretas são: estimativa das propriedades e

comportamento do solo, ângulo de atrito, resistência ao cisalhamento não-drenado,

entre outras.

Schnaid (2000) salienta ainda que, é importante que os métodos estatísticos,

aplicação simples, e coeficientes de correlação devam ser validados através da

experiência local onde o ensaio foi realizado.


44

2.3.2 Ensaio de piezocone – Piezocone Penetration Test (CPTu)

Schnaid (2000) explana que, o ensaio piezocone, conhecido pela sigla CPTu

(Piezocone Penetration Test), vêm se caracterizando internacionalmente como uma

das mais importantes ferramentas de prospecção geotécnica. Resultados de ensaios

podem ser utilizados para determinação estratigráfica de perfis de solos,

determinação de propriedades dos materiais prospectados, particularmente em

depósitos de argilas moles, e previsão da capacidade de carga de fundações. O

ensaio fornece dados de resistência de ponta, atrito lateral e poropressão.

O ensaio de simples execução, rápido e prático, de alta produtividade, não

possui interferência do operador nos resultados, sendo fornecidos continuamente; e

há uma boa estimativa dos parâmetros mecânicos do solo. No Brasil sua

metodologia é normatizada pela NBR 12069/91 – Solo – Ensaio de penetração de

cone in situ (CPT).

A seguir são apresentadas algumas das definições empregadas durante o

ensaio.

Cone: ponteira elétrica dotada de quatro sensores elétricos para medir dentro

da própria ponteira a resistência à penetração, atrito lateral, poropressão e desvio.

Ponteira do cone: instrumento de forma cilíndrica com uma ponta cônica

projetada para penetrar em solos e fornecer o componente de resistência de ponta,

desenvolvendo durante a sua penetração.

Luva de atrito: parte do cone sobre a qual a componente resistência de atrito

local se desenvolve.

Pedra porosa: Parte do cone sobre a qual a componente de poropressão se

desenvolve.

Haste: tubos de aço utilizados para o avanço (cravação) do cone.

Penetrômetro: equipamento responsável pela reação e cravação estática do

cone e conjunto de hastes.

Microfone: equipamento responsável pelo recebimento do sinal sonoro

emitido pelo cone.

Caixa codificadora: equipamento responsável pela transmissão dos sinais ao

computador.

Profundimetro: equipamento responsável por medir a profundidade do ensaio.


45

Resistência de ponta (qc): resistência à penetração desenvolvida sobre o

cone, igual à componente de força vertical aplicada ao cone, dividida pela área

projetada horizontalmente, sendo expressa em MPa.

Resistência de atrito (fs): resistência à penetração desenvolvida sobre a luva

de atrito, igual à componente de força vertical aplicada à luva, dividida pela área de

sua superfície lateral, sendo expressa em KPa.

Poropressão (u): poropressão desenvolvida sobre a pedra porosa localizada

na base da ponteira cônica.

Almeida (1996) acrescenta que, o ensaio do cone consiste na cravação no

terreno de uma ponteira cônica de 60º de ápice e 10 cm² (Figura 2.10), a uma

velocidade constante de 20 mm/s.

Figura 2.10 – Cone utilizado no ensaio CPTu.

Segundo Schnaid (2000), o equipamento de cravação é uma estrutura de

reação sobre a qual é montado um sistema de aplicação de cargas. Sistemas

hidráulicos são normalmente utilizados para essa finalidade, sendo o pistão

acionado por uma bomba hidráulica acoplada a um motor a combustão ou elétrico. A

penetração é obtida através da cravação contínua de hastes, seguida da retração do

pistão hidráulico para posicionamento de novas hastes.

À medida que se procede a cravação das hastes no solo, são feitas medições

a cada 2 cm de profundidade, dos seguintes valores: resistência à penetração da

ponta (qc), resistência por atrito lateral (fs) e poropressão ou pressão neutra (u).


46

Com o ensaio, também se pode avaliar, através de correlações, as seguintes

características do terreno: Estratigrafia; Perfil geotécnico; Coeficiente de

adensamento (Ch e Cv); Densidade relativa (Dr); Resistência não-drenada (Su);

Ângulo de atrito efetivo de areias (Ø'); História de tensões (tensão de pré-

adensamento, OCR); Coeficiente de permeabilidade (K); Módulo de deformação

cisalhante (G0); Coeficiente de deformabilidade (mv).

A classificação estratigráfica do terreno prospectado pode ser baseada no

método de Robertson et al (1986). O ábaco de classificação, apresentado abaixo,

demonstra que entrando com os valores de resistência de ponta corrigida (qt); razão

de atrito (FR), e poropressão (u) pode-se classificar o solo em estudo. É importante

observar que os ábacos da Figura 2.11 não classificam granulometricamente o solo,

apenas fornecem uma idéia do comportamento do solo.

Figura 2.11 - A classificação estratigráfica do terreno prospectado baseada

no método de Robertson et al (1986).


47

Segundo Almeida (1996), os cálculos da resistência de ponta corrigida (qt) e

poro-pressão corrigida (ub) são realizados através das fórmulas:

Equação 2.05

Equação 2.06

onde:

qt →resistência de ponta corrigida (MPa);

qc→ resistência de ponta obtida através do ensaio (MPa);

a→ calibração do equipamento;

ub→ poro-pressão corrigida (MPa);

ut → poro-pressão obtida através do ensaio (MPa).

Ainda conforme Almeida (1996), a correção do atrito lateral medido (fs) para o

corrigido (ft) realiza-se de forma análoga à correção do qc para qt. O cálculo da razão

de atrito (FR) é dado pela fórmula:

Equação 2.07

onde:

qt → resistência de ponta corrigida (MPa);

FR → razão de atrito (%);

ft→ atrito lateral corrigida (MPa).

2.3.3 Ensaio de palheta - Vane Shear Test

De acordo com Almeida (1996) e Pinto (2002), o ensaio de palheta (Vane

Shear Test) tem por objetivo determinar a resistência ao cisalhamento não-drenada

(Su) in situ de solos argilosos, em especial solos moles. Utiliza-se uma palheta de

seção cruciforme com dimensões pré-definidas (Figura 2.12), a qual é cravada no

terreno e submetida a uma rotação constante de 6 graus/minuto, por meio de um

c

+ qt (1-a) . = q u b

t

. ub 0,8 = u

t

t

FR q

=f


48

torquímetro mantido na superfície, medindo-se o torque necessário para cisalhar o

solo à medida que é provida a rotação.

Figura 2.12 – Palheta de seção cruciforme.

O ensaio, que internacionalmente é conhecido por Vane Shear Test, no Brasil

possui metodologia normatizada pela NBR 10905/89 – Solo – Ensaios de palheta in

situ (VT).

Algumas definições importantes referentes ao ensaio:

Palheta: palheta com quatro pás, preferencialmente de aço de alta

resistência, com diâmetro de 65 mm e altura de 130 mm. Quando o ensaio é

executado em argila rija tolera-se o uso de palheta retangular de diâmetro de 50 mm

e altura de 100 mm.

Haste fina: haste de extensão com diâmetro de 22 mm, de aço, capaz de

transmitir sem romper o torque à palheta. Compostas de segmentos acopláveis com

1 m de comprimento.

Tubo de proteção: tubo de proteção da haste fina, com diâmetro externo de

42 mm, utilizado para eliminar o atrito do solo com a haste fina, sendo mantido

estacionário durante o ensaio.

Equipamento de torque e medição: equipamento que imprima uma rotação às

hastes de 0,10 a 0,20 graus/segundo e que permita medição do torque aplicado às

hastes.


49

Slip-coupling: equipamento acoplado por um giro de aproximadamente 20

graus logo após a palheta. Mede o atrito entre o tubo de proteção e as hastes finas.

Penetrômetro: equipamento responsável pela reação e cravação estática do

tubo de proteção/palheta/haste fina.

Pinto (2002) expõe que o Vane Shear Test é extremamente simples e usado

com muita freqüência, por ser econômico, e acrescenta que, um dos problemas do

ensaio é que ele deve ser realizado com elevada velocidade de rotação da palheta,

para que a pressão neutra não dissipe, fazendo com que a resistência não seja mais

a resistência não-drenada. Deste modo, a ruptura do solo acontece em menos de 5

minutos, e a resistência determinada é muito superior à resistência correspondente a

carregamentos mais lentos, o que acontecem na prática. O outro problema é que a

resistência oferecida à rotação da palheta durante a realização do ensaio é dada na

superfície vertical, porém na análise de estabilidade de um aterro, não é este plano o

solicitado, como mostram as Figuras 2.13. e 2.14.

Figura 2.13 – Análise da estabilidade de um aterro sobre argila mole,

em que a resistência que interessa é a resistência não drenada Su da argila (PINTO, 2002).

Figura 2.14 – Solicitação no terreno por efeito de carregamento na superfície (PINTO, 2002).


50

As resistências não-drenadas obtidas pelo ensaio são superiores aos reais,

isso se deve a anisotropia e ao fator tempo, e é tanto maior quanto mais plástico é o

solo, pois o efeito do tempo é tanto maior quanto mais argiloso o solo.

Almeida (1996) e Pinto (2002) proferem que o ensaio de palheta,

devidamente corrigido, é um ensaio confiável para projetos, principalmente quando

seus valores são confrontados com os fornecidos por correlações.

Equipamento Tipo “A”:

Os ensaios realizados com equipamento tipo A (ensaios sem perfuração

prévia) apresentam resultados de melhor qualidade, sendo utilizados em solos com

baixa consistência, onde é possível a cravação estática da palheta a partir do nível

do terreno.

Durante a cravação, com o auxílio de um penetrômetro hidráulico, a palheta é

protegida por uma sapata, e as hastes, através do tubo de proteção, sendo mantidas

centralizadas e protegidas. A cravação é interrompida 0,5 m antes da cota de

ensaio. A partir dessa profundidade, o acionamento do conjunto de hastes permite

posicionar a palheta no ponto desejado, minimizando-se as perturbações do terreno,

e o atrito do sistema.

Quando a palheta gira no interior do solo, ela tende a cortar o solo segundo

um cilindro definido pelas dimensões da palheta. Na superfície deste cilindro, a

resistência oferecida ao torque é a resistência não-drenada do solo, tanto quanto na

superfície de ruptura. Atingido o torque máximo, a resistência da argila é obtida,

igualando-se este valor ao momento resistente do cilindro formado. Desta igualdade

resulta o valor da resistência não-drenada do solo, que, sendo a altura duas vezes o

diâmetro da palheta, expresso pela equação, segundo Almeida (1996):

Equação 2.08

onde:

T → torque máximo medido (Nm);

D → diâmetro da palheta (m);

Su → resistência não drenada (KPa).

Ao terminar o ensaio para a obtenção da resistência não-drenada in situ (Su),

procede-se a obtenção da resistência não-drenada amolgada (Sur), executando-se

3.

.86,0

D

T

Su

π

=


51

10 voltas rápidas da palheta e reiniciando-se as medições. Calcula-se a resistência

não-drenada amolgada (Sur) com a mesma fórmula descrita anteriormente, apenas

utilizando novo valor de torque máximo determinando no ensaio.

A execução dos ensaios de palheta permite obter os seguintes resultados:

gráfico de torque (N.m) em função da rotação; torque máximo com solo indeformado,

Resistência não-drenada (Su) do solo in situ; torque máximo com solo amolgado;

Resistência não-drenada amolgada (Sur); e sensibilidade do solo (St).

Com os valores da resistência não-drenada (Su) e a resistência não-drenada

amolgada (Sur), pode-se obter o valor da sensibilidade da argila através da seguinte

equação, segundo Pinto (2002):

Equação 2.09

2.4 Instrumentações geotécnicas

Segundo Almeida (1996), a avaliação de desempenho de obras sobre solos

moles através de instrumentação de campo objetiva a verificação das premissas do

projeto, visto que sempre estão presentes incertezas sobre do comportamento real

da obra.

Silveira (2006) salienta que a instrumentação é apenas uma ferramenta e não

uma solução. Almeida (1996) acrescenta que, as medidas tradicionalmente

realizadas em obras sobre solos moles são: medidas de deslocamentos verticais, na

interface aterro-fundação e em profundidade na camada de argila mole; medidas de

deslocamentos horizontais, principalmente na camada de argila mole na região

subjacente ao talude do aterro; e medidas de poropressão em diferentes pontos da

camada de argila mole.

Entre os instrumentos utilizados para a realização das medidas acima

descritas pode-se citar piezômetros, inclinômetros verticais, perfilômetros,

extensômetros e placas de recalque.

Conforme Silveira (2006) é necessário prever a variação das medidas as

quais se pretende obter para requerer instrumentos com sensibilidade adequada,

u

ur

S t S

=S


52

pois uma estimativa destes valores conduz a uma determinada categoria de

instrumentos.

Uma estimativa do valor mínimo de interesse conduz à seleção da

sensibilidade ou precisão do instrumento. Há uma tendência de buscar

desnecessariamente alta precisão, quando, na realidade, alta precisão deve ser

sacrificada em prol da confiabilidade, quando essas conflitam entre si. Alta precisão

está, geralmente, vinculada à delicadeza e fragilidade (SILVEIRA, 2006).

A seleção e aquisição dos instrumentos, calibração na fabrica, instalação,

calibração in situ, manutenção, coleta, processamento e apresentação dos dados

devem, preferencialmente, estar sob controle direto do proprietário ou do

especialista em instrumentação, selecionado pelo proprietário. Quando qualquer

uma dessas tarefas é desempenhada pelo empreiteiro, a qualidade dos dados é

frequencialmente duvidosa (SILVEIRA, 2006).

