INFLUÊNCIA DAS AÇÕES ATMOSFÉRICASNA FUNCIONALIDADE DE ESTRUTURASGEOTÉCNICASInfluence of atmospheric actions in the functionalityof geotechnical structures

Rafaela Cardoso*

RESUMO – A consideração das ações atmosféricas no dimensionamento de estruturas geotécnicas tais comotaludes, aterros, barragens de aterro e fundações, justifica-se quando as deformações devidas a ciclos demolhagem e secagem (ciclos de sucção) ultrapassam valores que podem comprometer a funcionalidade destasestruturas. Para o cálculo das deformações devidas às ações atmosféricas é necessário, primeiro, quantificaressas ações no solo, tarefa onde se tem que considerar as ações atmosféricas e as características hidráulicas dosolo para o seu grau de saturação e, segundo, recorrer a modelos constitutivos para solos parcialmentesaturados pois a sucção tem que ser incluída como variável de estado. Como exemplo descrevem-se algunscasos estudados no IST, depois de se apresentar alguns casos que justificam a consideração das ações atmos-féricas na sua análise.

SYNOPSIS – The consideration of atmospheric actions in the design of geotechnical structures such as slopes,embankments, earth dams and foundations, is justified when the deformations caused by wetting and dryingcycles (suction cycles) exceed values which can compromise the functionality of these structures. Thecomputation of the deformations due to atmospheric actions requires, firstly, knowledge of how to considerthe atmospheric actions, as well as the hydraulic characteristics of the soil which account for its unsaturatedstate and, secondly, the use of constitutive models for partially saturated soils because suction must be inclu-ded as state variable. Some cases studied at IST are presented as example, after introducing some cases whichjustify the consideration of climate actions in their analysis.

PALAVRAS CHAVE – Clima, solos não saturados, serviço, deformações.

1 – INTRODUÇÃO

No dimensionamento de estruturas geotécnicas em que se admite o estado limite de rotura,considera-se que os solos se encontram saturados porque é nestas condições que se verifica a menorresistência e rigidez. Tal explica-se pela ausência de forças de capilaridade já que a sucção instaladaé nula. Numa análise em serviço, no entanto, deve-se se considerar o estado parcialmente saturadodos solos e a sua exposição a ciclos de molhagem-secagem devido às ações atmosféricas porque érealista e porque, destes ciclos de sucção nos solos, resultam deformações sazonais que podemcomprometer a funcionalidade de algumas estruturas mais sensíveis.

São muitos os casos em que se considera o comportamento em serviço no dimensionamentode estruturas geotécnicas. Um exemplo de estruturas que têm que ser protegidas da exposição àsações atmosféricas são os taludes de escavação em rochas brandas, tais como margas e rochas argi-losas. Os taludes escavados nas margas da autoestrada A10 (Arruda dos Vinhos/Carregado,

3Geotecnia n.º 130 – Março 14 – pp. 3-32

* Professora Auxiliar, Departamento de Engenharia Civil, Arquitectura e Georrecursos, Instituto SuperiorTécnico, ULisboa. ICIST – Instituto da Construção, Estruturas e Território. E-mail: rafaela@civil.ist.utl.pt.

Formação da Abadia), cuja fotografia se mostra na Figura 1, são um exemplo. Estes taludes foramprotegidos com telas de proteção após a construção, visíveis na fotografia da Figura 1 nos troços acotas superiores para evitar a degradação das características mecânicas das margas e consequentesdeslizamentos. Na fotografia ainda se veem os troços recém escavados nas cotas inferiores, aindanão protegidos.

Os solos compactados são solos parcialmente saturados, cujas características mecânicas ehidráulicas se garantem se se assegurar que todas as camadas são compactadas consoante o prescri-to no caderno de encargos. A Figura 2 mostra um aterro a ser compactado. A sucção instalada de-pende da energia e teor em água da compactação, logo do ponto da curva de compactação adotadapara cada tipo de solo. No caso dos aterros rodoviários e ferroviários, pretende-se que a sucção semantenha constante em serviço para que as características mecânicas e hidráulicas do aterro semantenham. Tal justifica a inclusão de sistemas de drenagem eficientes, que evitam a infiltraçãodas águas pluviais e a ascensão da água dos níveis freáticos, e ainda a proteção dos taludes.

As barragens de aterro e de solo-enrocamento (barragem de Lechago, Espanha, na Figura 3ae barragem de Beliche, Portugal, na Figura 3b) são também construídas com materiais compacta-dos. Neste caso é inevitável a molhagem e saturação dos materiais a montante, mas os materiais ajustante também sofrem molhagem parcial porque estão sujeitos a ações atmosféricas. Acompactação dos materiais argilosos do núcleo é prescrita no lado húmido para se conseguir plasti-cidade, diminuir a permeabilidade e evitar a fendilhação, e também para reduzir a amplitude dasvariações volumétricas na molhagem devido ao enchimento da albufeira. De facto, a sucção instala-da é menor do que se a compactação tivesse sido feita do lado seco, e portanto a redução da sucçãona molhagem (a sucção é nula quando o solo está saturado) é menor. Uma menor variação desucção implica que as deformações do solo daí resultantes, assim como a perda de rigidez e deresistência, também sejam menores.

Já foi referido que as ações atmosféricas têm importância nas barragens pois afetam osmaciços de jusante. Estes efeitos não são desprezáveis quando os maciços são de enrocamento. Defacto, existem numerosas barragens instrumentadas com registo dos deslocamentos verticais aolongo de vários anos, e onde se verifica que esses deslocamentos aumentam nas alturas de maiorprecipitação. Pode observar-se na Figura 4 os perfis instrumentados na Barragem do Beliche(Naylor et al., 1997), assim como as leituras efetuadas em cada um dos perfis, e o cruzamento dessainformação com a informação relativa ao clima e na fase de enchimento da barragem. Comoesperado, os assentamentos aumentam com o aumento do nível de água no reservatório durante oenchimento, mas há acréscimos de deslocamentos quando se verificam picos de maior precipitação.

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Fig. 1 – Taludes de escavação em margas (Autoestrada A10), protegidos com telaspara evitar a degradação destes materiais quando expostos às ações atmosféricas.

Acorrelação entre os deslocamentos verticais e o clima também está reportada em bibliografiaem inúmeros casos de fundações em solos expansivos, nomeadamente no Brasil, EUA, África doSul, Austrália, etc. A Figura 5 ilustra um caso reportado em Maryland, na Austrália (Fytius et al.,2004), onde os deslocamentos foram medidos a várias profundidades. Para permitir a suacorrelação com o clima, os dados relativos à precipitação e à temperatura registados na altura dasmedições encontram-se na mesma figura. Na análise desta figura vê-se que há empolamentosquando há molhagem e assentamentos na secagem. Vê-se também que a amplitude dosdeslocamentos aumenta nas camadas superficiais, pois são as mais expostas às ações atmosféricase são também aquelas onde a tensão vertical é mais baixa e, portanto, onde os deslocamentos estãomenos restringidos.

Finalmente, para o cálculo das deformações devidas às ações atmosféricas é necessáriorecorrer a modelos constitutivos para solos parcialmente saturados, pois a sucção tem que serincluída como variável de estado. O comportamento dos diversos tipos de solos perante estes ciclosé diferente conforme se abordará posteriormente, o que vai requerer diferentes modelosconstitutivos. Nestes modelos tem ainda que se considerar as ações atmosféricas e as característicashidráulicas do solo, nomeadamente a sua curva de retenção e a forma como a condutividadehidráulica depende do grau de saturação. Assim, neste artigo descreve-se a forma de obter os dadosnecessários para considerar o clima e para a calibração de modelos adequados para os solos econclui-se apresentando alguns casos estudados no IST.

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Fig. 2 – Compactação de um aterro.

Fig. 3 – Barragens de aterro: a) barragem de Lechago, em Espanha (cortesia do ProfessorE. E. Alonso); b) Barragem de Beliche, em Portugal (barragem de solo-enrocamento).

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Fig. 4 – Monitorização dos deslocamentos verticais na barragem de Beliche e sua relaçãocom as ações atmosféricas e a molhagem no enchimento (Naylor et al., 1997).

Fig. 5 – Monitorização dos deslocamentos verticais num solo de fundaçãoe sua relação com as ações atmosféricas (Fytius et al., 2004).

2 – CONSIDERAÇÃO DO CLIMA

A precipitação, a humidade relativa, a temperatura, a radiação solar e o vento e a sua veloci-dade são os dados meteorológicos relevantes quando se pretende considerar as ações atmosféricas.Do ponto de vista geotécnico, os mais importantes são a precipitação, a humidade relativa e atemperatura, pois são os mais fáceis de quantificar e deles dependem as trocas de água entre o soloe a atmosfera. Estas trocas resultam de um balanço entre a entrada de água (por infiltração), e asaída de água (por evaporação), que se denomina por balanço hidrológico.

Nem toda a água proveniente da precipitação se infiltra porque parte é intercetada pela vege-tação e outra parte escorre superficialmente. Na ausência de precipitação, a água que se evapora ouque condensa depende da temperatura e humidade relativa do ar, assim como da presença devegetação e de aquíferos próximos. É, portanto, difícil de quantificar a variação de teor em água nosolo conhecendo só os dados relativos à precipitação, humidade relativa da atmosfera e temperatu-ra. De uma forma simplificada, é usual considerar apenas a precipitação mas, na análise, considera-se apenas uma dada percentagem que se estima consoante a presença de vegetação (reduz-se maisou menos consoante o tamanho e tipo de folhagem) e a inclinação da superfície (diminui parataludes mais inclinados porque neste caso a escorrência superficial é maior). Estes dados não estãoquantificados, mas é usual considerar entre 25% a 85% da precipitação em superfícies horizontais,diminuindo para valores entre 15% a 70% caso a superfície seja inclinada. Podem ser encontradosvalores na bibliografia da especialidade (Coppin e Richards, 1990).

Mesmo quantificando corretamente a quantidade de água infiltrada, há ainda que considerar a formacomo a água fica retida no solo e como a sua quantidade varia sazonalmente. Este aspeto é importante por-que, como referido antes, variações do teor em água, ou de sucção, podem levar a deslocamentos verticais.Estes são tão mais importantes quanto maior for esta variação e menor for a tensão vertical instalada.

A relação entre o teor em água e a sucção para cada solo é dada pela curva de retenção. Alter-nativamente ao teor em água, pode-se considerar o teor em água volumétrico ou o grau de satura-ção. A Figura 6 mostra a curva medida para um solo argiloso compactado com dois pesos volúmi-cos secos diferentes (Romero e Vaunat, 2000), definida considerando o grau de saturação. Estacurva é designada muitas vezes por curva característica, mas esta designação pode levar a másinterpretações porque a curva de retenção não é constante para um dado solo, é apenas constantepara uma dada estrutura desse solo. Por isso mesmo é que o mesmo solo pode ter curvas diferentes,tal como o ilustrado na Figura 6. Existem várias equações para a curva de retenção (van Genuchten,1980; Leong e Rahardjo, 1997; Romero e Vaunat, 2000), definidas por vários autores com o obje-tivo inicial de quantificar a condutividade hidráulica para solos parcialmente saturados. Atualmen-te, são vários os estudos que pretendem incluir a definição desta curva em modelos constitutivospara solos parcialmente saturados (Vaunat et al., 2000; Galipoli et al., 2003; Romero et al., 2011).

Como é de esperar, as camadas mais superficiais são as que são expostas às ações atmos-féricas. É nestas camadas que se considera que a humidade relativa dos vazios está em equilíbriocom a humidade relativa da atmosfera. A relação entre a sucção total ψ e a humidade relativa RHé dada pela lei psicrométrica (Eq. 1), onde R é a constante universal dos gases (8,314 J/(mol K)),T é a temperatura absoluta (K), Mw é a massa molecular da água (18,016 kg/kmol) e ρw é a massavolúmica da água (998 kg/m3 a 293º K) (Fredlund e Rahardjo, 1993).

Do ponto de vista de Engenharia Civil, é mais intuitivo pensar em teor em água do solo do queem humidade relativa. São vários os estudos onde se efetuaram medições do teor em água emprofundidade, tais como as ilustradas na Figura 7. Para além de se observar que o teor em águaaumenta no inverno e diminui no verão, verifica-se também que estas oscilações deixam de ocorrer

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Fig. 6 – Curvas de retenção de um solo argiloso compactado com doispesos volúmicos diferentes (adaptado de Romero e Vaunat, 2000).

Fig. 7 – Variação do teor em água em profundidade e sua variação sazonalnum solo silto argiloso (adaptado de Smethurst et al., 2006).

a partir de uma dada profundidade. Esta profundidade depende do clima de cada região, vegetaçãoou recobrimento e tipo de solo. Pode variar entre poucos centímetros e dezenas de metros.

Estando as variações do teor em água ou de sucção associadas a deformações, como é o casode retrações na secagem e de colapso ou empolamento na molhagem, é importante quantificá-lascorretamente. Em casos de estudo com alguma importância, tal consegue-se recorrendo-se a instru-mentação que permita medir essas deformações, e também a instrumentação para medir variaçõesde teor em água que possam explicar estas deformações. Há vários instrumentos que podem serusados para medir o teor em água no solo, ou a sua humidade relativa. São exemplo os sensoresresistivos e os tensiómetros.

Os tensiómetros são os sensores mais conhecidos na agricultura. Medem a pressão da águacolocada num dado recipiente fechado, que está em contacto com o solo através de uma pedraporosa saturada, geralmente cerâmica, com um alto valor de entrada de ar (poros muitíssimo peque-nos). A infiltração da água nos terrenos diminiu a sua pressão, até haver cavitação (quando seinstala uma tensão de tração que a água já não consegue suportar).

O funcionamento dos sensores resistivos baseia-se na medição de uma dada característica quese altera na presença de água e que faz alterar a sua condutividade elétrica. Há sensores fabricadoscom fibras, tecido, gesso ou polímeros (Figura 8). A desvantagem deste sensores é terem pouca

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Fig. 8 – Sensores resistivos ECH2O utilizados pelo IST para medir a evolução do teorem água durante a construção de um aterro da autoestrada A10 (Cardoso et al., 2010).

sensibilidade para teores em água baixos e necessitarem de estar em contacto com o solo, o que ospodem tornar lentos porque tem que se estabelecer equilíbrio entre o teor em água do material dosensor e o do solo. Ao ter que haver contacto também se está a limitar o seu uso a solos finos porquetem que se garantir a representatividade. De facto, quando as partículas são do tamanho do elemen-to de prova não se mede a humidade dos vazios do solo, mas sim a das partículas.

A Figura 8 mostra uma fotografia dos sensores resistivos ECH2O (ECH2O, 2004) usados peloIST para medir a evolução do teor em água durante a construção de um aterro da autoestrada A10(Maranha das Neves e Cardoso, 2006; Cardoso et al., 2010). Na obra da A10, os sensores foramcalibrados antes de serem instalados para se obter a relação entre a voltagem medida e o teor emágua do solo em contacto com o sensor, que é função do peso volúmico do solo da cavidade à voltado sensor, onde o solo foi compactado manualmente. A curva de calibração também se apresentana Figura 8.

Finalmente, conhecendo as variações de teor em água do solo e de sucção pode-se calcular asdeformações no solo. Este cálculo requer a definição de relações constitutivas adequadas para cadatipo de solo, que se descrevem em seguida.

3 – MODELOS CONSTITUTIVOS

O estado atual de conhecimento permite considerar modelos constitutivos para enrocamentos,areias e materiais granulares e solos compactados considerando o seu grau de saturação (Alonso eCardoso, 2010). Estes modelos são válidos para uma dada natureza e situação geotécnica, pois sóassim é que é possível conseguir reproduzir as particularidades dos diversos tipos decomportamento, que estão associadas essencialmente à natureza e dimensões das partículas que osconstituem. Os materiais apresentados na Figura 9 são exemplos de um enrocamento usado paraconstruir a barragem de Lechago, areia da praia de Castelldefels, argila areno-siltosa de Barcelona

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Fig. 9 – Esquema ilustrativo das diferentes dimensões dos materiaisusados em obras geotécnicas (Alonso e Cardoso, 2010).

e montmorilonite FEBEX. Foram selecionados por serem representativos de cada tipo de material,que se sabe que exibem comportamentos volumétricos muito diferentes sob variações do teor emágua.

No caso das areias e materiais granulares, a sucção está associada a fenómenos de capila-ridade. A água existente nos poros dos materiais forma meniscos e a sucção é a resultante da tensãosuperficial nesses meniscos. Os modelos constitutivos para estes materiais consideram a sucçãocapilar como variável de estado, que entra na definição da rigidez e da resistência ao corte e à tração(sob a forma de coesão aparente).

No caso dos solos compactados com alguma percentagem de argila, considera-se a sucçãototal porque a água está presente não só nos vazios entre os agregados argilosos, sob a forma capilar(sucção matricial), mas também nos próprios agregados, sob a forma adsorvida (sucção osmótica).Os modelos constitutivos para solos moderadamente expansivos desprezam a contribuição daparcela osmótica nas variações volumétricas apesar de se referirem à sucção como sucção total. OBarcelona Basic Model, BBM (Alonso et al., 1990), foi o primeiro modelo para solos não saturadoscapaz de reproduzir o colapso porque foi definido no domínio da elastoplasticidade. Recorda-seque, ao aplicar o princípio das tensões efetivas de Terzaghi, só se consegue prever empolamentosna molhagem porque, sob tensão constante, a tensão efetiva quando a sucção não é nula (pressãointersticial negativa) é maior do que quando a sucção se anula (na saturação).

O modelo BBM está definido em termos de tensões net mean stress p* (Eq. 2) e sucção s (Eq. 3),onde p é a tensão média de compressão, pl é a pressão de líquido e pg é a pressão de gás, que seadmite igual à pressão atmosférica patm.

O modelo, cujo espaço de tensões se apresenta na Figura 10, foi definido com base no modeloCam Clay modificado, no qual se transforma quando a sucção se anula. Uma das maioresdiferenças em relação ao modelo Cam Clay modificado é a consideração do espaço p:s, onde sedefinem duas curvas de cedência: a curva Loading Collapse (LC) e a curva Suction Increase (SI).A curva LC é dada pela Equação 4, onde p0* e p0 são, respetivamente, a tensão média de cedênciamedida em condições saturadas e não saturadas, pc é uma tensão de referência, κ é o índice de com-pressibilidade elástica para variação isotrópica de tensão que se admite independente da sucção eλ(s) é o índice de compressibilidade elastoplástica para variação isotrópica de tensão definido emfunção da sucção e dado pela Equação 5, onde r e β são constantes calibradas com os resultadosdos ensaios edométricos. A curva SI é dada pela Equação 6, onde smáx é a máxima sucção algumavez aplicada ao solo.

Em relação ao ângulo de resistência ao corte, φ’, admite-se que este valor é independente dasucção mas o modelo introduz a resistência à tração ps através da Equação 7, onde K é uma constante.

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s=smáx (6)

ps=Ks (7)

As deformações volumétricas elásticas dεve obtêm-se através da Equação 8, onde o primeirotermo representa a contribuição da variação de tensão e o segundo termo representa a contribuiçãoda variação de sucção. Nesta equação, κs é o índice de compressibilidade elástica para variações desucção.

As variações volumétricas plásticas dεvp obtêm-se com a Equação 9, onde o primeiro termorepresenta o endurecimento quando há aumento de tensão e o segundo termo representa o endure-cimento quando a sucção aumenta acima de smax. As variáveis já foram definidas exceto λs, que é oíndice de compressibilidade elastoplástica para variação de sucção. As deformações distorcionaisplásticas, dεsp, obtêm-se destas e são dadas pela Equação 10, onde q é a tensão deviatórica, M é odeclive da linha de estados críticos LEC, α é uma constante e K é a constante que traduz o aumentocom a sucção da resistência à tração, ou da coesão (Equação 7).

Finalmente, no caso dos materiais tipo enrocamento, a presença de água não tem qualquerefeito do ponto de vista de tensões efetivas porque, devido à escala, as forças gravíticas e atuantesnos contactos entre os blocos de rocha são muito superiores às forças de capilaridade. Apesar denão ser relevante considerar a sucção, tem que se considerar a presença de água porque os enroca-

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Fig. 10 – Superfícies de cedência do BBM definidas no espaço p:q:s e endurecimento para diferentestrajetórias de carregamento: a – aumento de p com s constante; b – molhagem para s = 0 sob p constante;

c – combinação das trajetórias a e b (adaptado de Alonso et al., 1990).

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mentos exibem deformações muito importantes quando são molhados sob tensão constante (Marsalet al., 1976; Veiga Pinto, 1983; Justo e Durand, 2000). Trata-se de um mecanismo de fluência.Oldecop e Alonso (2001) explicam a fluência através de um mecanismo de rotura de blocos devidoà molhagem, e rearranjo progressivo dos fragmentos daí resultantes, com novas roturas e novosrearranjos. A rotura dos blocos de rocha dá-se através de fendas que aí existam, e é iniciada quandoexiste água condensada nestas fendas (Figura 11), pois a água diminui a resistência à fendilhação,ou seja, diminui a tenacidade da rocha como se se tratasse de um agente corrosivo. Deste modo, asucção está apenas associada à humidade relativa do ar das fendas, relação essa dada pela lei psi-crométrica (Eq. 1).

Do ponto de vista constitutivo, Oldecop e Alonso (2001) propuseram um modelo que permitesimular os assentamentos por fluência e o colapso na molhagem de enrocamentos. É também ummodelo elastoplástico, que considera dois mecanismos de deformação plástica: o mecanismo dedeformação instantânea MDI, que é independente da presença de água, e o mecanismo de defor-mação dependente do tempo MDT, que está relacionado com a fracturação dos blocos e que dependeda humidade relativa. O MDI está presente para qualquer nível e incremento de tensões, enquantoque o MDT não está ativo quando o enrocamento se encontra no estado seco e apenas se torna ativoa partir da tensão de cedência clástica, pclast, que define a tensão para a qual se inicia a fracturação daspartículas devido à molhagem. O modelo constitutivo definido no plano v:p apresenta-se na Figura 11,onde se pode ver que a tensão de cedência py é menor do que a tensão de cedência clástica.

A Figura 11 mostra também como se obtém as deformações volumétricas plásticas. Quando oMDI está ativo adota-se o índice de compressibilidade isotrópica para variações de tensão λi (Eq. 11).Quando o MDT é ativado, apenas na presença de água, a compressibilidade é acrescida de λd(s) eas deformações aumentam (Eq. 12). A diminuição da compressibilidade com o aumento da sucção,ou com a diminuição da humidade relativa, é dada pela Equação 13, onde λ0

d é o índice decompressibilidade elastoplástico para variações de tensão isotrópica em condições saturadas, αs éum parâmetro do material e patm é a pressão atmosférica. O colapso obtém-se na molhagem, ondehá transição abrupta de uma curva para a outra (Figura 11).

Apresentaram-se apenas algumas generalidades sobre os modelos mais importantes para ossolos compactados pouco expansivos e os enrocamentos. Foram escolhidos apenas estes modelosporque são os definidos no programa Code Bright, que é o programa adotado para modelar algunscasos de estudo que se apresentam neste artigo.

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Fig. 11 – Modelo proposto por Oldecop e Alonso (2001): a) condensação da água nas fendas,o que leva à redução da resistência da rocha à fendilhação; b) plano v:p do modelo,onde se representa a compressibilidade para os mecanismos MDI e MDT e o colapso.

4 – MODELAÇÃO DAAÇÃO DO CLIMA E DO COMPORTAMENTO DO SOLO

A consideração do clima como ação implica a resolução de um problema termo-hidro-mecâ-nico acoplado pois só assim é que se consegue considerar, em simultâneo, as trocas de água entreo solo e a atmosfera sob a forma líquida e de vapor, a contribuição das características do meioporoso para essas trocas e ainda a forma como o meio poroso evolui porque pode também variarde volume. Geralmente, a resolução de problemas termo-hidro-mecânicos acoplados requer umaformulação matemática complexa e o recurso a leis constitutivas adequadas tanto para a partehidráulica (curva de retenção e lei para a evolução da condutividade hidráulica com o grau de satu-ração) como para a parte mecânica (modelo de comportamento para o solo considerando o seu graude saturação). A parte térmica diz respeito à adoção de um coeficiente de dilatação térmica e podetambém estar incluída na definição de constantes a usar nas leis de comportamento hidráulico.

A calibração destas leis requer o conhecimento de várias características dos materiais. Ascaracterísticas mais correntes são o coeficiente de permeabilidade saturado na parte hidráulica e, naparte mecânica, os parâmetros elásticos módulo de elasticidade e coeficiente de Poisson, e os parâ-metros de calibração de modelos de comportamento elastoplásticos (modelo Cam Clay, entreoutros). A dificuldade neste tipo de análise é obter os parâmetros que dependem do grau de satura-ção do material, pois estes são obtidos apenas através de ensaios laboratoriais. Um exemplo destesparâmetros foi dado quando se apresentou o modelo constitutivo BBM para solos não saturados.Normalmente, os ensaios realizados com o propósito de determinar as características hidro-mecâ-nicas dos materiais considerando o seu grau de saturação são realizados apenas no âmbito deprojetos de investigação pois requerem equipamentos não tradicionais.

Este tipo de cálculos tem sido efetuado no IST com o programa CODE_BRIGHT (Olivella et al.,1996; UPC-DLT, 2002), desenvolvido na Universidade Politécnica da Catalunha em Barcelona,Espanha. Este programa considera o solo como um meio poroso deformável, onde as variações devolume são tratadas como variações de porosidade, φ. Realiza uma análise hidro-mecânica acopla-da pois considera que as variações volumétricas do solo, tratado como um meio poroso deformável,são devidas a ações mecânicas (variações de tensão) e hidráulicas (variações de pressão de líquido).As características do solo, tais como a rigidez e resistência e a permeabilidade, dependem da suaporosidade.

O programa resolve de forma simultânea várias equações: (i) conservação da massa sólida, (ii)balanço da massa líquida, (iii) balanço da massa de gás, (iv) conservação da energia e (v) equilíbrio.Nas equações de conservação ou de balanço recorre-se ao conceito de derivada material Ds/Dt parater em consideração a deformação do meio contínuo.

A Equação 14 é a equação de conservação da massa sólida obtida considerando a porosidade φe a massa volúmica θs e js é o fluxo de massa sólida. Os deslocamentos u estão relacionados com aporosidade através da Equação 15. A equação do equilíbrio da massa sólida vem naturalmente iguala zero, dado que a quantidade de partículas sólidas dentro do sistema não varia ao longo do tempo.

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AEquação 16 traduz o balanço da massa de líquido, que considera a água na fase líquida comdensidade θl

w e na fase gasosa com densidade θgw (vapor de água). O fluxo de líquido é dado pelo

termo fw.

A Equação 17 traduz o balanço da massa de gás, que considera o ar seco com densidade θga e

dissolvido na água com densidade θla.

Nas equações 16 e 17, os fluxos de água e gás em cada fase (dados de input/output) são dadospor jxm, ondem=w para a água em=a para o ar seco, x=l para a fase líquida e x=g para a fase gasosa.A notação adotada para designar os fluxos f x é idêntica. No caso do ar, a equação de balanço aindainclui o termo ila para considerar a difusão de vapor.

Considera-se que não existe ar dissolvido na fase líquida mas que pode haver água na fasegasosa. Neste caso, o vapor de água é tratado como um gás ideal. Deste modo, é importante consi-derar a difusão da espécie i na fase α, ωi

α, que é a fração de massa da espécie i e na fase α obtidacom a Equação 18 (lei de Fick) onde φ é a porosidade, ρα é a densidade da fase α e Sα o seu graude saturação e Di

m é o coeficiente de difusão (m2/s). Para o caso do vapor de água, Dmi é dado pela

Equação 19, onde T é a temperatura e D e n são parâmetros pré-definidos do modelo (D=5,9×10-6

m2s-1kPa-n e n=2,3). A tortuosidade τ é considerada constante (τ=1 por defeito).

Para o cálculo da conservação de massa de água é necessário introduzir a curva de retenção.Adotou-se a equação proposta por van Genuchten (1980) (Eq. 20), onde Se é o grau de saturaçãopara um dado índice de vazios e e P0 e λ são constantes de calibração. A sucção s é a diferença entrea pressão de gás Pg e a pressão de líquido Pl (s=Pg-Pl) admitindo-se que a pressão de gás Pg éconstante e igual à pressão atmosférica (Pg=0,1 MPa).

O fluxo de água na fase líquida é determinado através da Equação 21, na qual ql é obtido pelalei de Darcy generalizada para o caso não saturado (Eq. 22). Nesta lei, Pl é a pressão de líquido jádefinida antes, ρl é a densidade da água, g é a aceleração da gravidade, µl é a viscosidade da água,

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krl representa a percentagem da área dos vazios que está preenchida com água, k é a permeabilidadeintrínseca dada pela lei de Kozeny (Eq. 23), que depende da porosidade e de um valor de referênciak0 definido para uma porosidade inicial, φ0. A permeabilidade intrínseca obtém-se a partir dapermeabilidade saturada K através da Equação 24.

A Equação 25 refere-se ao equilíbrio da energia e contempla a energia das várias fases Ei ondei=s para a fase sólida, i=l para a fase líquida e i=g para a fase gasosa. O fluxo de energia porcondução transferido no interior dos poros é i c (lei de Fourier). Por último, f Q representa o fluxo deenergia que entra/sai do sistema. Os restantes parâmetros têm o significado conhecido e a notaçãosegue a notação referida para cada fase.

A lei de Fourier é usada para calcular o fluxo de calor ic, tal como se apresenta na Equação 26,onde λ é o coeficiente de condutividade térmica de cada espécie e ∇T é o gradiente de temperatura.

O equilíbrio mecânico do problema é garantido pela equação do equilíbrio de forças (Eq. 27),na qual σ é o tensor das tensões e b é o vetor das forças.

Dado tratar-se de uma análise que considera o grau de saturação dos solos, o princípio dastensões efetivas já não é válido e por isso a definição do estado de tensão é feita adotando asvariáveis tensão média de compressão p* e sucção s dadas anteriormente pelas Eqs. 2 e 4. A tensãomédia de compressão cobre todas as situações em que o solo se pode encontrar: se num estadosaturado Pl >0 logo p* é a tensão média efetiva; se num estado não saturado, Pl <0 e a tensão médiap* é uma tensão que não é nem a tensão total nem a tensão efetiva, designando-se em inglês pornet mean stress, sem tradução evidente para o português apesar de haver algumas sugestões nabibliografia brasileira.

Finalmente, em problemas envolvendo solos não saturados, as leis constitutivas adotadas parao cálculo das deformações, tanto volumétricas como distorcionais, que se encontram implementa-das em programas de cálculo incluem as parcelas devidas a variações na tensão média de compres-são ∆p* e de tensão deviatórica ∆q, variações de sucção ∆s, e, eventualmente deformações associa-das a variações de temperatura, ∆T, associadas a dilatação ou a contração térmica do meio poroso.Estas últimas são elásticas, mas as restantes podem ter uma parcela plástica, dependendo do modeloconstitutivo adotado para o meio poroso.

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5 – ALGUNS EXEMPLOS

5.1 – Caso I - Talude de Coimbra (Autoestrada A1)

O caso que se apresenta foi estudado em colaboração com o LNEC, no âmbito de uma tese demestrado (Verde, 2009). Trata-se de um talude em Coimbra (Figura 12), adjacente à AutoestradaA1. Das sondagens realizadas constata-se que os solos que o constituem são típicos da região deCoimbra, variando essencialmente entre argilas e siltes com presença de areias. As areias formamestratos coluviais que atingem profundidades de 20 a 25 m (Barradas, 2008a). Existe um registo demedições de deslocamentos horizontais e da profundidade do nível freático desde 1981, realizadasem tubos inclinométricos aí instalados para acompanhar o comportamento do talude após aescavação efetuada durante a construção da autoestrada.

A fotografia aérea da Figura 12 mostra que a ocupação superficial consiste em floresta na zonamais alta e com forte inclinação, a que se segue uma zona intermédia quase plana onde se encon-tram pequenas moradias e oficinas. A estrada nacional EN110-2 está implantada no bordo inferiorda zona intermédia e aA1 na zona perto da base do talude. Depois daA1 o talude continua com umainclinação mais fraca até uma ribeira, sendo esta zona ocupada por campos agrícolas. Na plantaincluída nesta figura pode observar-se a localização dos inclinómetros e dos poços de bombagem.

O talude tem vindo a apresentar movimentos desde a construção da A1 e em 2007 foi alvo deuma intervenção para melhorar as condições de drenagem (Brisa e Geocontrole 2007) porque severificou que havia um incremento significativo dos deslocamentos horizontais após precipitaçõesintensas (Barradas, 2008b). A sua evolução, medida a duas profundidades num dos 20 inclinóme-tros instalados, apresenta-se na Figura 13 (Barradas, 2008a). Nessa figura apenas são apresentadosos deslocamentos medidos a partir de 1987 porque se considerou que só a partir desse ano é que osincrementos dos deslocamentos observados deixaram de ter uma componente devida às interven-ções para construção da A1 e foram apenas devidos às ações atmosféricas.

Os maiores incrementos de deslocamentos medidos no período considerado foram analisadosconjuntamente com informação relativa aos períodos de maior precipitação acumulada. A análise

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Fig. 12 – Talude em Coimbra instrumentado pelo LNEC.

efetuada apresenta-se na Figura 14 (Barradas, 2008a), onde se constata que o incremento de deslo-camento medido é maior quando há maior quantidade de precipitação acumulada.

A relação entre fenómenos de instabilidade de taludes e a precipitação está bem documentadana bibliografia (Fukuoka, 1980; Finlay et al., 1997; Corominas, 2000, entre outros). Em relação aostaludes na região de Coimbra, Quinta Ferreira et al. (2006) apresentaram um estudo onde compa-raram a precipitação média mensal e o número de deslizamentos ocorridos nesta região entre 1964e 2003. Também estes autores verificaram uma relação entre a precipitação mensal e o número dedeslizamentos.

Modelou-se o talude com o programa Code Bright. A geometria adotada para o modelo, carac-terísticas geotécnicas e parâmetros para a calibração dos modelos constitutivos adotados são descri-tos com mais pormenor em Verde et al. (2011). Para os valores dos parâmetros de calibração dasvárias equações apresentadas foram adotados valores que se encontram em intervalos aceitáveis parasolos do mesmo tipo daqueles que foram detetados nas sondagens. Para a permeabilidade foramadotados valores próximos dos medidos in situ. Para o solo adotou-se o modelo constitutivo BBM.

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Fig. 13 – Evolução dos deslocamentos medidos no inclinómetro 20A de 1987 a 2005 (Barradas, 2008b).

Fig. 14 – Evolução da precipitação diária P e dos deslocamentos devidos às ações climáticasno período entre 19/11/1987 e 17/11/1992 (Verde, 2009).

Considerou-se a ação de um clima médio anual da região, tendo como dados a humidaderelativa, a temperatura e a precipitação média mensal. Para a definição da quantidade de água líqui-da (precipitação) teve-se em consideração o revestimento do talude: na área urbanizada as quanti-dades infiltradas foram reduzidas em 60%, enquanto nas restantes áreas essa redução foi de 25%.O período analisado vai de 1987 a 1992, antes da introdução das cortinas de poços de drenagem,pois foi o suficiente para obter a correlação entre os deslocamentos e a precipitação, que foi o obje-tivo deste trabalho.

A Figura 14 apresenta os valores da precipitação acumulada mensal e os deslocamentos cal-culados entre 1987 e 1992. A sua comparação com a Figura 13 permite verificar que foi possívelreproduzir o andamento medido nos inclinómetros instalados no talude. É ainda possível detetar umacréscimo significativo dos deslocamentos no inverno de 1989. Tratou-se de uma época particular-mente chuvosa como se vê pelo pico nos valores da precipitação também apresentados na figura.Porém, o inverno de 1990 foi igualmente bastante chuvoso mas não se observou um incremento tãosignificativo dos deslocamentos como o do ano anterior. A justificação está no facto de o solo terum grau de saturação mais elevado no inverno de 1990 do que em 1989, resultado verificado nocálculo, o que implica menores variações de sucção logo menores variações volumétricas em 1990.A obtenção destes resultados só é possível considerando modelos que consigam simular a infiltra-ção e retenção de água pelo solo, o que permite constatar que a calibração do coeficiente de per-meabilidade e da curva de retenção do solo (modelo de comportamento hidráulico) tem tantaimportância como a calibração do BBM (modelo de comportamento mecânico).

5.2 – Caso II – Barragem de Odelouca, Algarve

Este segundo caso descreve o estudo efetuado considerando o efeito da exposição às açõesatmosféricas de uma barragem cuja construção foi interrompida por alguns anos após a construçãoda ensecadeira. Trata-se de um caso inspirado na Barragem de Odelouca, no Algarve (Figura 15).Tal como a barragem de Odelouca, a barragem estudada é uma barragem zonada com cerca de 80mde altura, onde o material dos maciços é uma mistura solo-enrocamento (Caldeira e Brito, 2007) eo núcleo é construído com argila de Silves (fotografia também na Figura 15). A Figura 16 apresentao desenho esquemático do perfil da barragem, onde se pode observar que o corpo da barragem in-

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Fig. 15 – Fotografia da Barragem de Odelouca vista de jusante e do material argiloso usadopara a construção do núcleo.

clui uma ensecadeira também construída com um perfil zonado. Nessa figura também se apresen-tam as curvas granulométricas consideradas para os materiais da barragem. Deste estudo resultaramas teses de mestrado de Dias (2010), para a modelação do comportamento da barragem durante aconstrução até ao primeiro enchimento, e de Reis (2010, 2011), para a caracterização do compor-tamento hidro-mecânico do material do núcleo considerando o seu grau de saturação.

Em relação aos modelos de comportamento adotados para os materiais, para a argila conside-rou-se o BBM e para o solo-enrocamento considerou-se um modelo para materiais tipo enrocamen-to, ambos descritos antes. Adotou-se um modelo para materiais tipo enrocamento para os maciçosconstruídos com uma mistura solo-enrocamento por se admitir que o fenómeno de fluência conti-nua a ser importante para este material, e portanto este é o modelo mais indicado.

O desfasamento temporal entre a construção da ensecadeira e a barragem foi de pouco maisde 3 anos. Durante este período, a ensecadeira esteve exposta às ações atmosféricas, de onde podeter resultado alteração das características hidráulicas e mecânicas dos materiais, e em particular doenrocamento dos maciços laterais. De facto, tal como discutido antes, a molhagem dos materiaistipo enrocamento dá origem à fratura e rearranjo dos blocos, resultando num maior adensamento.Deste adensamento resulta um aumento de resistência e de rigidez, o que é favorável para aterros,mas há também diminuição da permeabilidade e tal não é desejável para os maciços laterais. Parao caso particular da barragem de Odelouca, julga-se que estas alterações não foram significativasporque os maciços foram construídos com uma mistura de solo-enrocamento, logo menos sensívela molhagem do que se se tivesse adotado um material tipo enrocamento.

Julgou-se interessante estudar se o adensamento do material da ensecadeira resultante desteperíodo de espera teria influência significativa no comportamento da barragem. No modelo numé-

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Fig. 16 – Perfil esquemático da barragem e curvas granulométricas dos materiais considerados no modelonumérico (1 – Argila; 2 – Rockfill) (Dias, 2010).

rico considerou-se que os maciços eram construídos com um enrocamento semelhante ao usado naconstrução da barragem de Beliche, e para o qual existem muitos dados na bibliografia (VeigaPinto, 1983; Naylor et al., 1986; Naylor et al., 1997; Alonso et al., 2005). Para a argila do núcleoconsideraram-se dados experimentais de amostras de argila de Silves (Reis, 2011), usada naconstrução da barragem. As curvas de compressibilidade apresentam-se na Figura 17, medidas emensaios edométricos de amostras de argila compactadas em condições semelhantes às adotadas emobra (peso volúmico seco 17,2 kN/m3, teor em água 21% e índice de vazios 0,527), ensaiadas paraduas sucções diferentes (condição saturada, com s=0 MPa, e caso correspondente a uma humidaderelativa de 55%, correspondente a s=85 MPa para 20ºC de acordo com a Equação 1).

Estes ensaios são um exemplo dos ensaios laboratoriais realizados que forneceram dados parao modelo. Tal como esperado, a rigidez e a tensão de cedência aumentam com o aumento da sucção.As sucções aplicadas em laboratório pretenderam simular situações climáticas extremas, para quese pudesse detetar claramente a influência da sucção no comportamento mecânico e calibrar as leisde comportamento que pudessem depois ser ajustadas ao caso estudado. Pode encontrar-se infor-mação mais detalhada sobre o modelo e os principais resultados em Cardoso et al. (2011).

Foram dois os casos estudados considerando as ações atmosféricas: (i) Caso A – construçãoda barragem considerando o período de pausa de 3 anos após a construção da ensecadeira; (ii) CasoB – Construção da barragem sem considerar a pausa na construção. Estudou-se ainda o Caso 0, quecorresponde à situação em que se simula a construção da barragem sem se considerar as ações at-mosféricas. Utilizou-se o programa Code Bright na modelação de todos os casos. As ações atmos-féricas consideradas nos casos A e B correspondem ao clima médio mensal medido na estação me-teorológica do Vidigal, que é a mais próxima do local de obra, para os períodos de tempo em causa.No modelo considerou-se também um faseamento construtivo realista.

A Figura 18 apresenta a evolução da sucção para os dois casos estudados. A sucção inicialadotada no cálculo foi 0,6 MPa, valor realista após a compactação do solo do lado húmido e obtidocom base na curva de retenção. O solo fica saturado a partir do momento em que a sucção se anula.Como seria de esperar, porque há molhagem devido à exposição às ações atmosféricas, quando há

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Fig. 17 – Curvas de compressibilidade da argila compactada onde são aplicadas duas sucções diferentes(adaptado de Reis, 2011).

pausa na construção as sucções diminuem nas camadas já construídas. Esta diminuição correspon-de a um aumento do teor em água e da humidade relativa nos materiais. As maiores diferençasverificam-se nos valores das sucções finais nos pontos 2, 3 e 4, que no caso A ficam praticamentesaturados no final da construção, mas tal não acontece no caso B. Para o ponto 2, no núcleo daensecadeira, a sucção vai diminuindo durante a pausa porque a água da chuva que se infiltra ficaretida devido à baixa permeabilidade da argila. Nos pontos 3 e 4 (respetivamente no maciço dejusante da ensecadeira e de montante da barragem, e no maciço de montante da barragem), a águanão se acumula porque os materiais são muito permeáveis, mas a sucção diminui bruscamente coma construção devido ao adensamento, que é maior no caso A porque há mais humidade no enroca-mento do maciço da ensecadeira.

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Fig. 18 – Evolução das pressões intersticiais ao longo da construção:a) pontos selecionados; b) Caso A; c) Caso B.

Considerando apenas o material tipo enrocamento, esperam-se maiores deformações devidasà rotura dos fragmentos causada pelo aumento da humidade relativa, que é tanto maior quantomaior for a tensão de confinamento. A análise de tensões (não se apresenta neste artigo, mas podever-se em Cardoso et al., 2011) comprova que as tensões verticais instaladas nas camadas junto àfundação são superiores à tensão de cedência clástica, pelo que há condições para que o mecanismode fluência em enrocamentos ocorra, que será tanto mais importante quanto maior for a humidaderelativa do solo. Como da formação deste mecanismo resultam assentamentos importantes, anali-saram-se os deslocamentos verticais ao longo de cada um dos perfis verticais identificados na Figura16 (o perfil I inclui parte da ensecadeira e o maciço de montante da barragem, o perfil II cor-responde aos assentamentos do núcleo e o perfil III encontra-se no maciço de jusante da barragem).Os resultados apresentam-se na Figura 19. Nesta figura incluiram-se os assentamentos calculadospara o Caso 0, apenas devido à construção, para permitir distinguir entre os assentamentos devidoao aumento de tensão durante a construção e os assentamentos devidos às ações atmosféricas(molhagem).

Para o perfil I, como esperado, os assentamentos medidos para o caso A são superiores aosmedidos para o caso B. Tal explica-se porque o tempo de exposição às ações atmosféricas (molha-gem) é maior para o caso A do que para o B. A comparação destes dois casos com o caso 0 mostra

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Fig. 19 – Deslocamentos verticais no final da construção para os dois casos estudados:a) perfil I; b) perfil II e c) perfil III.

que o acréscimo devido à molhagem não é desprezável. Para os perfis II e III, localizados já na bar-ragem, os assentamentos medidos para os casos A e B são idênticos porque o tempo de exposiçãoàs ações atmosféricas é o mesmo, apesar de o clima considerado no cálculo ser de anos diferentes.A comparação do caso A com o caso 0 mostra novamente que a molhagem devida à infiltração daágua da chuva conduz a maiores assentamentos. No caso do perfil II, tal explica-se pela diminuiçãoda rigidez do material argiloso com a diminuição da sucção (ver Figura 17). No caso do perfil III,tal explica-se pelo mecanismo de deformação dos materiais tipo enrocamento, já referido.

Para concluir, constata-se que os deslocamentos verticais da barragem estudada durante a suaconstrução dependem não só do acréscimo de tensões verticais devidas ao peso próprio, mas tam-bém das variações de sucção devidas à exposição às ações atmosféricas, que afetam a compressibi-lidade tanto dos materiais tipo enrocamento como dos materiais argilosos. Os últimos são tantomais importantes quanto maior for o período de exposição às ações atmosféricas. Este comporta-mento é facilmente extrapolável para a fase de exploração e é o que explica os assentamentos porfluência observados neste tipo de estruturas geotécnicas, que se mencionou quando se apresentouo caso da barragem de Beliche (Figura 3b).

5.3 – Caso III – Aterro experimental

A quantificação dos deslocamentos é importante para estruturas mais sensíveis, ou seja, comgrande exigência ao nível do seu desempenho e com grandes custos de manutenção, como é o casode aterros ferroviários para alta velocidade (Ferreira et al., 2011). Por esse motivo apresenta-se oterceiro exemplo, onde se estudou a influência das ações atmosféricas no desempenho de um aterroferroviário. Na prática já se considera a exposição às ações atmosféricas na prescrição de sistemasde proteção e cobertura e no dimensionamento de sistemas de drenagem adequados, mas algunsestudos efetuados mostram que estes aterros são bastante sensíveis a deslocamentos sazonais (Jinet al., 1994), que não são totalmente impedidos por drenagem superficial porque há a componentede infiltração através dos taludes e vias de circulação dos veículos, não impermeabilizadas.

No estudo que se apresenta em seguida simulou-se um aterro ferroviário e calcularam-se osdeslocamentos sazonais devidos às trocas de água entre o solo do aterro e a atmosfera para verificarse a sua amplitude é relevante para a conceção de infraestruturas de transportes. Na primeira fasedeste estudo reproduziu-se numericamente o comportamento de um aterro admitindo que era cons-truído com um solo relativamente expansivo cujas características foram obtidas na bibliografia(Ferreira, 2007). Utilizou-se o programa Code Bright e o modelo constitutivo para solos parcial-mente saturados adotado para o solo foi o BBM. Numa segunda fase, foram realizados ensaioslaboratoriais numa areia siltosa compactada usada para a construção de um aterro experimental(Fernandes, 2011). Os ensaios realizados foram essencialmente ensaios edométricos (fotografia damontagem na Figura 20) e ensaios para medição da curva de retenção. Os resultados experimentaispermitiram obter os parâmetros necessários para calibrar o modelo constitutivo BBM, e com elessimulou-se novamente o comportamento do aterro. Fernandes et al. (2012) apresentam este estudocom mais pormenor.

O comportamento volumétrico da areia siltosa foi caracterizado experimentalmente conside-rando o seu grau de saturação. Trata-se de uma areia siltosa com classificação SM, com cerca de21% de finos (partículas com dimensão inferior a 0,074 mm) de natureza não plástica (NP). Afração grossa do solo usado na preparação das amostras corresponde apenas à fração passada nopeneiro #4 da série ASTM. Basicamente, realizaram-se ensaios edométricos em amostras ondeforam aplicadas diferentes sucções, e onde foi possível medir os índices de compressibilidade con-siderando a sucção instalada e obter os parâmetros de calibração da curva LC. Foi também medidaa curva de retenção. Em todos os casos, a sucção foi imposta por equilíbrio de vapor. As amostrasforam preparadas no ponto ótimo da curva de compactação adotando uma energia leve em molde

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pequeno, (peso volúmico seco γd= 20 kN/m³ e teor em água w=11%), o que corresponde a um índicede vazios e= 0,35.

Foram realizados ensaios edométricos em amostras deste solo submetidas a vários ciclos desecagem-molhagem (Fernandes et al., 2012) de modo a quantificar se as caraterísticas da areia sil-tosa se alteravam significativamente após a aplicação destes ciclos. Os ciclos foram aplicados como objetivo de reproduzir em laboratório as variações no teor em água a que os solos de aterros fer-roviários podem ser sujeitos ao longo do tempo, assumindo cenários particularmente desfavoráveistais como, por exemplo, infiltração superficial em estações frias e húmidas e evaporação emestações quentes e secas. Foi também feito um estudo onde se acompanhou a evolução destesassentamentos ao longo dos ciclos e cuja fotografia do equipamento usado se mostra na Figura 21a.Trata-se de uma célula de consolidação metálica, que pôde ser colocada numa estufa à temperaturamáxima de 60ºC para permitir fazer uma secagem rápida de forma controlada.

A Figura 21b mostra os resultados deste teste em termos de deformação vertical (e volumétrica),εv, e do correspondente índice de vazios. Pode observar-se nesta figura que a saturação do soloconduziu a um colapso mínimo, o que era esperado porque o índice de vazios na montagem erarelativamente elevado. As maiores variações verificam-se nos primeiros três ciclos, mas depois asdeformações têm um caráter marcadamente elástico. De facto, a partir do terceiro ciclo, as reduçõesde volume associadas às etapas de secagem (retração resultante do aumento de sucção) tendem a serrecuperadas na etapa de molhagem subsequente (empolamento resultante da redução de sucção).

Como se trata de um solo granular, logo sem nenhum tipo de ligação que possa ser destruídaao longo dos ciclos de sucção, não se espera colapso progressivo. Os resultados deste ensaiomostram que a resposta do solo a sucessivas variações de sucção converge para um comportamentoelástico e, por isso, é perfeitamente aceitável admitir este tipo de comportamento na modelação.

O modelo do aterro utilizado foi desenvolvido por Ferreira (2007) para reproduzir a estruturade uma via balastrada moderna. A secção transversal simula um aterro ferroviário com 5 m de altu-ra, adotando geometria e espessuras usuais em projeto para as diferentes camadas da plataforma(Teixeira et al., 2010). A geometria da secção transversal apresenta-se na Figura 22a, assim comoa localização dos pontos definidos para o controlo dos deslocamentos. Amalha de elementos finitosgerada para o modelo apresenta-se na Figura 22b.

Considerou-se a ação de um clima mediterrânico adotando-se valores médios anuais repetidosdurante um período de 5 anos (1800 dias). As variáveis atmosféricas (precipitação, humidade rela-tiva e temperatura) foram inseridas no modelo através das condições de fronteira nas superfícies de

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Fig. 20 – Curvas de compressibilidade medidas nos ensaios edométricos realizados em amostras comdiferentes sucções aplicadas.

interface com a atmosfera (balastro, parte superior do aterro e taludes). Foi considerado um car-regamento constante de 2,4 kN/m para ter em conta a carga permanente associada aos carris e àstravessas.

Realizaram-se duas simulações que diferem entre si apenas no solo adotado para o aterro ecamada de forma. Um dos materiais é um solo argiloso moderadamente expansivo, o outro é umaareia siltosa compactada, cujas principais propriedades hidro-mecânicas foram definidas com basenos resultados dos ensaios experimentais (Fernandes, 2011). Os parâmetros associados à difusão devapor e à condução de calor normalmente não variam para os diversos tipos de minerais presentesnos solos, e por isso mantiveram-se os valores obtidos na literatura.

A evolução do deslocamento vertical calculado nos pontos de controlo da plataforma (identi-ficados na Figura 22a) ao longo dos 5 anos e para os dois tipos de solo considerados apresenta-sena Figura 23 (Figura 23a para a areia siltosa descrita e Figura 23b para a argila moderadamenteexpansiva). Na Figura 24, e para ambos os solos estudados, pode observar-se uma acumulação dedeformação ao longo do tempo, o que corresponde a um assentamento da plataforma. Para a areiasiltosa, a acumulação de deformação apenas é relevante nos primeiros 2 anos (720 dias). Para o soloargiloso, este efeito é contínuo ao longo dos 5 anos (1800 dias) de simulação. Esta diferença deve-seessencialmente às diferentes características hidráulicas dos dois solos, em particular ao seu coefi-ciente de permeabilidade. De facto, a estabilização dos deslocamentos apenas ocorre quando a suc-ção de equilíbrio entre as várias camadas de solo da plataforma é atingida. Uma vez atingido este

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Fig. 21 – Estudo experimental: (a) célula de teste; (b) evolução da deformação vertical ao longoda aplicação de oito ciclos de secagem-molhagem (Fernandes et al., 2012).

equilíbrio, apenas têm lugar flutuações sazonais no nível de sucção, que dão origem a deslocamen-tos verticais cíclicos (deformações recuperáveis) ao nível da plataforma. Esta consideração só é vá-lida porque se adotou uma análise puramente elástica, e portanto não há acumulação de deforma-ções devido a plastificação.

Analisando a amplitude dos deslocamentos verticais sazonais da plataforma e a sua relevânciapara a qualidade geométrica da via, é possível notar diferenças significativas consoante o tipo desolo de fundação. Tal explica-se pela sua diferente expansibilidade. Quando a areia siltosa é consi-derada como solo de fundação (Figura 23a), a amplitude dos deslocamentos sazonais é inferior a 1mm, o que não é relevante para a grande maioria dos problemas práticos, mesmo tendo em contaas reduzidas tolerâncias geométricas que podem ser adotadas em vias de alta velocidade. Por outrolado, quando se considera a fundação em material argiloso (Figura 23b), a amplitude média dosdeslocamentos ronda os 7 mm e deslocamentos com esta amplitude não são desprezáveis com basenos critérios de qualidade geométrica relativos aos defeitos longitudinais prescritos em vias de altavelocidade modernas.

Conclui-se assim que este tipo de análise é mais ou menos importante consoante o tipo de soloem causa. A areia siltosa escolhida para o estudo experimental foi selecionada com o objetivo de

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Fig. 22 – Geometria do modelo: (a) secção transversal e pontos de controlo;(b) malha de elementos finitos (Fernandes, 2011).

representar solos de fundação usualmente incorporados em plataformas ferroviárias de boa quali-dade. O solo argiloso é tido como um material menos adequado para a construção deste tipo deestruturas, mas ainda assim poderá corresponder a um solo natural que seja atravessado por umalinha ferroviária. Finalmente, os resultados deste estudo podem contribuir para o desenvolvimentode soluções estruturais que reduzam as necessidades de manutenção e, consequentemente, os custosde exploração em ferrovias de alta velocidade.