A Tabela 2.09 fornecida por Silveira (2006) é um exemplo de atribuição de

tarefas em um programa de monitoração supervisionado pelo proprietário. Contudo é

meramente um exemplo, pois as necessidades de cada empreendimento devem ser

avaliadas particularmente.

Tabela 2.09 – Atribuição de tarefas em um programa de monitoramento supervisionado pelo

proprietário (SILVEIRA, 2006).

Tarefa Parte responsável

Proprietário Consultor do projeto

Especialista em instrumentação

Empresa construtora

Concepção do plano de auscultação X X X Aquisição dos instrumentos e

calibração de fábrica X X

Instalação dos instrumentos

X X

Manutenção e calibração periódica dos instrumentos

X X

Estabelecimento da programação de coleta de dados

X X

Aquisição dos dados

X X

Processamento e apresentação dos dados

X

Análise e elaboração de relatórios periódicos

X X

Decisão pela implementação das recomendações e medidas corretivas

X X


53

Os instrumentos devem ter uma prova de seu bom desempenho no passado

e devem sempre assegurar a máxima durabilidade, no ambiente em que foram

instalados (SILVEIRA, 2006).

A necessidade de um sistema automático de aquisição de dados deve ser

analisada, e as informações obtidas devem ser selecionadas, respeitando a

freqüência planejada e a duração das leituras. Sofisticação e automação

desnecessárias precisam ser evitadas. Devem ser feitos planos de ação para

eventuais falhas em qualquer parte do sistema de automação, bem como a

determinação da necessidade de elementos adicionais e de unidades de leitura

reservas (SILVEIRA, 2006).

Silveira (2006) expõe que uma solução prática para a seleção da localização

dos instrumentos deve envolver três passos básicos: a) identificação de áreas de

risco (tais como áreas estruturalmente frágeis, como carregamentos mais intensos,

ou onde as maiores pressões d’água são esperadas), para receber a instrumentação

apropriada; b) seleção de áreas, normalmente seções transversais, nas quais o

comportamento é previsível; c) como a seleção das áreas pode estar incorreta,

devem ser instalados instrumentos em seções secundárias, para servir de

comparação aos resultados e comportamentos obtidos.

A instrumentação é utilizada para medições, e cada medida realizada envolve

erros e incertezas. Erro constitui o desvio entre o valor medido e o valor real. Assim,

ele é matematicamente igual à precisão. Erros surgem em função de várias causas

distintas, descritas a seguir e sintetizadas na Tabela 2.10 (SILVEIRA, 2006).


54

Tabela 2.10 – Erros e incertezas provindas das leituras de uma instrumentação (SILVEIRA, 2006).

Tipos de erro Causas Medidas corretivas dos

instrumentos

Erro grosseiro Inexperiência, falha na leitura, falha

no registro, erro computacional.

Mais cuidado/atenção, treinamento, leituras duplicadas, dois

observadores, comparação com as leituras prévias.

Erro sistemático Calibração imprópria, falha de

calibração, histerese, não linearidade.

Uso de calibração correta, recalibração, uso de padrões, uso de

procedimentos de leitura consistentes.

Erro de conformidade Detalhes de instalação incorretos, limites o instrumento de medição.

Seleção de instrumento apropriado, modificação dos procedimentos de

instalação,aprimoramento do projeto de instalação.

Erro ambiental Clima, temperatura, vibração,

corrosão.

Registrar as variações ambientais e introduzir correções, fazer escolha

apropriada dos materiais dos instrumentos.

Erro observacional Variação entre observadores Treinamento, uso de sistemas de aquisição automática de dados.

Erro de amostragem Variabilidade nos parâmetros

medidos, técnicas incorretas de amostragem.

Instalação de um número suficiente de instrumentos nos locais

representativos.

Erro randômico Ruído, atrito, efeitos ambientais.

Seleção correta dos instrumentos, eliminação temporária de ruídos,

leituras múltiplas, análises estatísticas.

Lei de Murphy Se alguma coisa pode dar errado,

com certeza, dará. Nenhuma – qualquer tentativa de remediar a situação irá piorá-la.

Silveira (2006) sugere que, os detalhes da instalação de cada instrumento

devam ser documentados nos relatórios de documentos de instalação, porque

condições locais ou não usuais normalmente influenciam as variáveis medidas. Os

procedimentos de instalação devem ser bem esquematizados, antes da

determinação das datas de instalação, e devidamente ajustados ao cronograma das

obras. Procedimentos escritos devem ser preparados detalhadamente, tendo como

base o manual de instrução do fabricante e o conhecimento do projetista sobre as

condições geotécnicas locais. Estes devem incluir uma lista minuciosa de materiais e

equipamentos demandados, e folhas de documentação da instalação devem ser

preparadas, para registrar todos os fatores que podem influenciar os dados medidos.


55

2.4.1 Piezômetros de corda vibrante

Antes de tudo é importante saber a diferença entre nível freático e

poropressão, a definição de nível freático é a superfície superior de um corpo d’água

subterrâneo, na qual a pressão d’água corresponde à atmosférica e não há a

presença de fluxo d’água; a poropressão ou pressão neutra é a pressão da água

presente nos vazios do solo, a qual independe da porosidade do mesmo,

dependendo somente de sua profundidade em relação ao nível freático; quando um

carregamento é realizado na superfície de um terreno, o solo se comprime e uma

parcela de água é expulsa de seus vazios, mesmo que lentamente, a percolação de

água pelo solo interfere nas pressões neutras e faz com que o nível freático não se

encontre em equilíbrio.

Conforme Silveira (2006), para a medição do nível freático utilizam-se poços

de observação ou medidores de nível d’água, e para a medição de poropressão

utilizam-se piezômetros.

Silveira (2006) acrescenta que normalmente a poropressão registrada abaixo

do nível d’água é positiva e pode aumentar em um solo pela aplicação de esforços

de compressão na camada em estudo. A colocação de um aterro sobre uma camada

argilosa pode provocar aumentos significativos de poropressão na fundação. A

poropressão pode aumentar também devido a esforços de cisalhamento são

aplicados a um solo fofo. Neste caso, as deformações cisalhantes tendem a

provocar a redução do volume de solo na camada em análise.

Quando os poros do solo estão cheios de água, tende a ocorrer uma elevação

da poropressão. Como um exemplo prático, pode-se considerar uma ruptura pela

fundação de um aterro sobre solo fofo de origem aluvionar. O material sob o pé do

aterro é submetido a esforços de cisalhamento enquanto o aterro é construído, além

de sofrer um incremento das poropressões, decorrente do adensamento do solo

pelo peso das camadas sobrejacentes. Os esforços cisalhantes causam deformação

do solo, o aumento das poropressões e a redução da resistência, aumentando

dessa forma a tendência de ruptura (SILVEIRA, 2006).

Quando uma escavação é realizada em argila, o solo abaixo da base da

escavação é descarregado, causando um início de redução das poropressões, que

podem se tornar negativas. As poropressões podem também decrescer quando


56

esforços cisalhantes são aplicados ao solo, cujo esqueleto está em um estado

bastante adensado (SILVEIRA, 2006).

Para Silveira 2006, os piezômetros, em geral, são instalados em furos de

sondagem. O elemento poroso de um piezômetro é normalmente envolto por areia,

sendo a célula de areia vedada no interior da sondagem, por um trecho de injeção,

por exemplo, de bentonita.

Os piezômetros de corda vibrante são instrumentos instalados no solo na

profundidade de interesse para realizar o controle da poropressão, ou seja, pressão

na água presente nos vazios do solo, em obras de engenharia geotécnica. Eles

convertem poropressão em freqüência através da conexão de uma pedra-porosa

com um diafragma interno, cuja deflexão é medida por um transdutor de corda

vibrante instalado perpendicularmente ao plano do diafragma. A temperatura

também é medida através de um sensor térmico acoplado e é utilizada para corrigir

os dados.

Conforme o fabricante Geokon (2006), o transdutor de pressão usa um

sensível diafragma de pressão com uma corda vibrante anexada ao elemento. O

diafragma é soldado a uma cápsula que é hermeticamente fechada e evacuada.

Pressões do fluido que atuam sobre a face externa do diafragma causam

deformações no diafragma, alterações na tensão e freqüência da corda vibrante. A

mudança na freqüência é transmitida às paredes da cápsula.

O fabricante acrescenta que, os piezômetros de corda vibrante têm

incorporados a eles um filtro de pedra porosa à frente do diafragma, o que permite

que o fluido passe, porém evita que partículas do solo interfiram diretamente sobre o

diafragma. O modelo padrão de piezômetro é projetado para medir pressões de

fluidos como água subterrânea e elevações de poropressão, quando enterrados

diretamente em aterros, também é adequado para instalação no interior furos, ou

poços de observações.

Os resultados podem ser expressos graficamente onde os eixos do gráfico

são: poropressão (kPa) versus dias monitorados.

A Figura 2.15 abaixo apresenta modelos de piezômetros de corda vibrante

fornecidos pela Geokon, com diferentes formatos e posições da pedra-porosa,

conforme a sua finalidade.


57

Figura 2.15 – Piezômetros da Geokon (GEOKON, 2006).

2.4.2 Inclinômetros verticais

Segundo Silveira (2006), os deslocamentos horizontais são decorrentes da

compressibilidade dos materiais do aterro e fundação, a observação destes

deslocamentos tem também grande interesse na supervisão dos deslocamentos

cisalhantes concentrados. Na fundação, a existência de uma camada de solo de

baixa resistência pode favorecer a indução de superfícies potenciais de ruptura, cuja

ocorrência real pode ser supervisionada por meio de instrumentos que permitem a

medição dos deslocamentos horizontais ao longo de toda a extensão de furos

verticais de sondagem.

Os inclinômetros verticais monitoram o deslocamento horizontal do solo, isto

é, a movimentação das camadas que compõem o terreno com o passar do tempo,

através das leituras realizadas, durante o monitoramento da obra até a sua

estabilização ou ruptura, com a utilização de um torpedo a prova d’água, dotado de

um pêndulo interno, que é introduzido dentro de um tubo-guia previamente instalado

no terreno o mais vertical possível, para reduzir a possibilidade de erros. Deve ser

dada atenção à vedação da emenda entre os tubos-guia e as luvas, pra evitar a

entrada de água com argila ou outros materiais no interior da composição.

Silveira (2006) comenta que o torpedo do inclinômetro vertical mede

deslocamentos angulares a intervalos igualmente espaçados e segundo direções

preestabelecidas. O tubo-guia deve ser instalado tendo por base um referencial fixo

na fundação, preferencialmente o topo rochoso, subindo verticalmente até a

superfície do aterro, onde as leituras são realizadas.


58

A Figura 2.16 representa o ângulo de inclinação e desvio lateral lidos pelo

torpedo ao longo do tubo-guia.

Figura 2.16 – Torpedo e tubo-guia do inclinômetro

(SILVEIRA, 2006).

Conforme o fabricante Geokon (2006), o torpedo é provido de rodas que o

mantêm em uma orientação conhecida e durante a sua utilização, o mesmo

permanece conectado a um cabo, sendo introduzido até a parte inferior do tubo-guia

e, em seguida, é erguido em incrementos de iguais espaçamentos. Em cada

incremento é realizada uma leitura através da ligação da parte superior do cabo com

caixa de leitura.

A leitura dá uma medida da inclinação do tubo com a vertical, em cada

incremento de profundidade. As repetidas leituras revelam mudanças (inclinações),

que podem ser analisadas para fornecer parcelas de desvios laterais dos tubos-guia,

em direções ortogonais para cada incremento de profundidade.

A inclinação do torpedo é determinada utilizando-se dois servo-acelerômetros.

Um deles mede o deslocamento angular ao longo da direção onde são esperados os

maiores deslocamentos, enquanto o outro mede ao longo da direção ortogonal ao

anterior.


59

O inclinômetro portátil da Geokon da série 6000 apresenta sensibilidade de

± 10 segundos de arco (± 0,05 mm/m) e repetibilidade correspondente a 0,02% do

campo de leitura, que é de ± 53º.

A Figura 2.17 abaixo apresenta um modelo de inclinômetro vertical com

unidade de leitura e bobina com cabo elétrico.

Figura 2.17 – Torpedo e caixa de leitura do inclinômetro

(GEOKON, 2006).

Durante a execução de um levantamento de deflexão, através da caixa de

leitura é possível visualizar a soma (incrementos) das deflexões totais. Também, no

final de um levantamento, pode ser exibida somente a deflexão parcial para cada

profundidade. Ambas as funcionalidades tornam-se uma ferramenta útil para verificar

os dados do levantamento no terreno para que os erros de leitura sejam

minimizados.

A referência imóvel é a base inferior do tubo-guia, seu material é alumínio e

apresenta ranhuras em todo o seu comprimento. Os deslocamentos horizontais são

calculados comparando-se leitura acumulada efetuada pelo torpedo, de baixo para

cima do tubo, a cada 0,50 m, com a leitura inicial realizada na base inferior do tubo-

guia do inclinômetro. Os deslocamentos são calculados nos dois eixos ortogonais:

eixo A0 e eixo B0. O eixo A0 é a direção onde são esperados os maiores

deslocamentos.


60

A Figura 2.18 mostra o detalhe das ranhuras do tubo-guia do inclinômetro por

onde passam as rodas do torpedo e os eixos A0 e B0.