6 – CONCLUSÕES

As interações entre o solo e a atmosfera mais relevantes traduzem-se em situações de molha-gem ou de secagem, que correspondem a variações de sucção. Dão-se essencialmente nas camadasmais superficiais pois é onde há maiores variações de sucção e menores tensões verticais, logo énestes locais que se verificam as maiores variações de volume.

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Fig. 23 – Evolução do deslocamento vertical nos pontos de controlo ao longo de 5 anos (1800 dias):(a) material de fundação com as características da areia siltosa compactada estudada (Fernandes, 2011);

(b) material de fundação com características de um solo argiloso moderadamente expansivo (Ferreira, 2007).

O cálculo em condições não saturadas requer programas de cálculo capazes de considerar astrocas de água entre o solo e a atmosfera e de incorporar o seu comportamento constitutivo em con-dições não saturadas adequado ao tipo de material. A realização de ensaios laboratoriais com apli-cação/medição de sucção é necessária para obter os parâmetros necessários para a definição das leisde comportamento mecânico e hidráulico. Trata-se de ensaios não correntes, que à data têm sidorealizados em âmbitos de projetos de investigação no IST e no LNEC.

A consideração do grau de saturação dos materiais (ou da sucção) na modelação do seu com-portamento é fundamental quando se pretende efetuar o cálculo das deformações de estruturas geo-técnicas sensíveis ao clima, como é o caso dos taludes, barragens de solo-enrocamento e aterros. Ocálculo destas deformações é muito importante quando se pretende avaliar a funcionalidade destasestruturas e para estimar a necessidade de instrumentação para avaliar possíveis situações de roturaprogressiva. O cálculo é também importante para estimar custos de manutenção nos aterros emgeral, em particular nos mais sensíveis às deformações, como é o caso dos aterros para vias fer-roviárias de alta velocidade.

Pelo descrito, justifica-se a necessidade de considerar o estado não saturado do solo e o seucomportamento perante ciclos de molhagem e secagem e foi, por isso, o tema escolhido para serapresentado como keynote lecture no prémio dos Jovens Geotécnicos 2011 em língua inglesa.

7 – AGRADECIMENTOS

Ao Professor Emanuel Maranha das Neves, a autora agradece todo o apoio dado e o gostotransmitido pelo comportamento constitutivo de materiais não saturados, e ainda pela revisão cui-dada deste texto. Agradece ainda aos Jovens Geotécnicos cujos trabalhos de mestrado no IST seinseriram neste tema, Tiago Moço Ferreira, Pedro Almeida Santos, João Verde, André Reis, JoãoDias e Vasco Fernandes, e ao colega Professor Paulo Fonseca Teixeira pelo interesse nas viasferroviárias. Agradece também ao LNEC, e em particular à Investigadora Professora Laura Caldeirapelo apoio e por toda a colaboração em vários projetos em comum com o IST, e ao InvestigadorJoão Barradas pela partilha de dados. Agradece também ao Sr. José Alberto Reis, técnico do labo-ratório do IST, pela ajuda imprescindível na montagem dos trabalhos experimentais apresentados.Finalmente, agradece à Universidade Politécnica da Catalunha, Barcelona, em particular aoProfessor Eduardo E. Alonso, ao Professor Enrique Romero e ao Professor Sebastià Olivella, pelapartilha de conhecimento no domínio dos solos não saturados e do programa Code Bright.

8 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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MACIÇOS ROCHOSOS EM PROJETOSHIDRELÉTRICOS: PROPOSTADECLASSIFICAÇÃOGEOMECÂNICA*Rock masses in hydroelectric projects: a proposal of geomechanicalclassification

João Batista de Mesquita**José Alexandre J. Perinotto***André Pacheco de Assis****

RESUMO – Desenvolveu–se uma proposta de classificação geomecânica de maciços rochosos em barramen-tos hidrelétricos a céu aberto (CGM), tendo como base estrutural o Rock Mass Rating (RMR) de Bieniawski,para aplicação nas fases de viabilidade e projeto básico antes da construção, e projeto executivo durante opreparo das fundações. Os parâmetros, simples e consagrados, são obtidos com pesquisas e procedimentoscomumente empregados, tendo como casos, os aproveitamentos hidrelétricos do Jirau, no rio Madeira, PortoVelho (RO) e Serra do Facão, no rio São Marcos, Catalão (GO), ambos no Brasil. Foram introduzidos ajustesdevidos aos tratamentos de fundação aplicados para contemplar as melhorias devido a estes na qualidade domaciço rochoso da fundação da barragem. Demonstrou-se a obtenção de parâmetros geomecânicos, testou-see avaliou-se nos casos citados e, finalmente, correlacionou-se a CGM com os sistemas RMR e GSI (Geologi-cal Strength Index), visando à obtenção de parâmetros com lógica matemática. Ressalta-se a importância dasclassificações geomecânicas e os reflexos nas prospecções de projetos hidrelétricos.

ABSTRACT – A proposal has been developed of rock mass geomechanical classification (CGM) for surface usein hydroelectric design and construction, based on the Rock Mass Rating (RMR) by Bieniawski, for applicationin the design phases before bidding, and in the executive design during the preparation of the dam foundations.The parameters, simple and traditional, are obtained by well-known procedures and employed in two casestudies: the hydroelectric projects of Jirau, in Madeira river, Porto Velho-RO and Serra do Facão, in São Marcosriver, Catalão-GO, both in Brazil. Adjustments due to the applied foundation treatments were introduced toincorporate their improvements in the surface rock mass of the dam foundation. The obtention of geomechanicalparameters was demonstrated. The CGM was tested and evaluated in both mentioned cases and, finally,correlated to the RMR system and Geological Strength Index (GSI), aiming to obtain geomechanical parameters.The importance of geomechanical classifications and their application to hydroelectric projects are pointed out.

PALAVRAS CHAVE – Classificação geomecânica, maciço rochoso, hidrelétrica.

1 – INTRODUÇÃO

Empreendimentos hidrelétricos, sobretudo de grande porte, são multidisciplinares, envolvendo as áreasde ciências exatas, naturais e humanas e, em sua implantação, demandam o desenvolvimento de projetos de

33Geotecnia n.º 130 – Março 14 – pp. 33-56

* Síntese da Tese de Doutorado em Geociências e Meio Ambiente, pela Universidade Estadual PaulistaUNESP- Campus de Rio Claro-SP.

** Geólogo, Doutorando, Profissional liberal PCE Projetos e Consultorias de Engenharia Ltda. Rio deJaneiro, Brasil. E-mail: jbatmesquita@yahoo.com.br

*** Geólogo, Ph.D., Professor UNESP- Rio Claro – SP. Brasil. E-mail: perinoto@rc.unesp.br**** Eng. Civil, Ph.D., Professor UnB- Brasília - DF. Brasil. E-mail: aassis@unb.br

engenharia, viabilizados a partir de intensas e demoradas campanhas de investigações e pesquisas geotécnicas.As campanhas de investigações objetivam o conhecimento do meio físico para desenvolvimento do projetocivil em seus aspectos hidrométricos, geomorfológicos, e, especialmente, geológico-geotécnicos. Também é degrande importância o conhecimento sócio-econômico e ambiental, no tocante à fauna, à flora, entre outros.

A necessidade do conhecimento da geologia e geotecnia do sítio de um barramento de umgrande curso d’água vem ao encontro de critérios de segurança de um empreendimento hidrelétrico.Risco existe em qualquer obra de engenharia, mas em barragens as conseqüências são geralmentemais sérias, principalmente quando situadas próximas a áreas intensamente edificadas e populosas.Segundo Marques Filho e Geraldo (1998), de 30 a 40% dos acidentes em barragens são causadospor fatores geológico-geotécnicos.

Os mapeamentos geológico-geotécnicos de afloramentos rochosos, em parte substituem, ou,no mínimo, orientam as prospecções de subsuperfície. Em escala macroscópica, são obtidas ascaracterísticas estruturais e geométricas das descontinuidades, juntamente com os ensaios in situ oude laboratório, fundamentais para caracterização da rocha intacta e do maciço rochoso.

A natureza do maciço rochoso é muito complexa. A diversidade e variabilidade geotécnica dosmateriais tendem a se acentuar, notadamente em se tratando de obras lineares, sendo necessárias fer-ramentas teóricas que permitam analisar o controle de seu comportamento num tempo e espaço deter-minados, onde o bom senso e a experiência prática são partes importantes. Uma alternativa de carac-terizar os maciços rochosos está nos sistemas de classificação geomecânica, como forma sistemáticade catalogar experiências obtidas em outros lugares e relacioná-las com a situação ora encontrada.

Avivência de casos em grande parte busca na experiência as soluções para os projetos futuros, o quese constitui a base de dados para o desenvolvimento e ajustes das classificações geomecânicas tradicionaisaplicadas a projetos de túneis. Essa possibilidade também poderá ocorrer em projeto hidrelétrico a céuaberto de grande porte, entendendo ser este o momento de catalogar toda a experiência, rever os conceitos,critérios e especificações técnicas de projeto, aplicando na prática classificações geomecânicas demaciços rochosos, próprias, direcionadas também para as complexas fundações de projetos hidrelétricos.

As análises das especificações técnicas aplicadas nos serviços de preparo e liberação de fun-dações de empreendimentos hidrelétricos empregadas nas últimas três décadas no Brasil, a exem-plo de Tucuruí (1978-1982), Balbina (1982-1984), Samuel (1984-1987), Manso (1999-2001),Peixe-Angical (2004-2005) e Serra do Facão (2007-2008) são generalizadas e normalmente trans-critas e repassadas de projeto a projeto. Exceção se dá quando aparecem situações especiais defundação, a exemplo das megafraturas do Aproveitamento Múltiplo (APM) Manso (Furnas, 2002)e das falhas tipo F3 da UHE Tucuruí (Mattos et al., 1984), em que foram concebidos projetos detratamento específicos, para solucionar problemas de deformabilidade, entre outros.

O objetivo principal do trabalho foi formular proposta de classificação geomecânica de maci-ços rochosos aplicada a projetos hidrelétricos, de obras a céu aberto, tendo como estudo de casoso Aproveitamento Hidrelétrico (AHE) Jirau e a Usina Hidrelétrica (UHE) Serra do Facão, para duasfases distintas de concepção do empreendimento:

– Estudo de projeto de viabilidade técnica-econômica e de projeto básico;– Projeto executivo de implantação das obras civis.

A classificação geomecânica para as fases de viabilidade e projeto básico objetivou subsidiaras consultoras na obtenção de parâmetros geomecânicos e definição dos critérios de projeto, fun-damentais para determinação da geometria de escavação e elaboração das especificações técnicasdos serviços de preparo e liberação de fundação, possibilitando desta forma quantificar os serviçoscom relativa segurança, enquanto a proposta de classificação geomecânica para a fase de projetoexecutivo é direcionada, sobretudo para as atividades de preparo, tratamento e liberação das funda-ções, podendo ser empregada na avaliação das especificações técnicas e aplicabilidade do projetoexecutivo nestas áreas específicas e no encaminhamento aos devidos ajustes dos critérios de projeto.

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Para subsidiar a proposta de classificação, desenvolveu-se intensa revisão bibliográfica sobreclassificações e caracterização geomecânica de parâmetros de maciços rochosos. Em seguida, osestudos foram desenvolvidos em uma sequência de atividades subdivididas em três etapas: coleta,tratamento e sistematização dos dados.

O desenvolvimento do trabalho foi iniciado a partir dos estudos e prospecções de campo do AHEJirau, tendo sido neste projeto formatada a base estrutural da proposta de classificação geomecânicade maciços rochosos para as fases de viabilidade e projeto básico. A revisão bibliográfica nesta etapadirecionou-se na obtenção de dados metodológicos para determinação de forma direta de parâmetrosgeomecânicos ou indireta por meio de expressões empíricas, empregadas na caracterização geomecâ-nica de descontinuidades presentes nos maciços rochosos do AHE Jirau e UHE Serra do Facão.

Já o desenvolvimento da proposta de classificação geomecânica de maciços rochosos para a fasede projeto executivo (obra) se concentrou na UHE Serra do Facão. Com base nos dados obtidos doprograma interno de pesquisa, desenvolvido para determinação e caracterização de parâmetros geo-mecânicos de descontinuidades, da etapa de coleta de dados, foi estendido nesta etapa, na determi-nação de parâmetros geomecânicos de descontinuidades do maciço rochoso da UHE Serra do Facão.

A proposta de classificação geomecânica de maciços rochosos para as fases de viabilidade eprojeto básico, devidamente testada no AHE Jirau, foi avaliada no maciço rochoso da UHE Serrado Facão, por meio de quatorze sondagens rotativas executadas para projeto na área de interesse dapesquisa e a seguir foi reavaliada pelo sistema RMR de Bieniawski (1989). Aferiu-se a proposta declassificação geomecânica em maciços de baixa consistência em trechos de sondagem com ocor-rências de grafita-xisto, com características geomecânicas de rocha branda, comparável aos filitosda UHE Batalha (Furnas et al., 2006; Furnas et al., 2007).

Inicialmente, aferiu-se a proposta de classificação geomecânica na fundação da tomada dedesvio da UHE Serra do Facão. Foram reavaliados, de início, os parâmetros geotécnicos da clas-sificação das fases de viabilidade e projeto básico, com base nas sondagens existentes, e a seguirforam comparados os pontos obtidos com a exposição do maciço rochoso, por ocasião dos serviçosde preparo e tratamento de fundação.

O acompanhamento das atividades de preparo e tratamento de fundação em curso na UHESerra do Facão (com cerca de 70% concluído em setembro de 2008) incluiu a cortina de injeções,injeções de consolidação, regularização de taludes a fogo e/ou concreto, tratamentos de fraturas,concreto dental e de regularização, cortina e galerias de drenagem. Esta foi uma oportunidade ím-par para reavaliar a aplicabilidade e eficiência dos tratamentos nesta área específica e proceder aosdevidos ajustes dos critérios de projeto, de forma que neste período a proposta da classificaçãogeomecânica passou por ajustes e calibração.

Procedeu-se à avaliação da aplicabilidade da classificação geomecânica proposta, tendo sidoselecionadas áreas diversificadas de fundações de estruturas de concreto e de barragens de terra eenrocamento. Finalmente, considerando o cumprimento do objetivo principal do trabalho, desen-volveram-se as conclusões. No entanto, vale observar que esta proposta de classificação deve serobjeto de maior calibração e ajuste, em função de aplicações em outros empreendimentos.

2 – CONHECIMENTO DO MEIO FÍSICO

As áreas de estudos de casos (Figura 1), para desenvolvimento da proposta de classificaçãogeomecânica de maciços rochosos, de projetos hidrelétricos a céu aberto (CGM), compreendem:

– o Aproveitamento Hidrelétrico (AHE) Jirau, situado na Cachoeira do Jirau, no médio rioMadeira, a 130 km de Porto Velho, RO, para as fases dos estudos de viabilidade e projeto básico;

– a Usina Hidrelétrica (UHE) Serra do Facão, em execução no rio São Marcos, um dos prin-cipais tributários do rio Paranaíba, localizada na divisa dos municípios de Catalão e

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Davinópolis, GO, a 54 km e 22 km da sede dos respectivos municípios, para a fase deprojeto executivo (obra).

Quanto ao AHE Jirau, conforme os estudos de viabilidade (Furnas et al., 2004), este está inse-rido dentro de um contexto bem mais amplo, que envolve três outros grandes projetos (Complexodo Rio Madeira) formado por quatro usinas hidrelétricas e uma malha hidroviária de 4.200 kmnavegáveis, no âmbito de um futuro programa de integração de infra-estrutura de energia e detransportes entre Brasil e Bolívia.

O AHE Jirau possui um reservatório de pequenas dimensões, com área de 244 km2, sendo cercade 136 km2 a inundação natural do rio Madeira, o que corresponde a uma relação área/potênciainstalada de 0,074 km2/MW. O rio Madeira, com vazão média anual em Jirau de 19 000m3/s, é oafluente mais importante do rio Amazonas. Seu comprimento, até a foz no rio Amazonas, é de 1238 km,com navegação franca a jusante de Porto Velho, estando incluso no projeto a construção de eclusae canais de navegação. O arranjo (Figura 2) foi concebido nos estudos de viabilidade (Furnas et al.,2004), com a Casa de Força apresentando 44 turbinas tipo bulbo e potência instalada de 3300 MW.

Quanto à geologia local do AHE Jirau, o maciço rochoso do Jirau situa-se na borda do corpointrusivo de magma tipicamente ácido, que o caracteriza em sua gênese petrográfica de rocha sub-vulcânica, denominada genericamente de riolito. Destacam-se três famílias principais de desconti-nuidades com ampla exposição no período de estiagem na região da cachoeira do Jirau:

– Família NW-SE de elevado mergulho, responsável pelo alinhamento da calha do rio, naregião da Cachoeira do Jirau e imediatamente a montante desta. É de grande persistência,com alinhamento regional. A direção do plano predominante é de N300W, com mergulhosubvertical, 70º-90º NE (ou) SW (Figura 4);

– Família NE-SW de elevado mergulho, que intercepta a família NW-SE em média a 75º, por-tanto, praticamente ortogonal, cuja direção do plano predominante é de N40ºE e mergulhosub-vertical, (85º-90º NE-SW), inclinado tanto para NW quanto para SE. A jusante dacachoeira do Jirau é responsável pelo alinhamento da calha do rio Madeira. É certamente afamília mais importante do maciço, de grande persistência e com características geomecâ-nicas similares às da família NW-SE;

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Fig. 1 – Localização das áreas de estudo de casos, AHE Jirau, no rio Madeira, ROe a UHE Serra do Facão no rio São Marcos, GO.

– Família sub-horizontal, sendo a principal responsável pelo contorno superior dos macro-aflo-ramentos (ilhas). As descontinuidades apresentam planos ondulados, subparalelos e espaçadosem geral entre 0,5 e 2,0 m. As atitudes dos planos são muito variadas em decorrência daondulação da lapa. A profundidade de ocorrência das descontinuidades é inferior a 15,0 m,apresentando-se parcialmente abertas nos primeiros metros e fechadas a maior profundidade.

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Fig. 2 – Arranjo das obras civis, em planta, do AHE Jirau.

Fig. 3 – Arranjo das obras civis, em planta, da UHE Serra do Facão.

A UHE Serra do Facão, conforme mostrada no arranjo das obras civis (Figura 3), encontra-seem construção (setembro/2008) com cerca de 45% das obras civis executadas, com potência insta-lada de 213 MW e reservatório com área de 232 km², o que corresponde a uma relação área/potên-cia instalada de 1,09 km2/MW.

Quanto à geologia local, apresenta uma seqüência de rochas metamórficas do Grupo Araxá,predominantemente micaxisto feldspático e/ou quartzo-micaxisto feldspático de granulação fina emais raramente média e, camadas e lentes de grafita xisto. Essas rochas apresentam vários graus dealteração, principalmente nos planos de fraturamento e da xistosidade, traduzidos, via regra, poruma sericitização dos grãos dos feldspatos e das biotitas. Destacam-se as descontinuidades sub-horizontais (Figura 5) com características geotécnicas desfavoráveis, cujas origens podem estarassociadas às estruturas herdadas das rochas sedimentares pré-metamorfismo ou, mais provavel-mente, às estruturas tectônicas derivadas de boudinagem ou dobramentos. Já no leito do rio, a ocor-rência de juntas está mais relacionada ao alívio de tensões devido à erosão.

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Fig. 4 – AHE Jirau, jusante da barragem do leito do rio: Descontinuidade da família NW SE,atitude N15° W/82° NE.

Fig. 5 – UHE Serra do Facão: Muro de encontro montante (El. 670,0), parede NW- descontinuidade sub-horizontal.

3 – PROPOSTA DE CLASSIFICAÇÃO GEOMECÂNICA DE MACIÇOS ROCHOSOS

3.1 – Generalidades

Ao classificar o maciço rochoso de um barramento hidrelétrico, encontra-se maior complexi-dade, em decorrência das múltiplas solicitações impostas no projeto: de fundações (certamente omais importante); estabilidade de taludes de canais e paredes de escavação nas estruturas de gera-ção e circuitos hidráulicos, inclusive galerias e túneis. Para alcançar o objetivo do trabalho, consi-derou-se a real situação que ocorre no desenvolvimento dos estudos e prospecções de campo paraprojetos hidrelétricos, em que são limitados os recursos destinados às fases de projeto, quando com-parados aos custos das obras civis de empreendimentos hidrelétricos.

É uma prática dos profissionais da área de barragens adaptarem e utilizarem, com certos cri-térios, classificações geomecânicas concebidas para projetos de túneis. A adaptação de determinadaclassificação geomecânica desenvolvida para túneis em obras a céu aberto, embora seja comum nomeio técnico consultor, imprime sempre uma dúvida se aquela adaptação é a mais coerente às con-dições intrínsecas de determinado projeto para aquele maciço rochoso específico. Tal fato se deveà frequência com que projetistas, construtores e empreendedores se deparam com questionamentose incertezas nas informações geológico-geotécnicas, originadas de programas de investigaçõesdeficitários e mal conduzidos.

A escolha dos parâmetros classificatórios, a forma e fonte de origem são de extrema impor-tância. Erro na escolha e incertezas dos dados obtidos, somados às fórmulas empíricas comumenteempregadas, poderão se converter em mudanças da concepção de projeto, refletindo no planeja-mento de construção, o que na maioria das vezes ocasionam problemas construtivos e financeiros.Porto (2005) menciona alguns problemas contratuais a partir de 1995, oriundos da entrada da ini-ciativa privada nas concessões de empreendimentos hidrelétricos, sob o controle da Agência Nacio-nal de Energia Elétrica (ANEEL), em contratos do tipo Engineering, Procurement and Construc-tion (EPC). Desta forma, uma criteriosa seleção dos parâmetros classificatórios, a forma e a meto-dologia de obtenção, bem como os resultados obtidos, são fundamentais para o dimensionamentodo projeto e se constituem um passo importante na minimização de erros grosseiros, muito comunsnum passado recente e atual.

O maciço rochoso pode apresentar determinadas características, verificadas a partir da análisedas prospecções e mapeamentos geológico-geotécnicos, favoráveis e previsíveis de melhoria apartir da aplicação de determinados tratamentos superficiais e subsuperficiais. Portanto, constituiuma resposta positiva aos tratamentos previstos em projeto, recebendo dessa forma, ajuste positivona pontuação de qualificação do maciço rochoso.

Os parâmetros e índices e os respectivos pesos (pontos) da classificação formulada para asfases de Projeto Viabilidade e Básico são reavaliados, e as anomalias relevantes e previsíveis deocorrer na fase de implantação da obra, objetos de análises e tratamentos, podem ser incorporadasna classificação. No presente trabalho, a classificação proposta será identificada como CGM.

3.2 – Base estrutural da classificação proposta

Para compor a base estrutural da Classificação Geomecânica de Maciços Rochosos proposta(CGM), realizou-se uma avaliação dos parâmetros classificatórios adotados em classificaçõesgeomecânicas tradicionais. O sistema RMR foi selecionado para compor a base estrutural da CGM,em decorrência dos seguintes fatores:

– Os resultados da avaliação de três estruturas do AHE Jirau foram compatíveis com as carac-terísticas médias do maciço, com valores na faixa esperada, com exceção aos obtidos no sis-tema Q (Barton et al., 1974), que se apresentaram variados e relativamente baixos;

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– As correlações do RMR propostas por alguns autores (Quadro 1), na maioria, foram coeren-tes, inclusive do sistema Q (Moreno, 1980 e Barton, 2000); a correlação entre os sistemasQ e MR (Rocha, 1976) foi muito diferente, portanto não se aplica para o maciço rochoso doAHE Jirau;

– A possibilidade de utilização do índice GSI e suas respectivas correlações para obtenção deparâmetros geomecânicos preliminares, em decorrência da CGM ter a mesma base decálculo do RMR, com valor máximo de 100;

– Forma relativamente simples e consagrada no meio técnico de obtenção dos parâmetros geo-técnicos classificatórios, seja por meio de sondagens rotativas e/ou com base em mapeamentosgeológico-geotécnicos, complementados com ensaios laboratoriais, rotineiramente utiliza-dos nos estudos de projeto de empreendimentos hidrelétricos;

– Custos adicionais insignificantes, para formulação, obtenção dos parâmetros e aplicação noprojeto e campo, desde que os programas dos estudos e prospecções de campo, para projetode empreendimentos hidrelétricos a céu aberto, sejam formulados adequadamente por pro-fissionais da área.

3.3 – Parâmetros adotados

São adotados os seguintes parâmetros/índices geotécnicos, com pesos diferenciados na clas-sificação: Resistência da rocha intacta; Fraturamento (ou RQD); Características das descontinui-dades; Permeabilidade; e Ajustes das descontinuidades e dos tratamentos de fundação aplicados.

CGM tem a mesma base de cálculo do RMR, com valor máximo de 100.O parâmetro resistência da rocha intacta (Quadro 2) é obtido, a partir dos resultados de ensaios

de resistência à compressão simples e/ou carga puntiforme, inclusive para rochas brandas e ouintemperizadas (Soares, 1991). Na falta de ensaios laboratoriais, a resistência da rocha poderá serestimada com base em ensaios expeditos de campo, conforme indicado pela International Societyfor Rock Mechanics (ISRM, 1981).

O grau de fraturamento para rochas consistentes é obtido em furos de sondagem rotativa,defasado de um grau (Furnas, 2002), visto que o menor grau de fraturamento (F1) considera 0 a 1fratura por metro; o grau de fraturamento (F0) considera o espaçamento de fraturas naturais maiorque um metro.

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Quadro 1 – Correlações entre sistemas de classificação geomecânicos.

Autor Expressão Resultado Valor – Análise

Cameron – Clarkee Budavari, 1981

RMR = 5,4. lnQ + 60,8 RMR = 68 67 – Confere

Neves et al., 1989 MR = 0,9.RMR + 8 MR = 68 72 - Na faixa

Barton, 2000 RMR = 15. lnQ + 5 RMR = 60 67- Aceitável

Moreno, 1980 MR = 5,4. lnQ +55,2 RMR = 63 67- Dentro da classe

Rutledge e Preston, 1978 RMR = 5,9. lnQ + 43 RMR = 52 67 - Baixou uma classe

Bieniawski, 1989 RMR = 5,4. lnQ + 44 RMR = 57 67 - Baixou uma classe

Abad et al., 1984 RMR = 5,4. lnQ + 41,8 RMR = 49 67 - Muito diferente

Rocha, 1976 Q = 8,4. lnMR + 8,4 Q = 75 4,4 - Muito diferente

Não existindo sondagem na área para obtenção do grau de fraturamento, deverá ser adotado otamanho dos blocos da fundação, determinado conforme sugere a International Society for RockMechanics (ISRM, 1981), citada pela ABGE/CBMR (1983). As dimensões dos blocos de rocharesultam da intensidade de fraturamento do maciço e da orientação das descontinuidades, peladensidade de descontinuidades por volume (Jv), obtida por meio da contagem de descontinuidadesem uma família individual (número de descontinuidades por metro) ao longo de uma linha de 5 a10 m de comprimento de amostragem, normal às descontinuidades. A partir das expressões 1 e 2 sedetermina o índice volumétrico Jv (número total de descontinuidades por unidade de comprimento),que interceptam uma unidade de volume do maciço rochoso (1 m3). Na CGM assumem pesosrelativos conforme Quadro 3.

sendo

Para maciços de rochas brandas, o RQD obtido, deve ser determinado conforme proposto porDeere (1968) e recomendações da Internacional Society of Rock Mechanics (ISRM, 1981), e seradotado com valores inteiros múltiplos de 5 (Quadro 3).

As características das descontinuidades presentes no maciço rochoso, obtidas a partir da aná-lise dos testemunhos de sondagens rotativas e inspeções de campo, foram agrupadas em função dascondições dos planos e dos preenchimentos, com pesos relativos, conforme Quadro 4.

As características das descontinuidades são reavaliadas por ocasião do mapeamento geoló-gico-geotécnico da fundação, sendo considerada a família mais importante para a situação especí-fica. O ângulo de atrito da descontinuidade representativa da família é obtido, conforme propostopor Barton e Choubey (1978), a partir dos índices de rugosidade (Jr) e de alteração (Ja) das paredesda descontinuidade, do sistema Q e expressão 3:

41

Quadro 2 – Resistência da rocha intacta consistente e branda e os pontos da CGM.

Resistência à compressão uniaxial da rochaintacta – consistente (MPa)

> 250 250-100 100-50 50-25 ≤ 25

Peso relativo (pontos) 30 25 20 15 10

Resistência à compressão uniaxial da rochaintacta - branda (MPa)

25 25-10 10-5 5-1 < 1

Peso relativo (pontos) 10 8 5 3 1

(1)

(2)

Quadro 3 – Tamanho dos blocos em função da densidade de descontinuidades por volume para rochaconsistente e RQD para rocha branda e os respectivos pesos relativos adotados na CGM.

Discriminação Blocos muitograndes

Blocosgrandes

Blocosmédios

Blocospequenos

Blocos muitopequenos

Jv (descontinuidades /m3) < 1 1-3 3-10 10-30 >30

Peso relativo 30 25 20 15 10-5

RQD (%) > 75 75-50 50-25 25-10 <10

Peso relativo 30 25 20 15 5

(3)

A permeabilidade do maciço rochoso é determinada a partir de ensaio de perda d’água emsondagem rotativa (ABGE, 1975), ou por similaridade de áreas de mesmas características (padrãode fraturamento), com pesos relativos, conforme Quadro 5.

A atitude ou orientação espacial e a persistência da descontinuidade podem condicionar situa-ções desfavoráveis, penalizando o maciço rochoso. Por outro lado o sexto parâmetro da classifica-ção de Bieniawski (1989), ajuste da orientação das descontinuidades, de acordo com os autores,Steffen (1976), Romana (1993) e Hack (2002), citados por Malafaia (2007), penaliza em excesso anota final do RMR, quando aplicada à fundação e sobretudo a talude. Dessa forma, na fase deprojeto, efetua-se a avaliação estrutural e espacial das descontinuidades para dimensionamento dostratamentos de fundação, a partir das descrições dos testemunhos de sondagens e avaliação decampo da persistência (ISRM, 1981), e procede-se ao ajuste das descontinuidades por meio daanálise da condição predominante no maciço, conforme Quadro 6.

A Figura 6 mostra situações de descontinuidades e irregularidades mais comuns encontradasem maciço rochoso de fundação de barragens; os tratamentos superficiais e subsuperficiais normal-mente aplicados e os ajustes positivos decorrentes dos tratamentos constam no Quadro 7. Tais ajus-tes positivos devem ser determinados para cada situação de tratamento aplicado na fundação e objetode aferição futura, a partir da experiência de casos e das situações específicas encontradas.

42

Quadro 4 – Características das descontinuidades e pesos adotados na classificação.

Grupo Descrição das descontinuidades Ângulode atrito (φ)

Pesorelativo

IMaciço rochoso sem fraturas naturais, ou com fraturas cimentadas, que podem seabrir quando desconfinadas e submetidas a vibrações, a exemplo de escavaçãocom uso de explosivos.

> 35º 20

IIDescontinuidades parcialmente abertas, contato rocha a rocha, planos com super-fícies irregulares, rugosas, travadas, podendo apresentar pequenas oxidações.

35º - 30º 15

IIIDescontinuidades abertas, planos com superfícies pouco rugosas, apresentandointensa oxidação, ou filmes de manganês, discreta película de argila decorrente daalteração e/ou percolação d água.

30º - 25º 10

IVDescontinuidades com abertura (1 a 5mm), com preenchimentos muitas vezesindeterminados devido ao transporte pela água de percolação, em geral misto oumesmo com incidência de argila da própria alteração do plano.

25º - 20º 5

VDescontinuidades com abertura (>5mm), sem preenchimentos devido ao transportepela água de percolação, ou com preenchimento de material argiloso, apresentandoparedes lisas e/ou estriadas, que caracterizam indícios de movimento relativo.

< 20º 0

Quadro 5 – Classes de permeabilidade e pesos relativos adotados.

Classe de permeabilidade P1 P2 P3 P4 P5

Permeabilidade equivalente (cm/s) <10-5 10-5 a 10-4 10-4 a 5310-4 5310-4 a 10-3 >10-3

Peso relativo 20 15 10 5 0

43

Quadro 6 – Ajuste das descontinuidades e pesos adotados.

Descrição Condição Ajuste(Peso relativo)

Descontinuidade de pequena a média persistência, descontínua, irregular ouondulada, tipo alívio de pressão, removível na escavação, ou de simples tratamento.

(I)Muito

favorável0

Descontinuidade de média persistência, parcialmente fechada, com mergulho paramontante ou na direção do talude de escavação com poucos tratamentos previsíveis.

(II)Favorável

-(menos) 2

Descontinuidade de grande persistência de direção aleatória, mas fechada emprofundidade, quando interceptada(s) por outra(s) formam blocos e cunhas estáveisna fundação e nos taludes de escavação. Tratamentos localizados.

(III)Aceitável

-(menos) 5

Descontinuidade de muito grande persistência com mergulho para jusante e/ou paradentro da cava, quando interceptada(s) por outra(s) formam blocos e cunhas instáveisna fundação e nos taludes de escavação. Previsão de tratamentos ou remoção.

(IV)Desfavorável

-(menos) 10

Descontinuidade de muito grande persistência com mergulho muito desfavorável,quando interceptados(s) por outra(s) formam blocos e cunhas instáveis na fundação enos taludes de escavação. Previsão de grandes e ou intensos tratamentos.

(V)Muito

desfavorável- (menos) 12

Quadro 7 – Ajustes decorrentes de tratamentos superficiais e subsuperficiais.

Situação detectada por ocasião do preparode fundação e do mapeamento

geológico-geotécnico para liberação de fundação

Tratamentos previsíveis de aplicaçãona fundação

Ajuste (pesorelativo)

1. Presença de fraturas aleatórias descontínuas abertas, zonasestilhaçadas decorrentes de fogo, reentrâncias e saliênciasinclusive pequenos taludes negativos.

Preencher com calda de cimento econcreto dental, conformetratamentos tipos 1-2 da Figura 6.

+ (mais) 2

2. Presença de sistema de fraturas contínuas e abertas com ousem preenchimentos nos cinco primeiros metros de profun-didade.

Limpeza com jatos de ar e água. Inje-ções rasas e de consolidação.

+ (mais) 3

3. Descontinuidades abertas em profundidade, injetáveisatravés da cortina de injeção, de forma a homogeneizar aspercolações pela fundação.

Cortina de injeção e furos de controle. + (mais) 3

4. Descontinuidades abertas em profundidade, não injetávelatravés da cortina de injeção, com concentração de fluxo sobpressão.

Cortina de drenagem e eventuaispoços de alívio.

+ (mais) 2

5. Descontinuidades tipo caixa de falha com materialincoerente, conforme similar ao tipo 3 da Figura 6.

Tratamentos previstos nas dimensõesda caixa, conforme tratamento tipo 3da Figura 6.

+(mais) 5

6. Depressões com fraturas abertas em áreas restritas dafundação.

Tratamentos previstos de acordo comas dimensões da caixa, conformetratamento tipo 4 da Figura 6.

+ (mais) 3

7. Descontinuidades abertas de baixo mergulho.Tratamentos previstos, conforme tipo6 da Figura 6.

+ (mais) 2

Obs: O peso relativo de ajuste é a soma dos pontos obtidos para cada tratamento aplicado.

3.4 – Determinação da classe do maciço rochoso da CGM

A proposta classificação geomecânica de maciços rochosos (CGM) é aplicada para fasesdistintas do projeto hidrelétrico: projeto viabilidade e básico, e projeto executivo (obra).

44

Fig. 6 – Descontinuidades e irregularidades do maciço rochoso e tratamentos superficiais aplicados(Modificado de CNEC, UHE Serra do Facão, desenho: NE-218-BP-014-DE-0601).

Para obtenção da classe do maciço rochoso:i) Determina-se o peso relativo de cada parâmetro/índice da classificação;

ii) Somam-se os pesos dos quatro parâmetros;iii) Identifica-se a condição mais representativa do maciço para ajuste das descontinuidades

(Quadro 4) a partir das sondagens realizadas na área e/ou com base nos mapeamentos geo-lógico-geotécnicos;

iv) Obtém-se a classe do maciço rochoso (CGM) para as fases de viabilidade e básico, des-contando da soma dos quatro parâmetros/índices o valor do ajuste das descontinuidades;

v) Após conclusão dos tratamentos previstos em projeto e por critérios geológico-geotécnicosdefinidos no campo, avalia-se a melhoria dos parâmetros geomecânicos do maciço rocho-so de fundação, com base na real eficiência dos tratamentos aplicados. Sobre a pontuaçãomencionada em (iv), avaliam-se as situações de descontinuidades e irregularidades maiscomuns encontradas em maciço rochoso de fundação de barragens e os tratamentos super-ficiais normalmente aplicados mostrados na Figura 6 e aplica-se a soma dos pontos doajuste positivo obtidos do Quadro 7, determinando-se finalmente a classe do maciço ro-choso para projeto executivo (obra), com base no Quadro 8.

3.5 – Aplicação da proposta de classificação geomecânica de maciços rochosos (CGM)

A classificação geomecânica de maciços rochosos proposta para as fases de viabilidade eprojeto básico foi aplicada:

(1) Em rochas ígneas consistentes, riolitos do maciço rochoso de fundação de duas estruturasdo AHE Jirau, em fase de desenvolvimento do projeto básico: barragem de concreto econjunto tomada d’água e casa de força (TA\CF);

(2) Em rochas metamórficas consistentes, mica-xistos da UHE Serra do Facão, em fase deprojeto executivo com a obra em andamento para as situações:

– Com obtenção dos parâmetros classificatórios por meio de sondagens rotativas, simu-lando, portanto, a fase de projeto da tomada de desvio;

– Determinação dos parâmetros classificatórios, com base no mapeamento geológico-geotéc-nico de fundação, com apoio em sondagens rotativas em xistos consistentes, com interca-lações de grafita-xistos, localmente caracterizadas como rochas brandas, presentes nas fun-dações das estruturas de concreto e barragens de terra e rocha da UHE Serra do Facão.

Para a barragem de concreto e conjunto TA\CF do AHE Jirau, adotou-se a forma tradicional-mente utilizada no meio técnico do uso das descrições de sondagens rotativas para determinação daclasse de maciço por trecho perfurado, utilizando as sondagens rotativas executadas para projeto eestando os resultados apresentados no Quadro 9.

Quanto à UHE Serra do Facão, foram escolhidas para aplicação da CGM, fase de ProjetoExecutivo (obra), as fundações da barragem principal, abrangendo três blocos de concreto (bloco 6,bloco 7, onde será implantado o vertedouro e o muro de encontro da barragem do leito do rio). Osvalores dos parâmetros/índices classificatórios foram obtidos com base no mapeamento geológico-geotécnico da superfície de fundação e apoio nas sondagens rotativas executadas para projeto. ACGM, fases de viabilidade e projeto básico, foi determinada para cada área de fundação, estandoapresentada no Quadro 10.

Para obtenção da CGM do maciço rochoso de fundação, fase de projeto executivo (obra), ini-cialmente determinaram-se os ajustes decorrentes dos tratamentos de fundação efetivamente apli-cados em cada área (Quadro 11) e, sobre os pontos da CGM básica incidiu-se o referido ajuste,determinando as classes da CGM fase de projeto executivo (obra), sintetizado no Quadro 12.

45

46

Quadro 8 – Parâmetros\índices classificatórios e pesos relativos para determinação da CGM.

1.1 - Resistência àcompressão uniaxial da rochaintacta – consistente (MPa)

> 250 250-100 100-50 50-25 ≤ 25

Pontos 30 25 20 15 10

1.2 - Resistência àcompressão uniaxial da rochaintacta - branda (MPa)

25 25-10 10-5 5-1 < 1

Pontos 10 8 5 3 1

2.1 - Fraturamento F0 F1 F2 F3 F4

2.2 - RQD (%)(Rocha branda)

> 75 75-50 50-25 25-10 < 10

Pontos 30 25 20 15 5

3-Característicasdasdescontinuidades

Grupo I

φ >35º

Grupo IIφ >30º,

eφ ≤35º

Grupo IIIφ > 25º,

eφ ≤30º

Grupo IVφ >20º,

eφ ≤25º

Grupo VÂngulo de atrito (φ) ≤ 20º

φ >15º, eφ ≤20º

φ > 10º, eφ ≤15º

φ ≤10º

Pontos 20 15 10 5 3 2 0

4 - Classe de permeabilidade P1 P2 P3 P4 P5

Permeabilidade equivalente(cm/s)

k<10-5 ≥10-5 ek <10-4

k ≥10-4 ek< 5x 10-4

k ≥5x10-4 ek<10-3 k≥ 10-3

Pontos 20 15 10 5 0

5 - Ajuste dasdescontinuidades.

Muitofavorável

(I)

Favorável(II)

Aceitável(III)

Desfavorável(IV)

Muito desfavorável(V)

Pontos 0 -2 -5 -10 -12

Classe da proposta Classificação geomecânica do maciço rochoso (CGM) fase de viabilidade e projeto básico.

Soma dos pontos 100-81 80-61 60-41 40-21 < 20

Classe do maciço rochoso CGM-1 CGM-2 CGM-3 CGM-4 CGM-5

6 - Ajustes dos tratamentos de fundação efetivamente aplicados – Soma dos pontos obtidos do Quadro 6

Classe da proposta Classificação geomecânica do maciço rochoso (CGM) fase de projeto executivo (obra).

Soma dos pontos 100-81 80-61 60-41 40-21 < 20

Classe do maciço rochoso CGM-1 CGM-2 CGM-3 CGM-4 CGM-5

47

Quadro 9 – AHE Jirau - Barragem de concreto e Tomada d’água\Casa de força: Síntese dos resultadosda CGM, fase de viabilidade e projeto básico.

a - AHE Jirau - Barragem de concreto

Sondagem Trecho (m) Pontos Classe Sondagem Trecho (m) Pontos Classe

SR-202 0,90-2,30 88 CGM-1 SR-204 4,75-10,04 70 CGM-2

SR-202 2,30-3,05 83 CGM-1 SR-204 10,04-12,34 87 CGM-1

SR-202 3,05-15,23 93 CGM-1 SR-204 12,34-14,98 77 CGM-2

SR-203 0,10-15,20 88 CGM-1 SR-205 4,36-5,95 40 CGM-4

SR-204 2,50-3,18 40 CGM-4 SR-205 5,95-7,40 78 CGM-2

SR-204 3,18-3,83 73 CGM-2 SR-205 7,40-15,15 80 CGM-2

SR-204 3,83-4,75 15 CGM-5 - - - -

b - AHE Jirau - Tomada d’água\Casa de força

Sondagem Trecho (m) Pontos Classe Sondagem Trecho (m) Pontos Classe

SR-205 4,36-5,95 40 CGM-4 SR-270 48,31-51,59 88 CGM-1

SR-205 5,95-7,40 78 CGM-2 SR-270 51,59-52,35 78 CGM-2

SR-205 7,40-15,15 80 CGM-2 SR-270 52,35-56,11 88 CGM-1

SR-270 0,00-11,70 78 CGM-2 SR-276 2,43-10,00 80 CGM-2

SR-270 11,70-15,67 78 CGM-2 SR-276 10,00-58,28 88 CGM-1

SR-270 15,67-45,25 88 CGM-1 SR-277 4,10-5,84 60 CGM-3

SR-270 45,25-46,20 83 CGM-1 SR-277 5,84-11,90 78 CGM-2

SR-270 46,20-47,40 88 CGM-1 SR-278 6,10-7,27 40 CGM-4

SR-270 47,40-48,31 83 CGM-1 SR-278 7,27-11,25 65 CGM-2

48

Quadro 10 – UHE Serra do Facão - Barragem principal de concreto: Síntese da CGM (básica).

Blocos 1 25 25 15 15 -2 78 26-7

Blocos 2 25 20 10 15 -2 68 26-7

Blocos 3 28 28 10 15 -2 79 26-7

Muro 4 30 23 10 15 0 78 2M.

Muro 5 25 20 5 15 -5 60 3C.

Muro 6 25 25 15 15 0 80 2J.

Muro 7 3 20 10 10 -10 33 4C.

Muros: M- montante; J- jusante; C- central

Estruturasde concreto

Local Área Consis-tente

Consis-tente

Branda(RQD) Ptos Class.Branda

Resistência darocha intacta

Fraturamentoda rocha Condição das

descont.Classe permea-

bilidadeAjuste descon-tinuidade

CGM

Quadro 11 – UHE Serra do Facão - Barragem de concreto: CGM fase de projeto executivo (obra).

Ajustes decorrentes dos tratamentos de fundação

Identificação do tratamento de acordo com o Quadro 6 e Figura 6

Tipo 1 Tipo 2 Tipo 3 Tipo 4 Tipo 5 Tipo 6 Tipo 7

Blocos 6-7 1 2 3 2 7

Blocos 6-7 2 2 3 2 7

Blocos 6-7 3 2 3 2 7

Muro M. 4 2 3 2 7

Muro C. 5 2 3 2 7

Muro J. 6 2 2 4

Muro C. 7 2 3 2 7

Muros: M- montante; J- jusante; C- central

Barragem deconcreto Área Total

pontos

3.6 – Determinação do índice GSI (Geological Stress Index), do módulo de deformabilidade(Em) e correlações com a Proposta Classificação Geomecânica de Maciços Rochosos(CGM)

A CGM, por ter a mesma base estrutural do RMR, pode ser utilizada para determinação deparâmetros de projeto, por meio da proposta do GSI de Hoek (1994), utilizando as mesmas equa-ções semi-empíricas, assumindo a mesma condição do maciço totalmente seco (na CGM, tem pesode 20 pontos) e sem considerar a orientação das descontinuidades, com peso 0 (zero). Vale observarque este procedimento deve ser utilizado com reservas até se obter experiência mais sólida a partirde um maior número de casos com o uso da CGM.

A CGM, sendo correlacionada ao GSI para obtenção de parâmetros geomecânicos preliminares,passa a ser expressa conforme expressão 4:

GSI = CGM – 5 (4)

Dentro dessa mesma concepção e restrições, podem-se utilizar as expressões para estimar valo-res de módulo de deformabilidade (Em), como, por exemplo, a expressão 5 de Serafim e Pereira(1983) e a expressão 6 de Bieniawski (1978).

Em = 10(RMR-10)/40, para RMR < 50 (5)

Em = 2RMR – 100, para RMR > 50 (6)

No Quadro 13, constam os valores do GSI e do módulo de deformabilidade estimados para abarragem de concreto do AHE Jirau, seguindo essa proposta, portanto a CGM assume os valoresda RMR.

49

Quadro 12 – UHE Serra do Facão – Barragem de concreto: CGM fase de projeto executivo (obra).

CGM (Básica) CGM- Projeto executivo (Obra)

Estrutura Área Pontos Ajuste dos tratamentos de fundação Pontos Classe

Blocos 6-7 1 78 7 85 CGM -1

Blocos 6-7 2 68 7 75 CGM -2

Blocos 6-7 3 79 7 86 CGM -1

Muro M. 4 78 7 85 CGM -1

Muro C. 5 60 7 67 CGM -2

Muro J. 6 80 4 84 CGM -1

Muro C. 7 33 7 40 CGM -4

3.7 – Comparações e correlações entre RMR e CGM

Foram comparadas e correlacionadas as classificações CGM e RMR, em três furos típicos domaciço rochoso da UHE Serra do Facão, como mostrado na Figura 7. Vale observar que, para ostrechos analisados, os valores de RMR são predominantemente menores que os de CGM, acentuan-do-se para o mica-xisto nas classes de maciço 1 a 3. Rochas estruturadas, xistosas em geral, apre-sentam valores baixos de RQD, constituindo-se no caso em um parâmetro redutor.

50

Fig. 7 – Correlação do maciço rochoso da UHE Serra do Facão, sondagens SR102, SRBL-02 e SRBL-04,para CGM - fase de projeto básico e o índice RMR, de Bieniawski (1989).

Quadro 13 – AHE Jirau - Barragem de concreto: GSI e Módulo de deformabilidade (Em) estimadoscom base na CGM (fase de viabilidade e projeto básico).

Furo Trecho CGM GSI Em Furo Trecho CGM GSI Em

Sond. (m) (GPa) Sond. (m) (GPa)

SR-205 4,36-5,95 4 59 5,6 SR-270 48,31-51,59 1 85 76

SR-205 5,95-7,40 2 80 50 SR-270 51,59-52,35 2 75 56

SR-205 7,40-15,15 2 82 56 SR-270 52,35-56,11 1 85 76

SR-270 0,00-11,70 2 85 50 SR-276 2,43-10,00 2 85 60

SR-270 11,7-15,67 2 76 50 SR-276 10,0-58,28 1 85 76

SR-270 15,67-45,25 1 85 89 SR-277 4,10-5,84 3 75 20

SR-270 45,25-46,2 1 80 67 SR-277 5,84-11,90 2 80 56

SR-270 46,2-47,40 1 85 89 SR-278 6,10-7,27 4 59 5,6

SR-270 47,4-48,31 2 80 67 SR-278 7,27-11,25 2 80 30

Na Figura 8a consta a correlação do riolito do AHE Jirau, na Figura 8b, do maciço xistoso daUHE Serra do Facão e na Figura 8c, dos dois maciços dos dois projetos. Os elementos da regressãolinear (Quadro 14) mostram que, para o maciço de rocha ígnea consistente do Jirau, o comporta-mento é praticamente linear entre os dois sistemas, nesse caso, o RQD mais favorável contribuipositivamente, enquanto que para os xistos prevalece a situação mostrada na Figura 7. Dos resul-tados apresentados, pode-se concluir que a correlação entre RMR e CGM é bastante significativa,podendo variar em função do tipo de maciço. No entanto, para os maciços avaliados, a CGM semostrou bastante aderente à sua classificação base (RMR) e diferente da mesma, no máximo em 10pontos, para a aplicação básica, sem tratamentos.

51

Fig. 8 – Regressão linear entre os sistemas CGM e RMR: (a) Maciço rochoso do AHE Jirau;(b) UHE Serra do Facão; (c) Maciços rochosos dos dois projetos.

Quadro 14 – Elementos da regressão linear do maciço rochoso do AHE Jirau e da UHE Serra do Facão,para CGM - fase de projeto básico e o índice RMR (Bieniawski, 1989).

AHE Jirau UHE Serra do Facão Os dois projetos

CGM = 1,00RMR + 0,8 CGM = 0,89RMR + 9,7 CGM = 0,90RMR + 8,5R2 = 0,93 R2 = 0,69 R2 = 0,80

4 – CONSIDERAÇÕES FINAIS

A proposta de classificação geomecânica para a fase de projeto executivo é direcionadasobretudo para as atividades de preparo, tratamento e liberação das fundações, podendo ser em-pregada na avaliação das especificações técnicas e aplicabilidade do projeto executivo nestas áreasespecíficas e no encaminhamento aos devidos ajustes dos critérios de projeto.

A CGM a ser empregada em projetos hidrelétricos a céu aberto, nas fases de viabilidade e pro-jeto básico e para a fase de projeto executivo (obra), está respaldada, entre outros, nos seguintesatributos:

– Tem uma base estrutural de um sistema de classificação geomecânica (RMR) consagrado,amplamente divulgado no meio técnico;

– Os parâmetros classificatórios são os mais significantes dos maciços rochosos, determina-dos por meio de sondagens e/ou mapeamentos e ensaios a baixo custo;

– É de fácil assimilação no meio técnico e aplicação com avaliação qualitativa e, sobretudoquantitativa;

– A CGM é abrangente, podendo ser generalizada para todo o maciço rochoso, para umaestrutura específica, ou até mesmo para uma região limitada dentro da estrutura de determi-nado projeto, sendo aplicável a qualquer tipo de maciço rochoso, desde rochas ígneas oumetamórficas consistentes a rochas metamórficas e sedimentares, de baixa resistência (bran-das) ou intemperizadas.

Uma diferença importante entre os sistemas tradicionais de classificação geomecânica de ma-ciços rochosos, a exemplo do RMR, e a CGM, é que esta, ao considerar no primeiro parâmetro umamaior abrangência da resistência da rocha intacta, com o objetivo de melhor descrever a faixa deresistência das rochas brandas ou intemperizadas, considera as condições impostas pelo clima tro-pical, em que o maciço rochoso é afetado por intenso intemperismo, condições diferentes daquelasonde foram formuladas na grande maioria as classificações geomecânicas tradicionais (Vaz, 1996).

O Rock Quality Designation (RQD), em sua versão original proposta por Deere (1963, 1968)e determinado conforme recomendações do ISRM (1981) se constitui em uma classificação e nãosomente em um parâmetro geomecânico. O Sistema RMR inclui como parâmetros classificatórioso espaçamento das descontinuidades e o RQD, ambos obtidos a partir de medições em testemunhosde sondagem ou determinados no campo, por meio de medições com uso de trena dos espaçamen-tos entre fraturas. Essa duplicidade foi resolvida na presente classificação, ao não adotar o índiceRQD na CGM como parâmetro classificatório para rocha consistente. A opção de uso na CGM doespaçamento das descontinuidades ou o RQD, eliminando, portanto um parâmetro classificatóriopossibilitou redistribuir os pesos, em um total de 100 pontos.

Os aspectos de deformabilidade, resistência e permeabilidade do maciço rochoso, principaisatributos que devem caracterizar uma fundação de um barramento hidrelétrico, conforme Costa(1999) foram plenamente considerados na CGM, ao elevar o peso dos parâmetros da rocha consis-tente, do fraturamento e da presença de água (permeabilidade). No entanto, vale observar que oparâmetro classe de permeabilidade na CGM é apenas um fator contributivo que pode afetar osparâmetros de resistência e deformabilidade do maciço rochoso.

A comparação entre os dois sistemas de classificação, base (RMR) e proposto (CGM), mos-trou uma correlação bastante significativa, mas que pode variar em função do tipo de maciço. Noentanto, para os maciços avaliados, a CGM se mostrou bastante aderente à sua classificação base(RMR) e diferente da mesma em no máximo 10 pontos para a aplicação básica, sem tratamentos.

Uma amostra da eficiência dos tratamentos de fundação da UHE Serra do Facão é apresentada.Na barragem principal, com exceção da área 2, as demais galgaram uma classe na CGM, com con-

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siderável aumento nos índices GSI e, conseqüentemente, parâmetros de resistência e módulo dedeformabilidade (Em). Já nas barragens do leito do rio e margem direita, na região do núcleo juntoao leito do rio (área 2), onde intensos tratamentos foram executados, o GSI teve um acréscimo de13 pontos (20%), enquanto o Em de 20 GPa passou para 46 GPa (130%). A região do núcleo, namargem direita, com presença de grafita-xisto, galgou uma classe, com o Em melhorando em 2,5GPa (50%).