Figura 2.18 – Eixos e ranhuras do tubo-guia

(Procedimento Inclinômetro - In Situ, 2006).

É importante que, em cada série de medidas com o inclinômetro, sejam

realizadas leituras diretas e inversas, o que exige a repetição das leituras girando-se

o torpedo a 180º e repetindo-se toda a série de medidas, desde o fundo até a

superfície, procurando-se posicionar o torpedo sempre nas mesmas profundidades.

Com realização dessas duas séries de medidas, é possível se proceder ao cálculo

dos deslocamentos horizontais com muito mais precisão. Os deslocamentos no topo

dos tubos-guia (superfície do terreno) devem ser monitorados por meio de medições

topográficas independentes, para uma melhor avaliação da precisão dos

deslocamentos medidos (SILVEIRA, 2006).

Silveira (2006) recomenda que a instalação tubo-guia do inclinômetro deva

ser protegida, na superfície do aterro, por uma tampa e uma caixa de proteção

adequada também provida de tampa. Deve-se também providenciar uma boa

drenagem evitando acumulo de água e lama no seu entorno.


61


são: profundidade (m) versus deslocamento (mm).

2.4.3 Perfilômetros

Os perfilômetros medem deslocamentos verticais ao longo da interface aterro-

fundação ou no interior do próprio aterro em estudo, através das leituras realizadas

com a utilização de um sensor que passa dentro de um tubo previamente instalado

no local conectado a reservatórios de água.

O medidor de recalque (perfilômetro), fabricado pela Geokon (2006), é

provido de sensores de pressão de corda vibrante, sendo de alta sensibilidade e

precisão. O transdutor de pressão emprega um sensível diafragma de pressão com

uma corda vibrante anexada ao elemento. O diafragma é soldado a uma cápsula

que é hermeticamente fechada e evacuada. Pressões do fluido que atuam sobre a

face externa do diafragma causam deformações do diafragma, alterações na tensão

e na freqüência da corda vibrante. A mudança na freqüência é transmitida às

paredes da cápsula.

A Geokon (2006) acrescenta que, os perfilômetros de corda vibrante têm

incorporados a eles um filtro de pedra-porosa à frente do diafragma, o que permite

que o fluido passe, porém evita que partículas de material sólido interfiram

diretamente sobre o diafragma. Um medidor de temperatura auxilia na correção dos

dados obtidos.

Este equipamento permite a perfilagem contínua dos recalques empregando-

se um sensor o qual é conduzido, manualmente com o auxílio de dois técnicos

posicionados nas extremidades da área em monitoramento. O sensor inicia a

perfilagem em uma das extremidades, posicionado começo do tubo horizontal

preenchido com água, no interior do reservatório. O tubo horizontal deve estar

conectado a dois reservatórios de água. O sensor é dirigido de uma extremidade a

outra da tubulação horizontal, a qual se encontra enterrada no interior do aterro.

A condução do sensor ao longo da tubulação horizontal entre cada ponto de

leitura deve realizar-se com intervalos de tempo suficientes para estagnar o fluxo de

água criado com a movimentação do sensor, evitando a captação de dados

tortuosos. O número de pontos a serem efetuadas as leituras ao longo do tubo


62

horizontal fica a critério do projetista ou especialista responsável pela análise dos

dados de acordo com a precisão que se quer obter.


são: recalque (cm) versus distância (m).

Segundo Silveira (2006), o reservatório deve localizar-se sobre um local cujo

recalque possa ser determinado continuamente por meio de medições topográficas

(Figura 2.19).

Figura 2.19 – Ilustração do perfilômetro em campo (GEOKON, 2006).

2.4.4 Extensômetros

Os extensômetros são hastes instaladas verticalmente ao plano horizontal do

terreno, fixadas no solo em diferentes profundidades, possibilitando o

acompanhamento dos deslocamentos verticais sofridos pelas distintas camadas do

mesmo. O monitoramento é realizado por medição topográfica, comparando a

variação do nível da haste do extensômetro com relação a uma referência de nível

conhecida e inalterável.

A empresa Fugro In Situ Geotecnia utiliza extensômetros compostos por

hastes de náilon emendadas através luvas rosqueáveis, onde também é colocado

cola para auxiliar na solidarização, estas hastes de náilon são protegidas

externamente por tubos de PVC ¾ “, os quais são emendados com a utilização cola.

Na interface tubo de revestimento e as hastes é colocado graxa de rolamento

permitindo a movimentação através redução do atrito.

Na base da haste de náilon é emendada uma haste metálica, através de uma

luva, meio metro acima desta haste de ferro, na interface haste metálica e haste de


63

náilon, é colocado um revestimento de câmara de bicicleta possibilitando uma maior

deformabilidade nesta região, esta câmara é fixada com braçadeiras de plástico.

Logo acima começa o revestimento de proteção de PVC ¾”, que se estende até a

superfície do terreno.

A Figura 2.20 mostra a base um extensômetro, composto pela haste metálica

na extremidade inferior seguido de um revestimento de borracha protegendo a haste

de náilon, e o inicio do revestimento de PVC dando continuidade a esta proteção.

Figura 2.20 – Base do extensômetro.

A haste metálica é solidarizada na camada de solo de interesse, onde se

deseja monitorar a sua movimentação vertical, com a utilização de nata de cimento.

Na superfície do aterro, após a instalação do extensômetro no solo, é recomendada

a instalação de um tudo de proteção externo que o envolva adequadamente,

evitando que durante o carregamento do aterro ocorram danos às hastes.


são: recalque (cm) versus dias monitorados.

A Figura 2.21 mostra um extensômetro instalado e envolto por uma proteção

no seu entorno.


64

Figura 2.21 – Topo do extensômetro.

2.4.5 Placas de recalque

As placas de recalque medem deslocamentos verticais e, sendo eles sofridos

superficialmente pelo terreno ou sofridos pela interface aterro-fundação. O

monitoramento é realizado por medição topográfica comparando a variação do nível

haste da placa com relação a uma referência de nível conhecida e inalterável.

Conforme o procedimento Monitoramento de recalque (2008), da empresa In

situ Geotecnia, este instrumento de monitoramento é composto por hastes de aço

galvanizado, emendada por luvas de rosca, soldada a 90 graus com uma placa

metálica com dimensões de 50 x 50 cm, com 5 mm de espessura. Esta haste é

envolvida por tubos de proteção de PVC de 40 mm, emendados utilizando cola. Na

interface tubo-haste é colocado graxa de rolamento, permitindo a movimentação da

placa, devido à redução do atrito.

No topo da haste de aço galvanizado existe um tampa rosqueada instalada, a

qual é utilizada para o posicionamento da régua utilizada para a realização das

leituras topográficas durante o processo de monitoramento de recalques.


65

Este equipamento é instalado meio metro abaixo do nível do terreno ou

previamente, também a meio metro abaixo do nível da superfície, na interface aterro-

fundação, com a placa paralela ao plano do terreno e a haste perpendicular a ele.



A Figura 2.22 apresenta placas de recalque montadas e prontas para serem

instaladas.

Figura 2.22 – Placas de recalque.

2.4.6 Marcos de recalque

Os Marcos de recalque superficiais são utilizados para monitoramento de

deslocamentos verticais na superfície de aterros, pisos e superfícies de estruturas.

De acordo com o procedimento Monitoramento de recalque (2008), da

empresa In situ Geotecnia, o marco de recalque quando instalado em solo, pode ser

constituído de uma haste de aço galvanizado de 1” que é concretada dentro de um

furo executado a trado manual ou cavadeira mecânica, sua profundidade de

instalação é normalmente 1,0 m a 1,5 m de profundidade com relação ao nível do

terreno. Na superfície, deixa uma parte da haste de ferro exposta e no topo é


66

chumbado uma tampa, também é colocado uma caixa de proteção que pode ser de

plástico (PVC) ou ferro.

O procedimento da empresa acrescenta que, o marco de recalque também

pode ser constituído por um parafuso, quando instalado em solo, é concretado em

um buraco de dimensões aproximadas de 50 x 50 cm, com profundidade de meio

metro. Já quando instalado em estruturas de concreto, por exemplo, em pisos, o

parafuso é chumbado em um pequeno buraco executado com o auxilio de uma

furadeira.

O monitoramento é realizado por medição topográfica, comparando a

variação do nível do marco com relação a uma referência de nível conhecida e

inalterável.

Os resultados podem ser expressos graficamente, onde os eixos do gráfico


As Figuras 2.23 e 2.24 mostram o marco de recalque constituído por um

parafuso:

Figura 2.23 – Parafuso utilizado como Marco de recalque.


67

Figura 2.24 – Cabeça do Parafuso.

2.4.7 Referência de nível profunda – Bench mark

Para a realização do monitoramento dos recalques das placas de recalque,

marcos de recalque e extensômetros, se faz necessário a utilização de uma

referência de nível profunda, que permaneça, com sua cota e coordenadas

inalteradas. O bench mark desempenha este papel fundamental no controle dos

deslocamentos verticais sofridos.

Algumas definições importantes são: bench mark : referência de nível para

monitoramento de recalques; tubo interno: peça responsável pela referência de

nível; Revestimento: tubo responsável pela proteção do tubo interno; cabeçote de

latão semi-esférico: acoplado na extremidade superior do tubo interno, onde apóia-

se a régua de leitura topográfica.

Conforme o procedimento de instalação de referência de nível profunda

Bench mark (2006), da empresa In Situ Geotecnia, a referência de nível profunda é

composta por hastes de aço galvanizado emendada por luvas de rosca, protegidas

externamente por tubos de PVC de revestimento, emendados utilizando cola. Na

interface tubo de revestimento e hastes é colocado graxa de rolamento.

O procedimento da empresa acrescenta que, a base da haste de aço

galvanizado permanece aberta para permitir a passagem do nata de cimento

possibilitando sua ancoragem. Deve existir aproximadamente três metros livres de

haste de aço galvanizado, sem revestimento de PVC que o envolvendo, para que


68

esta região seja coberta por nata de cimento ancorando à referência de nível nas

camadas mais profundas do terreno.

No topo da haste existe um cabeçote semi-esférico, onde é posicionado a

régua para a realização da leitura topográfica durante o processo de monitoramento

de recalques. É recomendado que a instalação do bench mark seja protegida, na

superfície do terreno, por uma caixa de proteção adequada provida de tampa.

Capítulo 3 PROGRAMA EXPERIMENTAL

3.1 Considerações iniciais

Conforme descrito no Capitulo 1, o objetivo deste capítulo foi apresentar uma

descrição do projeto da Seção Teste, apontando sucintamente a execução da

sobrecarga de escória depositada para simulação (aterro). Neste capítulo também

foi realizado uma breve explanação com respeito às características do solo local,

fornecidas previamente pela TKCSA para ter-se uma idéia do subsolo em que será

realizado o trabalho. Foram detalhados os procedimentos adotados para a

execução dos ensaios de investigação geotécnica, assim como os procedimentos

seguidos para a instalação dos instrumentos e monitoramento. Por fim foi realizado

comentários sobre a instalação dos instrumentos e monitoramento.

3.2 Programa experimental

O programa experimental foi realizado em uma Seção Teste (Figura 3.01), no

pertencente ao pátio de armazenamento de coque, situado na Área de Manejo de

Matéria-Prima – TKCSA. Esta Seção Teste é dividida por um eixo de simetria (Figura

3.02), neste eixo esta prevista a passagem um equipamento de manejo de matéria-

prima (Stacker/Reclaimer), que opera sobre trilhos, uma parte da seção teste foi

denominada Seção Norte (Figura 3.03) e outra denominada Seção Sul (Figura 3.04).

Figura 3.01 – Seção Teste.

Seção Norte Seção Sul

Seção Teste – Coke Yard N

Capítulo 3 – Programa experimental

70

Figura 3.02 – Eixo da Seção Teste.

Figura 3.03 – Seção Norte.


71

Figura 3.04 – Seção Sul.

Em ambos os lados do eixo, onde futuramente será depositado coque em

definitivo, foram realizados ensaios SPT, de piezocone e de palheta, também foram

instalados piezômetros, inclinômetros verticais, perfilômetros, extensômetros, placas

de recalque e pontos geodésicos, previamente ao carregamento de escória para

simulação do comportamento do subsolo local frente a ação destas cargas.

As Figuras 3.05 e 3.06 apresentam um croqui com as coordenadas

topográficas, utilizadas pela TKCSA, dos pontos de execução dos ensaios e

instalação dos instrumentos.


72

Figura 3.05 – Localização dos pontos Seção Norte.

Figura 3.06 – Localização dos pontos Seção Sul.

A seção teste, dentro do pátio de armazenagem de coque, localiza-se na

parte sul do mesmo, cerca de 350 metros a leste de sua fronteira oeste (Figura

3.07). A futura armazenagem de coque nesta área esta prevista para ter pilhas de

uma altura máxima de 13 metros, o que equivale a uma carga de 100 kN/m².

N

N

A0 A0

A0 A0


73

Figura 3.07 – Planta de situação da Seção Teste.

Em todo o pátio de armazenagem de coque incluindo a seção teste foram

instalados, previamente, drenos sintéticos verticais (Figura 3.08), em ambos os lados

do eixo de trilhos, com a finalidade de acelerar os tempos de recalque nesta fase de

teste com o auxílio de pré-carregamento (Figura 3.09), com a presença de uma

camada drenante de areia dragada do mar na interface aterro-fundação (Figura

3.10).

Figura 3.08 – Drenos verticais.