O uso de classificação geomecânica de maciços rochosos, a exemplo da CGM no desenvolvi-mento de projetos de barramentos hidrelétricos, está respaldado nos seguintes fatos:

– A compartimentação adotada nos estudos para projeto é específica para aquele tipo de ma-ciço rochoso investigado, de determinado projeto, e fornece basicamente dados qualitativos.Não é normalizada no meio técnico e nem muito menos foi catalogada em bancos de dados;

– As classificações geomecânicas de maciços rochosos que adotam a base estrutural do siste-ma RMR, a exemplo da CGM, além de catalogar o maciço rochoso em classes, são factíveisde uso nas soluções de engenharia, por fornecerem parâmetros de projeto tratados comlógica matemática e ainda são correlacionáveis, visto que as classificações geomecânicastradicionais ao longo dos anos vêm se desenvolvendo e acumulando experiência que érepassada aos projetos, sobretudo de obras subterrâneas;

– A partir do critério de ruptura de Hoek e Brown (1980a, b) e da introdução do GSI (Hoek,1994), baseado no conceito de que a resistência do maciço rochoso depende não somentedas propriedades da rocha intacta, mas também da liberdade que os blocos de rocha têm deescorregar ou rodar sob diferentes condições de tensão, as classificações geomecânicaspassaram a ter nova conotação, sobretudo os sistemas RMR e Q, por terem uma larga e bemestudada base de dados de casos de obra e por serem de aplicação relativamente fácil(Miranda, 2003). Nesse contexto, a CGM é introduzida tendo a mesma base metodológicado RMR, mas diferenciada desta por ter parâmetros classificatórios com pesos ajustados eespecíficos às condições impostas de barramentos hidrelétricos a céu aberto;

– Os parâmetros e constantes das equações de Hoek-Brown, (mb, mi, a, s), determinados a par-tir do GSI, constituem-se como um grande avanço ao transformar as classificações geome-cânicas, antes totalmente qualitativas e tratadas empiricamente, em semi-empíricas e comtratamentos matemáticos. O GSI, que poderá ser obtido por meio do RMR, também poderáser determinado a partir do CGM, considerando o maciço rochoso totalmente seco e sem oajuste das descontinuidades. No entanto, esta extrapolação no uso da CGM ainda carecemaiores validações futuras;

– O maciço rochoso, ao ser escavado a fogo, sofre perturbações e, ao ser desconfinado, a exemplode túneis, é submetido à libertação de tensões, portanto, as características do maciço rochososão alteradas. Hoek et al. (2002), depois de definido o GSI para maciço rochoso, correlacio-naram os parâmetros do critério de ruptura, por meio de relações, introduzindo o fator D,que depende do grau de perturbação do maciço rochoso escavado. Portanto, esse fator (D)é um índice corretivo dos parâmetros, originários do GSI, obtido a partir de uma classifica-ção geomecânica (RMR), cujo valor foi alterado. Situação similar ao fator D mencionadoocorre com a CGM, ao ser aplicada na fase de projeto executivo (obra). O maciço rochosode fundação, ao ser objeto de tratamentos, é submetido a melhorias de suas característicasgeotécnico-geomecânicas, nos aspectos de coesão, resistência, deformabilidade, estanquei-dade, etc., recebendo, desta forma, ajuste de pontos positivos, elevando o valor final da classeCGM, refletindo nos índices e parâmetros a serem determinados para subsídios do projeto.

Por fim, vale observar que no percurso destes estudos verificou-se a necessidade de sua com-plementação. Assim, algumas sugestões podem ser repassadas a futuras pesquisas.

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Quanto à aplicação a rochas brandas, são encontradas grandes dificuldades na obtenção deseus parâmetros geomecânicos, em decorrência da metodologia empregada nas investigações edeterminação dos parâmetros geotécnicos, a partir de sondagens mecânicas. Propõe-se criação deprogramas de investigação específicos e recomendam-se ensaios geotécnicos e até mesmo a criaçãoe\ou ajuste nos parâmetros ora empregados em descrições de sondagens e mapeamentos geológico--geotécnicos.

Os sistemas de classificação tradicionais para projetos de túneis vêm sendo objeto de ajustese revisões, a partir do conhecimento e aplicabilidade em obras ao longo do tempo. A proposta CGMpode ser estendida para uso em outras áreas dentro dos empreendimentos hidrelétricos, como esca-vação em rocha, contenções de taludes, sendo, portanto, algumas das sugestões para prosseguimentode futuras pesquisas.

O conceito do Ajuste Positivo na pontuação da classificação de maciço rochoso (básica), comaplicação dos tratamentos de fundação, que compõe a proposta de classificação geomecânica demaciços rochosos para a fase de projeto executivo (obra), é antes de tudo uma forma de avaliaçãodo aumento do coeficiente de segurança de determinada estrutura. Pesquisa direcionada para ava-liar o ganho nesses requisitos de projeto, com aplicação de determinado tratamento, vem ao encon-tro da seguinte questão: “qual tratamento aplicado é o mais eficiente para determinado projeto emtermos de segurança”? São algumas indicações para futuras pesquisas nessa área de interesse.

5 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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AVALIAÇÃO DE MÉTODOS DE PROTEÇÃOPARATALUDES EMESTRADANÃO-PAVIMENTADAEvaluation of methods for protection of slopes in unpaved roads

Danilo José Brandão Vitor Silva*George de Paula Bernardes**José Augusto de Lollo***Sílvio Jorge Coelho Simões****Isabel Cristina de Barros Trannin*****

RESUMO – Este trabalho apresenta a avaliação de três métodos de proteção de taludes de estradas rurais,contra o desenvolvimento de processos erosivos. Os métodos analisados foram: (1) plantio de grama “SãoCarlos” (Axonopus compressus); (2) serrapilheira, constituída por galhos e folhas de eucalipto E. Grandis e,(3) envelopamento com um solo local com características mais resistentes aos processos erosivos. O experi-mento consistiu da montagem de quatro células retangulares, sendo uma para cada método de proteção e umamantida desprotegida para avaliação da eficiência dos tratamentos. A determinação da quantidade de sedimentoserodidos baseou-se no somatório dos sólidos em suspensão e nos sedimentos armazenados em bolsa de geotêxtil.O estudo da erodibilidade dos solos foi realizado através de ensaios de identificação em laboratório. Os resul-tados de campo, quando comparados à célula desprotegida, mostraram que a serrapilheira obteve uma reduçãoda perda de solo de 90%, enquanto a grama e o envelopamento reduziram 80% e 65%, respectivamente.

SYNOPSIS – This work presents the evaluation of three protection methods of road slopes, against the developmentof erosion processes. The methods analyzed were: (1) planting "São Carlos" grass (Axonopus compressus), (2) litter,composed of branches and leaves of eucalyptus E. Grandis, and (3) compacted soil cover with a local soil more resis-tant to erosion processes. The experiment consisted of assembly of four rectangular cells, one for each method andone cell kept unprotected to evaluate the efficiency of the treatments. The determination of the amount of eroded sedi-ment was based on the sum of solids in suspension and stored sediments in geotextile bags. The erodibility of thesoils was evaluated by laboratory identification tests. The results showed that, compared to the unprotected cell, thelitter obtained 90% reduction of soil loss, while grass and compacted soil cover reduced 80% and 65%, respectively.

PALAVRAS CHAVE – Erosão, erodibilidade, proteção de taludes.

1 – INTRODUÇÃO

As estradas são obras públicas de vital importância para o desenvolvimento, uma vez que setrata do principal meio de escoamento da produção agroindustrial e permitem o intercâmbio entre as

57Geotecnia n.º 130 – Março 14 – pp. 57-77

* Mestre em Engenharia Civil, doutorando da UNESP – Universidade Estadual Paulista, Brasil, campusde Guaratinguetá. E-mail: danilojbrandao@gmail.com.

** Professor Doutor, UNESP – Universidade Estadual Paulista, campus de Guaratinguetá, Brasil. E-mail:gpb@feg.unesp.br

*** Professor Titular, UNESP – Universidade Estadual Paulista, campus de Ilha Solteira, Brasil. E-mail:lolloja@dec.feis.unesp.br

**** Professor Livre Docente, UNESP – Universidade Estadual Paulista, campus de Guaratinguetá, Brasil.E-mail: simoes@feg.unesp.br

***** Professora Doutora, UNESP – Universidade Estadual Paulista, campus de Guaratinguetá, Brasil. E-mail:isatrannin@feg.unesp.br

comunidades rurais e urbanas (Dadalto et al., 1990). O Brasil possui aproximadamente 1 725 000 kmde estradas distribuídas por todos os Estados da Federação, das quais mais de 90% não são pavi-mentadas. Minas Gerais é o Estado que possui a maior malha viária, sendo que apenas 7% de todaessa extensão é pavimentada (DNER, 2008).

O principal problema ambiental acarretado pelas estradas é o desencadeamento e a potencia-lização dos processos erosivos decorrentes da retirada da cobertura vegetal, da movimentação dosolo e da compactação inadequada de seu leito, tornando tais vias muito vulneráveis aos processosde erosão causada pela chuva (Correa, 2005). Geralmente as estradas não-pavimentadas resultamda evolução de trilhas ou caminhos pré-existentes e demandam serviços de movimentação de terragerando taludes de corte e ou aterro que em grande parte das vezes são construídos sem qualquerconhecimento técnico, baseando-se somente na experiência popular. Em decorrência disto, essasobras lineares têm um grande impacto no meio físico.

Segundo o DER-SP (1991), uma das principais formas de processos erosivos que ocorre emestradas é a erosão em taludes. Isto ocorre de um modo geral por apresentarem superfícies maisfrágeis devido, ora à exposição do solo, ora às deficiências comumente resultantes da construção.Estes aspectos associados geralmente à falta de proteção superficial e à inexistência ou ineficáciade sistema de drenagem podem desencadear processos erosivos (DER-SP, 1991). Da erosão queocorre nas estradas, aproximadamente 75% são provenientes dos taludes de aterro e corte.

Uma importante medida para controle da erosão na superfície de taludes é a aplicação decoberturas que impeçam mecanicamente a perda de solo (Souza, 2000).

Este trabalho apresenta uma análise comparativa de três métodos de proteção de taludes deestradas rurais não-pavimentadas, empregando materiais de baixo custo. Os métodos de proteçãoinvestigados são de simples implementação e exigem pouca manutenção, dando assim, condiçõesaos produtores rurais de manterem as estradas em condições de tráfego.

2 – DESCRIÇÃO DA ÁREA DE ESTUDO

A região em estudo refere-se à fazenda Santa Edwirges, de propriedade da Fibria CeluloseLtda, leste do Estado de São Paulo, no Vale do Paraíba – Município de Lorena (Figura 1). Possuiuma área de 12 km² e encontra-se próxima ao divisor de águas da serra Quebra Cangalha, ondeestão localizadas as nascentes do ribeirão Taboão. Sua localização está entre as coordenadas0485535 / 0497741 UTM e coordenadas 7480000 / 7466000 UTM.

2.1 – Caracterização geológica

A fazenda Santa Edwirges encontra-se totalmente inserida em um contexto geológico formadopor rochas cristalinas de idade precambriana (> 500 milhões de anos). O mapa da Figura 2 apresenta

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Fig. 1 – Localização da área de estudo.

as diferentes unidades geológicas encontradas na região: a) rochas metamórficas (xistos, gnaissese migmatitos) do Complexo Embu (Hasui e Sadowski, 1976; Carneiro et al., 1978; Landim, 1984);b) rochas ígneas (de composição predominantemente granítica) do Complexo Quebra-Cangalha(Landim, 1984); c) faixas de alta deformação (zonas milonitizadas); d) os terraços fluviais com-postos de silte e argila; e e) os sedimentos inconsolidados localizados no leito dos cursos de água.

Pela Figura 2 pode-se perceber que grande parte da área está inserida no Complexo Embu, oqual corresponde a 60% da área de estudo. Esta unidade é constituída por rochas metamórficas(gnaisses) que possuem na sua composição minerais mais facilmente alteráveis como micas efeldspatos. Desta maneira, o solo de alteração proveniente destas rochas é normalmente fino onde pre-dominam minerais argilosos favorecendo o desenvolvimento de solos mais impermeáveis e maishomogêneos. Os solos são normalmente espessos e possuem coloração avermelhada devido à presen-ça de minerais ricos em ferro como a biotita. A homogeneidade e a composição fina destes solos sãofatores que dificultam o desenvolvimento de processos erosivos acelerados como as ravinas.

A unidade Granitóide Quebra-Cangalha corresponde a 25% do mapa geológico sendo cons-tituída predominantemente por granitos leucocráticos (de tonalidades claras). As rochas destaunidade possuem minerais mais resistentes à alteração como o quartzo e o feldspato potássico.Entretanto, em decorrência da presença destes minerais, os solos são predominantemente de colo-ração esbranquiçada, de constituição areno-argilosa e com a presença significativa de frações mine-rais mais grosseiras (saibros). A textura grossa destes solos e a ausência de uma cobertura vegetalfornecem as condições favoráveis para a ocorrência de processos erosivos acelerados como sulcose ravinas.

As zonas milonitizadas (ou zonas de cisalhamento) correspondem a cerca de 10% da área totalestudada. Estas regiões correspondem a áreas que foram submetidas a intensas tensões tectônicasem condições dúcteis, ou seja, a profundidades maiores que 10 km (Ramsay, 1980). Por esta razão,apresentam uma foliação bastante desenvolvida e a presença de minerais finos com estrutura emcamadas como mica e clorita em decorrência de processos de retrometamorfismo devido a perco-lação de fluidos nas zonas de cisalhamento. A alteração destas rochas produz solos com elevadaproporção de argila e não são suscetíveis ao aparecimento de processos erosivos lineares.

A unidade Terraço Fluvial e a unidade Sedimentos Inconsolidados correspondem a 5% domapa geológico e representam a planície fluvial do ribeirão Taboão e seus principais afluentes.Nesta área são identificados paleo-terraços com sedimentos de composição pelítica (silte e argila)e, secundariamente, areia e seixos angulosos de quartzo e feldspato. Também se observam sedimen-tos inconsolidados de cor preta indicando a presença de solos com grande quantidade de matériaorgânica. No aspecto geotécnico constituem-se solos de baixa resistência, saturados em água epropícios à inundação.

2.2 – Caracterização geomorfológica

Apesar da fazenda Santa Edwirges apresentar uma área relativamente pequena, possui umasignificativa variação no relevo. Isto se deve, em grande parte, a diversidade do substrato geológicodescrita anteriormente. Regionalmente, a área está inserida na unidade geomorfológica do Planaltodo Médio Vale do Paraíba (Ponçano et al., 1981).

Com base em elementos morfométricos (hipsometria e declividade), foi possível identificar,três unidades geomorfológicas distintas: Escarpas Degradadas, Morros e Morrotes e Colinas Alveo-lares. Estas unidades podem ser visualizadas a partir do Modelo Numérico de Terreno (MNT)apresentado na Figura 3, apresentando as seguintes características:

a) Escarpas Degradadas – ocorrem no terço superior da área estudada apresentando declivida-des dominantes superiores a 30%, topos normalmente estreitos e alongados e afloramentosesporádicos de blocos de rochas. O substrato destas rochas é formado principalmente pelas

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rochas graníticas da Unidade Quebra-Cangalha. Os solos possuem composição areno-argilosa com elevado potencial de erodibilidade.

b) Morros e Morrotes – ocupam a porção centro-norte da área de estudo apresentando decli-vidades dominantes entre 20 e 30% e topos com formas arredondadas. Neste relevo se ob-serva uma menor intensidade dos processos de dissecação que no relevo de EscarpasDegradadas. Geologicamente, correspondem a rochas gnáissicas e migmatíticas. Os solosassociados são normalmente argilosos, espessos e de coloração avermelhada. A atividadeerosiva é predominantemente laminar ainda que feições erosivas lineares ocorram de ma-neira localizada.

c) Colinas Alveolares – ocupam uma faixa de direção sudoeste/nordeste na parte central dabacia. Representam a transição entre os relevos de escarpas e os relevos de morros e mor-rotes. Correspondem as áreas de declividade baixa (inferiores a 15%) e as áreas de relevoplano (planícies aluvionares). Em alguns lugares foi possível identificar a deposição desedimentos recentes (Terciários/Quaternários) os quais correspondem a unidade geológicaTerraço Fluvial. Estes relevos possuem grande influência na dinâmica hidrológica da baciaem face de possuírem o nível freático próximo à superfície e se constituírem em um localapropriado para a formação de bacias de retenção.

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Fig. 2 – Mapa geológico simplificado da área de estudo (Rodriguez e Milanezi, 2005).

2.3 – Pluviosidade da região

Os dados pluviométricos da área de estudo foram interpretados por Freire (2005), utilizandopara isso seis estações meteorológicas distribuídas no entorno da área de estudo, bacia do ribeirãoTaboão (Figura 4). Três destas estações localizam-se em região de escarpas, duas em região demorros e morrotes e uma em região de colinas alveolares. Os dados de precipitação foram analisadosempregando uma série histórica de 30 anos, sendo esta obtida do SIGRH - Sistema Integrado deGerenciamento de Recursos Hídricos do Estado de São Paulo (disponível em www.sigrh.sp.gov.br).

As estações meteorológicas localizadas no relevo de escarpa foram escolhidas por representa-rem bem a influência do Sistema Orográfico da região, que é a movimentação de massas de ar e dechuva provocadas pelo relevo, isto é, as massas de ar são empurradas morro acima, promovendoesfriamento e condensação da água, formando neblinas, chuviscos ou chuvas na região das escarpas.

O Quadro 1 apresenta a pluviosidade média sazonal e anual das três estações meteorológicaslocalizadas na região de escarpa, objeto do presente estudo.

Para a determinação do índice de erosividade (EI30) da área de estudo, foi empregada ametodologia proposta por Lombardi Neto e Moldenhauer (1980), a qual foi formulada realizando-se

61

Fig. 3 – Modelo digital das três formas de relevo na fazenda Santa Edwirges: Escarpas (marrom),Colinas Alveolares (verde) e Morros e Morrotes (bege).

análises de uma série histórica de dados de precipitação de 22 anos da região de Campinas – SP.Esta metodologia foi escolhida, tendo em vista que a intensidade de chuva deste município ésemelhante a da região de estudo, conforme as isoietas de precipitação disponibilizadas pelo CPRM– Serviço Geológico do Brasil (disponível em www.cprm.gov.br). Para se calcular o índice deerosividade foi utilizada a equação 1.

(1)

EI = média mensal do índice de erosividade em MJ.mm/ha.h;r = precipitação média mensal em mm;P = precipitação média anual em mm.

62

Fig. 4 – Localização das estações pluviométricas. As estações 1, 2 e 3 localizam-se na região de escarpa,a 4 e a 6 em região de morros e morrotes e a 5 em região de colinas alveolares (Freire, 2005).

Quadro 1 – Pluviosidade média sazonal da bacia do ribeirão Taboão-SP (1964 a 1994).

EstaçõesMeteorológicas Precipitação (mm)

Pluviométrica Verão Outono Inverno Primavera Anual

1 652,6 173,6 136,2 514,8 1436,3

2 720,7 196,4 136,9 562,9 1622,1

3 635,1 187,6 142,1 498,5 1334,5

Média 664,46 185,87 138,4 525,4 1464,3

Os índices de erosividade (EI30) foram calculados utilizando-se os dados das três estaçõespluviométricas localizadas em regiões de escarpas. Os resultados apresentados no Quadro 2 foramdeterminados considerando os dados de precipitação do período de 1964 a 1994. O EI30 médio anual(Quadro 2) para a área de estudo foi de 7611,4 MJ.mm/ha.h. Considerando os valores médiossazonais, tem-se no verão o maior índice médio de erosividade (EI30), 3971,9 MJ.mm/ha.h e no in-verno o menor, 344,9 MJ.mm/ha.h, o que era esperado, uma vez que os maiores índices pluvio-métricos ocorrem no verão e os menores no inverno.

3 – PROPRIEDADES GEOTÉCNICAS

As características geológicas e geomorfológicas da região conforme descritas anteriormentecriam um ambiente propício para a formação de grupos de solo com características bem distintas.A caracterização física dos solos da área de estudo é fundamental para uma avaliação do potencialde erosão. Para isso, foram coletadas amostras de solo de onde foi realizado o experimento e deonde foi extraído material empregado no tratamento de envelopamento. Com base nos ensaios delimites de Atterberg e granulometria foi realizada uma avaliação qualitativa do potencial de erosãodos solos em análise.

3.1 – Coleta das amostras

As primeiras amostras definidas por solo 1, foram obtidas do talude onde foi realizado oexperimento (talude 1). As coordenadas do ponto de amostragem são 0491937 e 7469689 em UTM.Localizado na região de escarpas, próximo ao divisor de águas o solo apresenta-se pouco evoluído,sendo um solo residual jovem silte-arenoso de cor rosa, onde se observam os processos erosivosem estágio avançado de desenvolvimento (Figura 5).

As segundas amostras obtidas de solo mais evoluído (solo 2) foram retiradas de um outroponto próximo da região de estudo em área de morros e morrotes, com relevo de declividade média,

63

Fig. 5 – Localização onde foi coletada a primeira amostra (solo 1).

Quadro 2 – Valores médios dos índices de erosividade (MJ.mm/ha.h).

EI30 Anual Verão Outono Inverno Primavera

7611,4 3971,9 503,3 344,9 2791,4

sendo um solo residual argiloso bem desenvolvido e de coloração avermelhada. Nesta localidade osolo apresentava-se pouco erodido (Figura 6). As coordenadas são 0490663 e 74706340 UTM.

3.2 – Ensaios de laboratório

3.2.1 – Granulometria

A análise granulometrica é uma das ferramentas que pode ser utilizada para se avaliar a erodi-bilidade dos solos. A NBR 7181 (ABNT, 1984) determina que para a realização do ensaio degranulometria é necessária a utilização de um defloculante para provocar o rompimento das liga-ções elétricas entre as partículas de argila, tornando-as assim, individuais no meio aquoso. Entre-tanto, este ensaio foi realizado também sem a adição do defloculante de modo a avaliar a capaci-dade dos minerais argílicos de formarem grumos e de sedimentarem-se mais rapidamente. Assim,quanto maior for a distância entre as duas curvas, maior será a capacidade dos minerais argílicosde se agruparem e conseqüentemente, de resistirem contra a desagregação pelo impacto das gotasde chuva.

Os ensaios de granulometria foram executados visando determinar a porcentagem de disper-são segundo proposta de Volk (1937, apud Araújo, 2000). Segundo a equação 2, quanto menor adispersão entre as curvas com e sem defloculante, maior o potencial de erosão do solo.

(2)

Pd = porcentagem de dispersão;p1 = porcentagem de partículas menores de 5µm sem dispersante;p2 = porcentagem de partículas menores de 5µm com dispersante.

Com base na porcentagem de dispersão os solos são interpretados do seguinte modo: se aporcentagem de dispersão for maior que 50% o solo é considerado altamente dispersivo; se estiverentre 20% e 50% é considerado moderadamente dispersivo e se for menor que 20%, não dispersivo.

3.2.2 – Limites de Atterberg

Os procedimentos de ensaios para a determinação dos Limites de Atterberg seguiram as reco-mendações das Normas ABNT: NBR 6459 - Determinação do Limite de Liquidez (ABNT, 1984) e

64

Fig. 6 – Localização onde foi coletada a segunda amostra (solo 2).

NBR 7180 - Determinação do Limite de Plasticidade (ABNT, 1984), os quais são executados emamostras passadas na peneira #40 (0,42mm). No presente trabalho, esses ensaios foram tambémrealizados utilizando-se o material passado na peneira #200 (0,074mm) para avaliar a influência daparcela de areia fina nos valores de limites de liquidez e plasticidade.

De uma forma qualitativa, a Carta de Plasticidade pode ser dividida em três regiões parauma avaliação do potencial de erosão. A primeira região, definida como de alto potencial deerosão, apresenta solos com limite de liquidez inferior a 30% e índice de plasticidade menor que15%, ou seja, solos silte-arenosos e argilas arenosas. A segunda região localizada no intervalo30% ≤ LL ≤ 70% e 15% ≤ IP ≤ 30% compreende aos solos que apresentam médio potencial deerosão tais como argilas e siltes de baixa plasticidade. A terceira região encontra-se os solos comLL > 70% e IP > 30% que são as argilas e siltes de alta plasticidade e por isso apresentam baixopotencial de erosão.

3.2.3 – Ensaio de compactação Mini-MCV e perda de massa por imersão

O procedimento empregado para realização dos ensaios de compactação Mini-MCV e deter-minação da perda de massa por imersão foi baseado na proposta de Marson (2004) que visou tornaras normas de ensaio DNER-ME 256 (1994): Solos compactados em equipamentos miniatura –Determinação da perda de massa por imersão e DNER-ME 258 (1994): Solos compactados emequipamento miniatura – Mini-MCV) mais simples e objetivas.

4 – MONTAGEM DO EXPERIMENTO

Inicialmente, houve a necessidade de se fazer a raspagem e a regularização da superfície dotalude, devido à existência de irregularidades em sua superfície, oriundas de processos erosivosexistentes, conforme pode ser visto na Figura 5. O talude após regularização apresentou uma alturade 6,90 m e inclinação de 60,70º, que são comuns na região de relevo acidentado.

O experimento de campo consistiu na instalação de quatro células com dimensões de 2,0 m ×3,0 m (6 m²), dispostas sobre o talude. As paredes das células eram compostas por tábuas com 30cm. Para instalação das tábuas no solo, foram escavadas valetas de 10 cm de profundidade e paramantê-las na posição vertical, a parede interna da valeta foi escavada verticalmente. Após o posi-cionamento das tábuas nas valetas, estas foram preenchidas pelo lado externo com solo compactadoe em seguida foram cravados piquetes pelo lado externo da célula para dar maior sustentação àsparedes verticais.

Na parte inferior de cada célula fixou-se uma calha platibanda 28 com 15,0 cm de abertura ebocal de 5,0 cm que foi conectada a um tanque de armazenamento com capacidade de 300 litrospor meio de tubo de PVC. Os suportes de calhas foram fixados nos piquetes e cravados no solo parao apoio da calha conforme ilustrado na Figura 7.

Para a coleta dos sedimentos, foram instaladas bolsas constituídas de um geotêxtil comabertura de poros de 0,117 mm sendo estas inseridas dentro dos tanques de armazenamento efixadas na extremidade da tubulação. Pela Figura 8, pode-se observar que além da bolsa de coletahavia também dentro do coletor um pequeno suporte, o qual tinha a função de não deixar que abolsa de geotêxtil entrasse em contato permanente com a água que era armazenada na caixa deágua.

Os sedimentos armazenados dentro das bolsas de geotêxtil serão chamados neste trabalho desedimentos sólidos, que representam a parcela mais grossa. A parcela fina depositada no fundo dotanque e a parcela em suspensão foram consideradas juntas como sedimentos em suspensão.

65

4.1 – Sistema de medição e controle do experimento

4.1.1 – Escoamento superficial

A determinação do volume de escoamento superficial foi obtida através de uma régua de nível.Para isso foi montada uma curva de calibração com ajuste por regressão linear relacionando a alturado líquido com o seu correspondente volume (Figura 9). Assim, para a obtenção do volume doescoamento superficial em campo, bastava colocar uma régua dentro de cada coletor (tanques dearmazenamento) e fazer a leitura da altura do nível d’água e, com este valor, obter o volumeequivalente na curva de calibração.

Como pode ser observado na curva de calibração, o volume do tanque é definido por duasequações, pois a partir dos 31cm de altura há uma variação acentuada do diâmetro do tanque.

66

Fig. 7 – Instrumentação de campo (exemplo de uma célula completa).

Fig. 8 – Tanque com a bolsa de geotêxtil.

4.1.2 – Determinação do peso de sedimentos em suspensão

Para o cálculo do peso de sedimentos em suspensão, as amostras eram coletadas da solução,água + solo, contida nos tanques de armazenamento, utilizando-se para isso garrafas plásticas de1000 ml. Antes de se coletar a amostra, a solução era homogeneizada através de intensa agitação.Após cada leitura de campo, os tanques eram esvaziados e limpos. No laboratório, as amostras eramnovamente homogeneizadas e partes de seus volumes eram transferidos para cápsulas previamentepesadas. Em seguida, as cápsulas eram postas para secar em estufa a 105 ºC durante 24 horas paradeterminação do peso dos sólidos.

Conhecendo-se o volume inicial colocado nas cápsulas, calculou-se a concentração de sólidoem suspensão. O peso total de sedimentos em suspensão fica então determinado pela multiplicaçãodo volume total do escoamento contido no tanque pela respectiva concentração.

4.1.3 – Determinação do peso de sedimentos armazenados nas bolsas de geotêxteis

No processo de coleta de campo, as bolsas com os sedimentos mais grossos eram retiradas ecolocadas em baldes para transporte ao laboratório. Para que a próxima medida pudesse ser reali-zada, uma nova bolsa era fixada junto à tubulação após a limpeza dos tanques.

No laboratório, esse material era retirado da bolsa e pesado em balanças com precisão de duascasas decimais (Figura 10A), em seguida, era homogeneizado em bandejas com a finalidade deuniformizar sua umidade (Figura 10B). Posteriormente, amostras destes sedimentos foram coloca-das em cápsulas e secas em estufas a 105 ºC durante 24 horas, com a finalidade de se determinar oteor de umidade. Conhecido este teor foi então possível medir de forma indireta o peso seco destesedimento utilizando a equação 3.

(3)

Ps = Peso seco da amostra (kg)Pu = Peso úmido da amostra (kg)w = Umidade da amostra (%)

A produção total de sedimentos de solo foi calculada a partir da soma dos pesos secos dossedimentos em suspensão e dos sedimentos sólidos (armazenados na bolsa de geotêxtil).

67

Fig. 9 – Curva de calibração do tanque de armazenamento.

4.2 – Descrição dos métodos de tratamento

No presente estudo, três métodos de proteção de taludes foram analisados empregando mate-riais naturais da própria região de estudo, sendo estes:

a) Método A: grama “São Carlos” (Axonopus compressus)

A grama “São Carlos”, Axonopus compressus, possui alta resistência ao pisoteio, apresenta boaresistência às pragas e ervas daninhas. Adapta-se a locais de meia sombra ou a sol pleno, tem boatolerância a locais úmidos e frios, formando um tapete bem denso. Possui crescimento variável (Lorenzie Souza, 2001). Esta espécie de grama estabiliza solos erosivos em regiões de alta pluviosidade, sendouma excelente proteção para taludes contra o desenvolvimento de processos erosivos (FAO, 2008).

Este tratamento foi instalado, plantando-se mudas de grama em pequenas cavidades na super-fície do talude, feitas com ajuda de um pequeno bastão de madeira com uma de suas extremidadesaguçadas. Este método foi feito sem a adição de qualquer tipo de insumo agrícola ou solo orgânico,pois estes materiais poderiam interferir na determinação dos sedimentos erodidos.

Devido à fragilidade inicial da grama, foram colocados sobre ela, logo após o término de seuplantio, pequenos ramos de eucalipto, a fim de protegê-la do impacto das gotas de chuva e doescoamento superficial. Esta proteção complementar permaneceu até ser realizada a segunda coletade sedimentos, 14 dias depois do início do monitoramento.

b) Método B: trama de serrapilheiraO material utilizado no método B é formado por galhos e folhas que são depositados no chão

durante o ciclo de crescimento das árvores de eucalipto (E. Grandis). Os galhos foram amarradoscom arame formando uma trama que era fixada na superfície do talude por piquetes. O arranjo dastramas cobriu toda a célula, formando praticamente um telhado.

c) Método C: envelopamento – solo compactadoO método C consistiu em se revestir uma célula com uma camada de 10 cm utilizando solo

local (solo 2), com características mais resistentes aos processos erosivos (solo argiloso tipo CHcom perda de massa por imersão de 0% e classificação Mini-MCV, LG′). A instalação dessetratamento foi realizada pelo lançamento direto do solo sobre face por meio de compactaçãomanual, utilizando-se um pequeno soquete de madeira. Não houve controle de compactação naaplicação do solo de envelopamento, uma vez que o objetivo era propor uma alternativa de proteçãopara controle de erosão em taludes de estradas rurais não-pavimentadas de fácil aplicação pelosmoradores de áreas rurais.

68

Fig. 10 – Processo de medição indireta do peso dos sedimentos sólidos: (A) bolsas de geotêxtilcom os sedimentos mais grossos coletados em campos; (B) homogeneização da umidade da amostra.

d) Método D: célula de referência (solo natural)A face do talude na quarta célula (método D) foi mantida na condição natural com o objetivo

de servir de referência aos métodos de tratamentos das demais células. Para a sua instalação, foinecessária a regularização da superfície do talude para eliminar as pequenas depressões, onde osprocessos erosivos poderiam ocorrer de forma mais intensa. Os cálculos da eficiência dos métodosde proteção foram determinados com base na quantidade de sedimentos medidos na célula dereferência.

Por meio da Figura 11 pode-se ter uma visão geral da montagem das células no talude com osrespectivos métodos de proteção e a posição da célula que foi mantida desprotegida.

5 – ANÁLISE DOS RESULTADOS

5.1 – Ensaios de laboratório

5.1.1 – Granulometria

As curvas granulométricas com e sem defloculante obtidas para os dois solos em estudo estãoapresentadas na Figura 12.

69

Fig. 11 – Visão geral do experimento: (A) Método A – Grama; (B) Método B – Serrapilheira;(C) Método C – Envelopamento; (D) Método D – Célula de referência.

Fig. 12 – Curvas granulométricas: (a) solo 1; (b) solo 2.

Por meio da metodologia desenvolvida por Volk (1937, apud Araújo, 2000) foi possível cal-cular as porcentagens de dispersão segundo a equação 2. Para o solo 1, a porcentagem de dispersãofoi de 20% o que caracteriza um solo com média erodibilidade. No caso do solo 2, a porcentagensde dispersão foi de apenas 5,4% sendo este um solo não dispersivo. Estes resultados são bastantecoerentes com os comportamentos observados nos taludes em campo, Figuras 5 e 6.

5.1.2 – Limites de Atterberg

Os resultados dos ensaios de Limite de Liquidez e de Plasticidade realizados para amostraspassadas na peneira #40 (conforme norma brasileira) e passadas na peneira #200 estão apresentadosno Quadro 3 e na Carta de Plasticidade da Figura 13.

Para os ensaios realizados segundo a norma brasileira (peneira #40), o solo 1 apresenta-se comum alto potencial de erosão e o solo 2 foi classificado como de baixa erodibilidade.

No presente trabalho foram realizados também ensaios para determinação dos limites deAtterberg, empregando-se o solo passado na peneira #200 (0,074 mm), com intuito de avaliar ainfluência da parcela de areia fina nos valores de limites de liquidez e plasticidade dos solos en-saiados. Ao analisar os resultados obtidos, concluiu-se que houve um aumento significativo dovalor de limite de liquidez dos materiais, fazendo com que o solo 1 passasse para uma situação deerodibilidade média. No caso do solo 2, o aumento do limite de liquidez alterou a classificação dosolo para baixa erodibilidade.

70

Quadro 3 – Valores dos Limites de Atterberg.

Diâmetro (mm) LL (%) LP (%) IP (%)

Solo 1#40 0,42 28,90 14,20 14,70

#200 0,07 42,70 30,00 12,70

Solo 2#40 0,42 64,30 30,80 33,50

#200 0,07 91,80 54,10 37,70

Fig. 13 – Carta de plasticidade.

5.1.3 – Ensaio de Mini-MCV e de perda de massa por imersão

O Quadro 4 resume os coeficientes de classificação MCT-Modificado obtidos para os solos apartir de ensaios de compactação Mini-MCV e de perda de massa por imersão.

Dispondo-se dos coeficientes classificatórios foi possível obter a classificação do solo 1 e dosolo 2 segundo a Metodologia MCT-Modificada, bastando para isto plotar o ponto de coordenadasc′ e e′ no Ábaco Classificatório desta metodologia (Figura 14).

O solo 1 foi classificado como TA′ (Solo Transicional Arenoso), denominado por Vertamatti(1988) como um solo ainda não muito afetado pelos processos pedogenéticos, visto que posiciona-se na faixa central do ábaco da Classificação MCT-M. Este solo apresenta um caráter de transiçãono processo de evolução genética dos solos tropicais, normalmente associados às formações sedi-mentares e encontram-se na camada superior do perfil do terreno, podendo apresentar condições dedrenagem que favorecem sua evolução genética.

O solo 2 obteve a classificação LG′ (Solos Argilosos Lateríticos). Este grupo é formado porargilas e argilas arenosas, pertencentes ao horizonte B dos latossolos, solos podzólicos e terras roxasestruturadas. Quando apresentam percentagens de areia elevadas, têm um comportamento seme-lhante aos solos arenosos lateríticos LA′ (Vertamatti, 1988).

5.2 – Produção de sedimentos

O Quadro 5 apresenta a produção total de sedimentos obtida para as quatro células. A parteexperimental foi monitorada no verão entre 13 de janeiro a 13 de março de 2009. Como pode serobservado, o volume total de chuva medido nos dois meses foi superior ao esperado para todo overão que é em média de 645,7 mm. A primeira coluna do Quadro 5 indica os períodos em que os

71

Fig. 14 – Ábaco MCT-M para classificação de solos segundo Vertamatti (1988).O ponto azul representa os parâmetros obtidos para o solo 1 e o vermelho os do solo 2.

Quadro 4 – Parâmetros de Classificação MCT- Modificado.

AmostraParâmetros

c′ Pi (%) e′

SOLO1 1,10 136,25 1,65

SOLO 2 1,83 0,0 0,0

tratamentos ficaram expostos aos eventos de precipitação. A segunda descreve o intervalo de tempoentre as leituras. Não houve uma leitura com intervalo fixo devido às condições adversas do tempoe das estradas, uma vez que a área experimental era de difícil acesso. A terceira coluna apresenta ovolume de chuva acumulado no respectivo intervalo de leitura. As demais colunas apresentam aquantidade de sedimentos totais divididos pela área total da célula, medidos em kg/m2 para cadatipo de tratamento empregado no experimento, sendo grama, serrapilheira, envelopamento e célulade referência respectivamente.

A quantidade de sedimentos medidos na primeira leitura está bem superior as demais leituras devidoao solo solto no processo de regularização do talude. Por meio do Quadro 5 observa-se que a quantidadetotal de sedimentos produzida na célula de referência (Método D) foi muito superior aos demaistratamentos empregados. Nessa célula foi observada a formação do processo de erosão por sulcos.

O gráfico de barras da Figura 15 apresenta a comparação da produção total de sedimentos paracada célula no respectivo intervalo de leitura. Dentre os métodos de proteção empregados para o

72

Quadro 5 – Produção total de sedimentos dos métodos analisados.

PeríodoIntervalode coleta(dias)

Alturade chuva(mm)

Grama(kg/m2)

Serrapilheira(kg/m2)

Envelopamento(kg/m2)

Célulade referência(kg/m2)

13-22 Jan 9 127 2,85 0,67 2,83 6,60

22-27 Jan 5 60 0,73 0,70 0,90 3,57

27Jan-2Fev 6 87,5 0,46 0,31 0,56 2,44

2-7 Fev 5 52 0,47 0,24 1,46 0,66

7-10 Fev 3 12,5 0,02 0,02 0,05 0,04

10-14 Fev 4 55 0,08 0,02 0,20 0,43

14-25 Fev 11 130 0,94 0,28 3,13 8,66

25Fev-13Mar 16 127 0,69 0,69 1,55 8,58

Total 59 651 6,24 2,94 10,67 30,98

Fig. 15 – Produção total de sedimentos em kg/m2 para os métodos analisados.

controle dos processos erosivos, o envelopamento foi o que produziu maior quantidade de sedimen-tos. Na quarta e na quinta leituras realizadas verificou-se que a quantidade de sedimentos na célulacom envelopamento foi superior à célula de referência. Nesse caso foi constatado o desplacamentodo solo compactado. Com relação aos outros métodos, a serrapilheira foi a que apresentou melhorresultado, seguido pela proteção com grama. A redução de perda de solo registrada para o envelo-pamento foi de 65%, para a grama foi de 80% e para a serrapilheira foi de 90%.

5.3 – Escoamento superficial

O Quadro 6 apresenta o volume de escoamento superficial medido para as três coberturasimplantadas e para a célula de referência. Neste Quadro, as três primeiras colunas referem-se aoperíodo de leitura, ao intervalo de coleta e ao total de precipitação respectivamente. As quatro colu-nas seguintes apresentam os valores de volume de escoamento medidos divididos pela área dacélula.

Analisando os dados do Quadro 6, verifica-se que o envelopamento foi o que mais contribuiupara a redução da dinâmica do escoamento superficial. Ainda que este método tenha apresentado omenor volume de escoamento superficial, foi o tratamento (dentre os três estudados) o que maisapresentou perda de sedimentos. Isto ocorreu porque durante o período de monitoramento houvedestacamento do solo compactado.

Entre as coberturas com grama e serrapilheira, esta última obteve melhor resultado para aredução do escoamento superficial, pois sua trama funcionou como uma barreira ao deslocamentosuperficial da água, o que possibilitou o aumento da infiltração.

O gráfico de barras da Figura 16 mostra uma comparação do escoamento superficial de cadamétodo de tratamento analisado no respectivo intervalo de leitura. Dentre os métodos de proteçãoempregados, foi possível observar que a cobertura com grama foi a que menos reduziu a dinâmicado escoamento superficial, apresentando maior volume de escoamento para seis das oito leiturasrealizadas.

73

Quadro 6 – Escoamento superficial para os métodos analisados.

PeríodoIntervalode coleta(dias)

Alturade chuva(mm)

Grama (mm) Serrapilheira(mm)

Envelopamento(mm)

Célulade referência

(mm)

13 - 22 Jan 9 127 41,61 47,05 13,33 25,29

22 - 27 Jan 5 60 32,65 28,91 20,00 18,67

27 Jan-2 Fev 6 87,5 30,73 27,10 21,66 30,73

2 - 7 Fev 5 52 27,10 18,67 14,67 14,67

7 - 10 Fev 3 12,5 0,52 2,67 0,52 0,47

10 - 14 Fev 4 55 13,33 13,33 8,00 10,67

14 - 25 Fev 11 130 47,96 28,91 34,35 44,33

25 Fev-13Mar 16 127 46,14 26,19 37,07 20,00

Total 59 651,00 240,03 192,83 149,60 164,81

6 – ANÁLISE PRELIMINAR DOS CUSTOS PARA IMPLANTAÇÃO DO EXPERIMENTO

Tendo em vista que para a realização do experimento foram necessárias a utilização de maqui-nários e a contratação de mão-de-obra, foi realizada uma avaliação dos custos para a implantaçãodos métodos de proteção analisados.

O custo de mão-de-obra para a implantação do Método A (Grama) foi de R$ 105,00. Este trata-mento foi executado por uma pessoa que gastou um dia e meio para executar as seguintes etapas:a) retirada da grama em campo; b) transporte da grama para o local do experimento; c) preparaçãodas mudas; d) plantio da grama sobre a superfície do talude. Em virtude de a grama ter sido obtida naprópria área de experimento, esta não apresentou custo para sua aquisição, entretanto houvenecessidade de transporte por caminhão da própria fazenda a um custo estimado de R$ 65,00 por hora.

O Método B (serrapilheira) apresentou um custo de mão-de-obra para sua execução de R$70,00. Para a instalação deste tipo de cobertura foi necessária uma pessoa trabalhando durante umdia para coletar o material em campo, fazer os feixes de serrapilheira e posteriormente fixá-los asuperfície do talude com piquetes do próprio eucalipto. Este tratamento não apresentou custo demaquinário, visto que este material existe por toda a área de florestas plantadas.

No Método C (envelopamento), houve a escavação e transporte do solo por equipamentos daprópria fazenda com um custo estimado de R$ 65,00 a hora do caminhão e R$90,00 a hora damáquina. Para o preparo do solo e lançamento na célula, foi necessária uma equipe de duas pessoas,que realizou o trabalho em um dia. O valor de mão-de-obra para a implantação deste tratamento foide R$ 140,00.

Nos custos dos tratamentos descritos acima, não foi considerada na composição do custo totala compra de todo o material utilizado nas montagens das células (tábua de madeira, calhas, tubula-ção e outros), visto que se estes tratamentos fossem aplicados, estes materiais não seriam utilizados.

Por intermédio dos dados apresentados, pode-se determinar o custo de mão-de-obra e domaquinário necessário para a execução de cada um dos métodos em estudo (Quadro 7).

Observa-se que o método de proteção utilizando a serrapilheira apresentou o menor custo deimplantação em relação às outras duas coberturas estudadas. Para as regiões onde não existemflorestas plantadas de eucalipto, é possível utilizar soluções alternativas como capim barba de bode,vassoura, palha de milho entre outros.

74

Fig. 16 – Escoamento superficial em mm.

7 – CONSIDERAÇÕES FINAIS

No Brasil 90% da malha viária é constituída de estradas não-pavimentadas. Visto a sua grandeextensão e importância para o desenvolvimento econômico e social é necessário que essas estradasestejam em boas condições, uma vez que se trata do principal meio de escoamento da produçãoagrícola, como também de permitir às comunidades rurais o acesso à saúde, à educação e a outrasnecessidades para sua subsistência. A aplicação de sistemas de coberturas de taludes eficientes, debaixo custo e de fácil execução, permite que os próprios produtores rurais possam fazer sua implan-tação e manutenção, evitando desta maneira problemas de interrupção de tráfego principalmentenos períodos de chuva.

Este trabalho avaliou a eficiência de três diferentes métodos de tratamento de superfície de talu-des de estradas. A partir dos dados e resultados obtidos, realizaram-se as seguintes considerações:

a) Dentre os métodos analisados, a Serrapilheira foi o método que apresentou o menor custoe maior facilidade de implantação, como também, o melhor desempenho no que se refereao controle da produção de sedimentos com uma redução de perda de solo de 90%, secomparada com a célula de referência (Método D). Entretanto, por ser um material susce-tível à combustão existe o risco de vandalismo e conseqüentemente a perda de proteção dotalude.

b) A grama foi o segundo melhor tratamento analisado, apresentando um percentual de 80%na redução na produção de sedimentos. Ao longo do período de monitoramento este tipo decobertura obteve uma evolução em sua capacidade de estabilização, pois à medida que otempo foi passando houve um melhor enraizamento, aumentando assim a sua eficiência nocontrole da erosão.

c) A cobertura por envelopamento foi classificada como uma proteção instável, pois apresen-tou desplacamento durante o período de monitoramento. Isso ocasionou sua rápida deterio-rização. Dentre os tratamentos analisados foi o que mais produziu sedimentos. Para o pe-ríodo de monitoramento, este tratamento apresentou uma redução na produção de sedimen-to de 65%. Em virtude da inclinação acentuada do talude, esse tipo de cobertura apresentoumaior grau de dificuldade para compactação e um custo de implantação mais elevado umavez que necessitou de maquinário e de uma equipe maior para a execução.

Para outras regiões onde não existam florestas plantadas, a utilização de capim, barba de bodee vassoura, por exemplo, podem apresentar bons resultados sendo soluções viáveis para seremadotadas pelos próprios produtores rurais.

75

Quadro 7 – Custo dos métodos analisados.

Método Custo de mão-de-obra (R$/m2) Custo de transportee maquinário (R$/h)

Grama (A) 17,50 65,00 *

Serrapilheira (B) 11,67 ------

Envelopamento (C) 23,33 155,00 **

* Custo de um caminhão para transportar a grama até o local de sua aplicação.** Custo de uma escavadeira e de um caminhão para transportar o solo de envelopamento até o local de sua aplicação.

8 – AGRADECIMENTOS

Os autores agradecem ao CNPq pelo apoio financeiro recebido através do Edital MCT/CNPq15/2007 Universal – faixa B, processo 474605/2007-B, a Fibria Celulose Ltda por todo o apoio nasatividades de campo para o preparo dos taludes e segurança do experimento e Pró-Reitoria de Pós-Graduação da UNESP pela bolsa de Mestrado CAPES Institucional.

9 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

ABNT (1984) – Associação Brasileira de Normas Técnicas: NBR 6459. Solo – Determinação doLimite de Liquidez.

ABNT (1984). Associação Brasileira de Normas Técnicas: NBR 7180. Solo – Determinação doLimite de Plasticidade.

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DEFINIÇÃO DE CURVAS DE TRANSFERÊNCIADE CARGA DE ESTACAS EM SOLO RESIDUALDE GRANITODefinition of load transfer curves of piles in granitic residual soil

David Jorge da Rocha Pereira Fernandes*António Viana da Fonseca**

RESUMO – O subsolo do Noroeste de Portugal, em particular o da cidade do Porto, é composto principal-mente por solos residuais do granito, caracterizados pela sua forte heterogeneidade. Devido aos desenvolvi-mentos dos métodos construtivos, a utilização de estacas tem sido cada vez mais frequente neste tipo de solos,pelo que se torna imperativo conhecer melhor o comportamento deste tipo de fundação, que ainda hoje não éconsensual. Uma forma simplificada, mas ao mesmo tempo eficaz, de analisar a interação entre as estacas emaciço ao longo da face lateral e na ponta da estaca é através do conhecimento dos padrões de transferênciade carga ao longo do fuste e da base, vulgarmente conhecidas como curvas ‘t-z’ e ‘q-z’, respetivamente. Tendoem conta a problemática das cargas residuais, é o objetivo deste trabalho apresentar metodologias fundamenta-das para a definição das curvas que caracterizam o comportamento de três tipos de estacas que foram utilizadosneste tipo de solo, também considerando o efeito das cargas residuais. Para simular essas curvas recorreu-se aoprograma UniPile® da UniSoft, que é uma ferramenta especificamente desenvolvida para este fim Espera-se queeste estudo forneça informação prática útil, permitindo o dimensionamento seguro mas eficaz das estacasconstruídas neste tipo de solo, tendo em conta os diversos fatores que influenciam o seu comportamento.

SYNOPSIS – The subsurface of North-Western Portugal, in particular the city of Oporto, is composed mainlyof granite residual soil, characterized by its strong heterogeneity. Due to developments in construction, the useof piles has been increasingly frequent in this type of soil. Therefore, it becomes imperative the knowledge ofthe behaviour of this type of foundation that, even today, is not consensual. A simplified method, but alsoeffective, is to analyse the stress-strain behaviour along the shaft interface and in the bottom (toe) support byrecurring to load-transfer curves, commonly known as ‘t-z’ and ‘q-z’, respectively. Given the problem ofresidual loads, it is the objective of this study to show the possibilities based on the definition of the curvesthat characterize the behaviour of three types of pile in this type of soil, also considering the effect of theresidual load. To simulate these curves a very comprehensive commercial program, UniPile® of Unisoft, hasbeen used. It is hoped that this study provides practical and very useful information for a more effective butalso safer design of piles in this type of soil, taking into account the different factors that influence theirbehaviour.

PALAVRAS CHAVE – Transferência de carga, fundações indiretas, cargas residuais, modelação em soloresidual.

1 – INTRODUÇÃO

De entre os métodos de análise para previsão/modelação de curvas de carga-assentamento, atéà rotura, de estacas isoladas submetidas a esforços de compressão, há os que – recorrendo a méto-

79Geotecnia n.º 130 – Março 14 – pp. 79-99

* Engenheiro Civil. E-mail: david.jorge.fernandes@gmail.com** Professor Associado com Agregação da Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto. E-mail:

viana@fe.up.pt

dos numéricos – se baseiam em curvas da transferência de carga, ‘t-z’ e ‘q-z’, que relacionam ten-sões de corte ao longo do fuste, com deslocamentos ao longo da estaca (definidas através de molasnão lineares independentes), e na ponta ou base da estaca, respetivamente. Por serem versáteis enão exigirem meios computacionais particularmente complexos, são mais universais, desde que asleis sejam representativas dos solos em apreço e das condições de interface geradas em cada méto-do construtivo específico.

A execução de estacas de três tipologias de métodos construtivos num perfil de solo residual(saprolítico) do granito no Campo Experimental da Faculdade de Engenharia da Universidade doPorto (CEFEUP), que foram sujeitas a carregamentos verticais e horizontais, para desenvolvimentodas análises do International Prediction Event (Class A) - exercício internacional de previsão docomportamento de estacas com base em ensaios de caracterização, permitiu recolher um acervo deresultados que tem vindo a ser objeto de análises muito inovadoras e de grande impacto.

Uma das análises possíveis é a de estudar e sistematizar um conjunto de curvas mais ajustadasàs três tipologias construtivas estudadas, e que são as mais usadas pela nossa indústria de fundaçõesespeciais (estacas moldadas com tubo recuperado, estacas de trado contínuo – CFA – e estacasprefabricadas cravadas dinamicamente). Estas curvas podem ser definidas através de retroanálises,recorrendo a um programa de cálculo pelo MEF.

Assim, este trabalho foca três aspetos essenciais no estudo do comportamento de estacas: aresposta a carregamentos estáticos, a transferência de carga estaca-solo-estaca e a problemática dainfluência das cargas residuais instaladas no processo de instalação. Estas questões vão ser, numaprimeira fase, abordadas de modo a entender a metodologia aplicada e posteriormente serãoaplicadas aos três tipos de estacas ensaiadas no CEFEUP: cravadas, moldadas com recurso a tubomoldador recuperado e de trado contínuo (CFA).

2 – METODOLOGIAAPLICADA

2.1 – Análise da resposta a carregamentos estáticos

Esta análise adequa-se bastante bem ao tipo de solo analisado pois este comporta-se generica-mente em condições drenadas quando carregado, recaindo assim numa análise em tensões efetivas.Assim, para se chegar à capacidade de carga da estaca é necessário obter as resistências tanto dofuste, como da ponta. Da soma destas duas componentes obtém-se a resistência última da estaca.

A resistência lateral última da estaca é um fenómeno bem definido. O método que vai ser descri-to de seguida, conhecido como o método β, considera o ângulo de atrito, o coeficiente de impulso emrepouso do solo ou a textura do fuste da estaca, como parâmetros essenciais de cálculo direto da resis-tência do fuste. Assim, surge o coeficiente de proporcionalidade β (que incorpora os parâmetros ante-riormente descritos) para relacionar essa resistência com a tensão efetiva vertical. Este coeficiente éobtido de forma empírica e num caso específico, como é o caso de maciços de solos residuais – insu-ficientemente estudados neste âmbito – e para tecnologias de estacas particulares, não é fácil de definir.

Assim, a expressão que traduz o valor de cálculo da resistência total do fuste, Rs, para ocomprimento útil (enterrado) da estaca, é:

As – área do fuste à profundidade z;fs – resistência unitária do fuste;c′ – coesão efetiva;β – coeficiente (tipo Bjerrum – Burland);σ′z – tensão efetiva vertical.

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(1)

Já a resistência última de ponta, ao contrário da resistência lateral última, não é fácil de definir.Logo à partida depara-se com uma dificuldade que é o facto daquela, na prática, não ser uma rea-lidade, por não se atingir um limite a não ser para grandes deformações. “Esta resistência segue umcaminho mais ou menos curvo que não apresenta um valor de pico” (Fellenius et al., 2006) e estáintimamente relacionada com o movimento da ponta da estaca formada pela chamada curva ‘q-z’.

No entanto, nos ensaios de carga axial estáticos pode surgir um valor de pico claro, que podeser tomado como a capacidade da estaca e que pode ser devido à possibilidade de haver:

– uma resistência de ponta mínima;– um encurtamento da estaca devido ao aumento da carga depois de a resistência lateral ter

sido mobilizada na totalidade;– uma diminuição da resistência lateral após atingir o seu máximo;– a presença de cargas residuais que resultem do processo de instalação.

O método utilizado para estimar esta resistência, à semelhança do anterior, também utiliza umcoeficiente de proporcionalidade para definir a grandeza em função da tensão efetiva.

Assim a resistência total da ponta da estaca é obtida através da seguinte expressão:

At – área na base da estaca;qt – resistência unitária da ponta;Nt – coeficiente de resistência de ponta;D – profundidade de incrustação;σ′z – tensão efetiva na base.

2.2 – Transferência de carga

Este método permite que estacas isoladas sujeitas a cargas axiais possam ser tratadas comoelementos unidimensionais tipo pilares em que um conjunto de molas verticais tem a finalidade derepresentar a rigidez axial da estaca e a interação desta com o solo. Para tal é necessário subdividira estaca num número discreto de segmentos que estão unidos por molas que representam a rigidezaxial da estaca. Cada um destes segmentos encontra-se ligado lateralmente a uma mola vertical querepresenta a resistência ao corte do solo envolvente. A resistência última da mola é uma função dainterface entre o solo e a estaca, sendo habitualmente denominada de resistência lateral no dimen-sionamento de fundações profundas. O último segmento, no fundo, é também suportado por umamola vertical que representa a resistência de ponta da estaca. A discretização assumida na aplicaçãodeste método é mostrada esquematicamente na Figura 1.

Este processo permite obter, de forma iterativa, a curva de carga-assentamento através do cál-culo inverso da carga que pode ser aplicada na cabeça da estaca. Isto possibilita, a cada passo, odesenvolvimento do assentamento esperado na ponta da estaca. Para cada iteração o equilíbriovertical das forças representadas tem de ser garantido, incluindo as forças ao longo do fuste, queresultam do sistema de molas não linear, e a força na ponta da estaca, que resulta, por sua vez, damola representativa dessa resistência. O deslocamento da cabeça da estaca é calculado para cadapasso assumindo o deslocamento de cada segmento, o deslocamento assumido para a ponta da estaca(correspondente ao passo) e a deformação elástica de cada segmento (Coyle e Reese, 1966; Poulose Davis, 1980).

“A aproximação por este método oferece uma grande flexibilidade no tratamento de solos nãohomogéneos e pode ser usado, em conjunto com uma função numérica apropriada, para modelar ocomportamento visco-elástico do solo” (Guo, 1996).

81

(2)

Como pode ser observado na Figura 1, o método descrito é, atualmente, baseado em dois tiposde funções de transferência de carga:

– as chamadas curvas ‘t-z’ que caracterizam a transferência de carga entre o fuste e o solo eas quais são atribuídas às molas laterais do modelo;

– a denominada curva ‘q-z’ que traduz a força na base da estaca em relação ao assentamentoda mesma e a qual é atribuída à mola que está localizada na ponta da estaca.

Estas curvas são altamente dependentes do tipo de solo em que a estaca foi executada, do tipode execução da mesma estaca e do tipo de carregamento a que esta vai estar sujeita.

De modo a simular a curva de carga-assentamento correspondente a um ensaio de cargaestático, torna-se necessário introduzir no programa UniPile® (Fellenius e Goudreault, 1998) ascurvas de transferência de carga ‘t-z’ e ‘q-z’, correspondentes ao fuste e à ponta, respetivamente.

O programa permite obter as curvas de duas formas distintas:

– do tipo “função”, por uma função exponencial (Figura 2a);

– do tipo “personalizada”, pela introdução de cinco pontos (Figura 2b).

Cada curva de transferência de carga do tipo exponencial (Figura 2a) é definida pela razão daresistência mobilizada pela resistência última, como função do movimento. Para tal é necessáriointroduzir o movimento para o qual a resistência última é mobilizada e um expoente. A equação querege as curvas deste tipo é a seguinte:

RMOB – resistência mobilizada;RULT – resistência última;δMOB – deslocamento mobilizado;δULT – deslocamento último;e – coeficiente de proporcionalidade.

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Fig. 1 – Discretização do Método da Transferência de Carga (modificado de Ruiz, 2005).

(3)

Já nas curvas do tipo “personalizado” (Figura 2b) é introduzido para cada um dos cinco pontosa percentagem da resistência mobilizada e o respetivo movimento.

2.3 – Carga residual

Nos ensaios de carga estáticos realizados no campo experimental, os extensómetros foramcolocados após a instalação das estacas e calibrados para iniciar a medição no momento em que secomeçou o ensaio.

A consequência deste procedimento é que as cargas medidas ao longo da estaca não represen-tam as verdadeiras cargas, uma vez que não consideram as cargas de interação instaladas aquandoda colocação das estacas no terreno, comummente designadas cargas residuais. Estas cargas resi-duais têm uma influência considerável no mecanismo de transferência de carga. No entanto, a difi-culdade que existe na sua quantificação e distribuição ao longo da estaca levou a que, ao longo dotempo, fosse menosprezada a sua existência, dando origem a conceitos errados e interpretaçõesfalaciosas.

Durante décadas, a interpretação do mecanismo de transferência de carga foi feita de formaerrada. Existia uma discrepância entre os resultados dos ensaios experimentais e os teóricos quedurante muito tempo não tinha explicação.

Esta diferença prendia-se com o facto de os resultados experimentais mostrarem um andamentoda função de transferência de carga em profundidade do tipo cúbico e não parabólico, como apre-sentavam os modelos teóricos. Da mesma forma o atrito lateral unitário associado deveria mostraruma evolução linear em profundidade uma vez que seria (pelo menos em solos homogéneos) go-vernado por tensões efetivas aproximadamente linearmente crescentes.

A razão subjacente a esta interpretação errónea prende-se com o facto de, no ensaio de cargaestático, durante muito tempo, os assentamentos da estaca apenas serem medidos na cabeça damesma, o que não permitia a aferição desta evolução. Mesmo quando se começou a instrumentaro fuste, os extensómetros eram zerados antes do início do ensaio, ou seja, as medições começavamcom o valor zero, no entanto já existia uma carga instalada na estaca, associada a uma compressãoda mesma, dispondo ao longo do fuste de um equilíbrio de forças de levantamento (uma carga delevantamento atuando na base da estaca, acrescida de uma carga na zona mais baixa do fuste como terreno, a levantar a estaca) e de reação ao mesmo, na parte superior do fuste (Figura 3).

Designa-se por carga residual o valor da reação na ponta e da parte mais baixa do fuste, ondeo terreno atua com forças ascendentes, estando presente em estacas que no processo de instalaçãocriam essas forças de “engajamento”. À luz da proposta de Massad (1995), esta carga de ponta será

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Fig. 2 – Tipos de curvas de transferência de carga no programa UniPile: a) exponencial; b) personalizada.

aqui designada por Ph e junta-se ao atrito lateral positivo (Al), que poderá existir na parte inferiorda estaca, sendo o conjunto equilibrado pelo atrito lateral negativo (ar) existente na parte superiorda estaca. Na Figura 3 de Fellenius (2002) apresenta-se o desenvolvimento teórico da transferênciade carga numa estaca em que estejam presentes cargas residuais, permitindo uma melhorinterpretação das forças em jogo. Encontra-se também representado o sistema de forças associadoà atuação de uma carga P0. Verifica-se que a reação da ponta gerada, que corresponde agora à somada carga residual com o acréscimo de reação de ponta (Qp’) quando se impõe novas cargas, se de-senvolve até se gerar o atrito lateral positivo ao longo da estaca, revertendo a carga residual exis-tente no fuste. Associado à carga residual ao longo do fuste, existe o plano neutro. Este plano definea zona de transição do sentido das cargas residuais ao longo da estaca, situando-se normalmenteentre 1/3 e 1/2 da altura da estaca, evoluindo a sua localização à medida que se aumenta o carrega-mento, até, naturalmente, coincidir com a ponta/base da estaca.

Como já foi referido, a existência desta carga leva a que a interpretação dos resultados ex-traídos dos extensómetros seja falseada. De modo a melhor se compreender a sua influência é aquidescrito um caso prático, considerando uma estaca sujeita a um ensaio de carga estático, em que émobilizada a totalidade da resistência lateral e na qual está presente a carga residual representadana Figura 4a. Os extensómetros foram ativados após a instalação da estaca e calibrados de modo aobter um valor nulo na primeira medição. Dos resultados extraídos obtém-se uma curva semelhanteà representada na Figura 4b. Pode observar-se que nas condições indicadas a partir de determinadaprofundidade, os extensómetros não registam a existência de resistência no fuste. Este ponto indicaa localização do plano neutro, ou seja, o nível em profundidade onde há inversão do sentido dascargas residuais. Este ponto poderá eventualmente estar camuflado, pois a transição pode ser feitade forma suavizada. Da soma destas duas curvas obtém-se a curva correspondente à verdadeiraresistência, representada na Figura 4c. Essa curva representa o que realmente se passa ao nível datransferência de carga na estaca.

Conclui-se então que a não consideração da carga residual numa estaca em que esta exista,leva a que a resistência lateral seja sobrestimada e a resistência de ponta subestimada. A existênciada carga residual torna o comportamento da estaca aparentemente mais flexível, na medida em quea resistência lateral é maior que a real, contrariamente à resistência de ponta.

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Fig. 3 – Desenvolvimento teórico em profundidade da carga residual (Fellenius, 2002).

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As consequências de uma falha na interpretação dos resultados do ensaio de carga estático parao projeto geotécnico podem ser mais ou menos gravosas de acordo com os objetivos do projetista.

Classicamente, apareceu o conceito de “profundidade crítica”, que nasceu devido às leiturasextraídas diretamente dos extensómetros infletirem a tendência de variação, como se pode observarna Figura 4b, diminuindo até a um ponto a partir do qual deixaria de se mobilizar resistência lateral,coincidindo com o plano neutro. Esta interpretação incorreta, levava a que se considerasse o com-primento da estaca apenas até essa profundidade e que a construção abaixo desse ponto apenas trariaencargos com material e mão de obra. Tal é absolutamente irrealista e pode levar ao subdimensiona-mento da fundação.

Relativamente a inserção das cargas residuais no programa UniPile®, esta é feita sob a formade uma percentagem da resistência de ponta. Existe portanto uma exigência prévia ao utilizador queé avaliar corretamente qual a magnitude deste tipo de cargas. Da simulação da carga residual,obtêm-se as distribuições representadas na Figura 5.

Fig. 4 – Transferência de carga considerando a carga residual: a) carga residual; b) falsa distribuição(extraída diretamente dos extensómetros); c) verdadeira distribuição (adaptado de Fellenius e Altaee, 1995).

Fig. 5 – Simulação das resistências de uma estaca usando o programa UniPile®.

Esta distribuição é considerada assumindo o pressuposto de que a resistência lateral ao longoda estaca é totalmente mobilizada na rotura, mas que só atua na parte superior da estaca, ou seja,iguala a resistência lateral positiva mobilizada pela carga aplicada no ensaio. Isto leva a que a cargamedida nos extensómetros não se altere abaixo do ponto de equilíbrio das cargas residuais,implicando a ausência de resistência lateral nos resultados correspondentes aos medidos atravésdessa monitorização (falsa resistência nula). Até esse ponto, a carga residual é igual a metade daresistência lateral mobilizada. No entanto, esta situação pode não se verificar em toda a extensãoda estaca. Para esses casos Fellenius aconselha a determinar o coeficiente β correspondente à ver-dadeira distribuição e a simulá-la. A carga residual resulta da diferença entre os resultados dosextensómetros e essa distribuição encontrada. Como este caso não é posto em questão neste tra-balho, remete-se a sua pormenorização para o trabalho de Fellenius (2009).

Consequentemente, na análise dos assentamentos que ocorrem numa estaca em que estão pre-sentes cargas residuais, verifica-se que estes são inferiores ao que se verificaria caso esta carga deinstalação não existisse (Vesic, 1977). Verifica-se uma diminuição do encurtamento elástico talcomo do deslocamento da ponta da ponta da estaca, conduzindo a um menor assentamento da cabe-ça da estaca. A Figura 6 mostra as curvas de transferência de carga no caso de existir ou não cargaresidual para uma mesma estaca. Pode-se verificar que para cada valor de carga aplicada (Pi), osassentamentos associados são maiores no caso em que a carga residual está ausente. Mais ainda, épossível averiguar que a carga de rotura, se definida com uma limitação de assentamento admis-sível, é maior no caso em que estão presentes as cargas residuais.

Conclui-se portanto que a consideração da presença das cargas residuais é sempre benéfica emtermos da avaliação da resistência por critérios de limites de deformação, sendo exclusivamentenecessários alguns cuidados na interpretação de provas de carga onde esta esteja presente, de modoa estimar corretamente as componentes de resistência lateral e de ponta.

3 – CAMPO EXPERIMENTAL FEUP/ISC’2

O Campo Experimental que, em 2003, foi desenvolvido na Faculdade de Engenharia daUniversidade do Porto e que se enquadrou na “2nd International Site Characterization Conference”(www.fe.up.pt/isc-2/), realizada no ano seguinte tem sido amplamente estudado e existem publica-ções de referência sobre o mesmo.

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Fig. 6 – Comparação de curvas de transferência de carga na cabeça da estaca no caso de existirou não carga residual, para uma mesma estaca.

Uma vez que não é objetivo deste trabalho realizar um estudo geológico-geotécnico sobre osolo residual de granito, remete-se esta análise para as publicações de Viana da Fonseca (1996;2003), Viana da Fonseca et al. (2004), Costa Esteves (2005), Sousa (2006) e Fernandes (2010).

As estacas usadas neste estudo são de três tipos: (i) uma estaca pré-fabricada de betão pré-esforçado com secção quadrada (350×350 mm2), comprimento igual a 6,0 m e cravada dinamica-mente (será analisada a estaca designada por C1); (ii) estaca moldada (escavada) com recurso avara kelly e tubo metálico, recuperado no decurso da betonagem (com designação E9), de secçãocircular (φ600 mm) e comprimento igual a 6,0 m; e, (iii) estaca de trado oco contínuo com betão sobpressão, vulgo CFA (estaca estudada designada por T1), também com secção circular (φ600 mm) ecomprimento igual a 6,0 m - detalhe em Viana da Fonseca e Santos (2008).

4 – ANÁLISES PARAMÉTRICAS COM O PROGRAMAUNIPILE®

Nesta fase vão ser descritas as análises feitas com o programa UniPile®, efetuadas para cadaestaca, que permitiram obter as curvas de transferência de carga do fuste e de ponta, consoante atipologia de construção.

4.1 – Estaca pré-fabricada cravada

A análise da estaca cravada (C1) foi a que se revestiu de um maior grau de incerteza pelo factode não ter sido possível instrumentar esta estaca. A inexistência de extensómetros ao longo daestaca não permite, por um lado, determinar explicitamente a distribuição da capacidade de cargae, por outro lado, determinar as curvas de transferência de carga referentes ao fuste e à ponta comrigor, pelo que a simulação sem ter em conta as cargas residuais toma especial relevância, uma vezque vai permitir encontrar as prováveis curvas de transferência de carga que posteriormente seriamcomparadas com as curvas em que as cargas residuais já são tidas em consideração.

Numa primeira fase considerou-se que a distribuição das forças mobilizadas para carga última(limite correspondente à “capacidade de carga”) ao longo do fuste é linear e equivale a 122 kPa, ouseja, a resistência total do fuste é igual a 1016 kN. Esta hipótese extrema já tinha sido analisada emViana da Fonseca et al. (2007) e tinha indicado hipoteticamente a inexistência de carga residual.Isto pode ser visto na Figura 7a, na qual a curva correspondente à ‘falsa’ simulação apresentaprecisamente o desenvolvimento da resposta para a carga última para as condições referidas. Neste

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Fig. 7 – Simulação da capacidade de carga da estaca cravada C1: a) linear; b) coeficiente de atrito lateral unitário.

caso, observou-se que o valor de β diminui com a profundidade mas apresenta-se inaceitavelmentemuito elevado à superfície. Relativamente à ponta, o valor de 494 kN corresponde a um valor doparâmetro Nt igual a 36.

Admitiu-se, então, à semelhança do que já havia sido feito em Viana da Fonseca et al. (2007),que a carga residual assumia o valor de 510 kN, estimado pela aplicação do método das duas retasmodificado (Massad, 1992, 1993) obtendo-se a ‘verdadeira’ curva de capacidade de carga apresen-tada na Figura 7a e a respetiva evolução do coeficiente β em profundidade (Figura 7b).

Esta simulação aponta para uma resistência lateral unitária e um coeficiente Nt iguais a 45 kPae 73, respetivamente. A carga residual foi simulada como uma percentagem da resistência encon-trada para a ponta, igual a 51%. Verifica-se também que não existe ponto de transição do sentidodas cargas residuais ao longo do fuste. Assim, em termos das cargas residuais, todo o fuste contrariaa carga residual de ponta.

Outra possibilidade para a evolução da distribuição das forças para a carga última baseia-se napossibilidade de haver um desenvolvimento crescente da resistência lateral unitária em profundida-de, de onde se obtém a evolução ‘falsa’ da distribuição das forças mobilizadas para esta carga(limite correspondente à “capacidade de carga”) representada na Figura 8. Assim, partindo dosmesmos valores da simulação anterior, ou seja, 1016 kN e 494 kN para o fuste e a ponta, respeti-vamente, e utilizando um valor de β constante, foi possível chegar a um β igual a 2,1 e a um coefi-ciente Nt de 36.

Forçando novamente a carga residual máxima, obteve-se a “verdadeira” simulação da distri-buição das forças últimas, representada na Figura 8. O valor de β que permitiu encontrar esta dis-tribuição é aproximadamente igual a 1, mantendo-se o parâmetro Nt igual a 73.

À partida pode-se dizer que o valor de β não está em concordância com os valores recomen-dados pelos códigos HKGEO (2005) e o CFEM da Canadian Geotechnical Society (1992). Noentanto, esses últimos valores estão de acordo com estacas de grande comprimento, o que não é ocaso dos estudos nestes trabalhos. Em estacas mais pequenas, verifica-se a situação exposta emRollins et al. (2005), que indica claramente valores de β maiores à superfície, decrescendo com aprofundidade. Este aspeto conjugado com o comprimento de 6 metros da estaca cravada traduz-senum valor médio de β maior, daí o valor de 1 para este parâmetro ser aceitável. Relativamente aoparâmetro Nt, o seu valor está de acordo com o parâmetro β, tendo em conta as relações apresentadaspor Fellenius (2009).

Ambos os resultados mostram que o ponto de transição do sentido da carga residual se encon-tra aos 6 metros. Este resultado era expectável uma vez que na simulação se assumiu que a cargaresidual seria máxima, levando assim a que a compensação da carga ocorresse ao longo de todo ofuste.

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Fig. 8 – Simulação da capacidade de carga da estaca cravada C1: β constante.

Torna-se agora possível gerar as curvas de transferência de carga. Para tal, pode-se usarqualquer uma das evoluções da capacidade de carga apresentadas anteriormente, uma vez que asresistências totais, referentes ao fuste e à base, se mantêm nas duas, e a evolução da mobilizaçãofaz-se diretamente.

Como já foi referido, na estaca cravada não se dispunha de leituras de extensómetros e, comotal, não foi possível fazer a extrapolação para obter as curvas de capacidade de carga para o fustee a base. Tendo em conta esta limitação, optou-se por fazer a simulação utilizando a curva de trans-ferência de carga do fuste correspondente à estaca moldada E9 e adaptar a curva correspondente àponta. Os resultados são apresentados na Figura 9.

O resultado aponta para uma mobilização quase total da resistência de ponta para um deslo-camento bastante pequeno (cerca de 10 mm). Este comportamento, que para estacas “escavadas”(ou seja, sem deslocamentos no terreno) é considerado inaceitável, é válido para a estaca cravadauma vez que os efeitos da sua instalação provocam um adensamento substancial do solo, conferin-do-lhe uma maior rigidez e mobilizando um valor significativo da carga residual de instalação.Assim, conclui-se que a adaptação da simulação aos resultados do ensaio é bastante boa.

Na comparação das curvas de transferência de carga obtidas para as situações com e sem cargaresidual, isto é, que preveem ou não a existência de cargas “congeladas” após a cravação da estaca,verificou-se uma situação bastante interessante uma vez que os cálculos revelam, para as conside-rações tomadas ao longo do trabalho, que as curvas são bastante semelhantes. Apenas se nota umamaior rigidez na mobilização da ponta na situação em que a carga residual é máxima como se podever na Figura 9. Isto pode dever-se ao facto de, devido à estaca ser cravada, o solo apresentar maiorrigidez junto da ponta, implicando que se dê a mobilização da resistência de ponta mais cedo.

4.2 – Estaca moldada com tubo recuperado

A análise da estaca moldada com recurso a vara kelly e a tubo metálico recuperado (E9),apesar de bem instrumentada, apresenta resultados extraídos dos extensómetros para as primeirascamadas pouco fiáveis, a que não é estranho o facto de o maciço terroso no primeiro metro ser umpouco heterogéneo (aterro antrópico). Optou-se então por se fazer uma aproximação da curva dadistribuição das forças mobilizadas em profundidade para a carga limite (correspondente à “capa-

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Fig. 9 – Comparação das simulações com e sem carga residual para a estaca cravada C1.

cidade de carga”) desta estaca moldada, semelhante à da estaca de trado contínuo (que será analisadano parágrafo seguinte). Esta aproximação surge por dois motivos:

– existem bastantes semelhanças entre estes métodos construtivos;

– os resultados dos extensómetros referentes à estaca de trado contínuo parecem ser maisfiáveis, embora não apresentem resistência no primeiro metro de estaca (muito provavel-mente pela forte perturbação de terreno no primeiro metro desde a superfície, decorrente doarranque do trado com o betão já sem pressão).

Assim, nesta simulação, optou-se por não se considerar a resistência correspondente ao pri-meiro metro de solo, atribuindo-lhe um β igual a 0. No entanto, como a resistência lateral dependetambém da coesão, vai haver uma pequena variação da resistência lateral nessa faixa, mas que podeser considerada desprezável.

Para a simulação, e uma vez que não era este o objetivo do trabalho, tomaram-se como acei-táveis os valores apresentados em Viana da Fonseca et al. (2007). Nesse trabalho, utilizando ummodelo matemático baseado nas relações de Cambefort e desenvolvido por Massad (1992, 1993) –Método das Duas Retas Modificado (MDRM) – chegou-se a um valor de 150 kN de carga residual,para esta estaca moldada (E9).

Uma questão que se levantou durante as simulações refere-se ao facto de o programa UniPile®

assumir que a distribuição da carga residual resulta do equilíbrio estático de forças de interação doelemento estrutural e terreno. Admitindo a mobilização total da tensão lateral, isto é, ao longo docomprimento da estaca, o atrito lateral é igual à resistência lateral unitária. Assim, na simulação doensaio de carga estático, o valor da carga última (capacidade de carga) introduzido no programa nãomuda, a partir do momento em que se atinge o ponto de equilíbrio das forças mobilizadas pelapresença de carga residual, implicando ausência de resistência lateral ao longo desse comprimento.Este facto levou a que se considerasse que a resistência lateral era totalmente mobilizada e que oponto de equilíbrio da carga residual se situaria entre os 4 e os 6 metros.

O primeiro cenário assume que a resistência do solo é constante ao longo de todo o compri-mento. Esta suposição leva a valores de β distintos e com uma distribuição polinomial ao longo dorestante comprimento da estaca, conduzindo ao resultado apresentado na Figura 10.

Como se pode observar, na Figura 10 são apresentados dois resultados distintos para além dosresultados extraídos diretamente dos extensómetros: a “falsa” e a “verdadeira” resistência. A curva

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Fig. 10 – Simulação da capacidade de carga da estaca moldada E9: a) linear (com carga residual iguala 150 kN e plano neutro aos 5 metros); b) coeficiente β.

correspondente à verdadeira resistência é a que tem mais relevância. Esta indica a real distribuiçãoda transferência de carga, em particular na rotura, ou seja, a capacidade da estaca mobilizada emprofundidade, permitindo chegar aos novos valores da capacidade do fuste e da ponta. O facto denão se considerar carga residual leva a sobrestimação da resistência lateral e a uma subestimaçãoda resistência de ponta. No entanto, o valor total da capacidade permanece inalterado. Sabe-seagora que as resistências correspondentes ao fuste e à ponta são iguais a 450 kN e 900 kN, respe-tivamente. Estes estão em contraponto com valores extraídos diretamente dos resultados do ensaioque são aproximadamente iguais a 600 kN e 750 kN para o fuste e ponta, respetivamente. A falsaresistência corresponde à aproximação dos valores da simulação com os extraídos dos extensó-metros e surge da diferença entre a distribuição de resistência lateral e de ponta que se espera paraa condição realista da presença de carga residual.

Esta aproximação é bastante razoável e encontra-se em sintonia com os resultados, mas paraque o ponto de transição das cargas residuais se situasse nos 5 metros, foi necessário atribuir valo-res de β mais elevados na última camada, o que implicaria que esta camada teria uma resistênciaanormalmente muito elevada. Assim, a resistência lateral entre os 1 e os 5 metros seria de 39 kPae de 77 kPa na restante. Esta possibilidade foi considerada muito pouco provável uma vez que nãoexiste nenhuma evidência geotécnica, nomeadamente os resultados dos ensaios in situ (CPT, DMT,Cross-hole) realizados na vizinhança (Viana da Fonseca et al., 2006), que sustente esta súbitaalteração da resistência lateral. Relativamente ao fator de ponta, Nt, a capacidade encontrada remetepara um valor de 28.A carga residual foi simulada impondo que esta fosse igual a uma percentagemda resistência de ponta. O facto de se querer atribuir um valor de 150 kN aponta para umapercentagem da resistência de ponta igual a 17%.

O segundo cenário reproduz uma simulação bastante semelhante à anterior mas na qual o parâ-metro β continua a evoluir exponencialmente depois dos 5 metros. Nestes termos, não houve impo-sição de que o ponto de transição do sentido da carga residual seria aos 5 metros. Tendo em contaisto, obteve-se a curva de capacidade de carga representada na Figura 11.

Analisando a Figura 11 pode-se verificar que a falsa distribuição não acompanha perfeitamen-te os registos dos extensómetros, em particular na zona mais profunda da estaca (entre 4 e 5metros). No entanto, esta tendência é bastante consistente uma vez que os resultados retirados doensaio, para esta estaca E9, não apresentam uma linearidade demarcada. Neste caso, o plano neutroencontra-se aos 4,3 metros.

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Fig. 11 – Simulação da capacidade de carga da estaca moldada E9: a) linear (com carga residual iguala 150 kN e plano neutro aos 4,3 metros); b) coeficiente β.

Desta “verdadeira” resistência passa a deduzir-se um valor unitário da resistência lateral iguala 49 kPa. Este valor é mais aceitável, uma vez que é constante a partir da profundidade de 1 metroaté ao final da estaca.

À semelhança do que já tinha sido feito na estaca cravada, aqui também se optou por apresen-tar uma simulação em que o valor do parâmetro β é constante, apontando para uma evoluçãocrescente da resistência lateral unitária.

O valor de β encontrado foi de 0,63, tendo-se mantido tanto o parâmetro Nt como apercentagem necessária ao ajuste à carga residual estimada pelo MDRM. Neste caso, não houve anecessidade de considerar a resistência do primeiro metro de solo nula uma vez que os baixosvalores de β nessa camada representam uma resistência muito baixa, como se pode verificar naFigura 12. Verifica-se também um acompanhamento da “falsa” resistência aos valores dos exten-sómetros e que o eixo neutro se encontra ligeiramente acima dos cinco metros.

Uma vez que as simulações anteriores garantem a mesma capacidade para o fuste e a ponta ea carga residual é igual em todas, é possível gerar as curvas de transferência de carga utilizandoqualquer uma das distribuições. Para a simulação das curvas de transferência de carga utilizou-seo método seguinte: a curva referente à ponta é definida utilizando o parâmetro “e” e a referente aofuste é delimitada através de 5 pontos. O resultado é apresentado na Figura 13 e confronta os resul-tados do ensaio estático, que não tiveram em conta as cargas residuais, com a simulação que temem conta a presença dessas cargas. Em princípio, se tivesse havido a possibilidade de calibrar osextensómetros no inicio do ensaio de carga estático, estas seriam as curvas obtidas.

A curva ‘q-z’mostra ter um crescimento suave sem ter um valor de pico distinto, apresentandoum valor da carga à cabeça igual a 670 kN para um movimento de 100 mm.

Uma evidência extraída destes resultados é o facto de o fuste apresentar um amortecimento daresistência lateral para um movimento da cabeça da estaca de, aproximadamente, 13 mm, no qualé atingido o máximo de 600 kN decrescendo para 494 kN até aos 100 mm. Os resultados extraídosdiretamente dos extensómetros não apontavam para tal, acredita-se que por falta de capacidade deregisto deste amortecimento. Este facto pode dever-se a uma cedência da resistência de “pico”, oualguma perda de estrutura ainda preservada do terreno envolvente (mantida ainda por algumarugosidade ao longo do fuste), que deixa de se mobilizar para grandes deformações.

Depois de se ter analisado a estaca moldada, garantindo sempre uma carga residual igual a 150kN, foi levantada uma questão: será que a carga residual pode tomar outro valor de modo a quegaranta uma correta distribuição?

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Fig. 12 – Simulação da capacidade de carga da estaca moldada E9: β constante(com carga residual igual a 150 kN).

A próxima modelação visa tentar encontrar o valor dessa carga residual para a que se pensouser a distribuição da falsa resistência mais correta. Esta distribuição acompanha os resultados dosextensómetros de forma linear entre as profundidades de 1 e de 5 metros, ficando o ponto de tran-sição das cargas residuais aos 5 metros. Na Figura 14 esquematiza-se este exercício.

Relativamente à carga de ponta, foi necessário utilizar um parâmetro Nt igual a 30 e para aresistência lateral utilizaram-se os valores de β indicados na Figura 14b. Estes parâmetros condu-ziram a um valor total da resistência de ponta e lateral igual a 966 kN e 384 kN, respetivamente. Aresistência lateral unitária é aproximadamente igual a 40 kPa.

A carga residual encontrada é igual a 220 kN, o que corresponde a 23% de resistência deponta.

Na Figura 15 mostra-se a simulação das curvas de transferência de carga referentes a este caso.Verificam-se diferenças na curva correspondente à ponta. Esta apresenta agora uma carga à cabeçade praticamente 700 kN para um movimento de 100 mm.

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Fig. 13 – Simulação das curvas de transferência de carga – estaca moldada E9 (carga residual igual a 150 kN).

Fig. 14 – Simulação da capacidade de carga da estaca moldada E9: a) linear (com carga residual iguala 220 kN e plano neutro aos 5 metros); b) coeficiente β.

4.3 – Estaca de trado contínuo (CFA)

A estaca de trado contínuo (designada por T1) foi a que apresentou os resultados mais fiáveis,mostrando haver uma linearidade entre todos os valores retirados dos extensómetros, exceto noprimeiro, para o último ciclo de carregamento. O facto de não haver diferença na carga entre o pri-meiro e o segundo extensómetro, indicando a ausência de resistência lateral, pode dever-se aperturbações (desconfinamento, etc.) no primeiro metro de solo, como aliás já se havia verificadona estaca moldada. Mais uma vez, nesta estaca também se levantou o problema da incerteza daextrapolação dos resultados para a ponta (base) da estaca.

Procedeu-se então às simulações relativas à estaca de trado contínuo tendo em conta as cargasresiduais e que vão permitir encontrar os parâmetros β e Nt que mais realisticamente definem acapacidade de carga da estaca. À semelhança do que já foi apresentado para a estaca moldada, foiusado o valor da carga residual proposto no trabalho de Viana da Fonseca et al. (2007), à luz doMétodo das Duas Retas Modificado (Massad, 1992, 1993) e que é igual a 150 kN.

Na primeira simulação forçou-se, para além da carga residual, a posição do plano neutro paraque se situasse à profundidade de 5 metros e que a resistência ao longo do fuste se distribuísse deforma linear entre as profundidades de 1 a 5 metros. Posto isto, obteve-se a distribuição apresentadana Figura 16.

Pode observar-se que a “falsa” resistência (a que simula o registo dos extensómetros) acom-panha os resultados do ensaio no 5º ciclo do carregamento até aos 5 metros de profundidade. Apartir desse ponto até ao fim da estaca (a 6 metros), o resultado não apresenta resistência lateral,indicando que o plano neutro se encontra a essa profundidade.

Relativamente à verdadeira resistência, o resultado não foi muito bom. Verifica-se que, demodo a situar o plano neutro à profundidade indicada, há necessidade de aumentar a resistêncialateral unitária a partir dessa profundidade. Entre 1 e 5 metros a verdadeira resistência lateralunitária passa a ser de 35 kPa. A partir desse ponto até ao final da estaca, assume o valor de 65 kPa.Como já tinha sido referido para a estaca moldada, não existe nenhuma relevância geotécnica queaponte para tal e como tal não é muito realista. Por seu lado, a ponta da estaca apresenta umacapacidade de 770 kN, correspondendo a um valor de Nt igual a 23,5, também pouco razoável.

Tendo em conta o referido simulou-se outra distribuição, na qual não se admitiu que a posiçãodo eixo neutro se encontraria à profundidade de 5 metros. O ponto de transição do sentido da cargaresidual subiu para os 4,55 metros de profundidade, fazendo com que a simulação da falsa resis-

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Fig. 15 – Simulação das curvas de transferência de carga - estaca moldada E9 (carga residual igual a 220 kN).

tência não acompanhasse os valores dos extensómetros, ao contrário do que tinha acontecido naestaca moldada, em que não havia uma linearidade marcada nos resultados dos mesmos.

Mesmo assim, apesar destas incongruências, optou-se por simular as curvas de transferênciade carga correspondentes, que são apresentadas na Figura 17.A simulação da curva de transferênciade carga relativa ao fuste foi conseguida utilizando 5 pontos e para simulação da curva correspon-dente à ponta utilizou-se um valor do parâmetro “e” de 0,3.

Pode-se observar que a curva de transferência de carga total se encontra em concordância coma curva extraída do ensaio de carga estático. No entanto, as curvas correspondentes tanto ao fustecomo à ponta são bastante diferentes das obtidas sem a consideração da carga residual, represen-tando bem as calculadas a partir da instrumentação direta do ensaio de carga estático.

As curvas simuladas seriam, em princípio, as obtidas caso se tivesse tido a possibilidade de“zerar” os extensómetros, de modo a apenas se extrair diretamente a curva que reflete a interaçãosolo-estaca desde o seu processo construtivo (instalação).

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Fig. 16 – Simulação da capacidade de carga da estaca de trado T1: a) linear (carga residual igual a 150 kNe plano neutro aos 5 metros); b) coeficiente β.

Fig. 17 – Simulação das curvas de transferência de carga – estaca de trado T1 (carga residual igual a 150 kN).

Outra possibilidade estudada refere-se à não consideração do valor da carga residual propostopelo MDRM de 150 kN. Assim, impondo o ponto de transição das cargas residuais aos 5 metros euma carga lateral unitária constante até esse ponto, procura-se estimar qual a carga residual quepermitiria chegar a estes pressupostos.

Partindo sempre do pressuposto que existe uma mobilização total da resistência lateral, encon-trou-se uma carga residual de 205 kN, correspondendo a 25% da resistência de ponta. Esta cargapermitiu que a simulação da falsa resistência acompanhasse os valores dos extensómetros e que averdadeira resistência fosse linear desde um metro de profundidade até ao fim da estaca. Esta hipó-tese está em boa concordância com a caracterização geotécnica.

Segundo a verdadeira resistência, o fuste apresenta uma capacidade de 355 kN, corresponden-do a uma resistência lateral unitária de 36 kPa a partir da profundidade de 1 metro até ao final daestaca. Os valores do parâmetro β encontram-se discriminados em profundidade na Figura 18b.Relativamente à ponta passa-se a ter uma capacidade de 820 kN, correspondendo a um valor de Nt

igual a 25.A simulação do ensaio de carga estático é que não permitiu obter resultados tão perfeitos. Para

simular as curvas de transferência de carga utilizaram-se as formas das curvas do ensaio anterior.Na Figura 19, pode-se observar que a curva de transferência de carga total apenas acompanha osresultados do ensaio até aos 10 mm. Para as cargas seguintes, e pós-ciclo de carga-descarga, osresultados simulados são ligeiramente superiores aos extraídos do ensaio, a que não é estranho osfenómenos de endurecimento – amolecimento por carga e descarga. Assim mesmo verifica-se quea ponta apresenta uma capacidade ligeiramente superior resultado de alguma rigidificação pós-ciclos, mas sobretudo denotando um amortecimento da resistência lateral depois do ciclo, à seme-lhança do que já tinha sido encontrado para a estaca moldada mas agora de forma mais pronunciada.Tal comportamento é lógico e substanciado, já que em se tratando de um carregamento pós-ciclopode ter-se acelerado a evolução para a resistência lateral, ou seja, a volume constante.

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Fig. 18 – Simulação da capacidade de carga da estaca de trado T1:a) linear (carga residual igual a 205 kN); b) coeficiente β.

5 – CONSIDERAÇÕES FINAIS

Neste trabalho foram analisados os três tipos de estacas que foram executados no CampoExperimental da Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto (FEUP) no âmbito do “Inter-nacional Pile Prediction Event” realizado entre 2003 e 2004 aquando da Conferência Internacional“ISC’2” organizado na FEUP em 2004 (detalhes em Viana da Fonseca e Santos, 2008). Na análiseque aqui se explorou foi utilizado o programa UniPile da Unisoft® e teve-se sempre presentetrabalhos publicados anteriormente com análises diversas sobre o comportamento destas estacas.

Uma primeira abordagem refere-se à capacidade de carga da estaca. O programa permitiudiversas hipóteses para a resolução do problema, tais como a consideração de uma resistência late-ral unitária constante ou crescente e a consideração ou não de cargas residuais, tão importantes nacorreta avaliação das curvas de transferência de carga pelo fuste e pela ponta da estaca. Ficarambem explícitas as implicações que uma incorreta avaliação das cargas residuais criadas no decursoda construção/instalação das estacas (ou pior, a sua não consideração) têm numa inexata (“falsa”)avaliação da distribuição das cargas mobilizadas ao longo do fuste e na ponta e, particularmente,na carga limite última (o que corresponde às resistências pelo fuste e pela ponta).

Um dos objetivos primordiais deste trabalho foi encontrar, para cada estaca, as curvas de trans-ferência de carga expectáveis, caso se tivesse o cuidado de “zerar” os extensómetros previamenteà instalação de qualquer elemento introduzido no terreno (sejam os tubos ou outros elementos deescavação, sejam os próprios elementos pré-fabricados). Só assim se poderia determinar diretamenteas cargas residuais.

Procurou-se fornecer informação que permite a análise de ensaios em protótipos (seja eminvestigação, seja em projeto), conduzindo o especialista em geotecnia, em particular de fundaçõesespeciais, a melhor compreender os fenómenos envolvidos na transferência de carga.

6 – AGRADECIMENTOS

Os autores querem agradecer ao Prof. Bengt Fellenius pelas trocas de opiniões e pela cedênciado programa de cálculo, por via da UniSoft. Este trabalho enquadra-se nas atividades do centro deinvestigação CEC-FEUP, da Fundação para a Ciência e Tecnologia, e foi desenvolvido no âmbitodo projeto PTDC/ECM/70505/2006, “Large Diameter Piles Under Axial Loading”. Os ensaios das

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Fig. 19 – Simulação das curvas de transferência de carga – estaca de trado T1 (carga residual igual a 205 kN).

estacas realizados no CEFEUP só foram possíveis pela preciosa ajuda financeira e logística dasempresas Mota-Engil, SA – Direções de Fundações Especiais e de Geotecnia; Teixeira Duarte S.A.;Sopecate, S.A.; Tecnasol FGE, S.A. e A. M. Mesquita & Filhos.

7 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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CONTRIBUIÇÃO AO PROJETO DE FUNDAÇÕESSUPERFICIAIS DEAEROGERADORESASSENTESNASAREIAS DE DUNAS DO LITORALCEARENSEContribution to the design of shallow foundations of wind generatorsfounded in dune sands at the sea shore of the Ceará State

Alfran Sampaio Moura*Renato Pinto da Cunha**Maria Cascão Ferreira de Almeida***

RESUMO – O artigo avalia metodologias de projeto de fundações superficiais de aerogeradores assentes emareia de duna, a partir do estudo de caso de um aerogerador localizado no litoral cearense. Para isso, os ventoslocais são inicialmente caracterizados. Em seguida, realiza-se, em campo, um monitoramento estrutural e ummodelo reduzido é ensaiado em túnel de vento. O solo de apoio das fundações é caracterizado em laboratóriopor ensaios básicos, oedométricos e de cisalhamento direto. Em campo, realizam-se sondagens à percussão,com medida de energia e torque e ensaios pressiométricos. Esforços nas fundações do aerogerador estudado,estimados de diferentes formas, são comparados. Metodologias utilizadas para estimar a vibração da fundaçãosão avaliadas. A faixa de variação da frequência de vibração obtida foi ampla, no entanto, observou-se aausência de ressonância. Foi observado que a redução da velocidade máxima de operação do aerogeradorproporcionaria considerável redução de custos de sua fundação.

SYNOPSIS – This paper assesses the design methodologies for shallow foundations of wind generatorsfounded in sand dunes. It derives its data from the study of a case history located in the sea front area of theCeará State. The described research initially characterized the local wind regime, with subsequent analyses ofstructural instrumentation at field and small scale tests in wind tunnel. The soil at foundation level was fullycharacterized in laboratory by general geotechnical tests, together with oedometric and direct shear ones.Standard penetration tests were carried out on site, with energy and torque measurements, besides preboredpressuremeter tests. The foundation loads from the studied wind generator were estimated and compared bydistinct theoretical approaches. Methodologies to derive the foundation´s vibration were also employed andcompared. The obtained range of variation of the foundation´s vibration frequency was large, but without anyresonance. It was also noticed that the decrease of the maximum operation velocity of the wind generatorwould allow for a considerable reduction on the foundation costs.

PALAVRAS CHAVE – Fundações, aerogerador, ensaios de campo.

101Geotecnia n.º 130 – Março 14 – pp. 101-129

* Professor Adjunto, Eng. Civil, D.Sc., Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil, Departamentode Engenharia Hidráulica e Ambiental, Universidade Federal do Ceará, Fortaleza-CE, Brasil. E-mail:alfransampaio@ufc.br

** Professor Associado, Eng. Civil, Ph.D., Programa de Pós-Graduação em Geotecnia, Departamento deEngenharia Civil e Ambiental, Universidade de Brasília, Brasília-DF, Brasil. E-mail: rpcunha@unb.br /www.geotecnia.unb.br/gpfees.

*** Professor Adjunto, Eng. Civil, D.Sc., Departamento de Mecânica Aplicada e Estruturas, Escola Politécnicada Universidade Federal do Rio de Janeiro, Rio de Janeiro-RJ, Brasil. E-mail: mariacascao@globo.com

1 – INTRODUÇÃO

A energia eólica é uma fonte inesgotável de energia que utiliza o vento como fonte de energiaelétrica e que, devido ao acelerado desenvolvimento tecnológico dos últimos anos, vem se tornandocada vez mais competitiva. No Brasil, o interesse pela exploração de energia eólica para produçãode eletricidade é recente e o Estado do Ceará vem sendo considerado uma das melhores regiões domundo para o aproveitamento eólico, não apenas pelo potencial dos ventos alísios, como tambémpela crescente demanda de energia resultante de seu desenvolvimento econômico e, em funçãodisto, tem recebido um número considerável de usinas ao longo de sua costa.

O padrão de aerogeradores utilizados para geração de energia elétrica na atualidade é o seguinte:eixo horizontal fixo, três pás, alinhamento ativo, gerador de indução e estrutura não-flexível. Mais recen-temente, observa-se a utilização de componentes bastante flexíveis que proporcionam elevadas amplitu-des de vibração provocando grandes forças inerciais e, em alguns casos, instabilidades. Neste contexto,a obtenção das cargas de projeto é uma questão crucial nos projetos estruturais dos aerogeradores.

Em projetos de fundações superficiais de aerogeradores interessa a determinação, além dosparâmetros de resistência e de deformabilidade, dos parâmetros dinâmicos dos solos. Dessa forma,os ensaios sísmicos se destacam por serem os únicos a possibilitarem a obtenção do módulo decisalhamento máximo (Gmax). Alternativamente, pode-se utilizar correlações com resultados de en-saios de campo de grandes deformações.

As respostas dos solos sujeitos às solicitações dinâmicas podem ser previstas pela utilizaçãode modelos que, quase sempre, utilizam o módulo de cisalhamento dinâmico (G) e o coeficiente dePoisson (ν). Devido à pequena sensibilidade do coeficiente de Poisson em problemas geotécnicos,é prática comum a adoção de um valor de ν com base no tipo de solo e uma atenção especial é dadaapenas na caracterização do G.

O módulo de deformação cisalhante pode reduzir em mais de dez vezes ao se passar de uma am-plitude de deformação cisalhante da ordem de 10-3% para 1%. Dessa forma, a avaliação do módulo dedeformação cisalhante deve ser compatível com o nível de deformação de cada problema específico.

Em projetos de fundações de edifícios convencionais, os requisitos que devem ser verificadossão: o elemento estrutural apresentar segurança quanto à ruptura, o solo de apoio às fundações nãoapresentar ruptura e os recalques serem compatíveis com a estrutura da edificação. Para fundaçõesde máquinas, que é o caso das fundações dos aerogeradores, além dessas, deve-se verificar se hárisco de ressonância e se a amplitude de vibração das fundações não ultrapassa limites danosos aofuncionamento das máquinas.

Os métodos de cálculo da frequência de vibração das fundações superficiais de máquinas podemser agrupados em empíricos, solo como um semi-espaço elástico, solo como um conjunto de molaslineares sem peso e os métodos numéricos. A estimativa dos movimentos, que tanto podem ser detranslação como de rotação, do sistema máquina-fundação-solo é mais comumente realizada pelométodo em que o solo é considerado homogêneo, isótropo, elástico e semi-infinito (Richart et al.,1970) e o método em que o solo é substituído por molas lineares sem peso (Barkan, 1962). Osmétodos empíricos são os indicados apenas em análises preliminares.

O presente artigo tem por objetivo avaliar algumas das principais metodologias de projeto defundações superficiais de aerogeradores assentes em areia de duna, a partir do estudo de caso deum aerogerador da usina eólica da Taíba-CE.

2 – CARACTERIZAÇÃO GEOLÓGICA

A área estudada encontra-se localizada na praia da Taíba, situada no município de SãoGonçalo do Amarante, que limita-se a leste com a Região Metropolitana de Fortaleza, RMF, eencontra-se a cerca de 60 km da capital do Estado do Ceará (Figura 1).

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O local em estudo está situado sobre uma larga faixa clara de dunas, sobre os sedimentos daFormação Barreiras. São dunas edafizadas ou páleo-dunas, formadas por areias bem selecionadas,de granulação fina a média, por vezes siltosa, quartzosas e/ou quartzo-feldspáticas, com tons ama-relados, alaranjados ou acinzentados. São sedimentos inconsolidados, embora em alguns locaispossam apresentar um certo grau de coesão. Trata-se de uma geração mais antiga de dunas quepodem atingir 30 m de altura, apresentando processos pedogenéticos, com a consequente fixaçãode revestimento vegetal de maior porte. As espessuras variam de 15 m, próximo à linha da costa,com progressiva redução em direção ao interior e com as formas dissipadas em algumas áreas.

A formação Barreiras distribui-se como uma faixa de largura variável acompanhando a linhada costa e à retaguarda dos sedimentos eólicos. Por vezes aflora na linha de praia, formando falésiasvivas. Na porção oriental da região metropolitana de Fortaleza chega a penetrar até cerca de 30 kmem direção ao interior, constituindo o trecho mais largo da faixa. É estratificamente intercaladaentre as rochas que constituem o embasamento cristalino e as dunas e aluviões recentes (Lima,1976). Sua espessura também é bastante variável, porém as maiores espessuras ocorrem próximo àcosta e atingem no máximo 50 m (Brandão, 1995). Os sedimentos são areno-argilosos, não oupouco litificados, muitas vezes de aspecto mosqueado, com granulação variando de fina a média econtendo intercalações de níveis conglomeráticos.

3 – CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA

As características geotécnicas do solo de apoio das fundações de um aerogerador de uma usinaeólica situada no município de São Gonçalo do Amarante – CE foram determinadas a partir de umprograma de ensaios de laboratório e de uma campanha de ensaios de campo.

O programa de ensaios de laboratório constou de ensaios de caracterização e ensaios especiais.A caracterização foi realizada através de análises granulométricas, determinação da densidade realdos grãos, índices de consistência e determinação do índice de vazios máximo e mínimo. Osensaios especiais realizados foram ensaios oedométricos e de cisalhamento direto. As amostras desolo utilizadas para os ensaios de laboratório foram coletadas em quatro furos, nas profundidadesde 2, 5 e 9 m, situados nas proximidades do aerogerador nº 7 da referida usina eólica. Adicional-mente, determinou-se in situ a umidade natural e a densidade natural do solo estudado.

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Fig. 1 – Localização do Município de São Gonçalo do Amarante.

Com relação aos ensaios de campo, realizou-se uma campanha de sondagens à percussão(SPT), com medida de energia e torque, e ensaios pressiométricos (PMT), com um equipamento dotipo Ménard, posicionados de acordo com a ilustração da Figura 2.

3.1 – Ensaios de laboratório

Com relação aos ensaios de índices físicos realizados, os valores encontrados para os limitesde liquidez e de plasticidade, para todas as amostras ensaiadas, foram nulos.

De acordo com o Sistema Unificado de Classificação de Solos (SUCS), as amostras ensaiadascorrespondem ao grupo SP, ou seja, a areia mal graduada, com pouca quantidade de finos. Odiâmetro médio das partículas do solo (D50) é de 0,25 mm e o coeficiente de uniformidade (Cu), ouseja, a relação entre os diâmetros correspondentes a 60% e a 10% é de 1,8 indicando se tratar deum solo de granulometria muito uniforme.

A densidade real dos grãos (δ) foi determinada através da realização de três ensaios, de acordocom a ABNT (1984). O valor médio obtido foi de 2,61. O resultado obtido encontra-se nos limitesde 2,58 e 2,63 determinados por Cavalcanti (1998) para as areias marinhas da Região Metropoli-tana de Fortaleza.

Os índices de vazios máximo (emax) e mínimo (emin) para o solo estudado foram estimados em0,85 e 0,59, respectivamente. Os valores encontrados são ligeiramente superiores aos típicosvalores apresentados por Souza Pinto (2000) e aproximam-se mais do caso de areias mal graduadase de grãos arredondados. Por outro lado, esses valores enquadram-se perfeitamente no caso deareias limpas e uniformes apresentado por Lambe e Whitman (1976).

A umidade natural do solo variou de 1,5 a 3,1% e foi determinada com um Speedy com amostrasde 20 g. A densidade in situ foi determinada utilizando-se o método do frasco de areia em dois ensaiosrealizados a 20 e a 50 cm de profundidade, apresentando um peso específico natural médio de 16,6kN/m3. A estimativa do índice de vazios (e) com a profundidade foi feita por meio da compacidaderelativa, sendo que a compacidade relativa (CR) foi estimada, em função do índice de resistênciadas sondagens à percussão (NSPT) realizadas a partir da proposta de Mitchell et al. (1978).

Com o propósito de melhor caracterizar o solo estudado estimou-se, através de relações deíndices físicos, a variação da porosidade (n), do grau de saturação (S) e do peso específico naturaldo solo (γnat) com a profundidade. O índice de vazios do solo foi, na média, estimado em 0,59 e,praticamente, não variou com a profundidade. A porosidade e o peso específico do solo mantive-

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Fig. 2 – Locação dos ensaios de campo realizados.

ram-se constantes em 0,37 e 17 kN/m3, respectivamente. Por outro lado, o grau de saturação varioude 6,6 a 13,7%.

Para obter valores dos parâmetros de resistência do solo estudado, foram realizados dois pro-gramas de ensaios de cisalhamento em amostras compactadas estaticamente, uma na condiçãonatural, 3% de umidade, e a outra na condição seca. Em cada programa de ensaios determinou-se,por meio de relações de índices físicos, a quantidade de solo e água que cada corpo de prova, devolume previamente determinado, deveria conter para apresentar-se em três condições distintascom relação ao seu índice de vazios, ou seja, com e igual a 0,65, 0,70 e 0,80.

Na Figura 3 mostram-se os resultados obtidos dos ensaios realizados em corpos de provas comíndices de vazios igual a 0,70 e umidade de 3%. Vale destacar ainda que todos os corpos de provaensaiados apresentaram dilatância e que a velocidade utilizada nos ensaios foi de 0,2 mm/min.

A partir dos valores da tensão normal aplicada e as estimativas das tensões cisalhantes de rup-tura, determinou-se o ângulo de atrito e a coesão do solo em cada estado ensaiado. Os valores obti-dos do ângulo de atrito (φ), em função do índice de vazios (e) para os corpos de prova no estadoúmido, possibilitaram a construção de um gráfico que permitiu extrapolações para a condição decampo, ou seja, com e igual a 0,59.

Utilizando a relação obtida entre φ e e determinou-se a variação do ângulo de atrito do solo aolongo da profundidade, verificando-se que a estimativa do ângulo de atrito não variou com a pro-fundidade, mantendo-se constante em 43º.

Para estimar o valor do módulo oedométrico do solo estudado, assim como o efeito da satura-ção no mesmo, realizou-se um ensaio oedométrico duplo. Para isso, tomou-se dois corpos de provanas mesmas condições iniciais. Um deles foi previamente inundado e o outro foi ensaiado na con-dição natural, com umidade constante. O primeiro ensaio foi realizado em um corpo de prova com-pactado estaticamente com índice de vazios de 0,65 e umidade de 3%. No segundo ensaio, o corpode prova foi moldado nas mesmas condições do primeiro ensaio, submetido a uma tensão de 10 kPae inundado por 24 horas. A partir daí, o ensaio seguiu normalmente. A Figura 4 mostra os resultadosdo ensaio oedométrico duplo realizado.

A compressibilidade do solo é muito baixa. No ensaio realizado na umidade natural obteve-separa o índice de compressão (Cc) o valor de 0,0143 e para o índice de recompressão (Cr) o valor de0,011. O solo ensaiado na condição saturada apresentou discreta diminuição da compressibilidade.Neste caso o Cc e o Cr apresentaram valores de 0,038 e 0,013, respectivamente.