Seção Sul

Seção Norte

Seção Teste


74

Figura 3.09 – Aterro de Escória.

Figura 3.10 – Areia dragada do mar.

Com o pré-carregamento será possível reduzir os recalques na fase de

operação do pátio de armazenamento de matéria-prima da siderúrgica, assegurando

um fator de segurança adequado no que diz respeito à estabilidade global da área

de estocagem de coque neste período.

O planejamento da Seção Teste foi parte integrante do projeto e do conceito

de segurança da companhia, devido às condições desfavoráveis do subsolo,


75

principalmente devido à presença de argila mole no local. Esta área recebeu

acréscimos de cargas na superfície durante a fase de testes, e utilizou para o seu

estudo uma combinação numérica e analítica, juntamente com verificações

experimentais, para que assim, posteriormente fosse possível realizar a otimização

do projeto do armazenamento de coque no local, tendo um melhor conhecimento do

comportamento do subsolo, o qual se pretende que em longo prazo apresente

segurança e durabilidade.

Os acréscimos de carga depositadas na superfície da Seção Teste durante a

fase inicial do monitoramento foram realizados logo após o término das

investigações geotécnicas, e a instalação dos instrumentos na Seção Norte e Sul. O

material utilizado para realizar a pré-carga foi escória, com massa específica de

2,532 g/cm³ conforme a Tabela 3.01, e uma inclinação das pilhas de 1:3 a fim de

garantir um declive com estabilidade.

Tabela 3.01 – Massa específica.

Seção Teste – Coke Yard

Massa específica do material utilizado para aterro

Seção Norte

Massa específica 2,562 g/cm³


Seção Sul



Massa específica (média) 2,532 g/cm³

Foi realizado um processo de carregamento ordenado, a fim de evitar o

colapso do solo. A carga máxima prevista, devido ao peso do material, foi de

aproximadamente de 100 kN/m² e a altura máxima no centro do carregamento foi de

4 metros.

O processo de carregamento foi realizado em 2 etapas, sendo 2 metros de

carregamento por vez, intercalando o carregamento da Seção Norte com a Seção

Sul, como é apresentado na tabela 3.02.


76

Tabela 3.02 – Processo de carregamento da Seção Teste.

Etapa de

carregamento Seção Teste

Altura da Pilha

de carga

Data de realização

dos carregamentos

Primeira etapa de carregamento

Seção Norte + 2 m 29.09.2008 Seção Sul + 2 m 30.09.2008

Segunda etapa de carregamento


As Figuras 3.11 e 3.12 mostram respectivamente: A primeira fase de

carregamento da Seção Norte e Sul respectivamente.

Figura 3.11 – Primeiro carregamento Seção Norte.

Figura 3.12 – Primeiro carregamento Seção Sul.

As Figuras 3.13 e 3.14 mostram respectivamente: A segunda fase de

carregamento da Seção Norte e Sul respectivamente.


77

Figura 3.13 – Segundo carregamento Seção Norte.

Figura 3.14 – Segundo carregamento Seção Sul.

Previamente a realização da cada etapa de carregamento foi necessário o

prolongamento das hastes das placas de recalque e dos extensômetros da Seção

Norte e Sul, permitindo a realização das leituras topográficas, como mostra a Tabela

3.03.

Tabela 3.03 – Processo de prolongamento das hastes da Seção Teste.

Prolongamento

das hastes Seção Teste

Comprimento

aproximado do

prolongamento

das hastes

Data de

realização dos

prolongamentos

Primeira etapa de prolongamento


Segunda etapa de prolongamento



78

Após a fase de carregamento e monitoramento do comportamento das

Seções Norte e Sul frente à ação das cargas depositadas nas mesmas, ocorreu a

fase de descarregamento, para determinar este período, a TKCSA respeitou o

comportamento individual de cada uma das seções, isto é, o tempo necessário para

a estabilização das leituras, dentro do possível, respeitando o cronograma da obra,

somente após isto é que ocorreu o descarregamento das Seções Norte e Sul.

O processo de descarregamento foi realizado em 2 etapas, sendo 2 metros

de descarregamento por vez, tanto na Seção Norte com na Seção Sul, como mostra

a Tabela 3.04.

Tabela 3.04 – Processo de descarregamento da Seção Teste.

Etapa de

descarregamento Seção Teste

Altura da Pilha

de carga

Data de realização

dos

descarregamentos

Primeira etapa de descarregamento

Seção Norte - 2 m 10.12.2008 Seção Sul - 2 m 24.10.2008

Segunda etapa de descarregamento


As Figuras 3.15 e 3.16 mostram respectivamente: a primeira fase de

descarregamento da Seção Norte e Sul respectivamente.

Figura 3.15 – Primeiro descarregamento Seção Norte.


79

Figura 3.16 – Primeiro descarregamento Seção Sul.

As Figuras 3.17 e 3.18 mostram respectivamente: a segunda fase de

descarregamento da Seção Norte e Sul respectivamente.

Figura 3.17 – Segundo descarregamento Seção Norte.

Figura 3.18 – Segundo descarregamento Seção Sul.


80

Posteriormente à realização da cada etapa de descarregamento foi

necessário o corte das hastes das placas de recalque e dos extensômetros da

Seção Norte e Sul, permitindo a realização das leituras topográficas, como mostra a

Tabela 3.05.

Tabela 3.05 – Processo de corte das hastes da Seção Teste.

Corte das hastes Seção Teste

Comprimento

aproximado do

corte das hastes

Data de

realização dos

cortes

Primeira etapa de corte das hastes


Segunda etapa de corte das hastes

Seção Norte -1 m 13.12.2008 Seção Sul -1 m 14.11.2008

O tempo de carregamento da Seção Teste não foi suficiente para que o

adensamento total do terreno seja concluído. Mas espera-se, que os resultados dos

testes de campo sejam adequados para que a companhia possa estabelecer uma

previsão do período total de consolidação.

3.3 Características do solo local

As condições do solo na área estudada foram baseadas em estudos

preliminares realizados no local e fornecidas pela TKCSA. Com base nesses

estudos, assumindo que as camadas são orientadas horizontalmente, a

estratificação do solo presente na Seção Teste pode ser resumida da seguinte

forma: Camada de areia fina (aterro): areia dragada do mar e depositada

acima da superfície do solo original, com uma espessura de aproximadamente 2

metros, com a função de nivelar, fornecer suporte e drenar a água expelida pelo

adensamento do solo mole.

Camada superior de argila: localizada abaixo da superfície original do solo,

argila com consistência de mole a muito mole, com uma profundidade de até 11 a 17

metros. Apresenta uma zona crítica na faixa de 6 a 7 metros de profundidade, com

argila extremamente plástica, apresentando valores de Su de 5 a 15 kN/m². Abaixo

disso, os valores de Su são ligeiramente mais elevados, na ordem de 10 a 60 kN/m². Primeira camada de areia: a camada superior de argila esta sustentada por

uma camada de areia com uma espessura de 4 a 10 metros.


81

Camada de inferior argila: em algumas partes da área de armazenamento de

matéria prima, existe uma segunda camada de argila com cerca de 2 a 6 metros de

espessura é de melhor qualidade que a camada superior de argila. O topo desta

camada esta a uma profundidade de 19 a 22 metros, e sua base entre 24 a 27

metros abaixo da original superfície do solo.

Segunda camada de areia: abaixo da camada de argila inferior há uma

segunda camada composta de areia grossa que está entre 33 m e 36 m de

profundidade. Abaixo desta camada há o leito de rocha.

O nível do lençol freático no local tem encontra-se praticamente na superfície

do terreno.

3.4 Procedimentos adotados na execução das investigações geotécnicas

As investigações geotécnicas solicitadas pela TKCSA foram realizadas na

Seção Norte e Sul com um ensaio de palheta e um de piezocone aproximadamente

no centro de cada uma delas.

A escolha dos pontos de realização dos ensaios na Seção Teste bem como

as profundidades dos mesmos, foi determinada pela TKCSA.

Os procedimentos seguidos para a execução dos ensaios foram baseados

nos manuais dos instrumentos, procedimentos da empresa, normas NBR e também

nos conhecimentos dos encarregados de investigação da empresa.

As locações de todos os furos sondagem e suas cotas foram realizadas

previamente por topografia e fornecidas pela TKCSA à Fugro In Situ. Os pontos

foram marcados com piquetes que continham a identificação do furo e sua cota.

Após a locação de cada ponto, foram mobilizados os equipamentos e a equipe para

a execução dos serviços.

Previamente ao início do projeto da Seção Teste, já havia sido realizado um

ensaio de SPT e piezocone no entorno do local a ser instrumentado, o qual pertence

à Área de Manejo de Matéria-Prima.


82


A execução da sondagem à percussão – Standard Penetration Test (SPT) foi

realizada de acordo com a norma NBR 6484/2001 – Solos – Sondagens de simples

reconhecimento com SPT – Método de ensaio.

Iniciou-se a perfuração dos dois primeiros metros de sondagem com o

emprego de trado – cavadeira manual. Desceu-se o amostrador, deixando um metro

de haste para fora. Acoplou-se a cabeça de bater na parte superior da haste.

Marcou-se com auxílio de um giz um segmento de 45 cm divididos em três trechos

iguais de 15 cm.

Para os dois primeiros metros, apoiou-se o martelo suavemente sobre a

cabeça-de-bater, anotando-se a penetração do amostrador no solo pelo peso do

martelo. Como ocorreu a penetração maior que 45 cm, não se prosseguiu a

cravação do amostrador por meio de impactos sucessivos do martelo. Após a

penetração, sacou-se o amostrador e retirou-se a amostra para que fosse realizada

a descrição tátil-visual da mesma.

A partir de dois metros de profundidade retomou-se a perfuração com a

utilização de injeção de água, perfuração por lavagem, com um trépano de lavagem

e a bomba hidráulica. (Figura 3.19).

Figura 3.19 – Avanço por lavagem.


83

As perfurações foram realizadas de metro em metro. Para cada metro de

perfuração executou-se a penetração do amostrador. Somente após os 9 metros de

profundidade é que houve a necessidade de executar golpes com o martelo para

ocorrer a cravação do amostrador até completar os 45 cm de penetração (Figura

3.20).

Figura 3.20 – Execução dos golpes com o martelo.

Os impactos do martelo realizados ocorreram deixando-o cair, livremente, de

uma altura de 75 cm sobre a cabeça-de-bater. Anotou-se separadamente o número

de golpes necessários à cravação de cada segmento de 15 cm. Precauções

especiais foram tomadas para que, durante a queda livre do martelo, não houvesse

perda de energia de cravação por atrito. Após a penetração dos 45 cm, sacou-se o

amostrador e retirou-se a amostra para que fosse realizada a descrição tátil-visual

da mesma.


84

A Figura 3.21 representa o esquema de execução de sondagem.

Figura 3.21 – Esquema do ensaio SPT (Procedimento SPT – In Situ, 2006).

As amostras foram guardadas em um recipiente hermeticamente fechado,

com etiqueta de identificação continha nome da obra, número do furo, número da

amostra, registro de golpes.

A sondagem foi limitada pelo impenetrável, sendo realizada até 46,86 m de

profundidade. O avanço com revestimento foi de 6 metros. O nível da água foi

encontrado a zero metros de profundidade. As mudanças de camada durante a

execução do ensaio foram anotadas, para a correta determinação do perfil

geológico.

Os resultados da sondagem à percussão estão dispostos no Capítulo 4, o

qual se destina a este fim.

3.4.2 Ensaio de piezocone – Piezocone Penetration Test (CPTu)

A execução dos ensaios de piezocone – Piezocone Penetration Test (CPTU)

foram realizadas de acordo com a norma NBR 12069/91 – Solo – Ensaio de

penetração de cone in situ (CPT).

O equipamento foi conduzido ao local com auxílio de um caminhão,

primeiramente executou-se um pré-furo central passado pela primeira camada de


85

areia até atingir uma camada de solo mole para não danificar a pedra porosa a qual

se apresentava saturada. Posteriormente executou-se a ancoragem do equipamento

para que o mesmo permanecesse firme no ponto de sondagem (Figura 3.22).

Figura 3.22 – Ancoragem e pré-furo do equipamento.

A seqüência de montagem do equipamento consistiu na instalação do

profundímetro que mede velocidade e profundidade de cravação, alimentador de

energia – bateria, inversor de tensão, microfone que capta o sinal sonoro emitido

pela ponteira do cone através de um sensor instalado nele, caixa codificadora, serial

e cabo USB para lançar os dados coletados do ensaio para o programa de

computador (Figura 3.23).

Após esta etapa, preparou-se o cone, com a colocação da luva de atrito

lateral, posteriormente da pedra-porosa saturada em glicerina e a ponteira cone, por

fim colocou-se uma camisinha no entorno da ponteira do cone para evitar a perda de

saturação da pedra-porosa.


86

Figura 3.23 – Vista geral dos equipamentos.

A ponteira do cone foi prolongada com as hastes e introduzida no pré-furo,

encaixou-se o topo da haste no penetrômetro e iniciou-se o ensaio (Figura 3.24). A

cada haste de um metro cravada executava-se uma pausa rápida para haver o

encaixe de uma nova haste e assim sucessivamente.

Figura 3.24 – Colocação do cone no pré-furo.


87

Os valores foram medidos através de um instrumento de precisão,

devidamente calibrado, instalado na extremidade do conjunto, sendo os dados

transmitidos à superfície por um sistema de ondas sonoras. Os sinais foram

coletados, transferidos e armazenados em um computador, podendo o resultado do

ensaio ser visualizado imediatamente na tela.

Depois de concluído o ensaio iniciou-se o processo de retirada uma a uma

das hastes, sendo que sempre que retiradas elas eram lavadas e guardadas.

Alguns dos limitantes do ensaio devido ao equipamento são: 100 MPa de

resistência de ponta, 800 KPa de atrito lateral, 15% a razão da resistência à

penetração de ponta com o atrito lateral, 10 toneladas de cravação da máquina,

número de hastes disponíveis para a realização do ensaio e ancoragem do

equipamento.

Os resultados dos ensaios de piezocone estão dispostos no próximo capítulo,

o qual se destina a este fim.

3.4.3 Ensaio de palheta – Vane Shear Test

Os ensaios de palheta, que internacionalmente chama-se Vane Shear Test,

foram executados de acordo com a norma NBR 10905/89 – Solo – Ensaios de

palheta in situ (VT).

O equipamento foi conduzido ao local com auxílio de um caminhão,

primeiramente executou-se a ancoragem do equipamento para que o mesmo

permanecesse firme no ponto de sondagem (Figura 3.25).


88

Figura 3.25 – Ancoragem do equipamento.

A seqüência de montagem do conjunto consistiu na instalação do

computador, inversor de tensão, equipamento de torque e medição, alimentador de

energia – bateria, serial e cabo USB para lançar os dados coletados no ensaio para

o programa do computador (Figura 3.26).

Figura 3.26 – Vista geral dos equipamentos em campo.


89

Posteriormente a esta etapa, preparou-se a montagem da palheta com a

haste fina, tubo de proteção da haste fina, slip-coupling, sapata de proteção da

palheta, e revestimento apresentando comprimento final de 1,80 m (Figura 3.27).

Figura 3.27 – Montagem do conjunto.

O conjunto foi prolongado, introduzido no equipamento e cravado

estaticamente com auxílio do penetrômetro. Chegando próximo à profundidade

determinada de realização do ensaio, retirou-se o revestimento da haste superior e

cavou apenas a haste, permitindo o aparecimento da palheta na cota de realização

do ensaio. Colocou-se o equipamento de torque e medição, iniciou-se o programa

do computador permitindo a realização do ensaio de palheta com o solo

indeformado e posteriormente amolgado.

Após o término do ensaio para a obtenção da resistência não-drenada

indeformada (Su), efetuando-se 10 giros rápidos na haste, e iniciando-se novamente

ensaio obtem-se a resistência não-drenada amolgada (Sur).

Como o ensaio foi executado com equipamento eletrônico controlado por

computador, tinha-se uma visualização imediata dos resultados, sendo que qualquer

anomalia poderia ser percebida imediatamente, além de uma maior agilidade na

elaboração do relatório final. Outra vantagem do equipamento eletrônico é a


90

inexistência de interferência humana nos resultados, reduzindo substancialmente a

ocorrência de erros causados pelo operador.

Depois de concluído o ensaio na primeira profundidade pré-determinada,

colocou-se novamente a palheta no interior da sapata de proteção com auxilio de um

sacador mola, o qual é rosqueado na haste que encontrava-se no topo, sendo

erguida pelo penetrômetro.

Cada haste possui 1 metro de comprimento e o encaixe de novas hastes

foram realizadas através de uma breve pausa no processo de gravação, da mesma

forma procedeu-se com o seu revestimento.

Para cada profundidade solicitada de execução do ensaio, cravou-se o

conjunto estaticamente através do penetrômetro e procedeu-se a realização do

ensaio conforme explanado acima. As profundidades de realização do ensaio são

determinadas manualmente pelo operador, sabendo o comprimento das hastes ele

realiza marcações nas hastes e revestimentos com auxílio de uma régua e giz

(Figura 3.28).

Figura 3.28 – Marcação das hastes.

Os resultados dos ensaios de palheta estão dispostos no próximo capítulo, o



91

3.5 Procedimentos seguidos na instalação dos instrumentos e

monitoramento

Todo o programa de instrumentação foi baseado em investigações e

relatórios geotécnicos, e em informações do subsolo obtidos previamente e

fornecidos pela TKCSA, assim como a escolha da disposição dos instrumentos na

Seção Teste bem como as profundidades de instalação foram determinados pela

mesma.

Para o perfeito monitoramento do comportamento da Seção Teste, a qual se

encontrava dentro da futura Área de Armazenagem de Matéria Prima (Raw Material

Handling – RMH), especificamente no local onde será depositado coque (Coke

Yard), frente a carregamentos impostos para a simulação, foram instalados

instrumentos ao longo de toda a seção.

Procedimentos seguidos para a instalação dos instrumentos de

monitoramento foram baseados nos manuais dos instrumentos, procedimentos da

empresa e também nos conhecimentos dos encarregados de instalação da empresa.


Os piezômetros de corda vibrante foram instalados em quatro profundidades

diferentes, a partir do nível do terreno antes do carregamento, tanto na Seção Norte

como na Seção Sul e foram denominados com a notação “PZ” e numerados como

segue na Tabela 3.06.

Tabela 3.06 – Descrição da instalação dos piezômetros.

Seção

Piezômetros de

corda vibrante

(nomenclatura)

Profundidade

de instalação a

partir do nível

do terreno (m)

Seção Norte

PZ 1-1 - 4,50

PZ 1-2 - 6,00

PZ 1-3 - 7,50

PZ 1-4 - 14,50

Seção Sul

PZ 2-1 - 12,00

PZ 2-2 - 6,00

PZ 2-3 - 14,50

PZ 2-4 - 4,50


92

O equipamento utilizado para que realizar o pré-furo foi o tripé do

equipamento de sondagem à percussão, com auxílio de uma bomba de injeção de

água (Figura 3.29). Após a execução do pré-furo foi colocado areia, posteriormente o

sensor, e novamente areia para encapsular a piezômetro.

Figura 3.29 – Execução do pré-furo para instalação do piezômetro.

O pré-furo deveria ser de no mínimo 3” de diâmetro, para que após executado

o mesmo, revestido quando necessário, pudesse descer o piezômetro; também foi

atingida a profundidade especificada pelo projetista adicionando 50 cm.

Antes de descer o instrumento, foi verificado se o furo estava completamente

limpo, sem obstrução e na profundidade desejada. A areia ocupou um volume

equivalente a 50 cm a baixo e 50 cm a cima do sensor.

Houve um cuidado rigoroso para garantir o perfeito posicionamento do

sensor, assim como e um bom contato hidráulico com o solo. Logo após foi colocado

bentonita granular. Finalmente a parte superior da perfuração foi preenchida com coli

(mistura de cimento, bentonita e água).

As perfurações para a instalação dos piezômetros foram utilizadas como uma

exploração adicional do solo, a fim de obter informações detalhadas sobre as

condições do subsolo no local de teste (Apêndice – Figuras A.01 a A.08). Na

superfície, os cabos dos piezômetros foram conduzidos, através de um tubo de

proteção de PVC, para uma das extremidades de cada seção, sendo conectados a

dataloggers, que armazenaram as leituras de cada piezômetro.


93

Foi construída, a pedido da TKCSA, uma casa de alvenaria para proteger os

dataloggers (Figura 3.30), e os cabos dos piezômetros chegaram até as caixas de

leitura através do piso inseridos em um tudo de PVC.

Figura 3.30 – Casa de um dos dataloggers.

O modelo utilizado de piezômetro de corda vibrante – Model 4500 Geokon,

possuía estabilidade e confiabilidade térmica de longo prazo. Podendo ser

executados comprimentos de cabos de vários metros sem nenhum problema, pois a

freqüência sinal de saída não era afetada pela mudança de cabo ou sua resistência,

nem pela penetração de umidade no circuito eletrônico.

Todos os piezômetros foram produzidos pelo fabricante em titânio ou em aço

inoxidável e foi realizada uma evacuação da cápsula para garantir um alto nível de

resistência à corrosão. Foi retirado do tubo gases do seu interior com a finalidade

principal de proteger o equipamento contra possíveis danos causados por descargas

atmosféricas.

A corda vibrante com transdutores de pressão utilizados não era adequada

para realizar medições de pressões com mudanças rápidas, para este fim deveriam

ser utilizados outros modelos de transdutores.

As leituras dos piezômetros foram efetuadas diariamente durante o período

de monitoramento, este período envolveu três fases: antes, durante e após o

descarregamento. Os resultados estão dispostos no próximo capítulo, o qual se

destina a este fim.


94

A Figura 3.31 mostra um tecnólogo coletando as leituras dos piezômetros

através de um datalogger.

Figura 3.31 – Coleta de dados do datalogger.


Os inclinômetros verticais foram instalados nas extremidades das Seções

Teste Norte e Sul, com profundidade aproximada de 27 m, a partir do nível do

terreno, deixando meio metro exposto na superfície, foram denominados com a

notação “Iv” e numerados como segue a Tabela 3.07.

Tabela 3.07 – Descrição da instalação dos inclinômetros verticais.

Seção

Inclinômetros

de corda

vibrante

(nomenclatura)

Profundidade de

instalação a

partir do nível

do terreno (m)

Comprimento

total dos tubos-

guia dos

inclinômetros

(m)

Direção onde

é esperado o

maior

deslocamento

(A0)

Seção Norte Iv 1-1 - 27,00 - 27,50 Norte

Iv 1-2 - 27,00 - 27,50 Sul

Seção Sul Iv 2-1 - 27,00 - 27,50 Norte

Iv 2-2 - 27,00 - 27,50 Sul


95

As perfurações para a instalação dos tubos-guia dos inclinômetros foram

executadas através de um equipamento mecânico-hidráulico – sonda rotativa, com

circulação de água (Figura 3.32).

Figura 3.32 – Equipamento utilizado.

Os equipamentos utilizados para a instalação do tubo do inclinômetro são:

sonda rotativa; hastes; revestimento; barrilete; bomba para circulação de água; rede

de água; bomba para injeção de coli; martelo de fundo 3 ½” ou 4 ½”; misturador;

furadeira elétrica ou a bateria com mandril de 1/2”; chave para mandril; broca para

metal com 4 mm; extensão elétrica; rebitadeira; trena de 5m; caneta de marcação;

lima ou grosa, pincel atômico ou similar; fita adesiva tipo silvertape; rebites de

alumínio de 4,0 x 12,0; arco de serra com serra; tampa metálica de proteção;

cadeado; tubo de alumínio para inclinômetro; luva de alumínio para emendas dos

tubos; e tampão de fundo.

Na preparação do tubo de inclinômetro foi deixado um trecho exposto de

50 cm de tubo de alumínio do inclinômetro acima do nível do terreno. Foi rebitada a

tampa de fundo no primeiro tubo, usando quatro rebites entre as ranhuras. Foram

rebitadas as luvas nos tubos restantes deixando metade do comprimento da luva

livre para encaixar na ponta de outro tubo. Usaram-se dois rebites para cada divisão

de ranhuras (total de oito rebites por luvas). Apanhou-se o tubo que tem a tampa de


96

fundo e outro tubo que já estava uma luva rebitada, encaixaram-se os tubos e

rebitaram-se um ao outro usando um rebite em cada extremidade. Procedeu-se

então a furação, totalizando 16 rebites.

Numerou-se a luva que estava totalmente rebitada ao tubo. Marcou-se a

posição em que eles estavam encaixados, usou-se o mesmo número para os dois

tubos consecutivos. Soldaram os tubos, usando a furadeira, com o tubo que

continha a tampa de fundo e que já estava preparado. O tubo que estava com a luva

foi encaixado em outro tubo que também tinha uma luva totalmente rebitada em uma

das suas extremidades.

Repetiram-se os procedimentos até a metragem ser concluída. Vedaram-se

as luvas e furos de rebite com fita tipo silvertape. Verificou-se se os tubos estavam

encostados suas extremidades dentro da luva a fim de evitar que, por ocasião das

leituras, o torpedo ficasse dentro do tubo.

Na instalação do tubo inclinômetro verificou-se se o tubo apresentava-se

tampado no fundo, antes de iniciar sua instalação. Os tubos deveriam estar pré-

preparados, com luvas rebitadas em um lado, perfurados para rebites, alinhados e

numerados em seqüência de montagem.

Foi tomado o devido cuidado para que os tubos estivessem instalados com

umas das ranhuras na direção do possível deslizamento do terreno (a chamada

direção A0).

A descida dos tubos foi feita por segmentos de três metros acoplados um ao

outro por meio de uma luva já perfurada para ser rebitada seguindo a seqüência de

numeração. Colocou-se o tubo com a tampa de fundo no furo e inseriu-se até que o

mesmo ficasse com ± 60 cm para fora do furo ou uma medida que facilitasse o

encaixe e rebitagem do próximo segmento. Vedaram-se as emendas nas luvas e os

furos de rebites, e tomou-se cuidado ao encaixar um tubo no outro para que os furos

aonde fossem os rebites coincidissem sempre.

Foi necessário que se preenchesse internamente o tubo com água para

facilitar a descida do mesmo e posteriormente evitar a entrada de coli (mistura de

cimento, bentonita e água). Na operação de descida dos tubos foi importante manter

sempre a correta orientação das ranhuras.

Após a completa descida do tubo-guia até a profundidade especificada, foi

deixado um trecho exposto de meio metro do tubo-guia de alumínio acima do nível

do terreno, e completou-se o espaço existente entre o tubo e o terreno com coli, o


97

qual foi preparado com misturador elétrico e injetado com bomba mecânica ou

elétrica. Após o completo preenchimento com coli, lavou-se o tubo internamente,

para eliminar qualquer resquício do material.