O módulo oedométrico secante a partir da origem (Dso), para o solo na condição natural, nafaixa de tensão de interesse de até 200 kPa, apresentou o valor de 10,4 MPa e o módulo oedomé-trico secante (Dsec), para a faixa de 10 a 200 kPa, foi estimado em 16,6 MPa.

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Fig. 3 – Curvas tensão cisalhante versus deslocamento horizontal dos ensaios de cisalhamento direto.

3.2 – Ensaios de campo

Foram realizadas um total de 4 sondagens à percussão, de acordo com a Norma NBR 6484/01(ABNT, 2001), até uma profundidade de 10m, com furos posicionados a 10,25 m e a 11,25 m doeixo do aerogerador e defasados de 90º.

Os índices de resistências (NSPT) obtidos ao longo do perfil de solo aumentaram com a profun-didade e variaram de 20 a 70 golpes (Figura 5a).

Em função do NSPT, observa-se que o solo é bastante uniforme, constituído de uma areia finade duna, de consistência compacta a muito compacta. Apesar da homogeneidade do material, veri-fica-se um aumento do NSPT com a profundidade que ocorre devido ao aumento do estado de tensõesdo solo em profundidades maiores.

Nas sondagens SPT3 e SPT4 realizaram-se medições de torque. Pela sondagem SPT3 o valorde T/N médio do solo estudado é 0,90 e pela sondagem SPT4 o valor é 1,07. Segundo as indicaçõespreliminares de Quaresma et al. (1998), o perfil de solo estudado está no limite entre uma areianormalmente adensada e uma sobreadensada. Os valores de T/N tenderam a diminuir com a profun-didade na sondagem SPT3 e apenas na sondagem SPT4 esses valores permaneceram praticamenteconstantes (Figura 5b).

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Fig. 4 – Curvas tensão cisalhante versus deslocamento horizontal dos ensaios de cisalhamento direto.

Fig. 5 – a) Índices de resistência à penetração das sondagens à percussão (SPT) b) Índice de torque (T/N)ao longo da profundidade das sondagens SPT3 e SPT4.

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Adicionalmente, medições de energia foram realizadas utilizando-se um equipamento deno-minado SPTANALYZER. Este equipamento é constituído de uma haste instrumentada com medi-dores de deformação (strain gauges) e de aceleração (acelerômetros).

A partir dos dados adquiridos estima-se, para uma composição de 10,7 m de comprimentoreferente ao golpe de número 16 de uma sequência de 55 golpes da sondagem SPT2, que a eficiên-cia do sistema utilizado seja da ordem de 64%. Este valor foi estimado, a partir da integral do regis-tro de força ao quadrado e este procedimento foi adotado em virtude dos registros de velocidadenão terem se mostrado adequados, por problemas nos acelerômetros durante os ensaios. Posterior-mente os valores do índice de resistência (NSPT) foram corrigidos apenas para os casos de utilizaçãode metodologias que indicam a eficiência requerida.

A eficiência estimada está abaixo dos valores indicados pela literatura (Cavalcante, 2002 eSchnaid, 2000). Isso pode ter ocorrido pela associação de uma série de fatores, entre eles a utiliza-ção de cordas velhas, atitude dos operadores, além da utilização de métodos diferentes nas estima-tivas da energia realizadas por cada autor.

Com relação aos ensaios pressiométricos, o equipamento utilizado é do tipo Ménard, compos-to de uma fonte de pressão, uma unidade de pressão e volume (CPV) e uma sonda cilíndrica, com45 cm de comprimento e 5,9 cm de diâmetro. A conexão entre a sonda e a unidade de controle éfeita por uma tubulação coaxial.

Foram realizados um total de 14 ensaios pressiométricos em dois furos executados até a pro-fundidade máxima de 7 m no entorno das fundações do aerogerador de nº 7, utilizando um tradomanual do tipo cavadeira com diâmetro entre 60 e 70 mm e posicionados a 2m das sondagens àpercussão SPT2 e SPT3 (Figura 2).

A Figura 6 mostra as curvas pressiométricas bruta e corrigida do primeiro metro de profundi-dade do furo PMT1. Para as mesmas profundidades dos furos PMT1 e PMT2, verificou-se aindacurvas praticamente coincidentes, dando indícios preliminares da elevada homogeneidade do soloestudado.

De forma geral, as curvas obtidas apresentam-se bem definidas, podendo-se observar clara-mente os trechos de recompressão, pseudo-elástico e elasto-plástico característicos da curva teó-rica. Os pequenos trechos de recompressão sinalizam a boa concordância obtida entre o diâmetrodo furo e o diâmetro do trado utilizado para sua execução. Realizaram-se também alguns ensaioscom ciclos de descarga-recarga, propositadamente executados nos trechos pseudo-elástico de cadauma das referidas curvas.

Por fim, utilizando-se as recomendações da Norma ASTM (1987), foram determinados osperfis da tensão horizontal no repouso (σho), da pressão limite (pl) e da pressão limite efetiva (pl*),

Fig. 6 – Efeito das correções na forma da curva pressiométrica a 1,0m de profundidade no furo PMT1.

do coeficiente de empuxo no repouso (ko), dos módulos de deformação (Ei) e de cisalhamento (Gi)pressiométricos e do módulo de cisalhamento pressiométrico cíclico (Gur). No Quadro 1 mostram-se os resultados dos parâmetros determinados, a partir dos resultados dos ensaios pressiométricosno furo PMT1.

Os valores estimados da tensão horizontal no repouso (σho) variaram de 44 a 120 kPa no furoPMT1 e de 47 a 145 kPa no furo PMT2. Os valores do coeficiente de empuxo no repouso (ko)variaram de 0,49 a 2,95 para o furo PMT1 e de 1,18 a 2,77 no furo PMT2 (Figura 7a). As pressõeslimites efetivas (pl*) estimadas variaram de 0,69 a 3,28 MPa no furo PMT1 e de 1,30 a 3,56 MPano furo PMT2 com uma tendência de crescimento progressivo ao longo da profundidade em ambosos furos. Os valores do módulo de cisalhamento pressiométrico (Gi) variaram de 1,84 a 7,86 MPano furo PMT1 e de 2,86 a 8,79 MPa no furo PMT2 (Figura 7b).

Pela Figura 7b) observam-se valores de Gi dos furos PMT1 e PMT2 muito próximos,confirmando a tendência de comportamento homogêneo já percebido preliminarmente através dosperfis estratigráficos e das sondagens a percussão (SPT) realizadas.

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Quadro 1 – Resumo dos parâmetros obtidos a partir dos ensaios no furo PMT1.

Fig. 7 – a) Coeficiente de empuxo no repouso (ko) b) Módulo de cisalhamento pressiométrico (Gi)ao longo da profundidade para os ensaios PMT1 e PMT2.

4 – CARACTERIZAÇÃO DOS VENTOS

A caracterização do vento de uma região é de fundamental importância para a escolha domelhor local de instalação dos aerogeradores, para a estimativa da quantidade de energia elétricagerada anualmente, e para o projeto estrutural e do sistema de controle.

Segundo dados da SEINFRA (2000), a velocidade média anual dos ventos da praia da Taíba éde 8,5 m/s. A sazonalidade dos ventos do Estado é complementar ao regime hídrico predominantena geração hidrelétrica no Brasil, pois o potencial eólico do Estado é máximo justamente no perío-do de níveis mínimos dos reservatórios, quando os custos associados de geração e os riscos dedéficit são máximos. Neste contexto, as usinas eólicas podem contribuir incontestavelmente para aestabilização sazonal da oferta de energia.

O período que mais impressiona os investidores de geração de energia eólio-elétrica situa-seentre os meses de Setembro a Dezembro. Segundo dados da SEINFRA (2000), neste período tantoos ventos alísios quanto as brisas marinhas se intensificam proporcionando ventos quase constantesao longo dos dias e noites que superam a velocidade média de 10 m/s.

Com o objetivo de verificar a ocorrência de efeitos de rugosidade no perfil de velocidade daregião, realizaram-se alguns ensaios anemométricos nas proximidades de uma usina eólica situadana Taíba, município de São Gonçalo. Os resultados serviram ainda como subsídio na determinaçãodos esforços no aerogerador.

Para a realização dos ensaios, utilizou-se um anemômetro modelo Young 05305 com capacida-de de até 60 m/s e rajadas de até 100 m/s. O anemômetro foi instalado a 5 e a 10 m de altura, emum andaime situado nas proximidades do aerogerador nº 7.

Adicionalmente, utilizou-se o anemômetro do próprio aerogerador estudado, fixado em seutopo, para a realização de medidas a 44 m de altura. As medidas foram realizadas visualmente nosmostradores dos sensores, a cada 15 s, durante 5 min em cada altura.

Representando-se a variação da velocidade do vento com a altura por uma função exponenciale adotando como referência para a velocidade, vo´, o valor de 8,3 m/s que corresponde à altura hode 10 m tem-se que:

A partir das medidas da velocidade do vento e utilizando-se a Eq. 1 procedeu-se ao ajuste mos-trado na Figura 8, em que o parâmetro pt, que depende das condições topográficas do local, tomouo valor 0,004.

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Fig. 8 – Ajuste da equação exponencial da variação da velocidade do vento com a altura na Taíba.

(1)

5 – CARACTERIZAÇÃO DOAEROGERADOR

O aerogerador estudado apresenta potência nominal de 500 kW, diâmetro do rotor de 4,2 m,altura do eixo de 46,2 m, com controle ativo de ângulo de passo das pás na frente da torre, sentidohorário de rotação, com três pás, cada uma com um comprimento de 18,9 m e pesando 13 kN. Aspás são de fibra de vidro reforçado com epoxi. O gerador apresenta eixo horizontal e pesa 136 kN.

A fundação do aerogerador é uma sapata quadrada de concreto armado, de 9 m de lado e 1,5m de altura. A torre mede 44 m de altura, é feita de aço com 2,54 cm de espessura e pesa 359 kN.O diâmetro da torre na base é de 2,5 m e na altura máxima de 1,2 m. A nacele é o compartimentolocalizado no topo da torre que abriga o gerador, o multiplicador de velocidades, o freio mecânicoe os eixos. A nacele é feita de fibra de vidro, apresenta diâmetro de 4,4 m, comprimento de 6,7 me pesa 129 kN.

Considerando-se que o peso específico do concreto armado seja de 25 kN/m3, verifica-se queo peso da fundação é de cerca de 3038 kN. Adicionando-se a esse o peso da torre, 359 kN, danacele, 129 kN, do gerador, 136 kN e das três pás, 39 kN, estima-se um peso total de 3700 kN.

6 – MONITORAMENTO ESTRUTURAL

Para a determinação dos esforços na fundação, em certas condições de vento, monitorou-se aestrutura do aerogerador nº 7 durante uma semana com acelerômetros, extensômetros elétricos eum anemômetro. Isso possibilitou a determinação dos esforços, para a condição particular de ventoatuante na semana dos ensaios.

A monitoração foi realizada com a finalidade de medir as principais características dinâmicasda estrutura, sua resposta durante a operação e as principais características do vento durante esteperíodo de operação. Para isso foram realizadas duas campanhas de ensaios. A campanha 1 foirealizada pela excitação da estrutura através de movimentos cíclicos, no topo e no meio, geradospor uma pessoa, nas direções Norte-Sul e Leste-Oeste com o aerogerador desligado, e pela excita-ção da estrutura através de paradas e partidas do aerogerador.

A segunda campanha consistiu basicamente na medição da resposta da estrutura, bem comodas características do vento, durante três dias, em intervalos regulares de tempo. Adicionalmenterealizou-se uma medida da resposta da estrutura com o aerogerador desligado e submetido apenasà ação do vento. Detalhes sobre todos os dados obtidos nas campanhas de ensaios podem serobtidos em Roitman e Magluta (2003) e Roitman et al. (2004).

A instrumentação utilizada foi constituída basicamente por acelerômetros, extensômetros elé-tricos de resistência e um anemômetro. Os acelerômetros utilizados foram do tipo resistivo comcapacidade de medição de acelerações de até 1 g e de freqüências de até 50 Hz.

Os extensômetros elétricos de resistência utilizados apresentam resistência de 120 Ω. Já oanemômetro utilizado tem capacidade de medições de velocidade de até 60 m/s e rajadas de até 100 m/se a direção de 0 a 360°.

Dois acelerômetros foram instalados próximo ao topo (44 m) e outros dois à meia altura (22 m)da torre do aerogerador, para medir as vibrações transversais. Quatro acelerômetros foram monta-dos verticalmente, próximos à base da torre, para medir as vibrações verticais transmitidas àfundação (Figura 9).

Quatro pares de extensômetros elétricos de resistência, instalados a alturas de 0,38 m e 3,58m, foram ligados em meia ponte de Wheatstone para permitirem a obtenção dos momentos fletoresem duas direções e daí a estimativa dos esforços cortantes. Vale ressaltar que o anemômetro foi fi-xado a 5 e a 10 metros de altura, em uma torre treliçada, suficientemente afastada do aerogeradorpara que não sofresse qualquer tipo de influência.

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Através das deformações medidas e utilizando expressões conhecidas da Resistência dosMateriais, Roitman e Magluta (2003) determinaram os esforços junto à base. A Figura 10 mostraos momentos fletores em uma seção instrumentada para a seguinte situação: aerogerador inicial-mente desligado, sendo ligado por um período curto de tempo e em seguida desligado novamente.

Pela Figura 10 pode-se observar cinco trechos. O primeiro entre 0 e 70 s, onde o equipamentoestava desligado, sendo os momentos fletores aproximadamente nulos. O segundo trecho, entre 70e 110 s, associado à resposta da estrutura durante o procedimento de partida do equipamento. Oterceiro trecho, entre 110 e 220 s, referente à operação normal. O quarto trecho, em torno de 220 s,refere-se ao desligamento do aerogerador, e o quinto apresenta a resposta em vibração livre daestrutura.

Em seguida, foi medida a resposta da estrutura e as características do vento durante uma sema-na típica. Para caracterizar o vento durante os dias de ensaio, plotou-se a velocidade e a direção dovento ao longo dos períodos de medição, observando-se que a máxima velocidade média encontra-da foi de 9 m/s e a direção média do vento variou desde 100º até 260º.

Através das deformações medidas e utilizando expressões conhecidas da Resistência dosMateriais determinaram-se os esforços na estrutura do aerogerador durante sua operação normal epara a citada condição de vento. As Figuras 11 e 12 ilustram os momentos fletores e os esforçoscortantes obtidos em um dos sensores ao longo período 1, junto à base do aerogerador.

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Fig. 9 – a) Esquema da instrumentação utilizada no monitoramento b) Detalhe dos extensômetroselétricos de resistência instalados à 0,38 m de altura.

Fig. 10 – Momentos fletores obtidos numa seção instrumentada a 3,58 m de altura (Roitman e Magluta, 2003).

Foi observado que o vento atingiu a velocidade máxima justamente nos momentos em que osmomentos fletores também alcançam seus valores máximos, demonstrando coerência entre os valoresobtidos. Os sensores situados na base do aerogerador apresentaram leituras praticamente nulas,indicando que os movimentos foram tão pequenos que ficaram fora da precisão dos equipamentos.

7 – ENSAIOS REALIZADOS EM TÚNEL DE VENTO

Com o objetivo de obter valores para o coeficiente de arrasto e estimar as cargas para a con-dição de pico, realizaram-se experimentos em um túnel de vento de circuito aberto, alta intensidadeturbulenta e baixa velocidade do Laboratório de Mecânica da Turbulência da COPPE/UFRJ. Otúnel apresenta seção de testes de 0,67 m × 0,67 m × 6 m, velocidade variável e intensidade turbu-lenta de 2%. Para medidas correspondentes a velocidades de vento mais elevadas, utilizou-se otúnel de vento aerodinâmico que apresenta seção de testes de 0,3 m × 0,3 m × 4 m, velocidadevariável e intensidade turbulenta de 0,2% (Figura 13).

Para a estimativa dos esforços de interesse foram utilizadas duas balanças aerodinâmicasexternas: uma com plataforma paralela ao chão da seção de testes, denominada de balança horizon-tal, e uma outra com plataforma vertical para a medição de momentos. A balança horizontal con-siste em uma plataforma que utiliza trilhos e deslizadores lineares para seu deslocamento e é ilus-trada na Figura 14.

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Fig. 11 – Momentos fletores junto à base obtidos em um dos sensores ao longo período 1(Roitman e Magluta, 2003).

Fig. 12 – Esforços cortantes junto à base obtidos em um dos sensores ao longo período 1(Roitman e Magluta, 2003).

Para identificar a presença de escoamento turbulento, através da caracterização do escoamentoa montante e a jusante do modelo do aerogerador, realizaram-se ensaios anemométricos a fio quente.

Dois perfis foram tomados para a realização dos ensaios, um à distância D1 igual a 150 mm amontante e outro à distância D2 de 150 mm a jusante do modelo reduzido do aerogerador (1:200).A altura entre a nacele do modelo e a base da haste foi de 226 mm e a velocidade do vento utilizadano túnel foi de 9 m/s. A Figura 15 mostra o perfil de velocidade média obtida a partir de ensaios deanemometria a fio quente.

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Fig. 13 – Túnel de vento aerodinâmico.

Fig. 14 – Esquema da balança aerodinâmica horizontal.

Fig. 15 – Perfil de velocidade a montante e a jusante obtido com a técnica do fio quente (Freire, 2003).

Como esperado, verifica-se que o escoamento em questão é tipicamente turbulento comvalores da intensidade turbulenta, variação da velocidade correspondente ao valor imposto pelotúnel e o valor medido a montante e a jusante do modelo do aerogerador, de cerca de 18% a jusantedo modelo e cerca de 0,2% para o escoamento livre a montante do aerogerador.

8–ANÁLISEDOSRESULTADOSDOSENSAIOSGEOTÉCNICOSDECAMPOREALIZADOS

Diversos pesquisadores têm proposto correlações empíricas para estimar Gmax a partir dosresultados de sondagens à percussão (SPT). Amaior parte das correlações encontradas na literaturatem origem no Japão e nos Estados Unidos. Essas correlações relacionam o módulo de cisalhamen-to máximo ou a velocidade de propagação da onda cisalhante, com o índice de resistência àpenetração da sondagem à percussão (SPT).

Dentre as correlações encontradas na literatura que não utilizam os resultados da sondagem àpercussão (SPT), a proposta por Hardin (1978) é a mais usada na prática (Yu e Richart, 1984;Barros, 1997; Stephenson, 2004 e Barros et al., 2006) e, portanto, será também aqui utilizada. Elase aplica tanto para solos coesivos como não coesivos, sendo expressa por:

onde σoct é a tensão normal octaédrica, e é o índice de vazios, OCR é a razão de sobreadensamento,pa é a pressão atmosférica e o expoente kIP é dependente do índice de plasticidade do solo (IP).

Na Figura 16, mostram-se os resultados das estimativas do módulo de deformação cisalhantemáximo (Gmax) ao longo da profundidade a partir de correlações com o índice de resistência àpenetração da sondagem à percussão (NSPT). O detalhamento de todas as correlações utilizadas nestetrabalho pode ser obtido em Moura (2007). Pela figura, observa-se que a correlação proposta porSchnaid et al. (2004) proporcionou os menores valores estimados e a proposta por Seed et al.(1983) os maiores valores. As propostas que apresentaram as estimativas mais próximas da propostade Hardin (1978) foram Seed et al. (1983) e Ohsaki e Iwasaki (1973). Ainda pela Figura 16 verifi-ca-se, a partir de todas as propostas analisadas, uma tendência de aumento praticamente linear doGmax com a profundidade.

Segundo Barros (1997), embora a expressão de Hardin (1978) seja a mais utilizada na prática,a mesma subestima o valor de Gmax de areias. Considerando como limite inferior a proposta deHardin a ampla faixa de variação de Gmax seria consideravelmente reduzida. Esse fato leva a con-cluir que a quase totalidade das propostas estudadas subestimaram Gmax. Neste sentido, dentre asmetodologias que utilizam o NSPT, as propostas de Seed et al. (1983) e de Ohsaki e Iwasaki (1973)foram as que proporcionaram as estimativas mais coerentes

Com relação aos ensaios pressiométricos, realizaram-se estimativas de Gmax utilizando-se aspropostas de Kaltesiotis et al. (1990) e Byrne et al. (1990). As expressões propostas por Kaltesiotiset al. (1990) são as seguintes:

onde pl é a pressão limite, Gi é o módulo de deformação cisalhante pressiométrico inicial e Gmax, ple Gi estão expressos em MPa.

114

(2)

(3)

(4)

Já na proposta de Byrne et al. (1990), a determinação do Gmax é realizada a partir da relaçãoentre a pressão do início do descarregamento e a tensão horizontal no repouso e da relação entre avariação da pressão na descarga e a pressão do início do descarregamento. Detalhes de sua aplica-ção podem ser obtidas em Moura (2007).

O gráfico da Figura 17 apresenta as estimativas de Gmax a partir das propostas de Byrne et al.(1990) e de Kaltesiotis et al. (1990). Vale mencionar que, para a utilização da proposta de Kaltesiotiset al. (1990), utilizou-se os valores médios da pressão limite (pl) dos furos PMT1 e PMT2 em cadaprofundidade ensaiada obtidos, a partir da interpretação tradicional (ASTM, 1987), já que a formaracional não permite a obtenção de pl. Quanto ao módulo de deformação cisalhante pressiométricoinicial (Gi), foram utilizados os valores médios dos furos PMT1 e PMT2, em separado, de Gi, obtidoda forma convencional e de Ge, pela forma racional.

Vale destacar que na forma de interpretação denominada de racional, utilizou-se um métodoque emprega a técnica de ajuste de curva, em que a curva experimental é comparada com uma cur-

115

Fig. 16 – Estimativas do módulo de deformação cisalhante máximo (Gmax) ao longo da profundidadea partir de correlações com o NSPT.

Fig. 17 – Estimativa de Gmax a partir dos resultados de ensaios pressiométricos.

va teórica gerada a partir da teoria da expansão de cavidade cilíndrica. O modelo utilizado nestetrabalho foi o proposto por Cunha (1996), que considera o meio com comportamento elástoplásti-co, taxa de dilatação constante e a ocorrência de deformações elásticas na zona de comportamentoplástico.

Barros (1990) obteve a partir da realização de ensaios de coluna ressonante em corpos de pro-va reconstituídos de solos arenosos estimativas de, no máximo, 55% superiores aos valores obtidospela expressão de Hardin (1978). Dessa forma, adotando-se como limite superior para Gmax os valoresde Hardin (1978) acrescidos de 55%, verifica-se que a expressão de Kaltesiotis et al. (1990), emfunção da pressão limite, proporcionou estimativas de Gmax fora da faixa adotada (Figura 17). Alémdisso, é reconhecida a dificuldade em se correlacionar um módulo de deformação com uma pro-priedade de resistência. Dessa forma, conclui-se que dentre as propostas com base em ensaios pres-siométricos, a expressão de Kaltesiotis et al. (1990), a partir de uma função do módulo de defor-mação cisalhante pressiométrico inicial, Gi, obtido da forma tradicional (ASTM, 1987) é a maiscoerente com relação à faixa de variação adotada.

Adotando o mesmo critério para as propostas que utilizam os resultados de ensaios à percus-são, ou seja, o limite inferior dado pela expressão de Hardin (1978) e para o limite superior a ex-pressão de Hardin (1978) acrescida de 55%, verifica-se que apenas a proposta de Seed et al. (1983)apresentou estimativas de Gmax inseridas dentro da faixa adotada.

A Figura 18 mostra a variação do módulo de deformação cisalhante máximo (Gmax) a partir dosresultados dos ensaios pressiométricos (PMT) e das sondagens à percussão (SPT).

Pela Figura 18 observa-se que as sondagens à percussão (SPT) proporcionaram uma faixa devalores inferior à faixa estimada a partir dos ensaios pressiométricos. Tomando como base osvalores estimados a partir da proposta de Hardin (1978), verifica-se que os valores de Gmax de Hardinpraticamente coincidem com a região limite entre as duas faixas obtidas por meio dos ensaios pres-siométricos (PMT) e das sondagens à percussão (SPT). Adotando como limite inferior a propostade Hardin (1978), verifica-se que os valores do módulo de deformação cisalhante máximo (Gmax)tendem a ser subestimados quando determinados por propostas que utilizam os resultados da son-dagem à percussão (SPT), com exceção da proposta de Seed et al. (1983).

116

Fig. 18 – Comparação do módulo de deformação cisalhante máximo (Gmax) ao longo da profundidade apartir dos resultados dos ensaios pressiométricos (PMT) e das sondagens à percussão (SPT).

Adotando os limites mencionados e ilustrados na Figura 18, estima-se que a faixa de variaçãodo módulo de deformação cisalhante máximo (Gmax) do solo de apoio do aerogerador estudado seja,em média, de 260 a 303 MPa.

9 – ANÁLISE DOS ENSAIOS DE MONITORAÇÃO ESTRUTURAL

Os procedimentos adotados para a estimativa dos esforços de pico atuantes nas fundações doaerogerador estudado, basearam-se na extrapolação direta dos valores medidos em campo, durantea semana de ensaio, e detalhes podem ser obtidos em Moura (2007). Ferreira (2003) realizou aindauma simulação numérica para a obtenção dos mesmos esforços. Já a estimativa dos esforços está-ticos devidos ao vento é obtida a partir das recomendações da Norma NBR 6123/87 (ABNT, 1987).

As condições de vento que ocorreram durante a semana de realização dos ensaios de monitora-mento possibilitaram a obtenção de esforços (cortante e momento) associados aos esforços provenien-tes da ação do vento. A partir daí, os valores de pico dos esforços atuantes foram extrapolados porregressão. Vale observar que foi considerado como velocidade máxima do vento o valor de 25 m/s aolongo de toda a altura do aerogerador que, segundo informações fornecidas pelo fabricante do aeroge-rador estudado, corresponde a própria velocidade máxima de operação do equipamento (capacidade).

Para o esforço cortante, o melhor ajuste foi obtido utilizando-se uma função linear. Neste caso,a estimativa da resultante da força do vento máximo de projeto (25 m/s) indicou um valor de 570kN. Multiplicando-se 570 kN pelo braço de alavanca (46,2 m), estima-se o valor de 26334 kNmpara o momento fletor atuante nas fundações.

Para o momento fletor, o melhor ajuste foi obtido utilizando-se uma função tipo polinomial do2º grau. Neste caso, a estimativa do momento fletor máximo foi de 15878 kNm. Dividindo-se15878 kNm pelo braço de alavanca (46,2 m), obtém-se o valor de 343,7 kN para o esforço hori-zontal atuante nas fundações. Os coeficientes de determinação (R2), obtidos a partir dos dados deesforço cortante e momento fletor, foram de 0,90 e 0,97, respectivamente.

As estimativas dos esforços por simulação numérica foram realizadas por Ferreira (2003)considerando uma velocidade do vento de pico de 35 m/s. Como a velocidade do vento máxima deoperação do aerogerador é de 25 m/s, as estimativas realizadas pelo referido autor foram interpo-ladas linearmente para a velocidade de interesse, ou seja, 25 m/s.

A forma geométrica modelada foi obtida a partir de dimensões do aerogerador. A geometria,gerada em um programa do tipo CAD, foi exportada em formato compatível com o programa deelementos finitos utilizado (SAP). A Figura 19 mostra um detalhe da malha de elementos finitosgerada próximo à base da torre.

O tipo de elemento usado é o elemento de casca, quadrilátero de quatro nós, com espessura de2,54 cm. Os nós da base tiveram seus deslocamentos de translação restritos totalmente na direçãohorizontal. Na direção vertical foram considerados apoios elásticos, tipo mola elástica.

Amassa dos elementos constituintes da torre já é considerada no próprio material. Para mode-lar a estrutura da melhor forma possível, foram consideradas as massas do conjunto nacele/geradore da fundação em concreto. A massa da nacele foi posicionada no centro da circunferência no topoda torre. Para isso foi criado um nó nesta posição.

O valor do esforço normal na base foi estimado em 3590,46 kN, domomento fletor em 2318,8 kNmpara a condição de vento de 8 m/s e de 44382,8 kNm para a condição de vento de pico de 35 m/s.Dividindo-se o momento de pico, 44382,8 kN.m, pelo braço de alavanca, 44 m, estima-se um esforçohorizontal máximo de 1008,7 kN. Interpolando os valores de 8 e 35 m/s, estima-se que o momentofletor correspondente à velocidade do vento máxima de operação do aerogerador, 25 m/s, seja28804 kNm e que o esforço horizontal máximo seja 655 kN. Todos os detalhes da simulaçãonumérica podem ser obtidos em Ferreira (2003).

117

A determinação das forças estáticas devidas ao vento pela NBR 6123/87 (ABNT, 1987) foirealizada, inicialmente, a partir da obtenção da velocidade básica do vento (vo) adequada ao localonde a estrutura será construída, que neste caso é igual a 30 m/s. A velocidade característica dovento (vk) foi estimada em 31,6 m/s. A partir daí, a pressão dinâmica (q) foi estimada em 383,1 N/m2.Considerando o mencionado valor da pressão dinâmica, a área frontal efetiva Ae = 1451,4 m2 e ovalor de 1,0 para o coeficiente de arrasto (CD), estima-se pela NBR 6123/87 que a força de arrasto sejaigual a 556 kN. Multiplicando-se pelo braço de alavanca (46,2m), a partir da NBR 6123/87 (ABNT,1987) estima-se o valor de 25687 kNm para o momento atuante nas fundações do aerogerador.

Vale observar que a Norma NBR 6123/87 não se aplica à situação em exame, pois além davelocidade característica do vento (vk) ter sido adotada como sendo igual a velocidade máxima deoperação do aerogerador, de 25 m/s, não há indicações de valores de CD para estruturas de aeroge-radores. Dessa forma, adotou-se o valor do coeficiente de arrasto recomendado na própria NBR6123/87, correspondente a um cilindro com rugosidades ou saliências igual a dois por cento do seudiâmetro (CD =1,0).

10 – ANÁLISE DOS RESULTADOS DOS ENSAIOS ESTRUTURAIS REALIZADOSEM TÚNEL DE VENTO

Para a análise dos resultados dos ensaios realizados em túnel de vento, foi necessária a deter-minação do coeficiente de arrasto, do seu ponto de aplicação. A partir daí, foi possível determinaros esforços atuantes no aerogerador também através do modelo reduzido.

A determinação do coeficiente de arrasto (CD) foi feita com um modelo reduzido do aerogera-dor na escala 1:200, que foi posicionado a uma distância de 3400 mm da saída do ventilador dotúnel de vento, utilizando-se da balança aerodinâmica horizontal e considerando-se válida a seguinteexpressão:

onde Fa é a força de arrasto, ρ é a massa específica do ar (1,2 kg/m3), u é a velocidade do escoa-mento e A é a área molhada do aerogerador.

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Fig. 19 – Detalhe da base da malha de elementos finitos.

(5)

O modelo foi engastado em uma base de madeira móvel conectada a uma mola linear de cons-tante elástica conhecida. A base linear foi feita livre para permitir movimentos de deslizamentos ea força de arrasto foi determinada pela lei de Hooke. A Figura 20 mostra o modelo reduzido doaerogerador montado no interior do túnel de vento.

Os ensaios foram realizados para diferentes velocidades de escoamento, possibilitando aobtenção de um gráfico relacionando CD com o número de Reynolds (Re). A Figura 21 mostra, emforma gráfica, a variação do coeficiente de arrasto ( CD) com o número de Reynolds (Re). Extrapo-lando o valor de CD em função de Re, obtém-se valores demasiadamente elevados de cerca de 4,8.Dessa forma, será adotada a média dos valores obtidos, que foi de 1,27. Esse valor, segundo Freire(2003), está coerente com os limites esperados da faixa de Reynolds adotada.

A determinação do ponto de aplicação da força de arrasto foi feita a partir da obtenção do mo-mento que esta força faz em relação à base do modelo. A medição do momento foi feita através deuma balança de momento, especialmente projetada para esta aplicação. Detalhes da balança demomento podem ser obtidos em Freire (2003).

A Figura 22 mostra o gráfico utilizado por Freire (2003) para a determinação do ponto de apli-cação da força de arrasto.

Nesta mesma figura, observa-se que a força de arrasto aplica-se um pouco abaixo do centroda nacele do modelo. Como margem de segurança verifica-se que esta força poderá ser estimadacomo situada no ponto médio da nacele, que no modelo reduzido está a 226 mm da sua base e nocaso real está a 46,2 m.

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Fig. 20 – Modelo reduzido do aerogerador montado no interior do túnel de vento.

Fig. 21 – Variação do coeficiente de arrasto (CD) com o número de Reynolds (Re).

A determinação dos esforços de pico atuantes no aerogerador real foi feita a partir da Eq. 5.Dessa forma, adotando-se para o coeficiente de arrasto (CD) o valor de 1,27, para a massa específicado ar (ρ) 1,2 kg/m3, uma velocidade máxima de operação do aerogerador (u) igual a 25 m/s e áreamolhada igual a 1451,4 m2, estima-se uma força de arrasto (Fa) para a condição de pico de 691 kNm.Multiplicando-se a força de arrasto estimada (Fa) pelo braço de alavanca, distância entre o centroda nacele e a base do aerogerador (46,2 m), obtém-se um momento máximo de 31924,2 kNm.

A Figura 23 mostra uma comparação dos esforços atuantes na estrutura do aerogerador para avelocidade máxima de operação de 25 m/s estimados por extrapolação, simulação numérica, NormaNBR 6123/87 modificada e através de túnel de vento.

Pela Figura 23 observa-se que os valores da força de arrasto estimados por simulação numé-rica e túnel de vento são bastante próximos. O valor médio encontrado para a força de arrasto foide 590 kN e para o momento 26881 kNm. Os maiores esforços, tanto momento quanto força dearrasto, foram estimados pelo túnel de vento e os menores pela extrapolação.

Cerca de 5% das diferenças nos esforços obtidos entre a simulação numérica e as análises dotúnel de vento são devidas a consideração de que na simulação numérica o ponto de aplicação daforça de arrasto foi adotado atuando na altura de 44 m e nas análises realizadas, a partir das medidasdo túnel de vento, a favor da segurança, a 46,2m de altura.

Vale observar que a altura da sapata não foi considerada no cômputo do momento nas funda-ções do aerogerador devido as medições dos esforços horizontais em campo terem sido realizadaspor cima da base e não por baixo onde, de fato, as tensões são transmitidas. Ocorre que como a al-

120

Fig. 22 – Determinação do ponto de aplicação da força de arrasto (Freire, 2003).

Fig. 23 – a) - Comparação das estimativas da força de arrasto atuante b) Comparação das estimativasdo momento atuante para a velocidade máxima de operação de 25 m/s.

tura da fundação é muito pequena em relação à altura da torre a sua desconsideração não alterasignificativamente os valores das tensões transmitidas.

Para efeito de análise das fundações do aerogerador estudado e a favor da segurança, serãoconsiderados os esforços atuantes obtidos a partir das análises dos dados dos ensaios realizados notúnel de vento, ou seja, uma força de arrasto horizontal de 691 kN atuando a 46,2 m da face superiorda fundação do aerogerador gerando um momento de 31924,2 kNm. Além do mais, a própria NBR6123/87 (ABNT, 1987) sugere a utilização de resultados experimentais obtidos em túnel de vento,com simulação das principais características do vento natural. Por outro lado, vale destacar que aNBR 6123/87 modificada apresentou as estimativas do momento mais próximas dos valores extra-polados pelo monitoramento, revelando-se como uma alternativa que pode ser bastante útil em pro-jetos dessa natureza.

11 – ANÁLISE DAS FUNDAÇÕES DO AEROGERADOR

O Quadro 2 mostra o resumo dos dados adotados para as análises da estabilidade da fundaçãodo aerogerador estudado. O aerogerador escolhido para o presente estudo é uma das dez unidadesque compõem uma usina eólica situada no município de São Gonçalo do Amarante – CE. Dessaforma observa-se que, curiosamente, a forma da sapata utilizada como fundação do aerogerador édo tipo quadrada. Vale registrar que, por questões de simetria, o ideal seria a utilização de sapatascirculares ou octogonais.

11.1 – Tensões aplicadas pela fundação do aerogerador

As tensões estáticas transmitidas pela base do aerogerador estudado, sem considerar a ação dovento, foram estimadas em 45,7 kPa e determinadas pela relação entre o esforço vertical (fundação+ superestrutura), V, e a área, A, da fundação.

A tensão transmitida pela fundação do aerogerador estudado a partir da consideração da cargaestática equivalente foi estimado em 137,04 kPa e determinada a partir da seguinte equação:

onde Pe é a carga estática equivalente, é o coeficiente dinâmico, é a fre-

quência natural, fm é faixa de variação da freqüência de excitação, µ’ é um coeficiente de fadiga, Pvé o peso de máquina mais a fundação e d é o deslocamento estático.

121

Quadro 2 – Resumo dos dados adotados nas análises das fundações.

Dados geométricos

Fundação Dimensões(m)

Altura(m)

Prof. Assent(m)

Peso total(kN)

Fa

(kN)M

(kNm)

Sapata quadrada 9 × 9 1,5 1,5 3700 691 31924,2

Parâmetros/Índices geotécnicos

Tipo de solo NSPTφ

(grau)c

(kPa)ρ

(kN/m3)Gmax

(MPa)ν

Areia fina 46 40 5 17 197,2 a 365,7 0,33

(6)

Considerando-se a ação do vento e que em solos arenosos, em regra, não é possível a mobili-zação de tensões de tração, tem-se um diagrama de pressões transmitidas de forma triangular combase (Lcomp) determinada pela seguinte expressão:

Neste caso, a tensão máxima aplicada (σmax) é dada por:

onde B e L são os lados da fundação e e é a excentricidade.

A carga horizontal (H) atuante no aerogerador, para a velocidade do vento de pico, não é umacarga estática. Na verdade, é uma carga dinâmica que foi transformada em estática. Como osci-lações do vento provocam alterações de esforços também na direção vertical, para efeito de cálculoa carga vertical também foi majorada e transformada em carga estática equivalente.

Dessa forma, estima-se que a tensão aplicada máxima seja igual a 507,5 kPa e a excentricidadefoi elevada e caiu fora do terço médio da fundação. Dessa forma o comprimento da fundação nãosujeito a tensões é de 4,14 m, que corresponde a 46% da dimensão da sapata.

Baseado no exposto, verifica-se que a adoção da carga estática equivalente na determinação dastensões transmitidas ao solo de fundação de estruturas de aerogeradores não é indicada. Comparando-sea tensão transmitida via carga equivalente estimada em 137,04 kPa com a tensão máxima via dados dotúnel de vento, de 507,5 kPa, observa-se que a primeira é apenas cerca de 27% da segunda.Além disso, oprocedimento da carga estática equivalente não permite que sejam determinadas tensões negativas no solo.

11.2 – Tensão admissível do solo

A estimativa da tensão admissível do solo pode ser feita utilizando-se processos semi-empíri-cos ou por métodos teóricos. No Quadro 3, mostra-se um resumo das estimativas da tensão admis-sível do solo realizadas com base no SPT, no PMT e utilizando ensaios de laboratório.

Pelo Quadro 3 observa-se que as estimativas realizadas por ensaios de laboratório foram asmais elevadas e as realizadas com base no SPT as menores. O PMT apresentou uma estimativa in-termediária entre as outras duas. O método de Meyerhof (1965) apresentou o menor valor, 410 kPa,e o maior valor, 4773 kPa, foi estimado a partir da proposta de Terzaghi (1943).

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(8)

Quadro 3 – Resumo das estimativas da tensão admissível do solo realizadascom base no SPT, no PMT e utilizando ensaios de laboratório.

Método Tipo de dado utilizado σadm (kPa)

Terzaghi e Peck (1967) SPT 506

Meyerhof (1965) SPT 410

Método prático SPT 920

Ménard (1975) PMT 1040

Vesic (1975) Cisalhamento direto 2109

Terzaghi (1943) Cisalhamento direto 4773

Vale ressaltar ainda a enorme diferença encontrada a partir das metodologias de Terzaghi(1943) e Vesic (1975) apesar de serem métodos racionais e terem utilizado os mesmos tipos dedados (cisalhamento direto). Isso ocorreu pela presença de esforços horizontais, que é consideradoapenas na proposta de Vesic (1975).

Comparando a máxima tensão de compressão aplicada (σmax) de 507,5 kPa pela fundação doaerogerador que foi obtida via metodologia do túnel de vento, com os valores estimados da tensãoadmissível do solo constantes no Quadro 3, verifica-se que em praticamente todas as metodologiasutilizadas a tensão máxima aplicada não superou a tensão admissível do solo. As exceções ocor-reram com a utilização dos métodos de Meyerhof (1965) e de Terzaghi e Peck (1967). No entanto,pelo método de Terzaghi e Peck (1967) a tensão admissível do solo praticamente coincidiu com amáxima tensão de compressão aplicada.

Dessa forma, conclui-se que as fundações do mencionado aerogerador encontram-se estáveisquanto à ruptura do solo.

11.3 – Estimativas de recalque

O Quadro 4 mostra a comparação dos valores estimados para o recalque da fundação do aero-gerador estudado com base no SPT, PMT e a partir da Teoria da Elasticidade. Descartando-se osvalores demasiadamente elevados obtidos com base na teoria da elasticidade via oedômetro eensaios pressiométricos pela análise tradicional, verifica-se que os recalques estimados variaram de6,0 a 16,0 mm, com valor médio de 9,2 mm.

Até o presente momento, todas as análises de recalque realizadas consideraram apenas tensõesmédias transmitidas ao solo. No entanto, conforme observado em itens anteriores, a tensão médiaproporciona a transmissão de uma tensão ao solo de 253,8 kPa que corresponde a apenas 50% damáxima tensão transmitida de 507,5 kPa. Dessa forma, considerando-se agora a tensão máximatransmitida de 507,5 kPa, estimaram-se novos valores de recalque.

Mais uma vez, descartando-se os valores demasiadamente elevados e utilizando resultadosde ensaios pressiométricos pela análise tradicional, verifica-se que os recalques estimados paraos máximos valores de tensões transmitidas variaram de 12,1 a 32,0 mm, com valor médio de18,5 mm.

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Quadro 4 – Comparação dos valores estimados para o recalque da fundação do aerogeradorestudado com base no SPT, PMT e a partir da teoria da elasticidade.

Referência Forma de obtenção Recalque (mm)

Schmertmann (1970) SPT 7,6

Schultz e Sherif (1973) SPT 8,8

Burland e Burbidge (1985) SPT 8,3

Décourt (1992) SPT 6,0

Ménard e Rousseau (1962) PMT/tradicional 10,2

Teoria da Elasticidade E a partir do Eoed 147,9

Teoria da Elasticidade E a partir do Ei (PMT/tradicional) 53,5

Teoria da Elasticidade E a partir do Ee (PMT/racional) 7,7

Teoria da Elasticidade E a partir do NSPT 16,0

11.4 – Estimativas da frequência de vibração

As estimativas das frequências de vibração das fundações do aerogerador estudado foramrealizadas por meio de alguns dos métodos mais divulgados na literatura, três empíricos (DEGEGO,Tschebotarioff e Ward, 1948 e Alpan, 1961), dois outros métodos que consideram o solo como umsemi-espaço elástico (Lysmer e Richart, 1966 e Nagendra e Sridharan, 1981). Além desses, tambémé utilizado o clássico método que considera o solo como um conjunto de molas lineares sem pesoproposto por Barkan (1962).

O Quadro 5 mostra a comparação das estimativas de k, cz, D, fn, fn’ e Az realizadas. Por ela,observa-se que a faixa de variação das estimativas da frequência natural foi ampla, variando de 331a 1529 rpm. Com exceção do método “German Research Society for Soil Mechanics”, cujaconfiabilidade dos valores estimados é reconhecidamente questionada por desconsiderar, dentreoutros fatores, a influência da área de contato na frequência de vibração (Tschebotarioff, 1978), osmétodos empíricos estimaram os menores valores. Vale destacar que os valores da frequêncianatural estimados pelos métodos empíricos de Tschebotarioff e Ward (1948), Alpan (1961) e Haase(1975), para uma tensão aplicada igual a 199,9 kPa (σmed), foram bastante concordantes e variaram de331 a 404 rpm. Por outro lado, os métodos do semi-espaço elástico estimaram os maiores valores dafrequência natural, cujo valor, em média, variou de 1233 a 1333 rpm. Pela proposta que considerao solo como um conjunto de molas lineares sem peso (Barkan, 1962), a frequência natural foiestimada em 1529 rpm.

A razão de amortecimento (D) estimada pelos métodos de Lysmer e Richart (1966) e deNagendra e Sridharan (1981) para uma distribuição de pressão parabólica, apresentaram o mesmovalor 0,36 enquanto o método de Barkan com amortecimento proporcionou o valor de 0,65 para D.Pelo Quadro 5 observa-se que as estimativas da frequência amortecida (fn’) estão diretamenteassociadas com a razão de amortecimento (D), ou seja, quanto maior D maior é a diferença entre fne fn’. Esse resultado é concordante com a afirmação de Almeida Neto (1989) de que para baixosvalores de D a frequência amortecida difere pouco da frequência natural do sistema.

As estimativas das amplitudes de vibração (Az) foram bastante reduzidas variando de zero a0,003 mm. Esse resultado é concordante com as medidas dos acelerômetros situados na base doaerogerador durante a monitoração estrutural em que foi comprovado que praticamente não houve

124

Quadro 5 – Comparação dos valores da freqüência estimados por diferentes métodos.

transmissão de movimentos verticais para as fundações. Avaliando a possibilidade de efeitos dano-sos devido à vibração do aerogerador em pessoas, em estruturas prediais e em máquinas rotativas,verifica-se a ausência de risco de danos.

Apesar da grande variação encontrada para a frequência por todos os métodos, verifica-sediferenças bastante superiores a 30% com relação à faixa de frequência de operação da máquinaque é de 18 a 34 rpm, indicando a ausência de risco de fenômenos ressonantes.

Destaca-se ainda também que a constante de mola (k) é mais sensível à variação do valor ado-tado para o módulo de deformação cisalhante máximo (Gmax) do que o coeficiente de amortecimento(c). Pelos resultados encontrados a partir da proposta de Lysmer e Richart (1966), variações decerca de 16,7% no valor de Gmax provocaram variações de também 16,7% no valor de k e de apenas8% no valor de c.

Com relação à possibilidade de redução das dimensões da fundação do aerogerador estudado,verifica-se que as tensões máximas transmitidas ao solo de fundação são inferiores a tensãoadmissível média estimada. Os recalques máximos foram estimados, considerando-se a média dastensões transmitidas na condição de operação de pico, na média em 9,2 mm. Neste caso, o recalqueestimado é inferior ao recalque limite absoluto de 25 mm recomendado por Velloso e Lopes (1996)para sapatas assentes em areia. Apesar da falta de informação do fabricante do aerogerador estu-dado quanto ao máximo recalque permitido, com base nos reduzidos valores da parcela dinâmicado recalque obtidos em campo por Roitman e Magluta (2003) no monitoramento estrutural e pelosmétodos dinâmicos utilizados verifica-se que dificilmente seria possível ocorrer problemas nasfundações do aerogerador por recalques excessivos.

Baseado no exposto, verifica-se que o elevado valor da velocidade do vento adotada no pro-jeto, de 25 m/s, faz com que haja a necessidade de estruturas bastante robustas. Neste contexto,deve haver um compromisso do valor adotado como velocidade do vento de projeto entre o máximovalor da região e o valor médio medido em estações. Como a velocidade média do vento da regiãoé de 8,5 m/s e velocidades superiores a 22 m/s tem recorrência reduzida, estruturas projetadas paraoperar a velocidades superiores a esta são anti-econômicas. Dessa forma, com a adoção de umavelocidade máxima de operação reduzida para 22 m/s não só se obtém fatores de segurança ade-quados como se conseguiria projetar fundações mais econômicas.

12 – CONSIDERAÇÕES FINAIS

A realização deste trabalho permitiu o estabelecimento das seguintes conclusões:

– Dentre todas as propostas avaliadas que utilizam os resultados da sondagem à percussão(SPT), a que apresentou valores do módulo de deformação cisalhante máximo (Gmax) maiscoerentes foi a de Seed et al. (1983). Já dentre as que utilizam os resultados dos ensaiospressiométricos (PMT), a proposta de Kaltesiotis et al. (1990) em função do módulo cisa-lhante inicial (Gi) foi a que apresentou os resultados mais concordantes;

– A força de arrasto aplica-se um pouco abaixo do centro da nacele do modelo. A favor dasegurança concluiu-se que esta força pode ser estimada como situada no ponto médio danacele;

– Determinação do momento pela NBR 6123/87 modificada é uma alternativa bastante atra-tiva para projetos dessa natureza;

– Não é recomendável a adoção da carga estática equivalente na determinação das tensõestransmitidas ao solo de fundação de estruturas de aerogeradores;

– A fundação do aerogerador estudado na configuração atual é estável quanto à ruptura do solo;

125

– A faixa de variação das estimativas da frequência natural foi ampla, variando de 331 a 1529rpm. Com exceção do método “German Research Society for Soil Mechanics”, os métodosempíricos estimaram os menores valores. Os valores da frequência natural estimados pelosmétodos empíricos de Tschebotarioff eWard (1948), Alpan (1961) e Haase (1975), para umatensão aplicada igual a 199,9 kPa (σmed), foram bastante concordantes. Os métodos do semi-espaço elástico estimaram os maiores valores da frequência natural;

– Verificou-se a ausência de risco de fenômenos ressonantes;

– Reduzindo-se a máxima velocidade do vento de operação para 22 m/s, estima-se que as di-mensões da fundação do aerogerador poderiam ser reduzidas em cerca 32% com relação aovolume de concreto da fundação do aerogerador existente.

13 – AGRADECIMENTOS

Os autores do artigo agradecem à COPPE/UFRJ pela utilização do Analyzer, à UFPB pelautilização do Pressiômetro de Ménard, ao Professor Erinaldo Hilário Cavalcante (UFS) pela reali-zação dos ensaios de campo e aos técnicos, professores e alunos do Programa de Pós Graduaçãoem Geotecnia da Universidade de Brasília, em particular colegas do GPFees (Grupo de Fundações,Ensaios de Campo e Estruturas de Contenção deste mesmo Programa). O primeiro autor, em parti-cular, agradece ao CNPq pela bolsa de doutoramento.

14 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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AVALIAÇÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DEESTACAS METÁLICAS TUBULARES DE ALTARESISTÊNCIA ESTRUTURALEvaluation of the bearing capacity of driven high capacity steel pipe piles

Marita R. P. Cavassani*Kátia Vanessa Bicalho**Reno Reine Castello***Nelson Aoki****

RESUMO – Avalia-se a capacidade de carga do sistema estaca-solo formado por estacas tubulares de aço dealta resistência estrutural cravadas em uma argila mole apoiada em um solo residual de gnaisse. As duasestacas analisadas neste artigo foram submetidas a elevadas energias durante uma prova de carga dinâmica deenergia crescente (DIET). Os resultados da DIET mostraram que o comportamento do sistema estaca-soloestudado foi comandado pelo elemento estrutural de fundação. Estes resultados foram comparados com osresultados de métodos semi-empíricos de previsão da capacidade de carga (Aoki-Velloso, 1975; Décourt-Quaresma 1978, 1982) e com os resultados de provas de carga estática (PCE) realizadas posteriormente nasmesmas estacas já sobrecarregadas, e em condições distintas das da DIET. Os valores de capacidade de cargaobtidos pela norma brasileira ABNT 6122 foram inferiores aos obtidos pela DIET. A resistência do sistemaestaca-solo obtida na PCE atingiu em torno de 70% a 80% da carga de escoamento da estaca.

SYNOPSIS – – In this study the ultimate bearing capacity of driven high capacity steel pipe piles is evaluatedby using static and dynamic tests with increasing energy. The studied piles were driven in a soft clay overweathered gneiss. Dynamic tests with increasing energy and static loads were conducted on the piles. Theresults of the static and dynamic tests are compared with the predicted capacity from dynamic formulas andsemi-empirical static methods (Aoki-Velloso, 1975; Décourt-Quaresma, 1978, 1982). Both measurements andpredictions indicate that most of the static resistance results from point bearing. In order to analyze thestructural resistance of the steel piles studied, during the dynamic tests with increasing energy these piles weresubmitted to high energies, in most cases higher than their yield stress. Therefore, the results of the static loadtests are lower than the results of the dynamic tests (i.e., about 70 or 80% of the yield stress).

PALAVRAS CHAVE – Estacas metálicas, estacas cravadas, capacidade de carga.

1 – INTRODUÇÃO

Avanços tecnológicos têm sido feitos quanto ao projeto, sistema e controle de cravação e pro-cesso executivo de fundações profundas na busca de um aumento na capacidade de carga de fun-dações e métodos de construção mais econômicos e eficientes. Atualmente existem no mercado

131Geotecnia n.º 130 – Março 14 – pp. 131-141

* Engenheira e Mestre em Engenharia Civil, E-mail: maritarpc@gmail.com** Professora, Departamento de Engenharia Civil, Universidade de Federal do Espírito Santo, Vitória, ES,Brasil, E-mail: kvbicalho@gmail.com

*** Consultor SOLO Fundações e Geotecnia, Vitória, Brasil E-mail: solo@soloreno.com.br**** Professor, Departamento de Geotecnia, Escola de Engenharia de São Carlos - USP, São Carlos, Brasil,

E-mail: nelson.aoki@uol.com.br

estacas de aço de alta resistência, que beneficiam diretamente a relação peso da estaca/carga deserviço. Essas estacas podem ser muito vantajosas, principalmente em projetos com cargas eleva-das nos pilares e cujo perfil geotécnico apresenta como camada de apoio o embasamento rochoso.Entretanto, nessa situação a carga pode ser transmitida quase que integralmente pela ponta daestaca e o elemento fraco do sistema de fundação pode vir a ser a rocha.

Wyllie (1992) sugere que para fundações profundas a tensão admissível da rocha seja tomadacomo sua resistência à compressão simples, qu. Bowles (1996) mostra que qu do granito varia entre70 e 276 MPa, assim, no caso usual de projetos em que não se tem investigação alguma da rochade apoio um valor máximo a se tomar seria de 70 MPa. Existe, portanto, a necessidade de uma ava-liação da capacidade de carga dessas estacas, principalmente no que se refere à capacidade do ter-reno de fundação suportar tensões tão elevadas quanto as produzidas por aços de alta resistência.Essa análise é feita neste estudo através da realização de ensaios de campo, provas de carga estáticae dinâmica de energia crescente.