Terminada a instalação do tubo do inclinômetro executou-se uma caixa de

proteção no topo do terreno para evitar danos durante os incrementos de carga na

seção. Na tampa do tubo de proteção, registrou-se o número do inclinômetro, bem

como a direção A0. Usou-se tinta apropriada.

As perfurações para a instalação dos tubos-guia foram utilizadas como uma


condições do subsolo no local de teste (Apêndice – Figuras A.09 a A.12).

As leituras dos inclinômetros foram efetuadas diariamente e posteriormente

duas vezes por semana conforme solicitado pela TKCSA, durante o período de

monitoramento, este período envolveu três fases: antes, durante e após o


destina a este fim.

A Figura 3.33 mostra um tecnólogo efetuando as leituras de um inclinômetro

vertical.

Figura 3.33 – Execução de leituras no inclinômetro vertical.


98


Os tubos de PVC por onde passaram os perfilômetros, em cada uma das

Seções Norte e Sul, foram instalados ao longo de toda a extensão das mesmas. A

profundidade de instalação dos tubos foi de aproximadamente 0,30 m a partir do

nível do terreno antes do processo de carregamento, e foram denominados com a

notação “BTH” e numerados como segue a Tabela 3.08.

Tabela 3.08 – Descrição da instalação perfilômetros.

Seção

Tubos dos

perfilômetros

(nomenclatura)

Profundidade de

instalação a partir

do nível do terreno

(m)

Comprimento total

dos tubos dos

perfilômetros (m)

Início das

leituras do

perfilômetro

Seção Norte BTH 1-1 e BTH 1-2 - 0,30 58,50 BTH 1-1

Seção Sul BTH 2-1 e BTH 2-2 - 0,30 53,50 BTH 2-2

A instalação dos tubos foi executada através de uma simples escavação

manual e o fechamento ocorreu com o próprio material retirado durante a

escavação, como mostra a Figura 3.34.

Figura 3.34 – Instalação dos tubos dos perfilômetros.

Nas extremidades dos tubos foram construídos reservatórios para permitir a

execução das leituras, como mostra a Figura 3.35.


99

Figura 3.35 – Reservatórios dos perfilômetros.

As leituras dos perfilômetros foram efetuadas diariamente e posteriormente

duas vezes por semana conforme solicitado pela TKCSA, durante o período de

monitoramento, este período envolveu três fases: antes, durante e após o


destina a este fim.

A Figura 3.36 abaixo mostra um tecnólogo efetuando as leituras da corda

vibrante do perfilômetro, através de uma caixa de leitura, a qual mede temperatura

(0C) e freqüência (Hz).

Figura 3.36 – Execução de leituras no perfilômetro.


100


Os extensômetros foram instalados em quatro profundidades diferentes, a

partir do nível do terreno antes do carregamento, tanto na Seção Norte como na

Seção Sul e foram denominados com a notação “Ex” e numerados como segue na

Tabela 3.09.

As perfurações para a instalação dos extensômetros foram utilizadas como


condições do subsolo no ponto de instalação (Apêndice – Figura A.13 a A.20).

Tabela 3.09 – Descrição da instalação dos extensômetros.

Seção Extensômetros

(nomenclatura)

Profundidade

de instalação a

partir do nível

do terreno (m)

Seção Norte

Ex 1-1 - 10,00

Ex 1-2 - 6,00

Ex 1-3 - 24,00

Ex 1-4 - 16,00

Seção Sul

Ex 2-1 - 4,00

Ex 2-2 - 7,00

Ex 2-3 - 10,00

Ex 2-4 - 17,00

O equipamento utilizado para que realizar o pré-furo foi o tripé do

equipamento de sondagem à percussão, com auxílio de uma bomba de injeção de

água (Figura 3.37), assim como na instalação dos piezômetros. Após a execução do

pré-furo, a haste do extensômetro foi introduzida e logo na seqüência foi injetado

nata de cimento, no fundo do pré-furo, para fixar a extremidade inferior da haste do

extensômetro, a qual é uma haste metálica, junto à camada de interesse de realizar-

se o monitoramento dos deslocamentos verticais sofridos.


101

Figura 3.37 – Execução do pré-furo para

instalação dos extensômetros.

A haste metálica na base do extensômetro foi emendada através de uma luva

a uma haste de náilon, esta haste de náilon sofre várias emendas quanto

necessárias por meio de luvas de náilon. Logo acima da haste de metálica, a qual foi

solidarizada na base do pré-furo, foi colocado um revestimento de câmara de

bicicleta de aproximadamente meio metro, envolvendo a haste de náilon,

possibilitando uma maior deformação, esta câmara foi fixada com braçadeiras de

plástico a haste metálica e ao revestimento de PVC acima da mesma. O

revestimento de PVC acima da câmara de bicicleta se estende até a superfície. Na

interface do revestimento e as hastes é colocado graxa de rolamento permitindo a

movimentação pela diminuição do atrito.

Acima da camada preenchida com nata de cimento, foi injetado coli (mistura

de cimento, bentonita e água) até a superfície para preencher o espaço existente

entre os revestimentos das hastes e o terreno, o coli foi preparado com misturador

elétrico e injetado com bomba mecânica ou elétrica.

Devido à esbelteza das hastes do extensômetros, as quais são compostas

por hastes de náilon envolvidas por um revestimento de PVC, acima da superfície foi

realizada uma proteção externa com a utilização de um tubo de PVC, evitando


102

danos nos períodos de carregamento, monitoramento e descarregamento das

Seções Norte e Sul.

Foram previstas emendas nas hastes dos extensômetros para possibilitar as

leituras topográficas durante e após os incrementos de cargas na Seção Teste,

posteriormente aos descarregamentos foram necessários realizar cortes nas hastes

para permitir o monitoramento topográfico.

As leituras dos extensômetros foram efetuadas diariamente e posteriormente

duas vezes por semana conforme solicitado pela TKCSA, através de medição

topográfica durante o período de monitoramento, este período envolveu três fases:

antes, durante e após o descarregamento. Os resultados estão dispostos no próximo

capítulo, o qual se destina a este fim.

A Figura 3.38 abaixo mostra um tecnólogo efetuando as leituras topográficas

dos instrumentos.

Figura 3.38 - Execução de leituras topográficas

dos instrumentos.


As placas de recalque foram instaladas a aproximadamente meio metro

abaixo do nível do terreno antes do carregamento, tanto na Seção Norte como na

Seção Sul, foram denominadas com a notação “S” e numeradas como segue na

Tabela 3.10.


103

Tabela 3.10 – Descrição da instalação das placas.

Seção Placas de recalque

(nomenclatura)

Profundidade

de instalação a

partir do nível

do terreno (m)

Seção Norte

S 1-1 - 0,50

S 1-2 - 0,50

S 1-3 - 0,50

S 1-4 - 0,50

Seção Sul

S 2-1 - 0,50

S 2-2 - 0,50

S 2-3 - 0,50

S 2-4 - 0,50

A instalação foi realizada através de uma simples escavação manual, após a

colocação da placa no local escavado (Figura 3.39), a placa foi coberta com o

próprio material retirado durante a escavação, da mesma forma que na instalação

dos tubos de PVC dos perfilômetros.

Figura 3.39 – Escavação para instalação das placas.

Foram previstas emendas nas hastes das placas para possibilitar as leituras

topográficas durante e após os incrementos de cargas na Seção Teste, assim como

para os extensômetros.


104

As leituras das placas de recalque foram efetuadas diariamente e

posteriormente duas vezes por semana conforme solicitado pela TKCSA, através de

medição topográfica durante o período de monitoramento, este período envolveu

três fases: antes, durante e após o descarregamento. Os resultados estão dispostos

no próximo capítulo, o qual se destina a este fim.

A Figura 3.40 abaixo mostra um tecnólogo efetuando as leituras.

Figura 3.40 - Execução de leituras topográficas dos instrumentos.


Os marcos de recalque foram instaladas a aproximadamente no nível do

terreno antes do carregamento, tanto na Seção Norte como na Seção Sul, foram

denominados com a notação “G” e numerados como segue na Tabela 3.11.

Tabela 3.11 – Descrição da instalação dos marcos de recalque.

Seção

Marcos de

Recalque

(nomenclatura)

Profundidade de

instalação a partir do

nível do terreno (m)

Seção Norte G 1-1 0,00

G 1-2 0,00

Seção Sul G 2-1 0,00

G 2-2 0,00


105

A instalação foi realizada através de uma simples escavação manual de

dimensões aproximada de 50 x 50 cm e profundidade de meio metro, após o local

escavado foi preenchido com concreto e posteriormente foi introduzido o parafuso

na superfície (Figura 3.41).

Figura 3.41 – Marco de recalque instalado.

As leituras dos marcos de recalque foram efetuadas diariamente e

posteriormente duas vezes por semana conforme solicitado pela TKCSA, através de

medição topográfica durante o período de monitoramento, este período envolveu

três fases: antes, durante e após o descarregamento. Os resultados estão dispostos

no próximo capítulo, o qual se destina a este fim.


A execução da referência de nível profunda iniciou com a realização de um

pré-furo através do tripé do equipamento de sondagem à percussão, com auxílio de

uma bomba de injeção de água (Figura 3.42).


106

Figura 3.42 - Execução do pré-furo para o Bench mark.

O diâmetro do pré-furo foi de 2½” para que, após executado, fosse possível

descer o revestimento de PVC das hastes de aço galvanizado emendadas por luvas

de rosca. A instalação do bench mark foi realizada, na medida do possível, com a

completa lavagem do furo com água, para tirar toda e qualquer sujeira presente no

mesmo.

Antes de descer a composição de tubos, verificou-se se na interface tubos de

revestimento e as hastes havia sido colocado graxa de rolamento, e se a

extremidade inferior do tubo de aço galvanizado apresentava-se aberta, permitindo a

saída da calda de cimento a ser injetado, para solidarizar do bench mark no fundo

do pré-furo. Desceu-se toda a composição de hastes no pré-furo até que a mesma

encontre o fundo do furo.

O revestimento de PVC parou um metro livre antes do bulbo de ancoragem

do tubo de aço galvanizado com nata de cimento. O bench mark for ancorado a

40,95 m de profundidade a partir do nível do terreno, quando foi atingido o

impenetrável, com 3,0 m de bulbo. O revestimento atingiu 37,95 m de profundidade

a partir do nível do terreno (Tabela 3.12).


107

Tabela 3.12 – Descrição da instalação da referência de nível profunda.

Referência de nível

profunda – Bench

Mark (nomenclatura)

Profundidade de

instalação das hastes de

aço galvanizado a partir

do nível do terreno (m)

Profundidade de instalação

do revestimento de PVC a

partir do nível do terreno (m)

BM1 - 40,95 - 37,95

Na preparação do bench mark foi deixado um trecho exposto de 65 cm de

haste de aço galvanizado acima do nível do terreno, para facilitar a leitura por

topografia posteriormente.

Após descer toda a composição de tubos externos e internos, injeta-se calda

de cimento pelo interior deste tubo de aço galvanizado com auxílio de uma bomba

(Figura 3.43). Foi tomado o devido cuidado para que o volume de calda não

excedesse o volume de ancoragem.

Figura 3.43 – Injeção de calda de cimento.

Após a injeção da calda de cimento, acoplou-se o cabeçote de latão semi-

esférico na parte superior da haste de aço galvanizado e retirou-se o revestimento

do pré-furo utilizado para a execução do pré-furo.

O preenchimento do espaço existente entre os revestimentos das hastes e o

terreno foi realizado com a colocação manual de areia até o topo da perfuração


108

(Figura 3.44). A ancoragem do revestimento ao topo do terreno no topo foi realizada

por meio de uma massa de concreto. Após o tempo de cura do concreto, executou-

se uma caixa protetora, com tampa metálica (Figura 3.45).

Figura 3.44 – Preenchimento com areia.

Figura 3.45 – Bench mark instalado.


109

A perfuração para a instalação da referência de nível profunda foi utilizada

como uma exploração adicional do solo, a fim de obter informações detalhadas

sobre as condições do subsolo no ponto de instalação (Apêndice – Figura A.21).

Após a perfeita acomodação da referência de nível o que levou alguns dias,

tirou-se a cota do bench mark através de outra referência de nível existente, a qual

possui cota conhecida. Depois de realizadas algumas leituras de confirmação do

bom desempenho e estabilidade, iniciaram as leituras topográficas da Seção Teste a

partir desta referência de nível. Os resultados estão dispostos no próximo capítulo, o


3.6 Comentários sobre a instalação dos instrumentos e monitoramento

Durante a instalação dos extensômetros, piezômetros e bench mark, houve

certa dificuldade devido às camadas de areia existentes no subsolo. O equipamento

utilizado para realizar o pré-furo foi o tripé do equipamento de sondagem à

percussão, com auxílio de uma bomba de injeção de água, onde o revestimento era

colocado somente nos primeiros metros do pré-furo. E método de instalação com a

utilização do trépano de sondagem à percussão apresentou muitas vantagens, como

praticidade, fácil transporte e mobilização, porém muitas vezes o pré-furo fechou-se

logo após a sua execução, quando a bomba de injeção de água era desligada. Por

este motivo, novas perfurações necessitaram ser realizadas atrasando os serviços.