Neste artigo, estuda-se o comportamento de duas estacas tubulares de pequeno diâmetro(Ø141,3 mm e comprimento de cerca de 22,5 m) fabricadas com aço de alta resistência. As estacasem estudo foram submetidas ao ensaio de carregamento dinâmico de energia crescente, e após rea-lizou-se também prova de carga estática do tipo lenta de carga mantida, não instrumentada, de acor-do com as prescrições da NBR 12131 (ABNT, 1995). A prova de carga estática foi realizada comas estacas em condições distintas das da prova de carga dinâmica, pois na prova dinâmica as estacasforam bastante sobrecarregadas, atingido o limite de escoamento do aço das estacas. Os ensaiosforam realizados com o objetivo de analisar as cargas máximas mobilizadas pelo sistema estacasolo e avaliar assim a utilização das estacas em estudo como elemento estrutural de fundação.

Os resultados obtidos pelas provas de carga dinâmica de energia crescente e estáticas realiza-das nas estacas em estudo e a capacidade de carga prevista pelas fórmulas estáticas semi-empíricas:Aoki-Velloso (1975) e Décourt-Quaresma (1978, 1982) são comparados neste artigo.

2 – CARACTERÍSTICAS DO SOLO E DAS ESTACAS

2.1 – Perfil geotécnico

As estacas em estudo foram cravadas num campo de experiências construído na Refinaria Duquede Caxias – REDUC, situada no município de Duque de Caxias, no estado do Rio de Janeiro, sudestedo Brasil. O município de Duque de Caxias está localizado na Baixada Fluminense, na regiãodenominada de Baixada da Baía da Guanabara, cuja geologia local é caracterizada por depósitossedimentares de origem fluvio-marinha (Costa Filho et al., 1985). As argilas da Baixada Fluminenseapresentam alta plasticidade com valores de limite de liquidez entre 136 e 154, e correspondentesvalores de índice de plasticidade entre 88 e 116 (Pacheco Silva, 1953; Costa Filho et al., 1985).

O perfil geotécnico esquemático do subsolo do campo de experiências em estudo com osresultados obtidos em uma sondagem de simples reconhecimento (SPT), executada nas proximida-des das estacas ensaiadas está ilustrado na Figura 1. O perfil consiste, inicialmente, de um aterrode material argiloso sobre uma camada espessa (10,50 m) de argila orgânica, de consistência muitomole, seguida de uma camada de argila arenosa, plástica, de consistência mole. Abaixo, encontram-se camadas finas de areia argilosa pouco compacta, seguida por uma camada de argila plástica deconsistência média e uma camada de silte arenoso medianamente compacto. Desta camada até olimite da sondagem (21,55 m), encontra-se um solo residual, proveniente da decomposição darocha matriz de gnaisse. A variação do índice de resistência a penetração NSPT com a profundidademostra que a resistência da camada de argila orgânica é muito baixa (NSPT = PP/45). A resistênciaaumenta nas camadas subjacentes, atingindo valores elevados de NSPT (45/12 e 45/09) na camadade solo residual. O nível d’água se encontra na camada de aterro na profundidade de 1,20 m.

132

2.2 – Características das estacas

Foram analisadas duas estacas metálicas tubulares de aço sem costura, Tubos Mannesmann -fabricação V&M, com diâmetro de 141,3 mm e comprimento de cerca de 22,5 m. O aço usado nafabricação das estacas foi VMB 350 com limite de escoamento Fy igual a 350 MPa e limite deruptura Fu igual a 485 MPa.As estacas foram cravadas com martelo do tipo “queda livre”, com pesode 28,70 kN e altura de queda do martelo de 0,30 m. Utilizaram-se como acessórios de cravaçãoum capacete metálico, dotado na sua parte superior por um cepo de madeira dura com fibrasparalelas ao eixo da estaca, utilizado para distribuir uniformemente as tensões dinâmicas geradaspelo golpe do martelo sobre o topo da estaca.

3 – ENSAIOS UTILIZADOS

Os ensaios foram realizados antes do ano de 2005 conforme as normas brasileiras em vigor naépoca. Assim, algumas normas utilizadas na época já estavam em fase de revisão e foram atualizadas.

3.1 – Prova de carga dinâmica de energia crescente

O ensaio de carregamento dinâmico de energia crescente foi realizado nas estacas E01 e E02,pela empresa Geomec – Engenheiros Consultores S/C LTDA, a qual forneceu os sinais obtidos emcampo. Cada estágio de carregamento foi realizado conforme as prescrições da NBR 13208, “Estacas– Ensaio de Carregamento Dinâmico – Método de Ensaio” (ABNT, 1994), para se verificar o com-portamento do sistema estaca-solo sob a aplicação de uma força de impacto sobre o topo da estaca.

A instrumentação dinâmica é composta por um conjunto de instrumentos e equipamentosutilizados para a aquisição e tratamento de dados, formada por um par de acelerômetros, um par detransdutores de deformação específica e de um analisador de cravação de estacas (Pile DrivingAnalyser, PDA).

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Fig. 1 – Perfil geotécnico do terreno e variação de NSPT com a profundidade.

Os transdutores de deformação específica e os acelerômetros são fixados perto do topo daestaca, em posições diametralmente opostas para compensar eventuais efeitos de momento fletorocasionados pelo golpe do martelo sobre a estaca. Estes instrumentos são conectados no analisadorde cravação PDA, que recebe e processa internamente os sinais em tempo real e a cada impacto domartelo (Hussein et al., 2002). As medidas de deformação são convertidas em força através daaplicação da lei de Hooke e as medidas de aceleração são convertidas em velocidade através daintegração em relação ao tempo.

Com base na Teoria da Equação da Onda, o PDA analisa os sinais monitorados e estima ime-diatamente no campo um grande número de variáveis para cada golpe do martelo. Entre as princi-pais variáveis, pode-se citar: as forças máximas de compressão, FMX, e de tração, CTN, a energiacinética máxima aplicada ao sistema estaca-solo, EMX, o deslocamento máximo, DMX, e a resis-tência estática máxima pelo método Case, RMX.

Para uma avaliação mais extensiva e precisa da capacidade de carga do sistema estaca-solo, as me-didas de força e de velocidade registradas pelo PDApodem ser analisadas posteriormente em escritóriopelo método CAPWAP (Case Pile Wave Analysis Program). Por esse método é possível obter a magni-tude e a distribuição de resistência última ao longo do fuste e sob a ponta da estaca (Hussein et al., 2002).

A aplicação da carga foi feita com energia crescente, através do aumento das alturas de quedado martelo sobre a estaca, conforme a metodologia “Dynamic Increasing Energy Test” (DIET) pro-posta por Aoki (1989, 2000). O aumento da energia visa atingir um deslocamento suficiente daponta da estaca para mobilizar a sua resistência total. Com essa metodologia é possível verificar ocomportamento do sistema estaca-solo construindo a curva carga mobilizada-deslocamento máxi-mo. A carga mobilizada a cada golpe foi medida pela instrumentação com monitoração dinâmicautilizando um analisador de cravação (PDA) e pela interpretação do registro de deslocamento dotopo da estaca pela medição de nega e repique utilizando o procedimento de Chellis (1961).

Na realização dos ensaios foram utilizados martelos do tipo queda livre com peso igual a 28,70kN e alturas de queda variáveis e crescentes (em geral 0,3 m) em cada um dos 6 golpes aplicadosem cada estaca (0,3 m a 1,5 m e 1,7 m) até que o limite das tensões admissíveis do aço empregadona fabricação das estacas tivesse sido atingido ou até a plastificação do solo confinante das estacas.As estacas foram ensaiadas seis dias após a cravação.

Na prova de carga dinâmica as estacas E01 e E02 foram levadas ao limite da sua capacidadeestrutural, visando verificar a carga última que estas estacas podem suportar e contribuindo assimpara a sua utilização como elemento estrutural de fundação. Neste trabalho é considerado o limiteda capacidade estrutural das estacas a carga que provoca o escoamento do aço em que as estacasforam fabricadas, denominada de resistência de escoamento, Re. O valor de Re foi obtido por:

Re = Fy ⋅ As (1)

Fy – tensão de escoamento do aço;As – área da seção transversal de aço da estaca.

3.2 – Prova de carga estática

Foram realizadas provas de carga estáticas à compressão vertical nas estacas E01 e E02 poruma firma especializada cerca de trinta e cinco dias após a realização da prova de carga dinâmicade energia crescente nessas mesmas estacas. As informações aqui apresentadas foram obtidas norelatório técnico fornecido. O ensaio foi executado conforme os procedimentos estabelecidos naNorma da ABNT, NBR 12131 “Prova de Carga Estática”, com carregamento lento.

O ensaio de prova de carga estática foi realizado com aplicação de carga em estágios iguais esucessivos, correspondente a 10% do valor da carga de ruptura estimada. Em cada estágio, a carga

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foi mantida até a estabilização dos deslocamentos e, por pelo menos trinta minutos. Os estágios decarga à compressão foram aplicados por um macaco hidráulico reagindo contra uma estrutura dereação ancorada no terreno por meio de tirantes. Os deslocamentos verticais do topo da estaca forammedidos por meio de quatro extensômetros mecânicos, com sensibilidade para leituras de até 0,01mm, instalados em dois eixos principais no bloco de coroamento, que era constituído por um capitelde aço soldado no topo da estaca. Admite-se para o recalque de topo da estaca ensaiada à compres-são, o valor médio dos recalques medidos nos dois pares de extensômetros instalados nos eixosprincipais no bloco de coroamento da mesma (capitel de aço).

A avaliação da carga de ruptura a partir dos resultados de prova de carga estática foi realizadapelo método da norma NBR 6122 (ABNT, 1996). O método descrito pela norma NBR 6122 con-venciona a carga de ruptura como sendo a carga correspondente ao recalque, ∆r, que excede a com-pressão elástica da estaca por um fator igual ao seu diâmetro dividido por 30, e é definida como(Figura 2):

∆r (ou ρr) – recalque de ruptura convencional;Pr (ou R) – carga de ruptura convencional;L – comprimento da estaca;A – área da seção transversal da estaca;E – módulo de elasticidade do material da estaca;B – diâmetro da estaca.

4 – RESULTADOS OBTIDOS

4.1 – Provas de carga dinâmica e estática

As Figuras 3 e 4 mostram as curvas adimensionais de carga-deslocamento obtidas pelos ensaiosde prova de carga estática (PCE) e dinâmica (PCD) e também os deslocamentos elásticos e plásti-cos obtidos em cada golpe de energia crescente aplicado sobre as estacas E01 e E02, respectiva-mente, durante a prova de carga dinâmica. Os parâmetros de referência adotados para a carga e odeslocamento foram, respectivamente, a carga de escoamento, Re, e o diâmetro externo da estaca, B.O golpe do martelo sobre a estaca produz um deslocamento permanente da mesma (nega, S) etambém um deslocamento elástico da estaca (C2) e do solo sob a ponta da estaca (C3). Desta forma,

135

(2)

Fig. 2 – Carga de ruptura convencional (NBR 6122, 1996).

a penetração permanente produzida pelo golpe do martelo é seguida por um repique elástico(repique, K = C2 + C3) percebido pelo movimento para cima do topo da estaca.

Os valores da capacidade de carga obtidos nas provas de carga estáticas foram menores queos valores obtidos nas provas de carga dinâmicas. No entanto, as estacas estudadas foram subme-tidas primeiro à prova de carga dinâmica, nas quais foram bastante solicitadas, atingindo o seu limi-te de escoamento. Assim quando a prova de carga estática foi realizada as estacas já haviam sofridoescoamento e daí não se pode ser taxativo ao se fazer uma comparação entre os dois ensaios.

A curva carga-deslocamento da prova de carga dinâmica realizada na estaca E01 (Figura 3)mostra um comportamento elástico linear até o 4º golpe de energia crescente e a partir daí ocorrea plastificação do sistema (ou da estaca ou do solo), no qual a resistência permanece praticamente

136

Fig. 3 – Curva adimensional carga-deslocamento – E01.

Fig. 4 – Curva adimensional carga-deslocamento – E02.

137

constante e o deslocamento aumenta. Aumentando ainda mais a energia, a resistência do sistemadiminui e o deslocamento total atinge aproximadamente 34% do diâmetro da estaca. Observa-seque a resistência fornecida na prova de carga dinâmica supera o valor da carga de escoamento daestaca, o que justifica o deslocamento plástico excessivo mostrado na curva (a estaca escoou).

A prova de carga estática foi realizada em dois carregamentos. O segundo carregamento mos-tra um aumento da rigidez do sistema estaca-solo em relação ao primeiro, ou seja, para os mesmosvalores de resistências os deslocamentos correspondentes foram menores.

Observa-se um trabalho menor e uma energia de deformação elástica muito maior durante arealização da prova de carga dinâmica do que durante o último carregamento da prova de cargaestática. Quanto menor o trabalho, menores são as deformações plásticas do sistema estaca-solo.Comportamento semelhante à estaca E01 foi apresentado pela estaca E02 (Figura 4).

4.2 – Previsão da resistência mobilizada no sistema estaca-solo

As fórmulas estáticas semi-empíricas Aoki-Velloso (1975) e Décourt-Quaresma (1978, 1982)foram utilizadas para prever a capacidade de carga do sistema estaca-solo com base nos resultadosda sondagem à percussão SPT (Figura 1). Essas formulações fornecem os valores da capacidade decarga (Ru) do elemento isolado de fundação bem como as parcelas de resistência lateral (Rl) eresistência de ponta (Rp).

As Figuras 5 e 6 mostram a resistência total e as parcelas de resistência de ponta e lateral, esti-madas pelo Método Aoki-Velloso (1975) e pelo Método Décourt-Quaresma (1978, 1982) respecti-vamente. Esses métodos de previsão da capacidade de carga forneceram uma resistência de pontamaior que a resistência lateral, concordando neste aspecto, com as análises dinâmicas feitas pelométodo CAPWAPC (Figuras 7 e 8).

Conforme recomendações do método Décourt-Quaresma (1978, 1982), os valores de NSPT sãolimitados ao valor mínimo de três e máximo de cinquenta. Os valores de capacidade de cargaobtidos pelo método de Décourt-Quaresma (1978, 1982) foram bem inferiores aos valores obtidospelo método Aoki-Velloso (1975) para o caso em estudo.

Com o objetivo de analisar a utilização das fórmulas semi-empíricas estáticas, Aoki-Velloso(1975) e Décourt-Quaresma (1978, 1982), para o sistema estaca-solo apresentado neste trabalho, osvalores de capacidade de carga previstos por esses métodos foram comparados com os valores obti-dos pelas provas de carga estáticas segundo o critério de interpretação da norma NBR 6122 (ABNT,1996). Os resultados da capacidade de carga prevista e medida para as estacas E01 e E02 estão

Fig. 5 – Resistência do sistema estaca-solo prevista por Aoki-Velloso (1975).

ilustrados no Quadro 1. A relação entre a capacidade de carga prevista pelo método Aoki-Velloso(1975) e Décourt-Quaresma (1978, 1982) e a capacidade de carga obtida na prova de carga estáticaé definida respectivamente por µA-V e µD-Q.

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Fig. 6 – Resistência do sistema estaca-solo prevista por Décourt-Quaresma (1978, 1982).

Fig. 7 – Curva resistência mobilizada total, fuste e ponta versus altura de queda do martelo – E01.

Quadro 1 – Resultados de carga de rutura.

Estaca

ResistênciaEstrutural NBR 6122 Aoki-Velloso (1975) Decóurt-Quaresma (1978-1982)

RE Ru Ru µA-V Ru µD-Q

E01 970 860 1323 1,54 592 0,69

E02 970 775 1303 1,68 590 0,76

Um resumo da análise estatística descritiva dos valores de carga de ruptura está mostrado noQuadro 2. Observa-se que, para as estacas analisadas neste trabalho, o método de previsão da capa-cidade de carga do sistema estaca-solo que em média mais se aproximou dos valores obtidos nasprovas de carga estáticas, interpretadas segundo a NBR 6122 (ABNT, 1996), foi o método deDecóurt-Quaresma (1978, 1982), com µD-Q(médio) = 0,72 e desvio padrão igual a 0,05. Deve-se res-salvar entretanto que as provas de carga foram executadas em estacas que já estavam, pelo menosem parte, plastificadas. Também os métodos se aplicam a solos e as pontas das estacas estavam pro-vavelmente em rocha.

5 – CONSIDERAÇÕES FINAIS

Nas provas de carga dinâmicas as estacas foram levadas a tensões tão elevadas (maiores queFy), que ocasionaram o escoamento dessas estacas e conseqüentemente deformações plásticas nasmesmas. Nos carregamentos subseqüentes as resistências estruturais das estacas foram menores. Ainsistência na cravação do elemento estrutural de fundação nos carregamentos crescentes acabouprovocando perda progressiva da resistência das estacas. Observa-se, entretanto, que mesmo asestacas estando já sobrecarregadas, atingido o limite de escoamento, a resistência do sistema-estacasolo na prova de carga estática atingiu em torno de 70% a 80% da carga de escoamento da estaca.

Os métodos Aoki-Velloso (1975) e Décourt-Quaresma (1978, 1982) forneceram resistênciasde ponta maiores que as resistências laterais, assim como nas análises dinâmicas feitas pelo métodoCAPWAPC.

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Fig. 8 – Curva resistência mobilizada total, fuste e ponta versus altura de queda do martelo – E02.

Quadro 2 – Estatística de resultados de carga de rutura.

MétodoAoki-Velloso (1975) Decóurt-Quaresma (1978-1982)

µA-V(médio) µD-Q(médio)

Média 1,61 0,72

Desvio Padrão 0,1 0,05

Comparações entre os valores de capacidade de carga previstos pelas fórmulas semi-empíricasestáticas com os valores obtidos pelas provas de carga estáticas segundo o critério de interpretaçãoda norma NBR 6122 (ABNT, 1996) mostraram, para as condições da análise, que o método Aoki-Velloso (1975) superestimou o valor da capacidade de carga e o método Décourt-Quaresma (1978,1982) subestimou, sendo este método o que forneceu valores de capacidade de carga mais próximosdos valores obtidos na prova de carga estática, com um desvio padrão igual a 0,05. No entanto, talconclusão deve ser vista com restrições, pois as estacas já estavam estruturalmente comprometidas.

6 – AGRADECIMENTOS

Os autores agradecem à empresa GEOMEC por fornecer todos os dados de prova de cargadinâmica e estática necessários para a realização deste trabalho. Em particular aos EngenheirosSérgio. C. Paraíso e Cláudia Maria C. Costa pelo auxilio prestado e recepção na GEOMEC para arealização das análises CAPWAPC. A CAPES pela bolsa de estudos concedida à primeira autora eao CNPq pela bolsa de produtividade para a segunda autora.

7 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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ANÁLISE DE CARTAS DE SUSCETIBILIDADE À EROSÃO EM DIFERENTES ESCALAS PARA A GESTÃO AMBIENTAL DE RODOVIAS

Analysis of erosion susceptibility maps in different scales for theenvironmental management of roads

José Luís Ridente Júnior*Leandro Eugenio Silva Cerri**

RESUMO – Cartas de suscetibilidade à erosão podem ser utilizadas como subsídio para o desenvolvimentode instrumentos de gestão ambiental. Os resultados da pesquisa aqui apresentados discutem a qualidade dasinformações de cartas em diferentes escalas, elaboradas visando a gestão ambiental de rodovias. Para tanto,foi desenvolvida pesquisa em trecho da Rodovia Marechal Rondon SP-300, nos municípios de Anhembi eBotucatu, no estado de São Paulo - Brasil. A investigação, utilizando o método do detalhamento progressivo,partiu da análise de mapas e cartas em escala regional (escala 1: 1 000 000 e 1: 500 000), culminando na ela -bo ração de cartas de suscetibilidade à erosão nas escalas 1: 50 000 e 1: 10 000, além de outros levantamentosespecíficos. Paralelamente, desenvolveu-se uma análise sobre os Sistemas de Gestão Ambiental – SGA emórgãos rodoviários. Como resultados da pesquisa, foram desenvolvidos os seguintes instrumentos que com põemum SGA: Caracterização de Impacto Ambiental, Auditoria Ambiental, Recuperação de Áreas Degradadas eMonitoramento Ambiental.

SYNOPSIS – The erosion susceptibility maps can support the development of environmental managementinstruments. The research results presented discuss the quality of the information of maps in different scalesas environmental management instruments. The activities of this research were focused on the SP-300Highway, in the municipalities of Anhembi and Botucatu, in the state of São Paulo - Brazil. The studies werebased on maps in regional scales (1: 1 000 000 and 1: 500 000), using the progressive detailing method. Theywere complemented by the elaboration of erosion susceptibility maps in scales 1: 50 000 and 1: 10 000, andby other specific surveys. In parallel, a detailed analysis was performed of Environmental ManagementSystems – EMS implemented by organisms responsible for road maintenance. As a result of this research, thefollowing instruments were developed to set up an EMS: Characterization of Environmental Impact,Environmental Audit, Recovery of Degraded Areas and Environmental Monitoring.

PALAVRAS ChAVE – Erosão, gestão ambiental, rodovia.

1 – INTRODUÇÃO

A importância econômica e social das rodovias é significativa para o Brasil. A distribuição dotransporte de carga no Brasil, em toneladas, é realizada 60,49% por rodovias; 20,86% por ferrovias;13,86% por meio aquaviário; 4,86% em dutovias; e 0,33% por via aérea (GEIPOT, 2006). Ainda,

29Geotecnia n.º 131 – julho/julio 2014 – pp. 29-55

* Geólogo, Doutor, Programa de Pós Graduação em Geociências e Meio Ambiente, IGCE/Unesp, Rio Claro(SP), Brasil. E-mail: jlridente@uol.com.br.

**Geólogo, Professor Adjunto, Universidade Estadual Paulista (IGCE/Unesp), Rio Claro (SP), Brasil. E-mail: lescerri@rc.unesp.br.

segundo dados do Ministério dos Transportes, existem 1 724 929 km de rodovias implantadas nopaís, sendo apenas 149 064 pavimentadas, ou seja, 8,6% do total, o que mostra a precariedade dosistema. Entre as rodovias pavimentadas, 56 097 km são de rodovias federais (cerca de 38%).

Quando da implantação e operação de uma rodovia, as condições ambientais (meios físico,biótico e socioeconômico) são modificadas e sempre sofrem algum tipo de impacto ambiental. Sãogerados impactos negativos sobre o meio biótico devido à supressão de vegetação, interferência noshabitats naturais, etc. Também, são gerados impactos sobre o meio socioeconômico, de diferentesnaturezas, positivas e negativas, devido à interferência com a população que reside ao redor doempreendimento. Neste artigo serão abordados apenas os impactos ambientais negativosrelacionados ao meio físico, mais precisamente sobre a erosão pluvial do solo.

Os principais impactos ambientais negativos do meio físico relacionados à operação de umarodovia são provenientes da ação de processos superficiais, tais como: erosão, movimentos gra vi -ta cionais de massa, assoreamento, recalques e colapsos; além de impactos relacionados à alteraçãoda qualidade das águas superficiais e subterrâneas (Fogliatti, Filippo e Goudard, 2004).

A dinâmica dos processos de erosão linear relacionados a um empreendimento rodoviáriodepende de vários fatores, tais como: ambiente, projeto, método construtivo, manutenção da via edas medidas preventivas e de controle adotadas (Fornasari Filho et al., 1992). A estabilização destesprocessos e a obtenção do desejável equilíbrio serão obtidas por meio de ações planejadas e con -cre tas que possibilitem a elaboração de projetos adequados, implantação de medidas de prevenção,realização de manutenção e monitoramento das áreas, além da implantação de instrumentos de umSistema de Gestão Ambiental – SGA, que proporcionarão a minimização de impactos ambientais(Bitar e Ortega, 1998).

O Departamento de Estradas de Rodagem do Estado de São Paulo – DER/SP têm cadastradosos passivos ambientais relacionados às rodovias sob sua responsabilidade. Esse cadastro indica queexiste em média uma área degradada a cada 10 km de rodovia (DER, 2006b). Dentre os passivosambientais cadastrados, foram registradas as feições de escorregamentos de encostas e taludes,erosão de diferentes tipos, assoreamento, subsidência e colapsos, sendo a erosão o processo maiscomum e mais numeroso, correspondendo a cerca de 60% dos casos.

O histórico da formação da erosão está ligado a diferentes causas relacionadas aos procedi -men tos de obra, tais como: movimentos de terra; sistemas de drenagem inexistentes, sem manu ten çãoou ineficientes; ausência de cobertura vegetal em taludes de corte e aterro; inclinação excessiva dostaludes; antigas áreas de apoio às obras (áreas de empréstimo, depósitos de material excedente,mineração) abandonadas, etc.; onde também interferem as características naturais do terreno, comoo perfil de alteração dos solos tropicais e o relevo, e ainda a pluviometria torrencial causadora deescoamento concentrado.

O presente artigo discute aspectos da utilização de cartas de suscetibilidade à erosão, ela bo ra dasem diferentes escalas (1: 50 000 e 1: 10 000), como subsídio para a definição de instrumentos degestão ambiental de rodovias. A análise do meio físico e do processo de erosão pluvial “acelerada”é tratada a partir da descrição dos condicionantes do meio físico (geológicos, geomorfológicos,geotécnicos e pedológicos), associados aos perfis típicos de alteração existentes na área de estudo.

Foi selecionado um trecho rodoviário da SP-300 (Rodovia Marechal Rondon), sob respon sa bi li dadedo DER/SP, entre os quilômetros 223 e 257 (ligando os municípios de Anhembi a Botucatu). A áreade estudo possui um total de 70,24 km2, sendo representada por faixa com extensão de 33 km aolongo da rodovia, com largura de um quilômetro para cada lado da rodovia. A Figura 1 ilustra alocalização da área de estudo.

30

2 – MÉTODO

A partir da adoção do conceito de Geologia de Engenharia (IAEG, 1992), buscou-se umadequado conhecimento geológico-geotécnico dos terrenos de interesse (diagnóstico do meiofísico), tendo como objetivo prever o comportamento dos diferentes materiais presentes, frente aum tipo de intervenção humana – no caso do presente estudo uma rodovia em operação.

A pesquisa em questão contemplou cinco etapas principais (Figura 2).

2.1 – Formulação do problema – 1ª Etapa

O trabalho inicial da pesquisa bibliográfica fundamentou os seguintes assuntos: escolha daárea de estudo, definição do método para a elaboração das cartas de suscetibilidade à erosão nasescalas 1: 50 000 e 1: 10 000 e escolha do método para análise dos SGAs dos órgãos rodo viá -rios. O critério adotado para a escolha da área de estudo foi:

• Região reconhecida como de alta a muito alta suscetibilidade aos processos erosivos;

• Região que apresentasse uma diversidade significativa de características geológicas, geo -mor fológicas, pedológicas e geotécnicas, em um trecho reduzido de uma rodovia;

• Rodovia que apresentasse algum comprometimento de seu funcionamento em razão daocorrência de processos de erosão.

31

Fig. 1 – Localização da área de estudo.

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Etapas da pesquisaMeio Físico

(levantamentos)

Resultados Sistema de GestãoAmbiental

(levantamentos)Meio Físico SGA

1ª Formulaçãodo problema

– Pesquisa bibliográfica;– Coleta de dados

regionais e materiais disponíveis;

– Definição do processo do meio físico a ser estudado.

– Erosão como processo a ser estudado;

– Arquivo de materiais para o início da pesquisa.

– Análise dos trabalhos desenvolvidos sobre meio ambiente pelos órgãos rodoviários.

– Pesquisa bibliográfica;– Visita a órgãos rodo-

viários e realização deentrevistas informais;

– Definição dos critérios para a escolha da áreade estudo.Definição da área de estudo.

t2ª Planejamentoda coleta de dados

– Análise dos mapas regionais;

– Planejamento da carta de suscetibilidade;

– Preparação de materiais.

– Descrição do meio físico e da sua relação com os processos de erosão;

– Base cartográfica na escala 1: 50 000;

– Aquisição de fotografias aéreas.

– Método da pesquisasobre os SGAs dosórgãos rodoviários (entrevistas e questionário).

– Planejamento da pesquisa sobre os SGAs dos órgãos rodoviários.

– Análise da resposta dos mapas regionais com relação aos instrumentos do SGA.

t3ª Estudos desemi-detalhe

– Interpretação das fotografias aéreas (unidades do terrenoe feições de erosão);

– Mapa de declividadedos terrenos;

– Levantamento de campo (conferir uni-dades e levantamento dos perfis típicos);

– Preparação da base cartográfica na escala 1: 10 000.

– Carta de suscetibilidade a erosão na escala 1: 50 000;

– Mapa de feições de erosão;

– Área piloto para os levantamentos de detalhe;

– Base cartográfica 1: 10 000.

– Instrumentos de um SGA a serem desenvolvidos.

– Elaboração do ques-tionário e do roteiro para as entrevistas;

– Realização das entrevistas e aplicação do questionário.

– Desenvolvimento do instrumento de Caracterizaçãode Impacto Ambiental;

– Análise da resposta da carta com relação aos instrumentos do SGA.

t4ª Estudos de detalhe – Interpretação das

fotografias aéreas (unidades do terreno);

– Mapa de declividade dos terrenos;

– Levantamento de campo (conferir unidades e levantamentodos perfis típicos);

– Comparação com o produto de semi-detalhe.

– Carta de suscetibilidadeà erosão na escala 1:10 000.

– Banco de dados dos passivos ambientais.

– Levantamento de campo (cadastro de passivos ambientais e levantamento do sistema de drenagem).

– Auditoria Ambiental do sistema de drenagem;– Plano de Recuperação de Áreas Degradadas; – Plano de Monitoramento Ambiental; – Análise da resposta dos produtos desta etapa

com relação aos instrumentos do SGA.

t5ª Conclusão

– Análise geral dos resultados;– Obtenção das conclusões da pesquisa.

Fig. 2 – Fluxograma do método da pesquisa.

2.2 – Planejamento da coleta de dados – 2ª Etapa

Nesta etapa foram realizados os primeiros trabalhos investigativos, onde foi caracterizadoregionalmente o meio físico da área de estudo, por meio da análise de mapas em escala regional(1: 500 000). Foi elaborado o planejamento da pesquisa sobre SGA.

O produto principal desta etapa foi a descrição dos tipos de processos de erosão que incidemsobre a área de estudo e a análise de sua relação com o meio físico. Nesta etapa definiu-se a adoçãodo método do detalhamento progressivo (Cerri et al., 1996; Zaine, 2000). Este autor apresentaprodutos em três etapas: geral (escala 1: 25 000), semi-detalhe (escala 1: 10 000) e detalhe(escala 1: 5000). Foram adotadas as seguintes escalas para a realização dos estudos: estudosregionais (escala 1: 500 000 a 1 000 000), semi-detalhe (escala 1: 50 000) e detalhe (escala 1: 10 000).

Com base nos processos do meio físico, reconhecidos nos estudos regionais (Diniz, 1998;Freitas, 2000) foi definido que a carta a ser elaborada, na escala de semi-detalhe (1: 50 000), seriauma Carta de Suscetibilidade à Erosão, com o objetivo de aplicação na Gestão Ambiental.

Nesta etapa teve início a preparação do material cartográfico para o desenvolvimento dapesquisa: base cartográfica na escala 1: 50 000 e fotografias aéreas em formato raster (obtidas em2006, escala 1: 30 000). Para os estudos realizados na escala 1: 50 000 adotou-se o seguinte critério:para a área a ser analisada, uma equidistância de 1 km para cada um dos lados da rodovia a partirde seu eixo, traçados por meio de um buffer no software ArcGis versão 9.2 (ESRI®).

Foi criado um banco de dados geográfico no formato Geodatabase, com as seguintes feiçõesespaciais: Hidrografia; Curvas de Nível; Pontos Cotados; Limite da área de estudo; e Logradouros.As feições espaciais foram vetorizadas utilizando-se do aplicativo ArcMap-ArcGIS (ESRI®), apartir da extensão ArcScan (módulo de vetorização automática), tendo como fonte as cartastopográficas disponíveis para a área de estudo.

Nesta etapa também foi planejada a coleta de dados sobre SGA em órgãos rodoviários. Foiconstatado que as áreas ambientais desses órgãos possuem equipes técnicas bastante reduzidasfrente às suas atribuições, responsabilidades e funções. Por esta razão, a maior parte das atividadessão transferidas para empresas de consultoria.

2.3 – Estudos de semi-detalhe – 3ª Etapa

Nesta etapa foram realizados os levantamentos de dados para a elaboração da Carta deSuscetibilidade à Erosão na escala 1: 50 000 e, também, foram realizadas as entrevistas e aplicadosquestionários direcionados ao entendimento da gestão ambiental nos órgãos rodoviários. Foramainda definidos os instrumentos de Gestão Ambiental a serem abordados pelos estudos.

A Carta foi elaborada por meio da interpretação de fotografias aéreas na escala 1: 30 000(datada de 2006), análise da declividade dos terrenos e descrição dos perfis geológicos/geotécnicosdestas unidades de terreno. Por meio da interpretação de fotografias aéreas foram individualizadasas unidades com base nas formas do relevo. Foram analisadas a forma e posição topográfica,inclinação e o comprimento das vertentes, forma dos topos e divisores de água, frequência e organi za çãodos canais de drenagem e amplitude de relevo, além das características: geológica, pedológica evegetacional.

A compartimentação do terreno foi realizada com base no conceito explicitado por Ross(1995) e Vedovello (2000), que propõem que a unidade do relevo representa a interação entre asáreas do conhecimento: geologia, geomorfologia, pedologia, clima, etc., que interagem por meio deuma associação evolutiva, determinando as unidades fisiográficas do terreno. Vedovello (2000)denomina as unidades fisiográficas do terreno de Unidades Básicas de Compartimentação – UBCs,mas serão chamadas de unidades do terreno.

33

Com as unidades do terreno interpretadas e lançadas na base cartográfica (escala 1: 50 000),foi elaborado um mapa de declividade dos terrenos utilizando-se do software ArcGIS (ESRI®), comos intervalos variando de 0-3%, 3-10%, 10-20% e >20%. A carta de declividade da área de estudofoi gerada a partir da ferramenta Topogrid do software ArcGIS versão 9.2 (ESRI®), com um grid de20 m, num “buffer” de 1 km para cada lado da rodovia, na escala 1: 50 000, utilizando-se asseguintes feições espaciais: curvas de nível; pontos cotados; drenagem (rios, córregos, etc.); e limite daárea de estudo (Buffer). Os intervalos foram definidos com base nos tipos de solo identificados nacaracterização regional, sendo que para cada intervalo de declividade do terreno há um predomíniode um determinado tipo de solo, cada qual refletindo um comportamento distinto no que se refereà suscetibilidade à erosão (Ridente, 2000).

Após a definição das unidades do terreno e a caracterização física preliminar proveniente da análiseregional, foi realizada a etapa de trabalhos de campo. Os levantamentos de campo tiveram como objetivoconferir e definir os traçados das unidades do terreno e descrever o perfil geológico-geotécnico típico decada uma delas. Foram caracterizados os perfis geológico-geotécnicos com o objetivo de descrever ostipos de solo e rocha para cada uma das unidades do terreno (Souza, 1992). Foi planejada a descrição deum ponto de controle a cada nova unidade de terreno que fosse atra ves sada pela rodovia. Os limites dasunidades foram ajustados a partir das observações de campo, por meio da comparação entre ainterpretação das fotografias aéreas, do mapa de declividade e dos perfis descritos in loco.

Os perfis geológico-geotécnicos foram descritos em taludes da rodovia ou em taludes deestradas adjacentes. Foi elaborada uma ficha de campo para o registro do local e descrição dosperfis. No primeiro momento foi analisada a gênese do solo superficial, depois caracterizado operfil como um todo. Foram descritos o solo superficial orgânico, os horizontes pedológicos, arelação com a rocha de origem e a posição do nível freático. Os parâmetros utilizados para adescrição foram textura, cor e espessura, grau de alteração, etc. (Souza, 1992; Vaz, 1996).

Para auxiliar na definição das unidades de suscetibilidade à erosão, foram interpretadas as feiçõesde erosão existentes. As feições foram interpretadas por meio da utilização das fotografias aéreas.Foram levantados os processos de erosão de pequeno porte (sulcos) e de grande porte: ravinas que sãoformadas exclusivamente pelo escoamento superficial (formato em “V”) e boçorocas que também têminfluência do lençol freático no seu desenvolvimento (piping) (Ridente, 2000). Com o resultado destasinterpretações, foram realizados estudos sobre os tipos de feições predominantes e a concentração defeições por quilômetro quadrado das unidades (densidade) e número de feições por quilômetro derodovia. A densidade das feições de erosão auxiliou na definição da suscetibilidade à erosão. Algumasdestas feições foram verificadas e descritas em campo.

A pesquisa sobre Gestão Ambiental teve prosseguimento por meio da elaboração de questio ná riospara os técnicos de empresas de consultoria e elaboração de um roteiro de perguntas para a entrevista semi--estruturada com os gestores ambientais de órgãos rodoviários. Foi elaborada uma série de questões quepossibilitasse avaliar o conhecimento, a percepção e o trabalho que está sendo desenvolvido pelos técnicos.Assim, foram propostas questões que procuravam identificar nos especialistas a percepção sobre aimportância da erosão como fator impactante do meio, os métodos de gerenciamento ambiental(monitoramento) que estão sendo utilizados e propostas de como melhorar a atuação no controle da erosão.

O questionário foi constituído por uma série ordenada de perguntas, que deveriam ser respon di d aspor escrito e sem a presença do entrevistador (Marconi e Lakatos, 1999). O questio ná rio foiencaminhado ao informante por correio eletrônico e, depois de preenchido, devolvido peloinformante utilizando o mesmo meio. Foram escolhidos 16 técnicos para o encaminhamento doques tionário de forma aleatória, selecionados por meio da indicação dos órgãos rodoviáriosentrevistados e também de empresas de consultoria.

Tanto o roteiro da entrevista quanto o questionário foram testados anteriormente, com base nasugestão de Rampazzo (2002) para a qualificação da coleta de dados. Para os órgãos que aceitaramconvite, foram realizadas as entrevistas na forma presencial.

34

Com base em Mackay (2001), algumas técnicas de entrevista foram utilizadas, tais como:estabelecimento de contato inicial amigável e informal, porém demonstrando a importância da par -ti cipação do entrevistado na pesquisa; demonstração de interesse e conhecimento; estabele ci mentode uma relação de confiança com o entrevistado; busca de informações complementares; estimu la -ção do entrevistado por meio de questionamentos reflexivos; e cuidados para encerrar o tema antesde iniciar outro.

A realização das entrevistas, os contatos realizados para a aplicação dos questionários, olevan ta mento de dados para a elaboração da carta e a pesquisa bibliográfica, resultaram na defi ni çãodos instrumentos de SGA utilizados no desenvolvimento da pesquisa.

A caracterização de impacto ambiental foi desenvolvida com base na análise da suscetibi li da dedos terrenos, na concentração de feições de erosão por unidade e na análise da dinâmica dos proces -sos existentes, ativos e que estão associados ao funcionamento da rodovia e que foram cadas tra doscomo passivos ambientais. A caracterização é elaborada especificamente para as proxi mi dades darodovia, porém analisa-se também o contexto regional do empreendimento.

Para tanto, utilizou-se o método ad-hoc, pois a análise é produto da interpretação de um únicopesquisador, de uma área específica do conhecimento (Fogliatti, Filippo e Goudard, 2004). Nestecaso, o indicador ambiental a ser analisado foi a erosão. Conforme definido por Munn (1975), aerosão pode ser considerada como um parâmetro de medida da magnitude do impacto ambiental etambém como medida das condições ambientais.

Para a análise de magnitude da erosão utilizou-se o conceito de intensidade do impacto(Sanchez, 2006). Ou seja, onde existe uma alta suscetibilidade à erosão a magnitude é consideradaalta e assim analogamente para média e baixa suscetibilidade. Entende-se que para uma árearestrita, como a da pesquisa, a intensidade do impacto da erosão é proporcional à suscetibilidadenatural dos terrenos.

A importância do impacto pode ser considerada como a ponderação do grau de significânciaou de expressão de um impacto em relação ao fator ambiental afetado, ou a outros impactos, ou aoutros aspectos do meio em que se insere (Sanchez, 2006). A análise de importância do impacto sefundamentou nos conceitos da Resolução CONAMA 1/86, com relação à expressão, origem, dura ção,alcance, reversibilidade e cumulatividade (Quadro 1).

35

Quadro 1 – Critérios para análise da importância do impacto ambiental da erosão relacionada à rodovia.

Importância Magnitude Expressão Alcance Duração Reversibilidade Cumulatividade

Alta Altasuscetibilidadedo terreno

Alta densidadede feições

Interferediretamente narodovia eatinge orecurso hídrico(regional)

Recuperação daárea requerprocedimentocomplexo

Recurso hídricoencontra-seassoreado

Existe captaçãoparaabastecimentopúblico ajusante dorecurso hídrico

Média Médiasuscetibilidadedo terreno

Médiadensidade defeições

Pode vir ainterferirsomente com arodovia (local)

Recuperação daárea pode serrealizada comprocedimentonormal deengenharia

Recurso hídricoencontra-sepoucoassoreado

Recurso hídricoutilizadoapenas paraabastecerpropriedadesrurais

Baixa Baixasuscetibilidadedo terreno

Baixadensidade defeições

Não iráinterferir com arodovia

Recuperaçãocomprocedimentosimples

Recurso hídriconão encontra-seassoreado

Recurso hídriconão é utilizadoparaabastecimento

2.4 – Estudos de detalhe – 4ª Etapa

A 4ª etapa caracterizou-se pelo detalhamento dos estudos da carta de suscetibilidade à erosãovisando a subsidiar os instrumentos de gestão ambiental. Foi elaborada a carta na escala 1: 10 000em trecho piloto da rodovia entre os quilômetros 231 e 236,7 (5,7 km), cadastrados os passivosambientais, realizada a auditoria ambiental, elaborado o plano de recuperação de áreas degradadase elaborado o plano de monitoramento.

Para a elaboração da carta na escala 1: 10 000 foram repetidos os procedimentos realizadospara a elaboração da carta de suscetibilidade à erosão na escala 1: 50 000. A carta de declividade daárea de estudo foi gerada a partir da ferramenta Topogrid do software ArcGIS versão 9.2 (ESRI®),com um grid de 1 m, num “buffer” de 200 m para cada lado da rodovia, na escala 1: 10 000,perfazendo um total de 5,67 km2.

Por se tratar de uma análise de maior detalhe e por identificar na interpretação das fotografiasaéreas uma ruptura positiva do relevo, foram adotados os intervalos de declividade: 0%-3%, 3%-9%,9%-15%, 15%-45% e >45%.

Foi realizada nova etapa de campo para caracterização dos perfis de alteração típicos econferência das unidades de suscetibilidade. Neste levantamento de campo também foi realizado ocadastro de passivos ambientais, sendo analisada a influência dos processos de erosão naintegridade da rodovia, com as condições ambientais, eventualmente com a segurança dos usuáriose, também, a auditoria ambiental sobre as condições do sistema de drenagem.

O levantamento dos passivos ambientais seguiu a proposta elaborada pelo DER/SP (2006a e2006b). O método do DER/SP apresenta um check-list, onde são descritos a localização, o tipo dedegradação, suas condicionantes e é feita uma análise da gravidade da situação, denominada derelevância do passivo ambiental.

É classificado o risco como: oferece risco, poderá oferecer risco ou não oferece risco(Carvalho, 1991). Alguns agravantes foram considerados, como: se o processo se encontrava amontante de captação de água, se ocorria em solo arenoso, se o índice pluviométrico era elevado(> 2000 mm/ano) e se existia unidade de conservação ambiental. Por último, foram consideradosos atenuantes: presença de cobertura vegetal e ausência de escoamento concentrado de água.

O índice de Relevância do Passivo Ambiental (RPA) define-se como:

RPA = I + R +Ag – F (1)

onde: I – Interferência (impacto do passivo); R – Risco; Ag – Agravante; F – Atenuante.

Para cálculo do RPA foram atribuídos valores a cada parcela que compõe o índice, os quaissão cumulativos no caso do passivo apresentar mais de uma característica. O resultado do RPA éum critério para a priorização de intervenções e recuperação dessas áreas.

I=Σnj =1IMPj Ej (2)

36

Impacto (IMP) Valor Peso (E)

1 – Rodovia 5

0,32 – Usuário 3

3 – Lindeiro 2

Interferência (I)

R=Σnj =1GRj Ej (3)

Ag =Σnj =1 AAj Ej (4)

F =Σnj =1 CAj Ej (5)

Para o levantamento da infra-estrutura de drenagem rodoviária (auditoria ambiental) foidesen volvido um formulário na forma de um check-list, onde foram descritas a localização, o tipode sistema de drenagem e as condições de funcionamento das obras de infra-estrutura. Foiconsiderado o conjunto composto por captação, condução e saída da água pluvial. A classificaçãoquanto às suas condições foi dividida em quatro categorias, sendo: existente, inexistente, satis fa -tória, precária e parcialmente destruída.

Quando inexistente, significa que a drenagem, apesar de necessária para a rodovia, não foi im -plan tada ou foi totalmente destruída. Quando a drenagem é existente, a classificação segue ana li -san do a eficiência como satisfatória ou precária. A drenagem classificada como satisfatória, comoo próprio nome sugere, existe e se encontra em pleno funcionamento, não necessitando de nenhumtipo de reparo. A classificação como precária indica uma situação de não funcionamento pleno, quepode ser causada por algumas situações: sub-dimensionamento, má execução, falta de algum ítem dadrenagem (captação, condução ou dissipação) ou destruição ou falta de manutenção. Se a dre na gem

37

Grau de Risco (GR)

Grau de Risco (GR) Valor Peso (E)

1 – Oferece risco 6

0,42 – Pode oferecer risco c/ a evolução 4

3 – Não oferece risco 0

Atenuantes (F)

Características Ambientais (CA) Valor Peso (E)

1 – Presença de cobertura vegetal 5

0,12 – Não há escoamento concentrado de água 5

3 – Sem atenuantes 0

Agravantes (Ag)

Aspectos Ambientais (AA) Valor Peso (E)

1 – Processo encontra-se a montante de ponto de captação de abastecimento público 4

0,22 – Processo encontra-se em solo arenoso 3

3 – Índice Pluviométrico > 2000 mm/ano 2

4 – Encontra-se em Unidade de Conservação - UC 1

está destruída, ela pode estar completamente destruída sendo necessária a reconstrução total, ouparcialmente destruída. Quando classificada como parcialmente destruída, indica que alguns dosítens da drenagem encontram-se avariados, comprometendo o seu funcionamento.

Após a realização dos trabalhos de descrição da auditoria ambiental, foi realizada uma análisede risco para cada uma das situações. A classificação foi efetuada por meio da avaliação de perigoque oferecem em relação à possibilidade de gerar danos aos usuários, ao meio ambiente e à popu -la ção lindeira, com a seguinte classificação:

• Baixa: não oferece perigo ao meio ambiente e/ou à saúde dos usuários e da populaçãolindeira;

• Média: pode vir a oferecer perigo ao meio ambiente e/ou à saúde dos usuários e dapopulação lindeira;

• Alta: oferece perigo ao meio ambiente e/ou à saúde dos usuários e da população lindeira:

• Ameaça à saúde humana e a segurança - situações de diferentes naturezas que coloquemem risco a saúde dos usuários e da população;

• Ameaça às condições ambientais dos recursos hídricos: (i) acidente causando assorea men to;(ii) impacto visual.

Com os resultados da carta de suscetibilidade à erosão, da auditoria ambiental e do plano derecuperação de passivos ambientais foi possível a elaboração do plano de monitoramento ambien -tal. O plano de monitoramento ambiental foi elaborado por meio da definição de seis ferramentas:método de monitoramento, periodicidade, áreas a serem monitoradas, procedimentos a seremobservados, limitações do método e parâmetros para análise de desempenho ambiental. O métodoe a periodicidade foram definidos com base nas respostas dos questionários e entrevistas realizadas.

A priorização das áreas a serem monitoradas foi definida com base nas cartas (Sanchez, 2006),auditoria ambiental e no plano de recuperação de áreas degradadas. Os procedimentos a seremobservados durante o monitoramento ambiental foram elaborados com base na auditoria ambientale no plano de recuperação de áreas degradadas. Estes procedimentos fundamentam-se na prevençãoda erosão e no planejamento do controle.

Utilizando-se das cartas, também foram considerados os indicadores das condições do meioambiente do empreendimento, a sua área de influência, as consequências dos impactos e danosambien tais causados pela sua operação e as ações para a recuperação das áreas degradadas pelasero sões. Os parâmetros de desempenho ambiental foram definidos para a comparação entre oestado atual da rodovia e as melhorias que podem vir a ser implementadas. Também são propostosindicadores de desempenho ambiental e, em conjunto, um método de mensuração para os processoserosivos. A mensuração visa a quantificação, deixando de ser utilizada a análise apenas qualitativa,conforme a proposta de Romanini (s/data).

Por último, na Quinta etapa - Conclusão foi finalizada a pesquisa por meio da integração dosdados das cartas de suscetibilidade e do desenvolvimento dos instrumentos de gestão ambiental,visando a sua aplicação.

3 – RESULTADOS

Os resultados estão organizados em três itens principais: a) análise da Gestão Ambiental dosórgãos rodoviários; b) análise da utilização das cartas de suscetibilidade à erosão e c) integraçãodos dois temas por meio do desenvolvimento dos instrumentos de Gestão Ambiental.

38

3.1 – Resultados da análise da gestão ambiental em órgãos rodoviários

Os resultados são apresentados por meio da análise dos questionamentos realizados com osórgãos rodoviários e com os técnicos de empresas de consultoria.

3.1.1 – Entrevistas semi-estruturadas com os gestores ambientais dos órgãos rodoviários

As entrevistas semi-estruturadas foram realizadas em dez organizações distintas, sendo noveestaduais e uma federal, todas responsáveis pelo gerenciamento de rodovias. Essas organizaçõespossuem diferentes características sociais. Quatro delas são autarquias dos governos estaduais.Destas, duas são organizadas como departamentos, sendo uma estadual e outra federal. Uma delasé uma Secretaria de Estado, onde não existe um órgão específico para gerenciar as rodovias. Entreos órgãos entrevistados existe ainda uma única empresa estatal, além de duas agências reguladoras.

Com relação ao questionamento sobre a existência de um Sistema de Gestão Ambiental –SGA, 30% responderam que não existe SGA, porém consideram que está em implantação, e 70%responderam que existe SGA. No entanto, durante o transcorrer das entrevistas verificou-se que emapenas um órgão está sendo implantado o SGA, com base na norma ISO 14 000. Também, para70% o SGA serve apenas para atender às exigências da legislação. Apenas 10% dos órgãos con -sideram que o SGA está implantado em todas as fases dos empreendimentos rodoviários, enquanto70% consideram que o SGA está implantado apenas nas fases preliminares (projeto e obra).

Para 50% dos órgãos, nenhuma ação preventiva está prevista no SGA (Figura 3) e para 40%algum tipo de ação preventiva é desencadeada pelo SGA. Todos consideram que a vistoria técnicaé fundamental para a coleta de dados. Para o armazenamento dos dados, 40% utilizam fichas devistoria (protocolos). Apenas 20% dos órgãos possuem um banco de dados sobre os passivosambientais (Figura 4). Não existem instrumentos de gestão que obriguem o órgão a monitorar e arecuperar estas áreas de forma planejada e contínua, com o objetivo de eliminá-las.

39

Fig. 3 – Respostas sobre as ações preventivas do Sistema de Gestão Ambiental.

3.1.2 – Questionários para técnicos especialistas em meio ambiente rodoviário

O questionário elaborado foi composto por 17 questões organizadas em blocos de assuntosdistintos, com base em perguntas diretas e fechadas, para que fosse evitada a interpretação dostécnicos. O questionário foi encaminhado via correio eletrônico para 16 técnicos de empresas deconsultoria. Destes, foram obtidas 14 respostas (87,5%), índice que pode ser considerado muitoalto, já que Bernard (1988) relata que, em média, apenas 25% dos questionários encaminhados pelocorreio são respondidos.

Em relação à forma de análise da erosão, 65% consideraram que esta pode ser analisada deforma qualitativa e quantitativa, 21% apenas quantitativa e 15% apenas qualitativa. Por aqueles queconsideraram que a análise deve ser quantitativa, foram citados os seguintes parâmetros de análise:número de feições, densidade de feições de erosão por quilômetro de rodovia, dimensão dasfeições, assoreamento, volume de material mobilizado e risco que a erosão oferece.

Quanto ao monitoramento de empreendimentos rodoviários, todos os entrevistados conside ra -ram que devem ser realizadas visitas técnicas para o monitoramento ambiental de rodovias. Tam bém,uma maioria recomendou a utilização de imagens aéreas.

Com relação à periodicidade para o monitoramento, 61% citaram que a época do ano devedefinir a periodicidade, explicitando que nos períodos chuvosos deve ser com espaçamentos maiscurtos (semanal) e, no restante do ano, com maior periodicidade (mensal).

Para a análise da utilização de cartas geotécnicas, foi constatado que esta ferramenta éconhecida por todos os técnicos; no entanto, apenas 15% afirmaram que já a utilizaram como basepara o monitoramento ambiental de empreendimentos lineares, e outros 36% já a utilizaram para aAvaliação de Impacto Ambiental. Porém, 57% dos participantes na avaliação nunca utilizaramcartas geotécnicas para trabalhos ambientais em quaisquer fases do empreendimento. Foicomentado por três participantes que as cartas geotécnicas não estão disponíveis, ou estãodisponíveis em escalas incompatíveis com a aplicação.

40

Fig. 4 – Respostas sobre a existência de banco de dados sobre passivos ambientais.

3.2 – Resultados da análise das cartas de suscetibilidade à erosão em diferentes escalas

Os resultados obtidos são apresentados por meio da análise de levantamentos básicos disponí -veis em escala regional (1: 500 000 e 1: 1 000 000) e do produto final da elaboração das cartas desuscetibilidade à erosão nas escalas 1: 10 000 e 1: 50 000.

3.2.1 – Análise dos dados regionais

Foi realizado um levantamento com base em mapas e cartas temáticas em diferentes escalas,com as quais foi possível a definição mais precisa da área de estudo e a caracterização preliminardo meio físico. O resultado da interpretação destes mapas gerou um quadro resumo (Quadro 2),onde se verifica a existência de três grandes compartimentos geomorfológicos na área de estudo.Foram utilizados os seguintes mapas: Mapa Geológico do Estado de São Paulo 1: 500 000(Almeida et al., 1981); Mapa Geomorfológico do Estado de São Paulo 1: 1 000 000 (Ponçano etal., 1981); Mapa Pedológico do Estado de São Paulo 1: 500 000 (Oliveira et al., 1999); e CartaGeotécnica do Estado de São Paulo 1: 500 000 (Nakazawa et al., 1994).

3.2.2 – Estudos de semi-detalhe na escala 1: 50 000

Como produtos dos trabalhos para a elaboração da carta de suscetibilidade à erosão foramobtidos: quantificação das feições de erosão; interpretação das unidades do terreno nas imagensaéreas; mapa de declividade; descrição dos perfis de solos das unidades; descrição das unidades doterreno; e elaboração do instrumento de Caracterização de Impacto Ambiental.