O nível da água no local da Seção Teste era praticamente superficial, pois a

área situa-se próxima ao mar, e era um mangue antes do início dos trabalhos na

região. Foram instalados drenos sintéticos verticais e foi colocada uma camada de

areia dragada do mar para nivelamento do terreno, ambos auxiliaram na drenagem

do local. Quando executadas as escavações superficiais para a instalação dos tubos

dos perfilômetros ao longo das seções Norte e Sul, placas de recalque, marcos de

recalque, tubos para conduzir os cabos dos piezômetros, piso das casas dos

dataloggers (Figura 3.46) e reservatórios dos perfilômetros (Figura 3.47), muita água

rapidamente se acumulava no local atrapalhando e atrasando os serviços, apenas

do bombeamento contínuo para drenagem superficial do local.


110

Figura 3.46 – Casa para o datalogger.

Figura 3.47 – Reservatório de água para o perfilômetro.

Problemas climáticos também ocorreram, devido às chuvas intensas e

constantes na região durante o período de realização de trabalhos na Seção Teste.

Por este motivo muitas atividades e cronogramas de instalação de instrumentos e

execução de monitoramentos atrasaram.

Posteriormente às chuvas outro problema era gerado a partir dela, pois muita

água acumulava-se na Seção Teste (Figura 3.48), mesmo com a utilização de

bombas para drenagem superficial, em alguns locais com grande profundidade de

deposição, prejudicando o deslocamento de pessoas, dificultado a realização dos

trabalhos (Figura 3.49) e o acesso ao local.


111

Figura 3.48 – Seção Teste.

Figura 3.49 – Inclinômetro e reservatório de água para o perfilômetro.

Os dataloggers pararam de funcionar por duas vezes, em fins de semana

distintos, sem motivos aparentes, prejudicando a coleta dos dados dos piezômetros,

e uma das caixas de leitura, a qual pertencia a Seção Norte, realizou leituras de

apenas três piezômetros durante quase todo o período de monitoramento, para o

quarto piezômetro foram realizadas leituras pontuais diariamente durante este

período. Chegando ao fim do monitoramento um segundo piezômetro também parou

de ser lido pelo datalogger e também foi monitorado através de leituras pontuais até

que os problemas fossem resolvidos.


112

O monitoramento topográfico e a realização das leituras dos perfilômetros

foram um pouco prejudicados pela troca de operadores e auxiliares que ocorreram

durante os trabalhos na Seção Teste. Este problema acarretou em pequenas

diferenças de leituras, erros nos procedimentos e nos registros dos dados, que

necessitavam ser ajustados.

Uma intensa movimentação no entorno da Seção Teste, devido à

necessidade de prosseguir os trabalhos de construção e preparação da Área de

Manejo de Matéria Prima, com certeza atrapalharam e influenciaram os resultados

do monitoramento em geral.

Diariamente ocorriam movimentações de caminhões carregados com material

de um lado a outro, retro-escavadeiras, caminhões munck, tratores, execuções de

estacas de areia (Figura 3.50) e de brita (Figura 3.51), colocações de drenos

verticais sintéticos (Figura 3.52), compactações de camadas de areia drenantes

entre camadas de geossintéticos, colocações de blocos de concreto e trilhos (Figura

3.53), estruturas metálicas (Figura 3.54), execuções de valas para colocação de

dutos de drenagem pluvial (Figura 3.55), trânsito de veículos e caminhões de outras

áreas.

Figura 3.50 – Estaca de areia.


113

Figura 3.51 – Estaca de brita.

Figura 3.52 – Drenos verticais sintéticos.


114

Figura 3.53 – Eixo: Blocos de concreto e trilhos.

Figura 3.54 – Eixo: Estrutura metálica.


115

Figura 3.55 – Dutos de drenagem pluvial.

Capítulo 4 RESULTADOS 4.1 Considerações iniciais Este capítulo esta dividido em duas partes: a) resultados das investigações

geotécnicas, onde são apresentados os resultados das investigações geotécnicas

realizados na seção teste; b) resultados da instrumentação geotécnica, onde são

apresentados os resultados do monitoramento realizado na seção teste frente ação

de cargas.

Não é o objetivo a este trabalho a análise dos resultados, pois eles serão

fornecidos para os responsáveis técnicos da companhia siderúrgica TKCSA,

permitindo a eles a realização de análises de desempenho da seção teste frente à

ação de cargas depositadas no local para simulação.

4.2 Resultados das investigações geotécnicas Como explanado no capítulo anterior, previamente ao início do projeto da

Seção Teste, já havia sido realizado um ensaio de SPT e piezocone no entorno do

local a ser instrumentado, o qual pertence a Área de Manejo de Matéria-Prima.

Contudo, foi realizado na Seção Norte e Sul um ensaio de palheta e um ensaio de

piezocone, aproximadamente no centro de cada uma das seções, no período inicial

da instalação dos instrumentos de monitoramento.


A sondagem à percussão teve como objetivo o reconhecimento do solo para

fins de engenharia geotécnica, além de fornecer uma medida de resistência

dinâmica. O resultado da sondagem à percussão – Standard Penetration Test (SPT)

no entorno do local da Seção Teste esta disponível nas Figuras 4.01 a 4.03.

Capítulo 4 – Resultados

117

Figura 4.01 – Perfil sondagem à percussão 1-1.


118



119



4.2.2 Ensaio de piezocone

Os ensaios de piezocone tiveram como objetivo fornecer uma

definição da estratigrafia do terreno, além de fornecer parâmetros de resistência.

resultado do ensaio de piezocone

do local da Seção Teste está

0,71 m e a profundidade

Figura 4.0

Ensaio de piezocone – Piezocone Penetration Test (CPTu

Os ensaios de piezocone tiveram como objetivo fornecer uma

definição da estratigrafia do terreno, além de fornecer parâmetros de resistência.

o ensaio de piezocone – Piezocone Penetration Test

do local da Seção Teste está exposto logo abaixo. A cota de início do ensaio foi de

a profundidade foi de 16,00 m (Figura 4.04).

Figura 4.04 – Ensaio de piezocone no entorno da Seção Teste

120

(CPTu)

Os ensaios de piezocone tiveram como objetivo fornecer uma melhor

definição da estratigrafia do terreno, além de fornecer parâmetros de resistência. O

Piezocone Penetration Test (CPTu) no entorno

de início do ensaio foi de

no entorno da Seção Teste.


O ensaio de piezocone

2,619 m e a profundidade de execução foi de

resultados (Figura 4.05).

Figura 4.0

ensaio de piezocone realizado no centro da Seção Norte

a profundidade de execução foi de 26,18 m, apresentou os seguintes

.

Figura 4.05 – Ensaio de piezocone na Seção Norte.

121

centro da Seção Norte, iniciou na cota

apresentou os seguintes


Outro ensaio de piezocone realizado no centro da Seção Sul

início do ensaio de 2,62 m e

os seguintes resultados (Figura 4.0

Figura 4.0

Outro ensaio de piezocone realizado no centro da Seção Sul

início do ensaio de 2,62 m e término a uma profundidade de 16,94 m,

(Figura 4.06).

Figura 4.06 – Ensaio de piezocone na Seção Sul.

122

Outro ensaio de piezocone realizado no centro da Seção Sul, com cota de

de 16,94 m, proporcionou


123

A estratificação do terreno segue a numeração descrita na Tabela 4.01.

Tabela 4.01 – Estratificação do solo

Numeração Comportamento do solo

3 Argila

5 Silte argiloso – argila siltosa

6 Silte arenoso – silte argiloso

7 Areia siltosa – silte arenoso

8 Areia – areia siltosa

9 Areia

4.2.3 Ensaio de palheta – Vane Shear Test

Os ensaios de palheta objetivaram a determinação da resistência não

drenada (Su) do solo para diferentes profundidades. Os resultados do ensaio de

palheta realizado no centro da Seção Norte, em três profundidades distintas (4,50;

6,00; e 7,50 m), estão dispostos nas Figuras 4.07, 4.08 e 4.09.

Figura 4.07 – Ensaio de palheta na Seção Norte a 4,5 m de profundidade.


124




125

Outro ensaio de palheta foi realizado no centro da Seção Sul também em três

profundidade diferentes (4,50; 6,00; e 7,50 m), onde os resultados estão expostos

nas Figuras 4.10, 4.11 e 4.12.

Figura 4.10 – Ensaio de palheta na Seção Sul a 4,5 m de profundidade.



126


4.3 Resultados da instrumentação geotécnica

Como apontado no capítulo anterior foram instalados instrumentos para o

monitoramento das Seções Norte e Sul, sendo no total oito piezômetros de corda

vibrante em diferentes profundidades, quatro inclinômetros verticais, dois

perfilômetros, oito extensômetros em diferentes profundidades, oito placas de

recalque, quatro marcos de recalque, e uma referência de nível profunda – bench

mark. Os resultados esta instrumentação são apresentados a seguir.


Os resultados dos piezômetros de corda vibrante da Seção Norte e Sul são

oferecidos nas Figuras 4.13 e 4.14.

A Figura 4.13 demonstra que os quatro piezômetros instalados na Seção

Norte apresentaram-se sensíveis ao primeiro carregamento (29.09.2008), com picos

de poropressão seguidas de uma pequena dissipação, e ao segundo carregamento

(03.10.2008), com novos picos de poropressão seguidas de uma dissipação

contínua ao longo do período de monitoramento, buscando a estabilidade.


127

Fig

ura

4.13

– R

esul

tado

s do

s pi

ezôm

etro

s de

cor

da v

ibra

nte

na S

eção

Nor

te.


128

Fig

ura

4.14

– R

esul

tado

s do

s pi

ezôm

etro

s de

cor

da v

ibra

nte

na S

eção

Sul

.


A Figura 4.14 demonstra que

sendo eles os mais superficiais,

primeiro carregamento (30.09.2008),

pequena dissipação, e ao segundo carregamento (06.10.2008)

poropressão seguidas de uma dissipação contínua ao longo do período de

monitoramento, buscando a estabilidade.

Novamente, a sensibilidade dos piezômetros mais superficiais foi evidenciada

no primeiro descarregamento (24.10.2008),

seguida pelo segundo

poropressão, seguida de um acrésci


Os piezômetros mais profundos

sensibilidade aos carregamentos e descarregamentos da Seção Sul, durante a fase

de monitoramento.


Os resultados do levantamento topográfico

verticais da Seção Teste

relevância nos recalques

Figura 4.15 – Resultados d

demonstra que dois piezômetros instalados na Seção

os mais superficiais, PZ 2-2 E PZ 2-4, apresentaram

(30.09.2008), com picos de poropressão

pequena dissipação, e ao segundo carregamento (06.10.2008), com

seguidas de uma dissipação contínua ao longo do período de



descarregamento (24.10.2008), com uma queda de poropressão,

segundo descarregamento (27.10.2008), com uma

, seguida de um acréscimo contínuo ao longo do período de


Os piezômetros mais profundos, PZ 2-1 e PZ 2-3, não demonstraram grande


metros verticais

do levantamento topográfico dos tubos-guia dos inclinômetros

verticais da Seção Teste, dispostos na Figura 4.15, demonstram que não houve

relevância nos recalques medidos nos tubos-guia.

Resultados do levantamento topográfico dos inclinômetros verticais

129

instalados na Seção Sul,

apresentaram-se sensíveis ao

ropressão seguidas de uma

, com novos picos de

seguidas de uma dissipação contínua ao longo do período de


com uma queda de poropressão,

uma nova queda de

mo contínuo ao longo do período de

não demonstraram grande


guia dos inclinômetros

, demonstram que não houve

levantamento topográfico dos inclinômetros verticais.


130

As Figuras 4.16 a 4.19 apresentam os resultados dos inclinômetros verticais

da Seção Norte, no sentido onde são esperados os maiores deslocamentos (A0) e

perpendicular a ele (B0).

Figura 4.16 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 1-1 (A0).


131

Figura 4.17 – Resultados do inclinômetro vertical Iv 1-1 (B0).


132



133


Os maiores deslocamentos horizontais, na Seção Norte, para o sentido A0

ocorreram a uma profundidade aproximada de 2,5 m, sendo por volta de 75 mm para

o Iv 1-1 e 35 mm para o Iv 1-2.


134

Os resultados dos inclinômetros verticais da Seção Sul estão divulgados nas

Figuras 4.20 a 4.23, tanto para o sentido onde são esperados os maiores

deslocamentos (A0), como para o perpendicular a ele (B0).



135



136



137


Os maiores deslocamentos horizontais, para a Seção Sul, no sentido A0

ocorreram a uma profundidade aproximada de 2,5 m, sendo por volta de 17,5 mm

para o Iv 2-1 e 35 mm para o Iv 2-2.



Os resultados do levantamento topográfico da

horizontais dos perfilômetros,

perfilagem são apresentados

BTH 1-1 e BTH 2-2 foram respectivamente

Figura 4.24 – Resultados do levantamento topográfico dos tubos

Os resultados dos perfilômetros da Seção Norte e Sul

nas Figuras 4.25 e 4.26

cada seção foram respectivamente de

do levantamento topográfico das extremidade

s perfilômetros, da Seção Norte e Sul, onde se iniciavam

apresentados na Figura 4.24. Os recalques máximos

2 foram respectivamente de 8 cm e 2 cm, aproximadamente

Resultados do levantamento topográfico dos tubos

Os resultados dos perfilômetros da Seção Norte e Sul estão demonstrados

6, onde evidenciam que os recalques máximos

foram respectivamente de 70 cm e 40 cm, aproximadamente

138

extremidades dos tubos

se iniciavam as leituras de

máximos medidos para a

aproximadamente.

Resultados do levantamento topográfico dos tubos dos perfilômetros.

estão demonstrados

máximos no centro de

aproximadamente.


139

Fig

ura

4.25

– R

esul

tado

s do

per

filôm

etro

da

Seç

ão N

orte

.


140

Fig

ura

4.26

– R

esul

tado

s do

per

filôm

etro

da

Seç

ão S

ul.



Os resultados dos levantamentos topográficos realizados nos tubos de

proteção externa dos extensômetros e

Norte estão dispostos nas Figuras 4.2

Os recalques medidos nos tubos de proteção externa dos extensômetros

Seção Norte após o primeiro carregamento (29.09.2008) e segundo carregamento

(03.10.2008) foram de aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque

máximo durante o período de monitoramento foi de 70 cm aproximadamente.

Figura 4.27 – Resultados do

Os recalques medidos nas hastes

à 10,0 m de profundidade, Ex

profundidade e Ex 1-4 à 1

foram de aproximadamente

dos levantamentos topográficos realizados nos tubos de

proteção externa dos extensômetros e nas hastes dos extensômetros

estão dispostos nas Figuras 4.27 e 4.28.


após o primeiro carregamento (29.09.2008) e segundo carregamento



Resultados do levantamento topográfico dos tubos de proteção externa do

extensômetros da Seção Norte.

Os recalques medidos nas hastes dos extensômetros da Seção

,0 m de profundidade, Ex 1-2 à 6,0 m de profundidade, Ex

4 à 16,0 m de profundidade, após o período de monitoramento

foram de aproximadamente 3 cm, 16 cm, 5 cm e 6 cm, respectivamente.

141


os extensômetros da Seção

Os recalques medidos nos tubos de proteção externa dos extensômetros da




tubos de proteção externa do

extensômetros da Seção Norte, Ex 1-1

,0 m de profundidade, Ex 1-3 à 24,0 m de

,0 m de profundidade, após o período de monitoramento

cm, respectivamente.


Figura 4.28 – Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção Norte

Os resultados dos levantamentos topográficos realizados nos tubos de

proteção externa dos extensômetros

estão demonstrados nas Figuras 4.2


Seção Sul após o primeiro carregamento (30.09.2008) e segundo carregamento


máximo durante o período de monitoramento, com a seção carregada, foi de 48 cm

aproximadamente. Após as du

e 27.10.2008), o recalque foi para 44 cm aproximadamente.

Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção Norte


dos extensômetros e nas hastes dos extensômetros

estão demonstrados nas Figuras 4.29 e 4.30.





Após as duas etapas de descarregamento da seção

e 27.10.2008), o recalque foi para 44 cm aproximadamente.

142

Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção Norte.


extensômetros da Seção Sul

Os recalques medidos nos tubos de proteção externa dos extensômetros as




as etapas de descarregamento da seção (24.10.2008


Figura 4.29 – Resultados do levantamento topográfico dos tubos de proteção externa do

Os recalques medidos na

m de profundidade, Ex 2

profundidade e Ex 2-4 à 17,0 m de profundidade,

foram de aproximadamente

Figura 4.30 – Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção


extensômetros da Seção Sul.

Os recalques medidos nas hastes extensômetros da Seção Sul

m de profundidade, Ex 2-2 à 7,0 m de profundidade, Ex 2

4 à 17,0 m de profundidade, após o período de m

foram de aproximadamente 20 cm, 6 cm, 4 cm e 0 cm, respectivamente

Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção

143


da Seção Sul, Ex 2-1 à 4,0

2 à 7,0 m de profundidade, Ex 2-3 à 10,0 m de

o período de monitoramento

respectivamente.

Resultados do levantamento topográfico dos extensômetros da Seção Sul.



Os resultados dos levantamentos topográficos realizados nas placas de

recalque da Seção Norte

Os recalques medidos

o primeiro carregamento (29.09.2008) e segundo carregamento (03.10.2008) foram

de aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque máximo durante

período de monitoramento foi de 70 cm aproximadamente.

posteriormente na base do aterro

Figura 4.31 – Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção Norte

Os recalques medidos nas placas da Seção Sul,

primeiro carregamento (30.09.2008) e segundo carregamento (06.10.2008) foram de

aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque máximo durante o

período de monitoramento, com

Com o descarregamento da seção (24.10.2008 e 27.10.2008), o recalque foi para

44 cm aproximadamente.

não obteve resultados expressivos.

lacas de recalque

dos levantamentos topográficos realizados nas placas de

da Seção Norte e Sul são apresentados nas Figuras 4.31

Os recalques medidos nas placas da seção Norte, S 1-1, S 1


de aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque máximo durante

período de monitoramento foi de 70 cm aproximadamente. A placa S 1

posteriormente na base do aterro, não obteve resultados expressivos.

Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção Norte

recalques medidos nas placas da Seção Sul, S 2-1, S 2



período de monitoramento, com a seção carregada, foi de 48 cm aproximadamente.


44 cm aproximadamente. A placa S 2-4, instalada posteriormente na base do aterro,


144

dos levantamentos topográficos realizados nas placas de

31 e 4.32.

1, S 1-2 e S 1-3, após


de aproximadamente 8 cm e 24 cm, respectivamente. O recalque máximo durante o

A placa S 1-4, instalada


Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção Norte.

1, S 2-2 e S 2-3, após o



a seção carregada, foi de 48 cm aproximadamente.


4, instalada posteriormente na base do aterro,


Figura 4.32 – Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção


Os resultados dos levantamentos topográficos realizados nos marcos de

recalque da Seção Norte

evidenciam que não houve relevância

o marco de recalque utilizado no estudo da Seção Teste.

Figura 4.33 – Resultados do levantamento topográfico dos marcos de recalque da Seção Norte e Sul

Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção

ecalque

dos levantamentos topográficos realizados nos marcos de

da Seção Norte e Sul estão demonstrados na Figura 4.

que não houve relevância nos recalques medidos e

o marco de recalque utilizado no estudo da Seção Teste.

Resultados do levantamento topográfico dos marcos de recalque da Seção Norte e Sul

145

Resultados do levantamento topográfico das placas de recalque da Seção Sul.

dos levantamentos topográficos realizados nos marcos de

estão demonstrados na Figura 4.33. Estes valores

e funcionalidade para

Resultados do levantamento topográfico dos marcos de recalque da Seção Norte e Sul.


146


Inicialmente realizou-se um monitoramento topográfico convencional do

bench mark para certificar-se de que o mesmo havia sido bem instalado e

permanecia imóvel, permitindo o seu pleno uso no monitoramento da Seção Teste.

Os resultados do monitoramento da referência de nível profunda estão dispostos na

Tabela 4.02. O valor adotado como cota para a referência de nível profunda foi de

3,336 m.

Tabela 4.02 – Resultados do levantamento topográfico do bench mark.

Monitoramento do bench mark

Data Nível IBGE (m) Realização

23/09/08 3,332 Particular

25/09/08 3,338 Particular

26/09/08 3,336 In Situ

07/10/08 3,335 In Situ

10/10/08 3,336 In Situ

13/10/08 3,337 In Situ

14/10/08 3,333 In Situ

15/10/08 3,338 In Situ

Média (valor adotado) = 3,336 m

Capítulo 5 CONCLUSÃO 5.1 Considerações iniciais

Este capítulo tem como objetivo realizar: conclusões a partir dos resultados

da instrumentação geotécnica; conclusões sobre o programa experimental; e por fim,

conclusões gerais.

5.2 Conclusões a partir dos resultados da instrumentação geotécnica

Os dados de poropressão, obtidos através dos piezômetros de corda vibrante,

apresentaram-se coerentes, precisos e muito eficientes, de obtenção ágil através da

utilização dos dataloggers, gerando informações piezométricas consistentes.

Os resultados dos deslocamentos horizontais, da fundação do aterro e das

interferências sofridas pela mesma frente à intensa movimentação no entorno da

Seção Teste, através da utilização dos inclinômetros verticais, demonstraram a

sensibilidade do conjunto, no que se refere à captação de valores de pequena

grandeza e das variações dos deslocamentos.

Para os quatro inclinômetros verticais instalados na Seção Teste, foi

evidenciado que os maiores deslocamentos horizontais das camadas de fundação

ocorreram a aproximadamente a 2,5 m de profundidade, para o sentido A0, sendo

este sentido o de maior relevância, pois se encontra longitudinalmente ao eixo da

Seção Teste.

Os perfilômetros apresentaram dados coerentes, porém não precisos, devido

às variações de volume nos reservatórios com relação à boca do tubo horizontal, por

onde se iniciava e terminava as leituras, devido ao fluxo d’água gerado no interior do

tubo, pela movimentação do sensor a outro ponto de leitura e devido a erros nos

registros dos dados.

Os levantamentos topográficos realizados nas extremidades dos tubos-guia

dos inclinômetros verticais e tubos horizontais dos perfilômetros serviram para ter

noções das grandezas dos recalques e movimentações sofridas pelos mesmos.

Capítulo 5 – Conclusão

148

Desta forma foi possível corrigir e ajustar os resultados dos inclinômetros e

perfilômetros.

As informações geradas através dos levantamentos topográficos dos

extensômetros e placas de recalques foram fundamentais para a compreensão do

comportamento dos recalques, nas subcamadas e na interface aterro-fundação

respectivamente. Os marcos de recalque não obtiveram um bom desempenho,

assim, seus dados topográficos não poderão ser utilizados no auxílio da avaliação

da Seção Teste.

O resultado do recalque obtido através do perfilômetro para a Seção Norte foi

de 70 cm, este valor coincide com o resultado obtido através dos tubos de proteção

externa dos extensômetros e placas de recalque para a mesma seção.

Para a Seção Sul, o resultado do recalque obtido através do perfilômetro foi

de 40 cm, este valor aproxima-se do resultado obtido através dos tubos de proteção

externa dos extensômetros e placas de recalque para a mesma seção, sendo de

44 cm.

5.3 Conclusões sobre o programa experimental

Pode-se concluir que o programa experimental como um todo contribuiu para

o desenvolvimento da geotecnia brasileira, no que se refere a instrumentos utilizados

e comportamento de aterros construídos sobre solos moles.

As Seções Norte e Sul, as quais compõem a Seção Teste, embora simétricas,

próximas e localizadas na mesma área, apresentaram comportamento e

conseqüentemente resultados distintos, porém totalmente possíveis quando estamos

trabalhando com geotecnia, em que as incertezas estão intrínsecas a este estudo.

Os resultados da simulação de cargas na Seção Teste, através da

instrumentação do local, com certeza servirá como base para a companhia

desenvolver orientações para o processo de armazenagem do coque, tais como:

altura total das pilhas, quantidade de coque a ser estocado instantaneamente, e

intervalos de tempo entre estocagem; recalques esperados e admissíveis; com um

fator de segurança adequado permitindo que a Área de Manejo de Matéria-Prima

apresente eficiência no período de operação da siderúrgica.

Capítulo 5 – Conclusão

149

5.4 Conclusões gerais

Através da revisão bibliográfica realizada e do programa experimental

executado pode-se verificar a relevância do tema no contexto em que este trabalho

de conclusão de curso esta inserido, e sem dúvida todo este estudo serviu como

forma de aprendizagem para a graduanda.

Este estudo pode trazer subsídios para a utilização de aterros experimentais

instrumentados em obras sobre solos moles, de projetos geotécnicos, colaborando

com a seleção de equipamentos de investigação e instrumentação, auxiliando

também, na busca de uma maior eficiência ao programa experimental a ser adotado.

Bibliografia

150

BIBLIOGRAFIA

ALMEIDA, M. S. S. Aterros sobre solos moles da concepção à avaliação do

desempenho. 215p. 1996. Editora UFRJ. Rio de Janeiro.

ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS. Solo – Ensaio de palheta

in situ (VT). NBR 10905/89. Rio de Janeiro. 2001.

ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS. Solo – Ensaio de

penetração de cone in situ (CPT). NBR 12069/91. Rio de Janeiro. 2001.

ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS. Solo – Sondagens de

simples reconhecimento com SPT – Método de ensaio. NBR 6484. Rio de

Janeiro. 2001.

BEDESCHI, M. V. R. Recalques em aterro instrumentado construído sobre

depósito muito mole com drenos verticais na Barra da Tijuca, Rio de Janeiro.

2004. 172p. Tese (Mestrado em Engenharia Civil) – Pós-Graduação de Engenharia

da Universidade Federal do Rio de Janeiro, COPPE/UFRJ, Rio de Janeiro.

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Apêndice 153

Neste apêndice são apresentados os perfis encontrados durante as

perfurações para a instalação dos piezômetros, inclinômetros, extensômetros e

referência de nível profunda, os quais foram utilizados como uma exploração

adicional do solo, a fim de obterem-se informações detalhadas sobre as condições

do subsolo no ponto de instalação dos instrumentos.

Figura A.01 – Perfil piezômetro PZ 1-1.

Apêndice 154


Apêndice 155


Apêndice 156


Apêndice 157


Apêndice 158


Apêndice 159


Apêndice 160


Apêndice 161

Figura A.09 – Perfil inclinômetro vertical Iv 1-1.

Apêndice 162


Apêndice 163


Apêndice 164


Apêndice 165

Figura A.13 – Perfil extensômetro Ex 1-1.

Apêndice 166


Apêndice 167


Apêndice 168


Apêndice 169


Apêndice 170

Figura A.18– Perfil extensômetro Ex 2-2.

Apêndice 171


Apêndice 172


Apêndice 173

Figura A.21 – Perfil referência de nível profunda.

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