Foram definidas cinco unidades do terreno, sendo que uma delas apresenta duas subclasses:Unidade I – Várzeas e fundos de vale; Unidade II – Cuesta da Serra de Botucatu; Unidade III –Vertentes íngremes nos arenitos; Unidade IV – Topos de colinas nos arenitos; e Unidade V –Arenitos no reverso da cuesta.

41

Quadro 2 – Síntese do meio físico da área de estudo.

3.2.2.1 – Unidade I – Várzeas e fundos de vale

As planícies fluviais variam de 20 a 700 m de largura, com declividade entre 0 e 3%, formadaspor sedimentos quaternários e depósitos mais recentes. Os fundos de vale mais restritos possuemlarguras menores, porém a sua formação geológica é mais diversificada. Possuem solo aluvial eterraços fluviais que definem solos do tipo Gleissolos de cor cinza com intercalação de camadasorgânicas (Figura 5). Nas margens dos córregos podem ocorrer solapamentos de margem fluvial.Estes processos ocorrem principalmente em locais de retrabalhamento dos terraços fluviais eassoreamentos mais recentes, onde o canal fluvial busca um novo posicionamento devido a umamudança qualquer imposta em seu regime hídrico. Dada a baixa declividade, também são áreassujeitas a assoreamento proveniente de processos erosivos nas vertentes da bacia hidrográfica.

3.2.2.2 – Unidade II – Cuesta da Serra de Botucatu

A unidade II é definida pelas frentes das escarpas da Serra de Botucatu, feição tambémconhecida como cuesta. A cuesta da Serra de Botucatu possui desnível da ordem de 250 m edecli vidades superiores a 20%. Ocorrem basaltos com pequenas intercalações de arenitos daFormação Botucatu (inter trap). Os solos são geralmente coluviais, rasos (< 1 m) do tipo NeossoloLitólico ou Cambissolo e, localmente, podem ocorrer depósitos de tálus (Figura 6). A erosão ocorrena forma de sulcos e ravinas nas encostas, porém predominam os processos de escorregamento.Nestes locais a gênese dos processos de erosão e escorregamentos estão, por vezes, associadas.Existem casos em que o escorregamento de encosta ocorre primeiramente deixando o solodesprotegido e favorecendo a instalação de sulcos ou ravinas. Também existem casos em queocorrem sulcos e ravinas com maior intensidade e que o seu aprofundamento leva à geração deescorregamentos nas encostas da serra.

42

Fig. 5 – Perfil de alteração típico da Unidade I – Várzeas e fundos de vale.

3.2.2.3 – Unidade III – Vertentes íngremes dos arenitos

Formam esta unidade os arenitos das Formações Pirambóia e Botucatu, nas suas vertentesmais íngremes definidas pelas rupturas positivas do relevo sobre estes tipos rochosos, na DepressãoPeriférica. Nestas áreas predominam declividades acima de 20% e o desnível é de cerca de 40 m a150 m. Os solos são predominantemente rasos (< 1 m), Neossolos Litólicos, com ocorrência deArgissolos Vermelho-Amarelos de textura arenosa em porções mais suaves e paredes rochosas(Figura 7). São áreas extremamente suscetíveis à erosão, principalmente em cabeceiras dedrenagem, onde se formam pequenas manchas de solos Gleissolos. Nos limites com a Unidade IV,existe um grande potencial de formação de erosão devido à ruptura positiva e mudança bruscado relevo, aumentando a declividade. Podem formar-se principalmente ravinas, além deescorregamentos.

43

Fig. 6 – Perfil de alteração típico da Unidade II – Cuesta da Serra de Botucatu.

Fig. 7 – Perfil de alteração típico da Unidade III – Vertentes íngremes dos arenitos.

3.2.2.4 – Unidade IV – Topos de colinas nos arenitos

Formam esta unidade os arenitos das Formações Pirambóia, Botucatu e de Formações Terciá -rias na Depressão Periférica, Arenitos da Formação Marília e também de Formações Terciárias noreverso da cuesta, em topos de colinas com declividade predominante entre 0 e10%. OcorremLatossolos Vermelho-Amarelo arenosos e, ocasionalmente, Neossolos Quartzarênicos. Corres pon dema solos lateríticos e também de origem coluvionar com espessura variando de 2 a 15 m (Figura 8). Sãoextremamente suscetíveis à erosão, principalmente nas cabeceiras de drenagem, onde localmentepodem ocorrer solos Gleissolos. Quando o processo erosivo ocorre, pode atingir grandesproporções devido à textura arenosa do solo e à sua grande espessura. Na Depressão Periférica, noslimites com a Unidade III, existe um grande potencial de formação de erosão devido à rupturapositiva e mudança brusca do relevo, aumentando a declividade, principalmente nas cabeceiras dedrenagem.

3.2.2.5 – Unidade V – Arenitos no reverso da cuesta

Formam esta unidade os arenitos da Formação Marília e de Formações Terciárias em topos demorro com declividade predominante entre 0 e 20%. No reverso da cuesta formam-se,predominantemente, solos lateríticos do tipo Latossolos Vermelho-Amarelo com textura arenosa--argilosa e com textura argilosa-arenosa. Também ocorrem Latossolos Vermelhos e ArgissolosVermelho-Amarelo (Figura 9). A espessura desses solos varia de 2 a 8 m, aproximadamente, sendomais espessos nos topos das colinas e menos espessos nas suas vertentes devido à diferença dedeclividade. A suscetibilidade à erosão varia de baixa a média, porém quando o processo erosivoocorre, pode atingir grandes proporções devido à textura do solo e à sua grande espessura, que variade 2 a 8 m e ao nível freático que em alguns locais é bastante raso, cerca de 2 m de profundidade.

44

Fig. 8 – Perfil de alteração típico da Unidade IV – Topos de colinas nos arenitos.

Ao todo, foram interpretadas 48 feições de erosão nos 70,4 km2 da área de estudo, o que resultanuma concentração de 0,6 feição de erosão por quilômetro quadrado. Destas, 27 feições estãorelacionadas à rodovia, ou seja, 56% (Quadro 3).

45

Fig. 9 – Perfil de alteração típico da Unidade V – Arenitos no reverso da cuesta.

Quadro 3 – Resultados da interpretação das feições de erosão na área de estudo.

Dados

UnidadesSuscetibilidade

Área dasunidadesem km2

Números defeições de erosãofotointerpretadas

por unidade

Índice deconcentraçãode erosões porkm2 de cada

unidade

Extensão darodovia em

km dentro decada unidade

Número defeições de

erosãorelacionada à

rodovia

Índice deconcentração

de erosãorelacionada

à extensão emkm de rodovia

Unidade I –Várzeas e fundosde vale

8,83 1 0,11 3,28 1 0,31

Unidade II –Cuesta da Serra de Botucatu

5,45 9 1,65 4,29 4 0,93

Unidade III –Vertentesíngremes dosarenitos

28,22 23 0,81 6,79 17 2,5

Unidade IV –Topos de colinasnos arenitos

23,34 15 0,64 14,84 5 0,34

Unidade V –Arenitos noreverso da cuesta

6,45 0 0 2,99 0 0

3.2.3 – Resultados da elaboração dos instrumentos de gestão ambiental para a escala de semi-detalhe

Nesta etapa da pesquisa foi possível o desenvolvimento da Caracterização de ImpactoAmbiental. Trata-se da análise de um empreendimento em operação de âmbito regional, cujosimpactos são presentes, a análise refere-se a um único impacto (erosão) e foi elaborada por umúnico técnico de uma área específica do conhecimento. Para cada uma das unidades dos terrenosforam analisados esses aspectos conforme apresentado na síntese do Quadro 4. A descrição daCaracterização de Impacto Ambiental - CIA é apresentada a seguir.

3.2.4 – Estudos geológico-geotécnicos de detalhe

Como produtos dos trabalhos da elaboração da carta de suscetibilidade à erosão na escala1: 10 000, foram obtidos os mesmos da elaboração dos estudos na escala 1: 50 000. A foto inter pre ta çãofoi realizada utilizando-se do mesmo método e dos mesmos materiais disponíveis para oslevantamentos realizados anteriormente na escala de semi-detalhe. A diferença em relação à etapaanterior é que a unidade IV foi subdividida por meio do mapeamento de rupturas positivas nasvertentes que evidenciavam alguma descontinuidade. Foram definidas uma unidade nos topos decolinas e outra nas vertentes menos íngremes das colinas nos domínios dos arenitos. Estadiferenciação em relação à etapa anterior foi possível em razão da escala de apresentação e dasinvestigações anteriormente realizadas.

No Quadro 5 é apresentada a relação entre a carta na escala 1: 10 000 e a concentração das feiçõeserosivas. Os maiores índices de concentração de erosão estão relacionados às Unidades II e III,escarpas da Serra de Botucatu e escarpas internas nos arenitos. A Unidade VI possui índice deconcentração de erosão um pouco menor que a média da área de estudo. No entanto, as feições deerosão observadas nestes terrenos são as de maior porte, mais graves e de maior poder de destruição.

46

Quadro 4 – Síntese da Caracterização de Impacto Ambiental – CIA para a escala de semi-detalhe.

Unidade Tipo deimpacto

ambiental queocorre

Magnitude doimpacto

ambiental

Tempo deduração do

impactoambiental

Alcance doimpacto

ambiental

Reversibilidadedo impactoambiental

Importânciado impactoambiental

I

Assoreamento Alta Longo RegionalParcialmentereversível airreversível

Alta

Solapamentode margem

fluvialBaixa Longo Regional Irreversível Baixa

IIErosão por

sulcosMédia Longo Regional Irreversível Média

IIIErosão por

sulcos e ravinasAlta Longo Regional Irreversível Alta

IVErosão por

sulcos, ravinase boçorocas

Alta Longo RegionalParcialmentereversível airreversível

Alta

V

Erosão porsulcos, ravinas

e boçorocasMédia Longo Local

Parcialmentereversível airreversível

Média

Para os processos relacionados à rodovia observa-se que nas escarpas da Serra de Botucatuexiste um índice alto de ocorrência de feições também observada nas vertentes em arenitos.

Os intervalos de declividade utilizados foram redefinidos por se tratar de uma análise de maiordetalhe e com base na interpretação das fotografias aéreas, assim sendo: 0%-3%, 3%-9%, 9%-15%,15%-45% e >45%.

Em relação ao levantamento realizado na escala 1: 50 000, foi definida uma nova unidadecaracterizada pelos terrenos de vertentes em arenitos, a partir do desmembramento das unidades IIIe IV. As outras unidades foram mantidas, obviamente com alguns ajustes com relação ao seutraçado devido ao detalhamento da escala.

As vertentes em arenitos, unidade VI, foram definidas pela primeira ruptura positiva do relevo,a partir do topo, até os fundos de vale ou até a ruptura mais pronunciada das escarpas internas dosarenitos. A declividade predominante nestes terrenos varia entre 10% e 15%, podendo ocorrerpequenas áreas com declividade superiores.

São áreas onde os solos são geralmente transportados coluvionares, porém podem ocorrersolos residuais, com predomínio de Argissolos Vermelho-Amarelos, areno-argilosos, comespessura que variam de 1 a 4 m (Figura 10).

São áreas onde ocorre uma intensa erosão laminar que evolui formando sulcos, porém osprocessos lineares predominantes são de grande porte, como, ravinas e boçorocas.

A seguir é apresentado um novo quadro de caracterização do impacto ambiental (Quadro 6),com todas as unidades presentes na carta na escala 1: 10 000. Houve mudanças na análise daunidade III, em razão do distanciamento desta unidade em relação à rodovia em razão da definiçãoda nova unidade VI -Vertentes em arenitos.

47

Quadro 5 – Análise das feições de erosão pelas unidades da carta de detalhe.

Dados

UnidadesSuscetibilidade

Área dasunidadesem km2

Números defeições de erosãofotointerpretadas

por unidade

Índice deconcentraçãode erosões porkm2 de cada

unidade

Extensão darodovia em

km dentro decada unidade

Número defeições de

erosãorelacionada à

rodovia

Índice deconcentração

de erosãorelacionada

à extensão emkm de rodovia

Unidade I –Várzeas e fundosde vale

0,61 0 0,0 0,517 0 0,0

Unidade II –Cuesta da Serra de Botucatu

1,03 3 2,92 1,644 3 1,82

Unidade III –Vertentesíngremes dosarenitos

1,58 4 2,54 1,200 0 0,0

Unidade IV –Topos de colinasnos arenitos

0,57 0 0,0 1,218 0 0,0

Unidade V –Arenitos noreverso da cuesta

0,10 0 0,0 0 0 0,0

Unidade VI –Vertentes emarenitos

1,78 2 1,12 1,111 2 1,80

48

Fig. 10 – Perfil de alteração típico da Unidade VI – Vertentes em arenitos.

Quadro 6 – Síntese da Caracterização de Impacto Ambiental – CIA para a escala de detalhe.

Unidade Tipo deimpacto

ambiental queocorre

Magnitude doimpacto

ambiental

Tempo deduração do

impactoambiental

Alcance doimpacto

ambiental

Reversibilidadedo impactoambiental

Importânciado impactoambiental

I

Assoreamento Alta Longo RegionalParcialmentereversível airreversível

Alta

Solapamentode margem

fluvialBaixa Longo Regional Irreversível Baixa

IIErosão por

sulcosMédia Longo Regional Irreversível Média

IIIErosão por

sulcos e ravinasMédia Longo Regional Irreversível Média

IVErosão por

sulcos, ravinase boçorocas

Alta Longo RegionalParcialmentereversível airreversível

Alta

VErosão por

sulcos, ravinase boçorocas

Média Longo LocalParcialmentereversível airreversível

Média

VIErosão por

sulcos ravinase boçorocas

Alta Longo RegionalParcialmentereversível airreversível

Alta

3.3 – Instrumentos de gestão ambiental desenvolvidos com base nos levantamentos específicos

Com base nos levantamentos específicos puderam ser desenvolvidos os instrumentos de:Auditoria Ambiental; Recuperação de Áreas Degradadas; e Monitoramento Ambiental.

3.3.1 – Auditoria ambiental

Foram cadastrados cinco conjuntos de sistemas de drenagem em aproximadamente cincoquilômetros de rodovia (Quadro 7). Para estas áreas foi feito um ensaio sobre os equipamentos deinfra-estrutura de drenagem necessários para a estabilização e prevenção da erosão, com umaestimativa de custos de implantação. Os locais considerados mais críticos foram: o 1º entre o km233 e 234 (erosão nos arenitos), o 3º no km 235 (erosão nos arenitos) e o 5º entre o km 236 e 238(escorregamentos na serra).

3.3.2 – Recuperação de áreas degradadas

Foram registrados 24 passivos ambientais relacionados com a erosão, distribuídos em 33 kmde rodovia, o que indica uma concentração de 0,72 passivo por quilômetro. O índice é muito altose comparado ao índice de 1 passivo a cada 10 quilômetros de rodovia apresentado em DER(2006b).

Os investimentos previstos para a realização das obras de recuperação dos passivos ambientaisforam elaborados com base na Tabela de Preços Unitários - TPU do DER/SP de março de 2008. Aestimativa de custos foi realizada apenas com base em observações do local e não sobre um projetoexecutivo e, desta forma, assume caráter apenas ilustrativo para se ter uma noção da ordem degrandeza dos recursos financeiros necessários.

Os cálculos do índice de Relevância do Passivo Ambiental – RPA indicam que existem 11áreas a serem monitoradas rotineiramente, pois oferecem risco médio a alto (Quadro 8). Todos ospassivos possuem o agravante de estarem em solo arenoso, localizados a montante de captação deágua e poucos possuem atenuante.

Podemos considerar como os passivos ambientais que necessitam de ações imediatas (noprazo de um ano), aqueles cujos valores do RPA são superiores a 6. Os passivos que se enquadramneste critério são 3, 7, 13 e 25.

Um segundo grupo classificado como de gravidade intermediária pode ser definido entre osvalores de RPA de 4 a 5,9. Encontram-se neste grupo os passivos ambientais 2, 4, 6, 10, 12, 19, 20,31 e 33. Estas áreas devem prever a intervenção para estabilização dos processos erosivos erecuperação da área degradada em prazo entre um e três anos.

O terceiro grupo foi classificado como gravidade baixa para os valores de RPA inferiores a 4.Encontram-se neste grupo os passivos ambientais 8, 11, 30, 32 e 34. O prazo para a realização dasintervenções pode ser previsto como sendo no máximo de 3 anos, pois considera-se que quantomais rápida for a recuperação destas áreas, menor é a possibilidade de agravamento da situação.

49

50

Quadro 7 – Resultado da auditoria ambiental e estimativa dos recursos financeirospara recuperação do sistema de drenagem.

3.3.3 – Monitoramento ambiental

Com base nos resultados das entrevistas e questionários sugere-se que o método para arealização dos trabalhos deva ser pautado nas vistorias técnicas de campo (inspeções) e também naanálise de imagens aéreas do trecho a ser vistoriado. Tais observações devem ser formalmenteregistradas e arquivadas em um banco de dados.

A análise de imagens aéreas deve ser realizada anualmente no período que antecede aadequação da infra-estrutura rodoviária (sistema de drenagem) e a recuperação das áreas dospassivos ambientais cadastrados. Após a realização desses serviços, a periodicidade de análise deimagens aéreas pode ser espaçada para três anos.

Para as áreas com maior potencial de acidentes e impactos ambientais, as inspeções de rotinaantes da adequação da infra-estrutura rodoviária devem ser previstas com a periodicidaderelacionada a cada evento chuvoso anômalo (maior intensidade ou acúmulo), independente daestação climática. Imediatamente após estes eventos, deve-se realizar a inspeção.

No entanto, as inspeções devem ser realizadas no mínimo mensalmente, durante a estaçãochuvosa (outubro a abril). Durante os meses de estiagem (maio a setembro), as inspeções devemser realizadas no mínimo a cada dois meses. Esta mesma periodicidade deve ser adotada após aadequação da infra-estrutura rodoviária.

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Quadro 8 – Análise financeira dos passivos ambientais cadastrados na área de estudo.

As inspeções preventivas de verão são as últimas inspeções ordinárias do período de estiagem.Devem ser realizadas no mês de setembro e têm o objetivo de identificar a falta de medidas pre -ven tivas que possam comprometer a segurança e o meio ambiente e indicar a aplicação das mes mas.

Em casos de emergência, ou seja, da deflagração de um processo erosivo inesperado ouacidental, que coloque em risco a segurança dos usuários e do meio ambiente, deve-se realizar umainspeção de emergência imediatamente após o evento, para a definição de medidas de restauraçãodas condições desejáveis de segurança e de qualidade ambiental.

As áreas com maior potencial de acidentes ou de causarem impacto ambiental são os passivosambientais de gravidade média e alta, os sistemas de drenagens indicados pela auditoria ambientale as unidades da carta consideradas de alta a muito alta suscetibilidade à erosão.

Os treze passivos ambientais considerados neste quesito são: 2, 3, 4, 6, 7, 10, 12, 19, 20, 25,31 e 33. Os trechos de drenagem considerados neste quesito são: 1, 3 e 5.

São consideradas com alto potencial de acidentes ou de causarem impacto ambiental os trechosde rodovia inseridos no contexto das unidades: II-Escarpas na Serra de Botucatu, IV-Arenitos nostopos de colinas, e VI-Vertentes em arenitos.

O método proposto de monitoramento avalia por meio de inspeções apenas as condições darodovia, da sua faixa de domínio e seus arredores mais próximos. O monitoramento e a análiseregional para a avaliação dos impactos ambientais das drenagens de jusante podem ser realizadosapenas quando se utiliza imagens aéreas.

A análise de desempenho ambiental do trecho da rodovia se divide em duas fases: a fase pré--instalação completa das melhorias no sistema de drenagem e recuperação dos passivos ambientaise, posteriormente, a fase após essas intervenções.

Para a análise de desempenho ambiental em relação aos processos de erosão é definido umpeso com um total de 100 pontos. A partir deste total serão subtraídos os pontos referentes a cadaum dos instrumentos de medição que não atenderem aos quesitos definidos.

Independente das fases de pré-instalação ou pós-instalação das melhorias nos sistema dedrenagem e recuperação dos passivos ambientais e, como premissa, considera-se que não devem seformar novos processos erosivos de grande porte (ravinas e boçorocas). Esta premissa pode serconsiderada, pois após os estudos realizados, é possível por meio do monitoramento a indicação ea adoção de medidas preventivas antes que se formem novos processos de erosão.

Como ponto de partida, este parâmetro é considerado com peso 20, porém se ocorrer umprocesso erosivo de grande porte, os 20 pontos são retirados.

Antes da implantação de todas as melhorias ambientais, propõe-se ter como indicadores paraa análise de desempenho ambiental:

a) Implantação das melhorias ambientais previstas na auditoria ambiental e no plano derecuperação de áreas degradadas, peso de 15 pontos;

b) Não formação de novos processos erosivos de pequeno porte, peso de 10 pontos;

c) Manutenção dos sistemas de drenagem e da proteção superficial vegetal, peso de 5 pontos;

d) Atendimento às solicitações de intervenção resultantes do monitoramento, peso de 10pontos;

e) Atendimento aos casos de imprevistos e de geração de impactos ambientais (plano deemergências), peso de 5 pontos.

Para a fase após a implantação das melhorias, apenas foi subtraída a análise sobre o plano derecuperação de passivos ambientais e do sistema de drenagem.

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4 – CONCLUSÃO

Os resultados da pesquisa demonstraram que é possível o desenvolvimento de instrumentos degestão ambiental a partir da análise e elaboração de cartas de suscetibilidade à erosão em diferentesescalas. O estudo do meio físico direcionado ao entendimento dos processos, realizado por meio dodetalhamento progressivo para a elaboração das cartas em diferentes escalas, em conjunto com arealização dos levantamentos específicos, gerou uma série de dados que subsidiaram odesenvolvimento dos instrumentos de gestão ambiental.

A adoção do método do detalhamento progressivo para a elaboração das cartas possibilitouque os resultados fossem obtidos desde os levantamentos iniciais da pesquisa, como por exemplo,o desenvolvimento do instrumento de Avaliação de Impacto Ambiental – AIA com base nos dadosregionais.

Assim, o método adotado se mostrou adequado para a análise do meio físico, dos processosde erosão e das condições da rodovia. Com estas análises foi possível a elaboração dos instru men tosde gestão ambiental propostos. No entanto, os resultados obtidos quando da análise e elaboraçãodas cartas, não foram suficientes para subsidiar a elaboração dos instrumentos de gestão ambiental,sendo necessária a complementação dos estudos por meio dos levantamentos espe cí ficos, comosejam: interpretação de imagem aérea, levantamento de campo, cadastro dos processos erosivos elevantamento dos sistemas de drenagem.

A interpretação das feições de erosão e do assoreamento existentes utilizando-se de imagensaéreas possibilitou a co-relação destes processos com a infra-estrutura da rodovia e fundamentou aCaracterização do Impacto Ambiental – CIA, que foi complementada com os levantamentos decampo para o cadastro destes processos. A CIA elaborada na escala de semi-detalhe, 1: 50 000, foimelhorada em relação à AIA da escala regional por possibilitar a análise da extensão do impactonos recursos hídricos, bem como a magnitude desse impacto.

A CIA elaborada na escala de detalhe, 1: 10 000, com a re-definição dos limites das unidadeshomogêneas do terreno utilizando-se da mesma técnica da etapa anterior, apresentou diferenças emrelação à escala de semi-detalhe. Pode-se considerar que houve uma melhora com relação aprecisão na identificação de locais críticos e a magnitude do impacto foi identificada como maiorem uma das unidades devido à maior suscetibilidade à erosão. Estes dados foram consideradosdurante a elaboração do plano de monitoramento ambiental que também foi modificado.

Para a aplicação do método desta pesquisa, no caso de estar disponível uma carta geotécnicaem escala adequada (semi-detalhe ou detalhe), pode-se complementar os estudos por meio dainterpretação de imagens aéreas e campanhas de inspeções de campo para a caracterização daerosão, relacionando-a com as unidades geotécnicas e com a infra-estrutura existente na rodovia,para a elaboração dos instrumentos de gestão ambiental.

Com relação à análise dos SGAs nos órgãos rodoviários, foi verificado que estes, em geral,não possuem sistema de gestão pautado nas normas da série ISO para as rodovias e, obviamente, agestão ambiental não existe. Apenas o DER/SP possui um sistema de gestão ambiental formal que,no entanto, está em fase de implantação. A cultura predominante sobre o tema meio ambiente éapenas a de cumprir as leis relacionadas ao licenciamento. Mesmo nesse contexto, alguns órgãosrodoviários entendem e fazem um discurso de que possuem um sistema de gestão ambiental.

Os procedimentos para os estudos aqui realizados podem ser aplicados a outros trechosrodoviários, em diferentes tipos de terrenos, analisando-se outros tipos de processo do meio físico,sendo necessário apenas uma adaptação às condições locais. Também, procedimentos similarespodem ser aplicados em outros tipos de empreendimentos de obras lineares, tais como: ferrovias,dutovias, linhas de transmissão, etc.

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5 – AGRADECIMENTOS

Os autores agradecem ao Conselho Nacional de Pesquisa - CNPq pelo apoio por meio dacessão de bolsa de estudo ao autor principal, bem como pela disponibilização da taxa de bancadapara apoio ao desenvolvimento da pesquisa.

6 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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EVOLUÇÃO DA CONCENTRAÇÃO DE NITRATONAS ÁGUAS SUBTERRÂNEAS DA REGIÃONORTE DE NATAL, NORDESTE DO BRASIL

Evolution of groundwater nitrate concentration in the northern regionof Natal, Northeast Brazil

Guttenberg Martins*

Vera Lúcia Lopes de Castro**

RESUMO – Na região norte de Natal, um terço do total das águas destinadas ao consumo humano é captado

de poços tubulares. Entretanto, a expansão urbana sem infraestrutura sanitária tem produzido um aporte de

nitrato, comprometendo sua qualidade. Baseado num conjunto de dados de concentração de nitrato nas águas

subterrâneas (dezembro 2003 – julho 2009), o presente trabalho identifica áreas com valores de nitrato

superiores ao limite permitido pela legislação ambiental. Os dados foram interpretados com o suporte de cartas

de isovalor, obtidas pela metodologia de interpolação por krigagem simples. Os resultados obtidos apontaram

áreas com elevada concentração de nitrato situadas geralmente adjacentes às lagoas interdunares, com

variações sazonais dos valores das concentrações de nitrato relacionadas com a variação do regime

pluviométrico, e sugerem que a intensa exploração das águas subterrâneas por poços tubulares tem

amplificado a dispersão do nitrato e que a carga de nitrato pode atingir o estuário do rio Potengi.

SYNOPSIS – In the northern region of Natal, about one third of the drinking water for human consumption

is obtained from tubular wells. However, the process of urbanization without sanitary infrastructure has

produced an additional input of nitrate to groundwater. Based upon a groundwater nitrate concentration dataset

(December/2003 – July/2009), this paper delimited areas with nitrate values above the limit allowed by

environmental legislation. The data were interpreted with support of isovalue maps, obtained through a simple

kriging interpolation method. The results showed the occurrence of nitrate plumes surrounding interdunal

lagoons and seasonal fluctuations of nitrate concentration related to the rainfall cycle. Furthermore, the intense

exploitation of groundwater by tubular wells has induced dispersion of nitrate and suggests that the nitrate load

may be transported into the estuary of Potengi.

PALAVRAS ChAVE – Contaminação com nitrato, água subterrânea, águas urbanas.

1 – INTRODUÇÃO

As águas subterrâneas são recursos hídricos indispensáveis para o abastecimento humano,

entretanto, sua contaminação por nitrato é um problema de escala mundial (Goodchild, 1998;

Joosten et al., 1998; Birkinshaw e Ewen, 2000; Saâdi e Maslouhi, 2003; Kyllmar et al., 2005; Liu

et al., 2005). Por esse motivo, o monitoramento contínuo da qualidade das águas subterrâneas, em

especial de compostos nitrogenados e pesticidas, tem sido amplamente utilizado para a gestão

57Geotecnia n.º 131 – julho/julio 2014 – pp. 57-67

* Professor Associado, Departamento de Engenharia Civil, UFRN, Campus Central, Natal-RN. E-mail:

guttenbergmartins@yahoo.com.br

** Professora Adjunta, Escola de Ciência e Tecnologia da UFRN, Campus Central, Natal-RN. E-mail:

veracastro@ect.ufrn.br

ambiental de áreas urbanas. Umezawa et al. (2008), após a constatação da correlação entre oaumento da carga de nitrato e o aumento do produto interno bruto nas grandes cidades dos paísesem desenvolvimento, sugeriram que as informações obtidas do monitoramento das águassubterrâneas fossem compartilhadas entre regiões com similares ambientes sócio-econômicos,culturais e geográficos.

Nos países em desenvolvimento, devido à existência de infraestruturas precárias de sanea men tobásico, os recursos hídricos subterrâneos encontram-se ameaçados de degradação pelo aporte depoluentes derivados de atividades antropogênicas, entre os quais se destacam o nitrato (NO3) e onitrito (NO2). Em crianças, a alta concentração de nitrato no aparelho digestivo é um dos fatorescondicionantes da presença de meta-hemoglobina no sangue (Lee, 1992; Wolfe e Patz, 2002;Fewtrell, 2004). Entretanto, na literatura científica, a relação entre a concentração de nitrato na águapotável e a ocorrência de alguns tipos de câncer em pessoas adultas (e.g., colo, gástrico, etc.) temsido demonstrada de forma contraditória (Cuello et al., 1976; Fraser et al., 1980; van Loon et al.,1997). A Organização Mundial da Saúde e a Comunidade Européia (EU, 1991) estabelecem umlimite máximo de nitrato de 11,3 mg NO3-N L-1 em águas para consumo humano, enquanto oslimites máximos nos EUA (USEPA, 2000), no Japão e no Brasil estão estabelecidos em 10 mg NO3-N L-1.

No caso apresentado aqui, a região norte da cidade de Natal, nordeste do Brasil, as águassubterrâneas estão ameaçadas de degradação principalmente pela ausência de saneamento básicoapesar da importância no suprimento hídrico na cidade de Natal. Nessa o principal vetor decontaminação por nitrato das águas subterrâneas é o sistema local de efluentes domésticos, taiscomo fossas sépticas e sumidouros (Martins e Cunha, 2011). Por outro lado, o suprimento de águapotável da região norte da cidade de Natal é provido na sua maior parte da Lagoa de Extremoz(62,51%), perfazendo um volume total de água de 2540,06 m3/h ou 21 milhões de m3/ano. Dospoços de captação de águas subterrâneas provêm 37,48% do abastecimento, um valor equivalentea 1522,93 m3/h ou 13 milhões de m3/ano.

Com base em um conjunto de análises químicas das águas captadas durante o períododezembro 2003 a julho de 2009, de poços de abastecimento público na região norte de Natal, opresente trabalho tem como objetivos interpretar a evolução recente da contaminação de nitrato eidentificar áreas com concentrações de nitrato superiores ao limite permitido pela legislaçãoambiental.

2 – CARACTERÍSTICAS DO MEIO FÍSICO

Segundo dados do Laboratório de Variáveis Ambientais Tropicais (LAVAT, 2006), as preci pi ta çõespluviométricas anuais na cidade de Natal, em geral, são superiores a 1500 mm. As tem pe ra tu rasmensais são, em média, de 26,8ºC, com amplitude térmica de 2,9ºC. O período de maior insolaçãocorresponde aos últimos meses do ano (288 horas em outubro) e os meses menos ensolaradosocorrem de fevereiro a julho, com um valor mínimo de 189 horas, apresentando uma variaçãomédia anual entre 2591 e 3189 horas. A direção predominante dos ventos é do quadrante sudestepara noroeste, oriundos do Oceano Atlântico. As velocidades variam de 3,6 a 5,11 km/h, com médiade 4,4 km/h. A média mensal de umidade relativa do ar varia de 72,7% a 82,0%. A taxa deevaporação média anual é da ordem de 2133 mm. A evapotranspiração média/anual foi avaliada em1549 mm. Em síntese, o clima é quente e úmido, com estação seca no verão e chuvas no outono--inverno, ou seja, nos meses de setembro a janeiro e fevereiro a agosto, respectivamente.

Com relação a tipologia dos solos, na região norte de Natal predominam os neossolosquartzarênicos e litólicos, os planossolos háplicos, os latossolos vermelhos amarelos e os argissolosamarelos. Na região norte de Natal encontram-se aflorando os terrenos sedimentares de idadecenozóica compostos pelos arenitos fluviais a fluvial-costeiros da Formação Barreiras, e os sedi -

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men tos holocênicos formadores de depósitos fluviais formados por bancos arenosos, camadas delama e níveis de turfas; depósitos lacustres formando camadas areno-argilosas com algumas lentesde diatomito; cordões lineares de arenitos de praia e depósitos eólicos.

Os recursos hídricos superficiais dessa região são formados por pequenas lagoas situadas entredunas e a lagoa de Extremoz, de porte médio, posicionada sobre os sedimentos cenozóicos doGrupo Barreiras (Pereira et al., 2000). Os recursos hídricos subterrâneos estão confinados noSistema Aqüífero Dunas-Barreiras (SADB), o qual é composto pelos aqüíferos Barreiras e Dunas.O SADB apresenta geralmente vazões de exploração elevadas, da ordem de 100 m3/h, masvariáveis em função da espessura dos sedimentos do Grupo Barreiras (Melo e Figueiredo, 1990;Melo e Rebouças, 1996; Castro e Pacheco, 2000). O limite inferior do SADB é o topo da sequênciacarbonática de idade mesozóica, a Formação Jandaíra, constituída por sedimentos areno-argilososa argilosos de composição calcífera.

3 – MATERIAIS E MÉTODOS

Os dados iniciais de concentração de nitrato e de condutividade elétrica das águas subterrâneassão provenientes dos arquivos da Companhia de Águas e Esgotos do Rio Grande do Norte(CAERN, 2002, 2006) e foram coletados logo após a perfuração dos poços (Figura 1). Os poços decaptação de águas selecionados neste trabalho foram perfurados pela companhia supracitada entreos anos de 1987 a 2007. O Quadro 1 apresenta os dados iniciais, a data de instalação dos poços eas coordenadas geográficas de sua localização.

59

Fig. 1 – Mapa de localização dos poços de captação de águas subterrâneas na região norte da cidade de Natal.

60

Quadro 1 – Poços selecionados, data de instalação, localização, medidas iniciais de condutividadeelétrica e de valores de nitrato.

Valores de nitrato em mg NO3-N L-1, CE- condutividade elétrica em μS/cm.

Poço Data Longitude Latitude CE NitratoPJR01 25/09/1987 251206 9366583 82 1,3

PJR02 251263 9365651

GRM03 10/03/1997 250658 9365773

GRM04 10/10/2001 250974 9366442 310 18,5

GRM05 31/07/2001 250793 9366110 128 2,1

GRM06 27/11/2001 251068 9366753 360 26

GRM07 27/01/2003 250468 9366346

GRM08 250632 9366597

GRM09 05/10/1990 250888 9366667

GRM10 05/11/1990 250655 9366848

GRM11 26/07/1990 250406 9366526

GRM12 12/01/2001 250529 9367064 132 5,4

PQR13 07/05/1991 248050 9362730 97 0,0

PQR14 24/05/1991 247404 9362309 110 27,4

PQR15 13/06/1991 247268 9362694 125 1,3

JPG17 15/02/2000 247949 9366011 86 0,4

JPG18 14/04/2000 247692 9365045 70 2,9

JPG19 09/10/2000 247543 9365389 87 1,3

JPG20 20/10/2000 247342 9365155 63 1,1

RDN21 19/06/2003 253676 9364649 135 1,3

RDN22 10/02/1997 255335 9366365 87 0,0

RDN23 06/03/2001 253464 9365155 110 0,0

LAZ24 11/05/1999 249245 9367497 175 9,0

LAZ25 22/03/2000 249609 9367232 225 12

LAZ26 26/06/2000 248973 9367694 114 0,5

NNT27 13/02/1995 248940 9365835 43 0,2

NNT28 12/09/1997 248568 9366322 230 13,5

NNT29 30/12/1998 248204 9366452 53 0,3

NNT30 20/12/1999 248603 9366424 71 0,3

BRN31 10/01/1997 252576 9365136

BRN32 07/11/1999 251926 9365214 87 0,3

BRN33 17/02/2000 252627 9365843 83 0,1

PNT34 13/11/2000 250309 9362460 420 24,5

SCT36 10/11/2000 250100 9363700

SLD37 30/11/2000 251337 9363103 162 7,2

AMR38 29/01/1985 248540 9361527

AVR39 30/10/1991 249412 9363753

JPG40 17/02/2003 247581 9365890 124 0,1

GRM41 10/03/2003 250006 9368256 139 5,7

JPG42 04/12/2004 246855 9365542 64 0,7

BRN43 20/11/2003 252617 9356627 92 0,3

POT44 11/05/2004 252154 9363060 370 8

RDN45 29/04/2004 253540 9363334 151 0,4

RDO47 24/05/2005 251109 9368596 106 0,5

SLD50 25/11/2006 250437 9364146 395 31

RDN51 28/11/2006 254800 9364636 200 0

JPG52 09/01/2007 246992 9365631 78 1,3

As análises químicas foram executadas no Laboratório de Recursos Hídricos e SaneamentoAmbiental (LARHISA) da Universidade Federal do Rio Grande do Norte, dentro da execução dosprojetos de monitoramento desenvolvidos nos anos de 2003 a 2006 pela agência municipal deregulação do saneamento (ARSBAN). Para obtenção das análises de nitrato foi utilizado o métodoespectrofotométrico, cuja rotina de laboratório baseia-se em Mackereth et al. (1978) e o procedimentopadrão consiste em reduzir o nitrato a nitrito na presença de cádmio. Nas medidas de condutividadeelétrica foi utilizado um condutivímetro digital Digimed DM-31. As análises químicas do período2007-2009 foram executadas no Núcleo de Análises de Águas, Alimentos e Efluentes da Fundação deApoio à Educação e ao Desenvolvimento Tecnológico do Rio Grande do Norte (FUNCERNE). Osresultados analíticos considerados nas interpretações desse trabalho estão apresentados no Quadro 2.

61

Quadro 2 – Análises químicas do teor de nitrato e medidas de condutividade elétrica em água brutacoletada em poços tubulares da região norte da cidade de Natal nos anos de 2003 a 2009.

Dezembro 2003 Agosto 2004Poço Nitrato CE Poço Nitrato CE

PJR01 61,51 389 PJR01 24,1 419

PJR02 45,57 296 PJR02 10,6 238

GRM03 47,25 291 GRM03 21,8 250

GRM04 60,63 391 GRM04 9,8 428

GRM05 47,71 289 GRM05 10,1 265

GRM06 61,55 346 GRM06 22,7 401

GRM08 56,9 335 GRM07 15,3 338

GRM09 59,93 326 GRM08 17,1 319

GRM10 60,71 323 GRM09 21,7 449

GRM11 57,56 301 GRM11 14,8 297

GRM12 44,75 213 NNT30 3,6 132,7

LAZ25 37,3 153,7 PNT34 21,3 437

NNT27 2,12 354 AVR39 19,9 361

PNT34 14,6 1103 AMR38 13,5 344

RDN23 5,98 121,6 JPG42 1,7 61,7

GRM41 2,7 121,8

POT44 17,8 400

Agosto 2005 Janeiro 2006Poço Nitrato CE Poço Nitrato CE

AMR38 14,8 418 RDN23 1,6 132,3

PNT34 0,5 528 PNT34 19,9 462

SCT36 9,7 201 BRN33 10,6 243

GRM12 10,1 209 GRM12 10,4 211

GRM10 17,7 362 BRN32 4,6 164

JPG40 1,7 94,1 BRN31 7,7 210

JPG20 3,8 108,9 GRM10 15,6 341

POT44 17,4 203 PJR01 23,7 452

GRM04 18,7 442 GRM04 18,8 400

GRM06 21,9 440 GRM06 23,6 414

GRM05 11,7 261 GRM05 10,3 257

GRM11 18,4 326 GRM11 15,4 317

GRM09 26,4 464 GRM09 24,9 454

GRM08 16,9 320 GRM08 15,4 337

GRM07 16 339 GRM07 15,7 363

GRM03 10,5 232 GRM03 10,1 24,4

PJR02 10,7 244 PJR02 11,2 262

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Quadro 2 – Análises químicas do teor de nitrato e medidas de condutividade elétrica em água brutacoletada em poços tubulares da região norte da cidade de Natal nos anos de 2003 a 2009. (Continuação)

Agosto 2007 Dezembro 2008Poço Nitrato CE Poço Nitrato CE

RDN23 3,5 160 BRN33 22,5 218

PNT34 24 560 BRN32 10 154

BRN33 13 150 BRN31 10,6 168

GRM12 12 242 GRM10 25,7 245

BRN32 7 203 GRM04 0,52 236

BRN31 8 243 GRM06 23,6 227

GRM10 18,6 358 GRM05 11,7 180

PJR01 12,4 496 GRM11 20,2 217

GRM04 22,6 445 GRM09 25,2 242

GRM06 26,6 432 GRM08 18,3 204

GRM05 17,6 342 GRM12 13,4 150

GRM11 17 315 LAZ25 11.3 160

GRM09 29,2 453 JPG20 12,9 115

GRM08 14 334 JPG40 4,2 123

GRM07 15,3 351 JPG42 4,7 67

GRM03 11,6 302 RDN51 2 109

PJR02 9,9 320 JPG17 4,6 90

LAZ25 13,7 275 RDN23 3,8 109

JPG17 11,9 329 POT44 18,4 239

JPG18 3,2 126 AMR38 16,2 227

JPG19 7,9 244

JPG20 7,9 185

JPG40 3 121

JPG42 4 131

RDN21 4,1 173

SCT36 13,1 298

AMR38 14,7 421

POT44 16,8 121

Agosto 2009Poço Nitrato CE Poço Nitrato CE

RDN23 0,04 nd LAZ25 13,9 nd

PNT34 24,21 nd JPG17 9,54 nd

BRN33 16,14 nd JPG18 12 nd

GRM12 8,78 nd JPG19 8,45 nd

BRN32 7,85 nd JPG20 8,15 nd

BRN31 5,11 nd JPG40 4,7 nd

PJR01 23,7 nd JPG42 3,2 nd

GRM05 8,99 nd JPG52 2,72 nd

GRM11 21,27 nd SCT35 23,92 nd

GRM09 24,02 nd SLD37 12,55 nd

POT44 17,33 nd AMR38 15,71 nd

RDN51 0,07 nd

Valores de nitrato em mg NO3-N L-1, CE- condutividade elétrica em μS/cm, nd - não determinado.

Com auxílio do software Surfer versão 7 e segundo os procedimentos estabelecidos porLandim et al. (2002), os dados analíticos obtidos foram tratados para obter-se cartas de isovalorespara aos anos de 2003 a 2009. Considerando que a distribuição dos poços apresenta uma malhairregular, o método escolhido para a interpolação foi a krigagem ordinária por área ou bloco comvariograma linear, a projeção utilizada foi a Universal Transversa de Mercator (UTM) e o datumSAD-69.

A técnica da krigagem ordinária por área ou bloco assume a estimativa de uma área ou bloco(Ar) com o centro x0, admitindo que as variâncias entre os pontos amostrados e o ponto interpoladosão substituídas pela média das variâncias entre os pontos amostrados e os pontos dentro da áreaou bloco (Ar). Nas cartas de isovalores da concentração de nitrato, onde consta a localização dospoços (Figura 2), observa-se uma variação geográfica entre as figuras. Tal variação, ao longo dointervalo de tempo amostrado, foi derivada da implantação de novos poços de captação e do desusode poços que apresentavam concentração de nitratos acima do limite tolerável. Para tanto, oparalelo UTM 25 S 9366600 e o meridiano UTM 25 S 251000 foram usados como referencial geo -grá fico na Figura 2.

4 – RESULTADOS OBTIDOS

Nas interpretações elaboradas neste trabalho é considerado que a lixiviação do nitrato da zonanão saturada para a zona saturada envolve uma interação complexa de fatores que incluem desde aforma do uso e características do solo, a hidrodinâmica das zonas não saturada e saturada, adinâmica e produção do nitrogênio no solo, à recarga das águas subterrâneas, refletindo assim ograu de vulnerabilidade do sistema aqüífero. Ao atingir a zona saturada, o nitrato migra através doaqüífero por advecção e dispersão, e dependendo das condições químicas prevalentes, poderáocorrer ou não o processo de desnitrificação (Almasri, 2007).

Os efluentes domésticos residenciais, acumulados em fossas e sumidouros, foram conside ra -dos as prováveis fontes de nitrato. Os solos predominantes são neossolos quartzênicos, com distri -bui ção menor de neossolos litólicos, argissolos amarelos, planossolos háplicos e latossolos verme -lhos amarelos. Na sua maioria constituem solos arenosos, ácidos, porosos de drenagem moderadaa elevada, permissivos ao fluxo da carga de nitrato da zona não saturada para o meio saturado.

Os dados analíticos obtidos apontam coeficiente de correlação baixo (r=0,194615) para asmedidas iniciais de nitrato e da condutividade elétrica. De forma geral, a correlação entre essesparâmetros deve ser influenciada pela carga global de sais dissolvidos e não somente pelo aumentona concentração de NO3 (r=0,605395 para as amostras coletadas entre 2003 e 2008).

Na Figura 2 os retângulos com cruzes ao centro indicam a localização geográfica dos poçosamostrados. A carta de isovalores da concentração de nitrato para dezembro de 2003 (Fig. 2A)indica áreas com a presença de valores acima de 50 mg NO3-N L-1 - limite aceitável permitido pelalegislação ambiental - situadas na sua porção central superior em torno das coordenadas UTM9366600 e 251000. Vale ressaltar que nessa região concentram-se 11 poços de captação dos 15poços amostrados. Essa anomalia persiste em agosto de 2004 (Fig. 2B) com amplitude e valores deconcentração menores. Entretanto, observa-se também a alteração no seu formato e o seu acopla -men to a uma anomalia de diluição da concentração de nitrato. A anomalia ainda é identificada emagosto de 2005 (Fig. 2C) com valores acima de 18 mg NO3-N L-1, tornando-se mais acentuada emjaneiro de 2006 (Fig. 2D).

63

64

Fig. 2 – Cartas de isovalores da concentração de nitrato (mg NO3-N L-1) nas águas subterrâneas captadas em

dezembro de 2003 (A), agosto de 2004 (B), agosto de 2005 (C), janeiro de 2006 (D), agosto de 2007 (E),dezembro de 2008 (F) e agosto de 2009 (G).

A ampliação da área investigada decorrente da instalação de novos poços tubulares a partir doano de 2007 proporcionou melhoria no monitoramento da concentração de nitrato nas águassubterrâneas da região norte de Natal. Neste sentido, as cartas de isovalores obtidas dos dados deagosto de 2007, dezembro de 2008 e agosto de 2009 apontaram a presença de outra anomaliasituada em torno das coordenadas UTM 9362500 e 250000, ao sul da anomalia anterior, comconcentrações de nitrato superiores a 18 mg NO

3-N L-1.

5 – COMENTÁRIOS FINAIS

Com base nas interpretações das cartas de isovalores da concentração de nitrato é possívelobservar a evolução da contaminação por nitrato nas águas subterrâneas captadas de poços tubu la -res na região norte da cidade de Natal, como também identificar uma área anômala em termos deconcentração de nitrato (> 18mg NO

3-N L-1), portanto com valores acima do permitido pela

legislação vigente (10 mg NO3-N L-1), situada em torno das coordenadas UTM 9366600 251000.

Nessa área, um conjunto de lagoas interdunares (e.g., Lagoa Azul, Gramoré, etc.) encontram-seinterligadas ao rio Doce, para onde converge o fluxo subterrâneo (apud Castro e Pacheco, 2000).Nas áreas onde ocorrem concentrações de nitrato acima de 10 mg NO

3-N L-1 encontram-se

implantados um conjunto de 11 poços tubulares, cujos fluxos induzidos pelo bombeamento deveminfluenciar a diluição da concentração de nitrato. Concomitantemente pode ocorrer o efeito dediluição natural pelo aumento da recarga durante a quadra chuvosa, como observado na variaçãodos valores obtidos no período de agosto em relação aos dados obtidos no período de janeiro.

Em outra área com concentrações de nitrato acima de 18 NO3-N L-1, em torno das coordenadas

UTM 9362500 250000, pode-se também observar variações sazonais entre os dados obtidos emagosto em relação aos obtidos em janeiro. De forma geral, as cartas de isovalores sugerem a pre -sen ça de gradientes de dispersão de nitrato no sentido geral noroeste-sudeste, portanto em direçãoao estuário do rio Potengi.

6 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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REFORÇO DE SOLOS MOLES EM DEEP SOILMIXING PARA FUNDAÇÃO DE ATERRO.MODELAÇÃO DE UM CASO DE ESTUDO

Reinforcement with Deep Soil Mixing of the soft soil foundation of anembankment. Modelling of a case study

Sara Sanches* António Viana da Fonseca **Agostinho Mendonça***Sara Rios****

RESUMO – O presente artigo refere-se à análise de um aterro sobre solos moles através do programa deelementos finitos Plaxis® comparando a solução implementada (com geodrenos e pré-carga) com uma soluçãode tratamento em Deep Soil Mixing (DSM). Foram analisadas várias soluções alternativas em DSM, alterandoo espaçamento entre as colunas, o tempo de cura, e até a existência ou não de uma plataforma de transferênciade cargas. Para cada caso, os assentamentos foram aferidos e comparados verificando se satisfaziam osrequisitos do caderno de encargos. Finalmente foi ainda efetuada uma análise de viabilidade económica comcomparação do tempo de execução e dos custos associados às várias soluções.

SYNOPSIS – In the present work an embankment on soft soil is analyzed with commercial finite elementsoftware (Plaxis®) in order to compare the solution implemented on site (with drains and preloading) with asoil improvement solution in Deep Soil Mixing (DSM). Several alternative solutions in DSM were studiedchanging the column spacing, the curing time, as well as the inclusion of a load transfer platform. For eachcase the settlements were analyzed and compared to evaluate if the necessary requirements in terms of limitvalues were satisfied. Finally, a cost-benefit analysis was performed focused on the execution time and costof each solution.

PALAvRAS ChAvE – DSM, aterro sobre solos moles, modelação numérica.

1 – INTRODUÇÃO

O crescimento da população tem como consequência a expansão das áreas urbanizadas parazonas desocupadas, que apresentam, na maior parte dos casos, solos com fracas características doponto de vista geotécnico, nomeadamente para a implementação de qualquer tipo de estrutura.

Neste contexto, o desenvolvimento de meios tecnológicos e o aparecimento de novos mate riaisde construção no século XX, entre outros fatores, permitiram descobrir várias soluções de

69Geotecnia n.º 131 – julho/julio 2014 – pp. 69-94

* Mestre em Engenharia Civil, Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto, Porto, Portugal. E-mail: sarainessanches@gmail.com

** Professor Associado, Departamento de Engenharia Civil, Faculdade de Engenharia da Universidade doPorto, Porto, Portugal. E-mail: viana@fe.up.pt

*** Soares da Costa, S.A., Porto, Portugal. E-mail: ammendonça@soaresdacosta.pt**** Estudante de Pós-Doutoramento, Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto, Porto, Portugal.

E-mail: sara.rios@fe.up.pt

melhoramento dos solos em profundidade, abordando-se no trabalho exposto, enquanto soluçãopossível para o problema em apreço, a técnica denominada Deep Soil Mixing (DSM).

Esta técnica consiste em misturar o solo com materiais de propriedades aglomerantes,recorrendo a equipamentos específicos, que procedem à furação, corte, injeção e mistura. Emborano presente trabalho se tenha dado uma relevância evidente ao tratamento de solo com fracascaracterísticas geotécnicas é igualmente notória a funcionalidade da técnica de DSM em estruturasde contenção de terras, enquanto barreira relativamente a solos contaminados ou ainda no controlodas vibrações induzidas nas fundações de infraestruturas (EuroSoilStab, 2001; CDIT, 2002).

A referida técnica de reforço e de melhoramento ou estabilização química dos solos incute aosolo tratado características de resistência mecânica e de deformabilidade melhoradas, ou sejaresistência mecânica superior e deformabilidade inferior relativamente ao solo original, assim comouma redução da compressibilidade (Larsson, 2005; Massarsch, 2005; Bruce, 2000). Em parti cularno tratamento de solos argilosos, a técnica de DSM é especialmente interessante e atrativa, dadasas características dos mesmos, onde questões como a compressibilidade e a consolidação associa -das à história de tensões merecem particular destaque, dada a importância que assumem na con jun -tu ra do problema.

Sendo as características finais do solo tratado dependentes de fatores como as características doligante, as características do solo de origem e as condições da mistura e de cura (Terashi, 1997), éfundamental a realização de ensaios laboratoriais e/ou in situ numa fase anterior à execução da obra,de forma a aferir o tipo e a dosagem de ligante que incutem no solo as características preten di das.Na verdade, está em vigor uma imposição normativa que assim o determina - EN 14679 (2005).

Em todo o caso, o controlo da produção associado à execução da técnica de DSM é umacomponente de elevada importância no decurso das obras, uma vez que não só diminui a proba bi li dadeda ocorrência de fenómenos inesperados, como também garante que a dispersão das pro prie dadesfinais do solo tratado seja reduzida e assim sejam obtidos os resultados previstos em projeto.

2 – CARATERÍSTICAS DO CASO DE ESTUDO

2.1 – Introdução

O estudo em análise incide sobre a construção de uma plataforma logística, mais concreta men tea Plataforma Logística de Lisboa Norte (PLLN).

A região em estudo caracteriza-se por apresentar uma morfologia “muito suave e plana”, nazona da vala do Carregado e do Carril, numa área formada, essencialmente, por formaçõessedi men tares do Plio-Plistocénico, onde predominam as aluviões do Tejo. Estas formações sedi men ta ressão caracterizadas por grande irregularidade e complexidade na estratificação, dado que, geral men te,no Vale do Tejo os depósitos aluvionares são formados por areias e argilas interestratificadas(CENOR; Almeida et al., 2000).

O caso analisado centra-se num aterro de acesso à Plataforma Logística onde o maciço defundação tem uma constituição essencialmente argilosa, com aproximadamente 20 m de espessura,e o nível freático se encontra praticamente na superfície do terreno.

Dadas estas especificidades a solução de tratamento da fundação do aterro implementada emobra consistiu numa solução combinada de pré-carga com geodrenos, sendo o aterro final consti -tuí do, maioritariamente por Geo Leca®, o que reduziu o tempo de atuação da pré-carga.

2.2 – Definição das unidades geotécnicas

O plano de prospeção dos acessos à PLLN contou com 3 ensaios SCPTU, 3 ensaios DMT e 3sondagens de onde foram retiradas amostras para os ensaios laboratoriais. No local das sondagens

70

foram ainda realizados ensaios SPT e ensaios Vane Test na camada de argila. Dada a proximidadeao local em estudo apenas se consideraram na análise reportada no artigo, um ensaio SCPTU e osensaios laboratoriais referentes à sondagem mais próxima. De modo a obter uma estratificaçãomais detalhada das camadas do maciço de fundação do aterro, relativamente à informação dorelatório geológico e geotécnico dos acessos da PLLN, foi aplicada a metodologia proposta porRobertson (2009). Trata-se de uma metodologia expedita de aplicação, que tem como objetivo ainterpretação dos ensaios CPTU. Esta metodologia permite avaliar qualitativamente o compor -tamento tipo do solo, através da determinação do índice de comportamento, Ic:

Ic = [(3,47- log Qtn)2 + (log Fr + 1,22)2]0.5 (1)

Este índice é determinado com base em parâmetros normalizados (eq. (2) e (3)), que têm emconsideração as resistências de ponta, qt, e lateral, fs, assim como, a tensão vertical total e efetivain situ.

Fr = [fs/(qt-σvo)]*100 (%) (2)

Qtn = [(qt-σvo)/pa](pa/σ’vo)n (3)

Como o parâmetro Qtn é obtido em função de um outro (n), que por sua vez, se obtém comrecurso ao índice Ic, o processo de determinação deste último, obriga, necessariamente, à aplicaçãode um processo iterativo de cálculo. Deste modo, é necessário conhecer inicialmente a posição donível freático, atribuir um peso volúmico ao solo e admitir um valor para o parâmetro n, quegeralmente se assume simplificadamente como 1 para argilas e 0,5 para areias.

n = 0,381 (Ic) + 0,05 (σ’vo/pa) (4)

A aplicação da metodologia revelou a existência de cinco camadas de solo na fundação doaterro em estudo, merecendo particular atenção a quarta camada, que diz respeito a um solo comcaracterísticas argilosas. Conforme se pode verificar na Fig. 1, a observação dos resultados obtidosno ensaio CPTU, nomeadamente a evolução em profundidade das resistências de ponta e lateral, jáfazia prever a divisão das camadas do solo definidas com recurso à aplicação da metodologia.

Após terem sido definidos os índices de comportamento, Ic, determinou-se os parâmetrosapresentados no Quadro 1, nomeadamente peso volúmico (γ), módulo de rigidez a 50% da cargade rotura (E50), grau de sobreconsolidação (OCR), resistência não drenada (Su), ângulo deresistência ao corte (f’), dilatância (ψ), permeabilidade (k), coeficiente de impulso em repouso(K0).

O peso volúmico, inicialmente arbitrado foi posteriormente corrigido de acordo com asequações 5, 6 e 7, tendo sido o valor final admitido correspondente à média das duas últimas, porapresentarem valores mais próximos (Robertson e Cabal, 2010) (Mayne et al., 2010).

gt = 1,81gw s’vo0,05 qt-svo0,017 fs0,073

(Bq + 1)0,16 (5)pa pa pa

Bq = (u2-u0)/(qt-σvo) = Du/(qt-σvo) (6)

71

g= 0,27 log (Rf) + 0,36 log qt+ 1,236 (7)

gw pa

gt kN= 11,46 + 0,33 log (z) + 3,10 log (fs) + 0,70 log (qt) (8)m3

sendo z a profundidade desde a superfície do terreno.

72

Fig. 1 – Resultados do ensaio CPTU: a) resistência de ponta; b) resistência lateral.

Quadro 1 – Parâmetros admitidos para cada camada com base na proposta de Robertson (2009).

Camada IcClassificação

SBTng

(kN/m3)

E50

(MPa)OCR

Su

(kPa)f′ (°) y (°) k0 k (m/s)

1 5 Areia e silte 19 19 - - 44 14 0,301 1,72E-06

2 3-4 Argila e silte 16 19 1,5 38 28 - 1,035 2,69E-08

3 5-6 Areia 16 15 - - 31 5 0,624 1,93E-05

4 3 Argila 17 25 1,1 43 26 - 0,582 8,64E-10

5 6 Areia 20 71 - - 39 12 0,802 3,80E-04

SBTn – Classificação em função do comportamento do solo (Normalised Soil Behaviour type – Robertson, 2009).

O módulo de distorção máximo ou inicial, sugerido por Robertson (2009), calculou-se atravésda equação 9, a qual é função da densidade do solo (r), da pressão atmosférica (pa) e do índice decomportamento (Ic).

G0 = Gmáx = aG (qt-σvo) (9)

aG = (r/pa) avs (10)

avs = 10(0,55Ic + 1,68) (11)

O módulo de deformabilidade secante a 50% da tensão de rotura, E50, foi determinadoassumindo que apresenta a mesma degradação que o módulo de distorção, proposto por Fahey eCarter (1993) (equação 13), uma vez que o comportamento é elástico, pelo que se admite que ocoeficiente de Poisson permanece aproximadamente constante. O coeficiente de Poissonconsiderado para argilas e areias foi de 0,25 e 0,35, respetivamente. Deste modo, o E50 obteve-se apartir da equação 14.

Emáx = 2Gmáx (1 + v) (12)

G50/Gmáx = 1-f (t50/tmáx)g = 1-1 (0,5)g (13)

= 0,3 solos arenososg

= 0,5 solos argilosos

E50 = 2G50 (1 + v) (14)

O grau de sobreconsolidação foi calculado conforme a equação 15, proposta por Robertson(2012).

OCR = (2,625 + 1,75 log Fr)-1,25 (Qtn)1,25 (15)

A resistência não drenada, especialmente importante em solo com comportamento tipo deargilas foi determinada pela equação 16, admitindo que o parâmetro Nkt se obtém através daequação 17 (Robertson, 2012).

(Su/s’vo) = Qtn/Nkt (16)

Nkt = 10,5 + 7 log Fr (17)

O ângulo de atrito foi obtido através da equação 18. O ângulo de atrito a volume constante(f’cv) considerado foi de 33° para solos com comportamento tipo areia e de 25° para solos comcomportamento tipo argila (Robertson, 2010).

f’ = f’cv + 14,44 [log Qtn,cs]-22,31 (18)

73

Qtn,cs = Kc.Qtn (19)

≤ 1,64; Kc = 1,0Ic

>1,64; Kc=5,581Ic3 -0,403Ic

4 -21,63,Ic2 +33,75Ic -17,88 (20)

Relativamente à dilatância, recorreu-se à equação proposta por Bolton (1986) - equação 21 efoi determinada apenas para solos com comportamento tipo arenoso.

ψ =(f’-f’cv)

(21)0,8

O coeficiente de impulso em repouso, K0, foi determinado de forma distinta para areias e paraargilas, através das equações 22 e 23, respetivamente.

No caso dos solos com comportamento tipo arenoso, como é referido por Matos Fernandes(2011), o coeficiente de impulso em repouso pode ser obtido através da equação proposta por Jaky(1944), quando se trata de solos com propriedades arenosas. Destaca-se ainda que, segundo omesmo autor, esta relação é uma aproximação de uma equação teórica mais complexa.

Para solos com comportamento tipo argiloso admite-se a relação apresentada na equação 23,desenvolvida por Mayne et al. (2001), função do ângulo de atrito e do grau de sobreconsolidação.

K0 = 1-sin f’ (22)

K0 = (1-sin f’) OCRsin f’ (23)

O cálculo do coeficiente de permeabilidade utilizado representa-se na equação 24 e dependeapenas do índice Ic.

1 < Ic ≤ 3,27 k = 10(0,952-3,04Ic) em m/s(24)

3,27 < Ic ≤ 4,0 k = 10(-4,52-1,37Ic) em m/s

As camadas 2 e 4 merecem particular destaque. A camada 2 apresenta um comportamentoidêntico ao da camada 4, sendo a principal diferença de relevo o grau de sobreconsolidação OCR,superior na primeira, situação eventualmente relacionada com a variação do nível freático. Rela ti -va mente à camada 4 foi efetuada uma análise mais detalhada dos parâmetros que a caracterizamdada a sua grande espessura e consequentemente, maior influencia no comportamento do aterro.

2.3 – Modelação do ensaio edométrico e parâmetros dos modelos constitutivos

Numa fase anterior à modelação da solução de tratamento do terreno com DSM, houve necessidadede estudar o comportamento do solo com características argilosas, mais concretamente o solo corres pon -den te à camada 4, dadas as especificidades apresentadas por este tipo de solo e a espessura da camada.Assim, foi modelado pelo método dos elementos finitos (MEF) no programa Plaxis® um ensaio edo mé -tri co, de forma a comparar os resultados obtidos no MEF com os mesmos obtidos no ensaio realizadoem laboratório. Este procedimento permitiu calibrar as propriedades geomecânicas da camada 4.

74

Para a simulação do ensaio edométrico utilizou-se um modelo axissimétrico representandometade do provete, Fig. 2, de forma a reproduzir as suas dimensões.

As condições fronteira consideradas consistiram em admitir a presença do nível freático àsuperfície e fixar as condições de impedimento do escoamento da água na direção vertical. Nolimite esquerdo do modelo, uma vez que corresponde ao eixo de simetria também foi admitido oimpedimento do escoamento. Os limites superior e inferior do modelo permitem a passagem deágua, uma vez que, tal como acontece no ensaio realizado em laboratório, nestes limites existemduas pedras porosas.

O carregamento dos diferentes escalões de carga foi realizado considerando duas fases distin -tas, uma referente à aplicação da carga propriamente dita e outra à atuação dessa carga num períodode tempo, admitido como 24h.

Na Fig. 3 apresentam-se as curvas de compressibilidade obtidas, tendo-se verificado que osassentamentos finais do modelo são ligeiramente superiores, aproximadamente 3%, aos registadosno ensaio realizado no laboratório.

75

Fig. 2 – Modelo para simulação do ensaio edométrico: a) geometria; b) malha de elementos.

Fig. 3 – Curvas de compressibilidade obtidas no ensaio laboratorial e na modelação realizada no Plaxis, em função de v e ln p'.

Atendendo a que não se dispõe de ensaios laboratoriais sobre amostras do horizonte 2, admi -tiu-se que os parâmetros calibrados para a camada 4 servem também para a camada 2. As únicasdiferenças dizem respeito ao grau de sobreconsolidação (fenómeno que se assume estar associadoao caráter variável do nível freático) e ao coeficiente de permeabilidade.

Relativamente aos valores da permeabilidade das camadas argilosas (2 e 4), considerou-se quea metodologia de Robertson (2009) descrita, representa com melhor acuidade o comportamento dosolo in situ, pelo que não se teve em conta o valor determinado pelo ensaio edométrico, cuja dimen -são, por um lado, e as condições hidráulicas de fronteira, por outro, não serão perfeitas em relaçãoà variabilidade textural (fábrica) dos horizontes in situ e à distribuição de caminhos de percolaçãoem campo.

Tendo em conta os parâmetros do Quadro 1 obtidos pela proposta de Robertson (2009), acalibração efetuada pela modelação do ensaio edométrico e a seleção dos modelos constitutivospara cada camada, obtiveram-se os parâmetros necessários para a modelação numérica do caso deestudo. A camada 4 de maior possança e com características mais argilosas é a que mais influenciaa deformação do aterro pelo que o seu comportamento foi modelado pelo Soft Soil Model (SSM)disponível no Plaxis®. As restantes foram simuladas pelo Hardening Soil Model (HSM). O Quadro 2resume os parâmetros de cada camada indicando o peso volúmico (γ), os ângulos de resistência aocorte (f’) e dilatância (ψ), o interceto coesivo (c’), o módulo de rigidez a 50% da carga de rotura(E50), os parâmetros normalizados dos gradientes da linha normalmente consolidada - λ e da linhade recompressibilidade - κ (no espaço volume específico versus tensão média efetiva), a permea bi -li dade (k) e o grau de sobreconsolidação (OCR).

76

Quadro 2 – Características consideradas nos materiais referentes a cada unidade geotécnica.

Camada ModeloCota

superior(m)

Cotainferior

(m)

γ(kN/m3)

f′(°) y (°) c'(kN/m2)

E50

(MPa)l* k* k (m/s) OCR

Aterro depré-carga

HSM Variável 20,00 38,00 0 20 50,00 - 1,7E-6 -

Aterrodefinitivo

HSM Variável 23 41 20 50 - 1,7E-6 -

1 HSM 0 1,5 18,83 43,85 14,20 - 18,67 - 7,2E-8 -

2 SSM 1,5 5,5 15,80 28,40 0 - 19,38 0,1363 0,0321 1,1E-9 1,5

3 HSM 5,5 9 16,33 31,29 5,01 9,6 14,50 - 8,0E-7 -

4 SSM 9 29,5 16,79 25,88 0 - 24,69 0,1363 0,0321 3,6E-11 1

5 HSM 29,5 31 20,39 39,13 12,01 - 70,97 - 7,3E-6 -

HSM – Hardening Soil Model

SSM – Soft Soil Model

3 – MODELAÇÃO NUMÉRICA DO ATERRO

3.1 – Introdução

O presente ponto tem como objetivos modelar e analisar a aplicabilidade de uma solução emDSM alternativa à implementada em obra para o tratamento do terreno do maciço de fundação doaterro em estudo. Para o efeito, apresenta-se inicialmente a modelação da solução implementadaem obra e, posteriormente, uma análise de várias soluções alternativas.

3.2 – Modelação da solução implementada em obra

A solução implementada em obra consistiu, como se referiu anteriormente, numa soluçãocombinada de pré-carga com geodrenos espaçados de 1,2m, sendo o aterro final constituído,maioritariamente por Geo Leca®.

O tempo de atuação da pré-carga correspondeu a cerca de 377 dias, atingindo a base do aterroum assentamento total de, sensivelmente, 1m, de acordo com os resultados da monitorização. Dada aexistência de um ponto de nivelamento no topo do aterro foi determinada a altura da pré-carga – 4,1m,assumindo-se que o faseamento construtivo deste aterro teve 4 fases de aplicação de carga suces si va,com aumento progressivo da altura, 1m, 1,5m, 2,7m e 4,1m a que corresponderam, respetivamente,os tempos de atuação 6, 8, 21 e 342 dias.

O aterro definitivo apresenta uma altura de 5m, uma plataforma com largura 13m e a incli na çãoé de 1:2 (V:H), à semelhança do que foi considerado no aterro de pré-carga.

Com o intuito de validar o modelo numérico, os resultados da modelação da solução imple men tadana obra foram comparados com os resultados da monitorização. Esta monitorização dos deslocamentosfoi realizada com recurso a placas de nivelamento, de forma a quantificar a variação da cota aonível da base do aterro e o período de observação correspondeu a 377 dias.

O modelo considerado - Fig. 4 - é do tipo plano de deformação e, por simplificação de cálculonumérico, tirou-se partido da existência de um eixo de simetria.

Na Fig. 5 apresenta-se a deformada final do terreno induzida pelo carregamento, isto é, pelaação do peso do próprio do aterro, ao fim de 377 dias.

77

Fig. 4 – Malha de elementos finitos do modelo de tratamento do terreno aplicado efetivamente em obra.

Uma vez que existem geodrenos - elementos verticais representados a azul nas Fig. 4 e 5 - foianalisada a evolução dos excessos de pressão neutra ao longo do período de tempo considerado,tendo-se verificado que ao longo do período de consolidação os excessos de pressão neutra tendema dissipar-se, como seria de esperar. Esta situação está relacionada com a existência de fronteirasdrenantes a limitar a camada de argila e, principalmente, com a permeabilidade reduzida deste solo.A validação do modelo numérico consistiu assim na comparação da evolução dos assentamentosao longo do tempo (Fig. 6). Conforme se pode observar o comportamento de ambas as curvas éidên tico, existindo apenas uma diferença de 4cm, aproximadamente, no final do tempo de moni to -ri zação – 377 dias.

Em resumo, é pertinente referir que parâmetros que definem o comportamento das diferentescamadas de solos, nomeadamente os que dizem respeito à camada da argila, conduzem a umassentamento muito próximo daquele que foi obtido nas observações levadas a cabo namonitorização da obra, pelo que se assume que as modelações aqui apresentadas têm validade.

78

Fig. 5 – Deformada do modelo no final do período de tempo analisado.

Fig. 6 – Assentamentos ao longo do período de tempo.

3.3 – Modelação de uma solução alternativa de tratamento do maciço de fundação do aterro

No presente trabalho procurou-se estudar uma solução alternativa para o tratamento dafundação do aterro que incluísse uma malha de colunas em DSM, em substituição de uma solução“tradicional” de tratamento de terrenos com características argilosas, que contempla a ação com bi -na da de um aterro de pré carga e geodrenos.

Nesse sentido, analisou-se o espaçamento entre as colunas, a vantagem da utilização de umaplataforma de transferência de cargas na base do aterro, bem como as características do materialtrat a do que faz parte das colunas. Por outro lado, é fundamental analisar os assentamentos queresultam de cada solução, na medida em que, para que a solução das colunas em DSM fosse aplica daem obra, devia respeitar um assentamento máximo no valor de 2,5cm.

Importará contudo esclarecer que, idealmente, para definir as propriedades do solo tratado aconsiderar para efeitos de modelação do comportamento do problema em questão, seria necessáriorecorrer a ensaios laboratoriais (idealmente sobre carotes recolhidas em colunas piloto) ou in situ

(tais como ensaios de carga sobre colunas pivots instrumentadas), sendo que na ausência dos mes mosconsiderou-se, simplificadamente, a experiência de alguns autores em obras similares. Desta forma,consideraram-se alguns estudos presentes na literatura da especialidade, para o caso da mistura dosolo argiloso com o ligante (Correia, 2011; Topolnicki, 2009).

Assim, com o intuito de modelar o comportamento da solução alternativa de tratamento doterreno, foi necessário ter em consideração os parâmetros que caracterizam a mistura do solo como ligante, que variam com o tipo de solo. Assim, expressam-se no Quadro 3 essas característicaspara cada uma das camadas identificadas atrás.

O peso volúmico mantém-se inalterado em relação ao solo natural e para o ângulo de atritoadmitiu-se um valor médio de 35°. Este valor corresponde a um valor típico de ângulo de atrito avolume constante de um material “granular”, que resultará por incremento do diâmetro das par tí culasagregadas por alguma cimentação entre o cimento e o solo.

Relativamente à permeabilidade, quando se trata de misturas com o ligante (cimento) no esta dohúmido, o que acontece é uma redução da mesma, tornando o material em causa menos permeável.Assim, e uma vez que não foram encontrados dados, concretos ou aproximados, na literatura con -sul tada, que indicassem uma possível relação com as características dos solos em estudo, admitiu-se que a redução de uma ordem de grandeza, relativamente à permeabilidade do solo natural, seriauma boa aproximação.

Como a dilatância só se torna um parâmetro relevante após a plastificação, a consideraçãodeste parâmetro não é muito relevante, no entanto, conservativamente, assumiu-se como sendo 2/3 f’nas camadas 1, 3 e 5 e 1/3 f’ para as camadas 2 e 4 por ser o valor admitido por defeito pelo Plaxis.

Além das características presentes no Quadro 3, o módulo de deformabilidade (E50) foideterminado com base na resistência à compressão não confinada (qu), de acordo com algumas

79

Quadro 3 – Algumas características do solo tratado consideradas no modelo numérico.

Camada γ (kN/m3) k (m/s) y (°) f′(°)

1 18,83 7,2E-9 23,33

35

2 15,80 1,1E-10 11,7

3 16,33 8,1E-8 23,3

4 16,00 3,6E-12 11,7

5 20,39 1,6E-6 23,3

correlações desenvolvidas por Correia (2011). Assumiu-se ainda a relação presente na equação 25para a determinação do módulo de deformabilidade, apresentada por Topolnicki (2009), com basena experiência acumulada.

E50 = b*qu

b = 120 para qu <1 MPa (25)

= 380 para qu >1 MPa

Porém, uma vez que que a resistência à compressão aumenta ao longo do tempo (de cura, TC),foi considerada a relação (26), também proposta por Correia (2011).

qTC

u, máxqTC = 28

u, máx

= 0,077 + 0,296 ln (TC)

qTC = 28

u, máx(mistura solos arenosos) = 2000 kPa (26)

qTC = 28

u, máx(mistura solos argilosos) = 1314 kPa

Posto isto, os valores dos módulos de deformabilidade utilizados na execução do presentetrabalho apresentam-se no Quadro 4. Trata-se do módulo de deformabilidade a 50% da carga derotura para uma tensão de referência de 100 kPa, tal como requerido no Hardening Soil Model doPlaxis®, selecionado para reproduzir o comportamento do solo tratado.

Ao longo do presente trabalho considerou-se constante o diâmetro das colunas - 0,8m - porforma a estudar o efeito da introdução de outras variáveis, como o afastamento entre as mesmas ouo tempo de cura do cimento (Fig.7).

80

Quadro 4 – Resistências à compressão e respetivos módulos de deformabilidade a 50% da carga de rotura.

TC (dias)Camadas Argilosas cimentadas Camadas Arenosas cimentadas

qu (kPa) Eref

50 (MPa) qu (kPa) Eref

50 (MPa)

7 858,0 171,6 1306,0 496,3

14 1127,6 225,5 1716,3 652,2

28 1314,0 279,4 2000,0 808,1

1825 (5anos) 3021,9 604,4 4599,5 1747,8

Na primeira análise (Análise 1) foi fixado o espaçamento entre colunas de três vezes o diâme -tro das mesmas (2,4m) e foram admitidos três tempos de cura (7, 14 e 28 dias), com o objetivo deverificar as alterações que este efeito provoca do ponto de vista do comportamento do aterro emanálise. De facto, era necessário avaliar com que idade se poderia colocar o aterro sem introduzirdemasiadas deformações nas colunas e no aterro. Na segunda análise (Análise 2), o tempo de curafoi fixado nos 28 dias e analisou-se a existência, ou não, de uma plataforma de transferência decargas constituída por um material tout venant (tipo A) ou betão (tipo B), tendo sido usados vários espa -çamentos entre colunas. O Quadro 5 resume as variáveis introduzidas em cada uma das análises.

3.3.1 – Análise 1

As características das colunas de solo tratado consideradas nesta análise apresentam-se noQuadro 6. Refira-se ainda, que o módulo de deformabilidade E ref

ur foi considerado três vezes superiorao módulo E ref

50 , simplificação adotada no Plaxis®. Por outro lado, o interceto coesivo foi deter mi na do

81

Quadro 5 – Apresentação dos casos estudados relativos ao estudo da implementaçãode uma solução alternativa em DSM.

Fig. 7 – Malha de elementos finitos considerada para um caso geral.

Estudo da implementação de uma solução alternativa em DSM

Análise 1 Análise 2 (TC 28 dias)

Espaçamento entre colunas (m) TC (dias) Sem plataforma Com plataforma

2,4

7

Espaçamento entrecolunas (m)

Tipo A Tipo B

0,8 Espaçamento entre colunas (m)

14 1,6 2,4 2,4

28

2,4 3 3

33,3 4

3,3

com base na resistência à compressão não confinada (qu) – equação 27. Trata-se de uma apro xi ma -ção, em relação à ordenada máxima da circunferência de Mohr representativa de ensaios de com -pres são uniaxial (simples), com uma ligeira diminuição (arbitrou-se 20%), admitindo a evoluçãoda envolvente de rotura à medida que a tensão de confinamento aumenta, numa representação dascircunferências de Mohr associadas para tensões mais elevadas.

c’ = qu

0,8 (27)2

Admitindo que o aterro definitivo é construído ao fim de 7 dias após execução das colunascorrespondendo um tempo de cura de 7 dias, apresenta-se na Fig. 8 a deformada da parte superiordo maciço de fundação do aterro, no final de 90% de consolidação que coincide com um períodotemporal de 1077 dias. Note-se, que as restantes deformadas, relativas aos tempos de cura de 14 e28 dias, são idênticas e dizem respeito a 994 e 705 dias, para uma consolidação de 90%.

82

Quadro 6 – Módulos de deformabilidade e interceto coesivo para os tempos de cura estudados 7, 14 e 28 dias.

Camadas intersetadas Eref

50 = E ref

oed (MPa) Eref

ur (MPa) c' (kPa)

TC 7 dias1_3_5 496,3 1488,8 522

2_4 171,6 514,8 343

TC 14 dias1_3_5 652,2 1956,6 687

2_4 225,5 676,6 451

TC 28 dias1_3_5 808,1 2424,4 851

2_4 279,4 838,3 559

Fig. 8 – Deformada relativa aos assentamentos verticais, ao nível da superfície do terreno (TC 7 dias).

A Fig. 9 mostra a evolução dos deslocamentos máximos na base do aterro em função do tempode cura, sendo que os verticais dizem respeito a um ponto localizado na base do aterro e oshorizontais ao nível da base do pé do talude do aterro. Esses pontos foram escolhidos por serem ospontos com maiores deslocamentos (Fig. 10).

Naturalmente que à medida que a rigidez das colunas aumenta, os deslocamentos diminuem.No entanto, é interessante analisar que o incremento do deslocamento também diminui com otempo. Por exemplo, no caso dos assentamentos da base do aterro, verifica-se que entre os 7 e os14 dias há uma diminuição de 10,48 mm em 7 dias, enquanto nos 14 dias subsequentes (entre os14e os 28 dias) o assentamento diminui apenas 6,31 mm.

83

Fig. 10 – Distribuição espacial dos deslocamentos horizontais no aterro em função da sua grandeza.

Fig. 9 – Deslocamentos medido na base do aterro relativos aos tempos de cura analisados: a) verticais paraum ponto no eixo de simetria do aterro; b) horizontais para um ponto ao nível do pé de talude.

a) b)

3.3.2 – Análise 2

Nesta análise foi considerado o caráter tridimensional do problema, isto é, do funcionamentodas colunas como elementos de suporte do aterro colocado superiormente. Estando a ser realizadauma análise bidimensional no programa Plaxis® (em estado plano de deformação), considerou-seuma espécie de rigidez equivalente, que tem em conta o afastamento entre colunas, como se de umalargura de influência se tratasse.

Adicionalmente foi realizada uma análise onde se considerou a presença de dois tipos dePlata formas de Transferência de Cargas (PTC) distintas: uma com um material tout venant refor ça docom uma geogrelha (Tipo A) e outra, rígida, em betão armado (Tipo B) cujas características seapresentam nos Quadros 7 e 8. Por simplicidade admitiu-se que em ambos os casos a espessura dasplataformas era equivalente a 30 cm.

Nesta análise, admitiu-se sempre o tempo de cura de 28 dias para os casos estudados, uma vezque, do ponto de vista do controlo do material em obra, geralmente se considera esse período detempo para caracterização dos parâmetros necessários, nomeadamente as resistências.

3.3.2.1 – Aterro sem plataforma de distribuição de carga

Neste caso os deslocamentos verticais máximos obtidos apresentam-se no Quadro 9, pelo quese pode concluir, que existe uma relação linear entre o assentamento máximo da base do aterro e oafastamento entre colunas.

84

Quadro 7 – Características do tout venant.

Quadro 8 – Características do betão.

Quadro 9 – Deslocamentos verticais máximos correspondentes aos espaçamentos entre colunas analisados.

Camada Modelo g (kN/m3) f′ (°) y (°) c' (kN/m2) E50 (MPa) k (m/s)

Tout Venant HSM 23 41 20 100 1,7E-6

E (GPa) ν g (kN/m3)

31 0,2 24

Espaçamento entre colunas (m) uy, máx (cm)

1,6 3,53

2,4 7,81

3 11,3

3,3 12,3

Com base no exposto considerou-se oportuno avaliar a variação do deslocamento horizontalao longo do tempo, para zonas específicas, designadamente numa zona próxima do deslocamentomáximo e outra mais próxima da extremidade da coluna. Para o efeito admitiram-se os pontosrepresentados na Fig. 11.

Para os pontos A, B e C o deslocamento horizontal ao longo do tempo varia de acordo com ográfico apresentado na Fig. 12, representativo do ponto A. Numa zona mais profunda da coluna(pontos D, E e F), os deslocamentos horizontais são inferiores, mas tendem para um determinadovalor, isto é, estabilizam - Fig. 13, representativa do ponto D. O facto dos deslocamentos teremsinais diferentes nas duas figuras diz respeito à convenção admitida pelo Plaxis®, o que significaque os pontos A, B e C se deslocam para a direita, ou seja, no sentido do exterior da zona subjacenteao aterro, enquanto os pontos D, E e F apresentam um movimento no sentido contrário.

A análise da evolução dos deslocamentos é importante, uma vez que, neste tipo de obras, égeralmente contemplado no plano de monitorização a implementação de elementos de medição dasdeformações, principalmente na coluna mais exterior, como por exemplo inclinómetros. Estespermitem retirar conclusões quanto à estabilização, ou não, dos deslocamentos, e assim verificar seestes estão a evoluir desfavoravelmente permitindo intervir antes do possível colapso da estrutura.

85

Fig. 11 – Localização dos pontos considerados no traçado das curvas.

3.3.2.2 – Aterro com plataforma de distribuição de carga – Tipo A

A rigidez da geogrelha utilizada foi de 270kN/m, um valor médio retirado do catálogo daTenax®. Porém, no que diz respeito à modelação, convém referir que não é possível no Plaxis®

distinguir entre uma geogrelha e um geotêxtil. Numa fase inicial, anterior à escolha da geogrelhaTenax®, analisaram-se várias hipóteses, nomeadamente ao nível do valor da rigidez do material aadotar, verificando-se que os resultados finais de deformação, e até mesmo do esforço axial, eram

86

Fig. 12 – Evolução dos deslocamentos horizontais no ponto A.

Fig. 13 – Evolução dos deslocamentos horizontais no ponto D.

idênticos, independentemente do valor introduzido no programa. Esta situação ocorreu com e sema adição de elementos de interface – opção disponível no Plaxis®. Comparando a análise semplataforma de distribuição de carga (referida no artigo em 3.3.2.1) onde se obteve 7,81 cm deassentamento para o afastamento de 2,4 m, com a análise com a plataforma tipo A (assentamentode 7,3 cm – Quadro 8), verificamos que os resultados não são substancialmente diferentes.

No Quadro 10 apresentam-se os assentamentos verticais máximos obtidos, assim como oesforço axial máximo da geogrelha, referentes aos espaçamentos estudados. Mais uma vez severifica que o assentamento aumenta linearmente com o afastamento entre colunas.

3.3.2.3 – Aterro com plataforma de distribuição de carga – Tipo B

Para o preenchimento da plataforma patente nesta solução admitiu-se a presença de um betãocom uma malha de armadura mínima C25/30, caracterizado por um modelo linear elástico com umtipo de drenagem “non porous”, disponível no Plaxis®, próprio para este material.

A deformada é bastante diferente das apresentadas anteriormente, na medida em que, nestecaso, a plataforma é rígida, logo deforma-se de forma idêntica a uma laje de betão. O betãoconsiderado é muito mais rígido que as colunas, portanto a deformada vai apresentar uma formamais contínua relativamente às restantes - Fig. 14.

A distribuição de fendilhação associada a esta solução de laje estrutural não constituiu umtema de estudo, contudo, tem-se a perceção que os valores dos deslocamentos obtidos (Quadro 11)são incompatíveis com os critérios deste estado limite.

87

Fig. 14 – Deformada no final da consolidação 90% - Plataforma B – afastamento entre colunas 2,4m.

Quadro 10 – Esforço axial da geogrelha referente a cada um dos espaçamentos entre colunas analisados.

Espaçamento entre colunas (m) Nmáx (kN) uy, máx (cm)

2,4 1,1 7,3

3 2,1 11

3,3 3,32 12,5

Também neste caso, com a introdução de uma plataforma rígida de betão armado, oassentamento da base do aterro continua a aumentar linearmente com o afastamento entre colunas.No ponto seguinte analisar-se-á as vantagens e inconvenientes de cada solução com base nosdeslocamentos obtidos.

3.4 – Comparação das soluções

Na primeira análise efetuada - Análise 1, apenas se avaliaram alguns efeitos provocados pelavariação do módulo de deformabilidade devido ao tempo de cura, fixando um afastamento entrecolunas. Verificou-se que a deformada da linha que separa o maciço de fundação do aterroapresenta uma forma esperada, tratando-se as colunas de elementos mais rígidos que funcionamcomo apoios.

Os deslocamentos não diminuem significativamente quando o tempo de cura passa de 14 para28 dias, verificando-se que, tal como era previsto, os deslocamentos horizontais são mais evidentesna zona do pé do talude. Na vertical do eixo do aterro, os deslocamentos são predominantementeverticais, uma vez que as tensões verticais são superiores.

Embora os deslocamentos diminuam à medida que o tempo de cura das colunas aumenta, essaredução não é suficientemente relevante tendo em conta os limites previstos em projeto.

No que diz respeito à Análise 2, era esperado que a geogrelha (plataforma de solo “armado”)induzisse uma diminuição do assentamento com o aumento do afastamento entre colunas, fazendocom que ficasse mais solicitada e, portanto, fosse mais mobilizada a sua resistência à tração. O quese verificou foi que o esforço axial aumenta ligeiramente, contudo, o assentamento aumenta com oafastamento entre colunas. É normal que o assentamento aumente à medida que o número de colu nasreduz, no entanto, esperava-se que este aumento fosse reduzido, uma vez que existe um ele men tocom capacidade resistente à tração que permite absorver este carregamento. Exemplo disso é ofacto de o aumento de 30cm no afastamento entre colunas induzir um assentamento de 1,5cm(Quadro 8). Esta questão fica em aberto, requerendo análises com outros programas de cálculo, jáque se tentou aumentar a rigidez à tração da geogrelha no modelo do Plaxis®, sem sucesso nocontrolo das deformações.

No caso de a plataforma ser de betão armado – plataforma rígida – a deformada é semelhanteà de uma laje estrutural, ou seja, verifica-se uma deformada uniforme concordante com o carrega -men to que é provocado pelo aterro. Conforme referido anteriormente, não se procedeu à análise dadistribuição de fendilhação associada a esta solução de laje estrutural, mas tem-se a perceção queestes valores de deslocamentos são incompatíveis com os critérios deste estado limite.

Para as duas plataformas consideradas e dada a diferença de custos associados à consideraçãode uma plataforma com um material tout venant ou betão armado, conclui-se que a diferença deassentamentos entre as duas soluções não justifica a aplicação de uma plataforma de betão armado.

88

Quadro 11 – Deslocamentos verticais máximos correspondentes aos espaçamentos entre colunas analisados.

Espaçamento entre colunas (m) uy, máx (cm)

2,4 6,72

3 9,9

4 16,6

Apesar dos assentamentos serem mais reduzidos neste último caso, a diminuição não justifica adiferença de custos associados, entre outros fatores práticos de execução em obra, assim como aquestão referida da fendilhação.

Fazendo uma comparação global de todas as soluções analisadas, verificou-se que não se jus -ti fica a implementação em obra de uma plataforma de transferência de cargas, pelo menos, com ascaracterísticas admitidas. Com efeito, os assentamentos mínimos observados, associados à im ple -men tação de uma plataforma de transferência de cargas de betão armado, não evidenciam umadimi nuição significativa, que justifique a aplicação de uma solução mais exigente - em termos decustos e processos de execução envolvidos.

No entanto, há fatores associados a plastificações localizadas nas zonas de transição entre oaterro, as colunas e o solo natural que as medeia, que podem exigir estas camadas de transferênciapara evitar riscos de rotura por punçoamento do corpo de aterro. Este assunto não ficou claro apartir dos resultados da simulação numérica, mas exige um estudo futuro mais atento.

De realçar que é fundamental a análise dos assentamentos, na medida em que, para que a solu -ção das colunas em DSM fosse aplicada em obra, o assentamento máximo teria que respeitar ovalor limite imposto de 2,5cm. Conforme se pôde concluir pelas análises paramétricas realizadas,o assentamento mais reduzido que se obteve foi para o afastamento mínimo entre colunas de 1,6me, mesmo assim, 1cm superior àquele limite. Do ponto de vista económico, considera-se que asolução de colunas só seria interessante se o afastamento entre colunas fosse superior a 2m.

Neste âmbito, foi determinada a lei que melhor se ajusta aos resultados de assentamentosmáximos nos vãos das colunas, para as soluções apresentadas anteriormente - Fig. 15.

Com base na relação linear apurou-se que, para cumprir um assentamento de 2,5cm oafastamento entre colunas, isto é, entre os eixos de colunas, teria de ser aproximadamente 1,6m.

Outro aspeto que é conveniente salientar diz respeito à existência de pontos plastificados, umavez que condicionam a estabilidade da estrutura em análise. Para o efeito foram observados ospontos em que a cedência de Mohr Coulomb é atingida, em todos os casos apresentados assumiu-se uma consolidação de 90%.

89

Fig. 15 – Relação entre o afastamento entre colunas e o assentamento vertical paratodas as situações analisadas.

Deste modo, relativamente à Análise 1 - afastamento entre colunas fixo e três tempos de curadistintos - independentemente do tempo de cura considerado, a mancha de pontos plastificadospermanece igual.

Concluiu-se, que a solução que apresenta maior risco do solo plastificar e, consequentementecolapsar, é a solução implementada em obra, que apresenta uma mancha evidente de pontosplastificados. Das análises efetuadas (1 e 2) salienta-se que a análise 2, que considera a presença deuma plataforma de betão, apresenta uma mancha menos significativa de pontos plastificados,localizados nas zonas de interface logo abaixo do aterro, entre as colunas e o solo.

4 – ANÁLISE DE vIABILIDADE ECONÓMICA

Nesta secção do artigo realiza-se uma análise comparativa de custos e de rendimentos entre assoluções estudadas, que dizem respeito ao tratamento do terreno de fundação do aterro. As soluçõesapresentadas referem-se: à que efetivamente foi aplicada em obra (geodrenos e pré-carga) – soluçãoA; e a uma solução alternativa, respeitante à implementação de colunas executadas com recurso àtécnica de DSM – solução B. Relativamente a esta última solução, uma vez que foram estudadasvárias alternativas, a análise económica em questão é realizada apenas para o caso em que o afas -ta mento entre eixos das colunas é de 2,4 m, por se considerar este afastamento uma soluçãocomum.

Neste âmbito, importa deixar explícito que estão em causa duas soluções bastante distintas,em termos da validade dos valores aqui utilizados. No caso da solução A todos os dados interve -nien tes são efetivos, verificados, e, no outro caso, solução B, os dados são considerados com baseem valores estimados da experiência obtida na execução das tecnologias em causa. Os custos aquiem questão dizem respeito apenas a custos diretos, quantificáveis, com base nos custos reais daobra em estudo. Os custos associados ao tempo de atuação de um aterro de pré-carga, no caso dasolução A, consideram-se como indiretos.

De forma a uniformizar as soluções A e B, para ser possível a comparação, os custos dosparâmetros intervenientes na solução A foram determinados por m2 e por m de desenvolvimento -Quadro 12. Esta determinação foi efetuada tendo por referência os desenhos apresentados noprojeto de execução da obra para a secção do aterro em análise e sabendo que a base do mesmoapresenta uma largura de 33m. O objetivo desta análise serve para evidenciar a representatividadeda área do aterro e da Geo Leca®, num m2, por m de desenvolvimento.

Para a determinação do custo total da solução A relembre-se que o espaçamento dos geodrenosé de 1,2m e que se admitiu terem um comprimento de 30m. Relativamente ao custo total da soluçãoB, também por m2, à semelhança do que foi apresentado considerou-se, um diâmetro de 0,8m e um

90

Quadro 12 – Determinação da influência num m2 em planta relativos à Geo Leca® e ao aterro.

Áreas (secção transversal)Influência num m2 por m de

desenvolvimento

Geo Leca® m2 34 1,03

aterro m2 64 1,94

TOTAL 2,97

espaçamento de 2,4m. O custo da execução das colunas foi admitido, tal como atrás referido, combase em valores estimados resultantes da experiência de execução de solução similares. Assim,obtiveram-se os custos representados no Quadro 13.

Comparando-se os resultados obtidos, conclui-se que a solução B é cerca de duas vezes maiscara do que a solução A. Os prazos de execução das soluções foram determinados com base nosrendimentos, em m/h, que se consideraram: 582 para o aterro de pré-carga, 30 para as colunas e 250para os geodrenos. Os tempos obtidos para a concretização das soluções A e B constam no Quadro 14.

Deste modo, pode concluir-se que a solução A, mesmo sem a consideração da atuação doaterro de pré-carga, demora cerca de sete vezes mais tempo a executar do que a solução B.

O tempo de espera ou de atuação da pré-carga é um parâmetro não quantificável, contudo,considerou-se pertinente e interessante verificar se o facto do menor tempo de execução da Solução B

91

Quadro 13 – Determinação dos custos associados à execução das soluções A e B.

Quadro 14 – Tempos de execução das soluções.

Unidades Custo Quantidade/m2 Custo Total/m2

SOLUÇÃO A

geodrenos €/m 1 20,83 20,83

material pré-carga €/m3 10,7 5,13 54,89

remoção do materialda pré-carga

€/m3 3,4 5,13 17,44

aterro Geo Leca® €/m3 27,95 1,03 28,80

Aterro (corrente) €/m3 2,13 1,94 4,13

Custo Total da Solução/m2 126,10

SOLUÇÃO B

Colunas €/m3 100 2,66 266,16

Aterro (corrente) €/m3 2,13 2,97 6,32

Custo Total da Solução/m2 272,49

SOLUÇÃO A

Drenos min/m2 5

Aterro de pré-carga min/m2 109

TOTAL min/m2 114

SOLUÇÃO B

Colunas min/m2 11

Aterros de pré-carga min/m2 5

TOTAL min/m2 16

colmatava a diferença de custos existente entre ambas as soluções. Esta situação poderá serpertinente no caso de a pré-carga constituir uma atividade crítica, situação que não corresponde aocaso da obra analisada.

A metodologia adotada para a análise consistiu na atribuição de pesos relativos aos custos daempreitada, isto é, de execução da solução propriamente dita, assim como, do funcionamento doestaleiro. Note-se que, a principal diferença entre as soluções, em termos de logística, ocorre ao níveldo tempo de presença do estaleiro em obra. Assim, verificando-se que o custo total da empreita foide 16,6 milhões de euros, o estaleiro, com um custo total de 1,3 milhões de euros, corresponde a7,8% na empreitada em estudo. Posteriormente, elencaram-se os custos reais referentes à aplicaçãoda solução de tratamento, com base no mapa de quantidades e preços da obra. Conclui-se que aexecução da solução A de tratamento do terreno representa um peso de 24% no total da empreitada– Quadro 15.

Finalmente, para determinar a importância ou os pesos referentes à aplicação da solução B,consideraram-se os resultados obtidos anteriormente, ou seja, que se trata de uma solução que, emnúmeros redondos, é aproximadamente duas vezes mais cara e que demora cerca de um sétimo dotempo a executar relativamente à solução A. Estas relações foram utilizadas para, com base nospesos da solução A, serem determinados os pesos associados à execução propriamente dita dasolução e do estaleiro – Quadro 16.

Assim, é possível concluir, que para o caso de obra analisado no presente trabalho, a solução Bde tratamento do terreno corresponde, em termos de custos globais (contabilizando a celeridade deexecução da solução B) a um valor, aproximadamente, 1,6 vezes superior ao da solução A,preconizada efetivamente em obra.

92

Quadro 15 – Custos efetivos relativos à solução A.

Quadro 16 – Determinação da importância do estaleiro e da solução no âmbito da empreitada.

(milhões €/m2)

Peso na empreitada

Geodrenos 1,60

Aterro pré-carga 0,9

Aterro Geo Leca® 1,23

Aterro (corrente) 0,25

TOTAL 3,99 24%

Pesos

RepresentatividadeEmpreitada (Solução

Tratamento)Estaleiro Total

Solução A 0,240 0,078 0,319

Solução B 0,509 0,011 0,520 1,63

5 – CONCLUSÕES

Para se proceder à modelação de uma determinada estrutura é necessário existir um conhe ci -men to, a priori, suficientemente rigoroso e plausível, das variáveis intervenientes, de forma a queos resultados finais sejam coerentes com o que se pode, ou poderá, vir a verificar na realidade, emcasos de obra concretos.

Neste trabalho, estudou-se uma solução em DSM para melhoramento do solo mole de fun da ção deum aterro. Para a análise da implementação da solução de DSM fixou-se um diâmetro de 0,8m eestudaram-se afastamentos entre colunas de 1,6m, 2,4m, 3m, 3,3m e 4m. De uma maneira geral, econforme se compreenderá, quanto menor for o afastamento, menores serão os assen ta men tos ao nível doaterro. Este efeito foi analisado e verificou-se que existe uma relação praticamente linear entre oafastamento e o maior assentamento no vão entre colunas. Por outro lado, constatou-se também que quantomais elevado for o tempo de cura, menores serão naturalmente os deslo ca men tos associados ao aterro.

O facto de se assumir um cálculo para uma consolidação de 5anos, em comparação com umaconsolidação de 90%, não apresentou alterações significativas ao nível dos assentamentos. Estasituação veio comprovar que a consolidação da camada de argila presente no maciço de fundação,não condiciona de sobremaneira os assentamentos na base do aterro, uma vez que são as colunasque controlam este comportamento de deslocamento do mesmo.

Ainda assim, estudou-se a possibilidade de existir uma plataforma de transferência de cargas nabase do aterro, de tout venant ou betão armado, para minimizar as zonas plastificadas e prevenir riscosde rotura por punçoamento do corpo do aterro. No entanto, dados os deslocamentos que se verificaram,concluiu-se que a sua aplicação não se justifica, pelos custos que lhe estão inerentes. Em termos dedissipação dos excessos de pressão neutra, verificou-se que ambas as soluções, que admitem ou não apresença de uma plataforma de transferência de cargas, apresentam resultados idênticos.

Contudo, mesmo exigindo uma análise mais atenta no que diz respeito ao controlo da fendi -lha ção, a solução alternativa em DSM, admitindo a presença de uma plataforma de betão armado,constitui-se como mais eficaz relativamente à solução implementada em obra, mesmo não cum -prin do os limites preconizados.

Em suma, o assentamento imposto para a estrutura em análise -2,5 cm- não se conseguiuatingir, nem com plataforma de transferência de cargas.

Relativamente ao caso da obra em estudo, no que concerne à análise e comparação de custos,importa salientar que, a solução B (colunas DSM) é duas vezes mais cara que a solução A (geo dre nose pré-carga), demorando esta, no entanto, cerca de sete vezes mais tempo a ser concluída. Noentanto, ainda que reportando estes dados aos custos efetivos da empreitada e tendo em conta otempo de pré-carga da solução A, verificou-se que a solução B é 1,5 vezes mais cara que a primeira.

6 – AGRADECIMENTOS

Às empresas Brisa – Concessões Rodoviárias SA e Brisa – Engenharia e Gestão SA, respe ti -vamente Dono-de-Obra e Fiscalização, pela autorização em utilizar dados relativos à empreitada.À empresa Soares da Costa pela disponibilização de todos os dados que serviram de base àrealização desta investigação. À empresa Geocontrole pela disponibilização dos resultados dacampanha de caracterização geotécnica na zona objeto deste estudo.

7 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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94

REABILITAÇÃO DE UMA LINHA FÉRREADE MERCADORIAS - ASPETOS GEOTÉCNICOSDA VIA

Rehabilitation of a freight railway line - Geotechnical aspectsof the track

Eduardo Fortunato*Simona Fontul**André Paixão***Nuno Cruz****Jorge Cruz*****Francisco Asseiceiro******

RESUMO – Após alguns anos em que o transporte ferroviário teve um declínio acentuado, ultimamente temvindo a assistir-se, em vários países, à modernização de linhas férreas antigas, nomeadamente procedendo àreabilitação da via-férrea. Vários desses casos referem-se a vias que se pretende que venham a servir essen -cial mente o transporte de mercadorias. Durante a reabilitação das vias férreas existem vantagens técnicas,económicas e ambientais em manter, se possível, os materiais existentes, em particular a camada de balastroferroviário contaminado com solos finos, sob as novas camadas de reforço. Este trabalho apresenta resultadosde estudos realizados com o objetivo de reabilitar uma via-férrea para o transporte de mercadorias, localizadaem África. Para além da caracterização realizada in situ, construíram-se trechos experimentais para testardiversas soluções estruturais para reabilitação da plataforma ferroviária e realizaram-se modelações numéricasda via, contemplando essas soluções. Os resultados dos estudos permitiram concluir que é possível levar acabo o reforço estrutural da plataforma, de forma eficiente, em termos técnicos e económicos.

SYNOPSIS – A few years after railway transportation suffered a sharp decline, the rehabilitation of oldrailway lines have been implemented lately in many countries. Several of these cases regard lines that areexpected to be used for freight transport. Whenever possible, during rehabilitation of railway tracks there aretechnical, economic and environmental advantages in reusing existing materials, particularly the fouled ballastlayer (ballast contaminated by fines), to support new reinforcement layers. This paper presents results ofstudies with the aim to rehabilitate a railway freight corridor, located in Africa. In addition to the in situcharacterization, experimental stretches were constructed to test various structural rehabilitation solutions ofthe platform and numerical models were developed to analyse their structural behaviour. The results obtained

95Geotecnia n.º 131 – julho/julio 2014 – pp. 95-112

* Investigador Principal, Dep. de Transportes, Laboratório Nacional de Engenharia Civil. E-mail: efortunato@lnec.pt.

** Investigadora Auxiliar, Dep. de Transportes, Laboratório Nacional de Engenharia Civil. E-mail: simona@lnec.pt.

*** Bolseiro de Doutoramento, Dep. de Transportes, Laboratório Nacional de Engenharia Civil. E-mail: apaixao@lnec.pt

**** Eng. Geotécnico, PhD, Dep. de Geotecnia, Mota-Engil Engenharia e Construção. E-mail: NunoCruz@mota-engil.pt

***** Eng. Geotécnico, MSc, Dep. de Geotecnia, Mota-Engil Engenharia e Construção. E-mail: Jorge.Cruz@mota-engil.pt

****** Eng. Civil, Dep. de Estudos e Projetos, Mota-Engil Ferrovias. E-mail: francisco.asseiceiro@mota-engil.pt

in the studies showed that it is possible to carry out efficiently structural reinforcement of the platform, takinginto account economic and technical issues.

PALAVRAS CHAVE – Reabilitação de vias-férreas de mercadorias, ensaios não destrutivos, modelação numérica.

1 – INTRODUÇÃO

Após alguns anos em que o transporte ferroviário teve um declínio acentuado, ultimamentetem vindo a assistir-se, em vários países, à modernização de linhas férreas antigas. Vários dessescasos referem-se a vias em que se pretende operar, essencialmente, comboios de mercadorias.

A modernização de linhas férreas que estão em operação requer, normalmente, a reabilitaçãoda via, com o objetivo de repor ou melhorar as suas condições de funcionamento. Essa reabilitaçãopode contemplar a substituição da superstrutura (carris, travessas e balastro ferroviário), assimcomo o melhoramento da substrutura (zona superior da fundação da via, usualmente consideradaaté cerca de 2 m de profundidade abaixo da base das travessas). Este melhoramento pode passarpela construção de camadas de reforço, pelo tratamento dos solos da fundação com ligantes, oumesmo pela substituição desses solos por outros de melhor qualidade.

A reabilitação de estruturas antigas deve ser realizada de forma económica e ambientalmentesustentável. As principais diferenças entre a construção de uma via-férrea nova e a reabilitação deuma via antiga estão relacionadas com: i) a preocupação em manter, tanto quanto possível, aestrutura existente; ii) a necessidade de tornar mínimas as perturbações na operação ferroviária,durante a execução dos trabalhos; iii) os constrangimentos físicos a que a infraestrutura está sujeita(património edificado, relevo, acessibilidade ao local da obra); iv) as dificuldades em utilizaralgumas técnicas que são normalmente utilizadas na construção de vias novas, como por exemploo tratamento dos solos da fundação; v) a heterogeneidade, quer ao longo do desenvolvimentolongitudinal quer transversal, dos materiais existentes na substrutura, em particular quando a via émuito antiga e não foi sujeita a obras de manutenção e de reabilitação; vi) a necessidade de mantera operação da via com elevados níveis de segurança durante a realização das obras.

O processo de reabilitação, para além de considerar os aspetos anteriormente referidos, deveser baseado em estudos de caracterização física e mecânica dos elementos e das camadas da viaexistente (Fortunato et al., 2001). De facto, este aspeto é muito importante, quer no sentido dedimensionar a mais eficiente configuração estrutural, quer em termos da definição das obrascomplementares que será necessário realizar, por exemplo relacionadas com a drenagem da via.

A avaliação das características físicas e mecânicas da estrutura e dos seus componentes podeser feita recorrendo a diversos métodos, dependendo das condições de acessibilidade à via que épossível ter, em particular quando esta está em operação. No que se refere à substrutura, é práticacomum caracterizar os geomateriais através da determinação das suas propriedades intrínsecas(granulometria e plasticidade) e das propriedades de estado (teor em água e grau de compactação).Em algumas situações, têm também sido realizados ensaios para determinação de parâmetrosmecânicos, nomeadamente o módulo de deformabilidade (Fortunato, 2005).

Nas vias antigas, em particular naquelas que não têm camada de sub-balastro (camada que faza separação entre o balastro ferroviário e o solo de fundação), observa-se frequentemente umacama da de balastro contaminado com solos, entre o balastro limpo e a fundação. Esta contaminaçãopode ter diferentes origens, sendo as principais: i) “bombagem” dos solos finos da fundação, empresença da água, por ação das cargas cíclicas dos comboios; ii) degradação das partículas debalastro, em particular no material de baixa resistência ao desgaste e à fragmentação.

No âmbito da reabilitação existem algumas vantagens técnicas, económicas e ambientais emmanter a camada de balastro contaminado na estrutura da via, sob as novas camadas de reforço

96

(Fortunato et al., 2010). Estas vantagens estão relacionadas com a elevada rigidez dessa camada,que pode ser relevante em termos estruturais, e com a redução do volume de materiais movi men -ta dos, quer os que seria necessário levar a depósito, quer aqueles que seriam obtidos em emprés ti mos.Para além disso, a opção de manter esta camada na estrutura reabilitada, pode simplificar oprocesso construtivo, reduzir os custos, o prazo de execução das obras e as perturbações na opera çãoferroviária. Nesta perspetiva, parece apropriado caracterizar as propriedades mecânicas dos ma te riaisatravés de ensaios, laboratoriais e in situ, baseados no desempenho (Gomes Correia et al., 2012).

Este trabalho apresenta alguns estudos conducentes à reabilitação de um troço de uma linhaférrea localizada em África, designado como Secção 5 do Corredor Ferroviário de Nacala. Estetroço tem um comprimento aproximado de 100 km, estabelecendo a ligação entre Nkaya, noMalawi, e Entre Lagos, em Moçambique, na fronteira entre os dois países. O objetivo principal dareabilitação é obter uma via que permita a circulação regular de comboios com carga máxima poreixo de 20,5 toneladas, a uma velocidade máxima de 80 km/h.

A inspeção visual da via, a análise das características da sua superstrutura e a prospeçãogeotécnica, permitiram identificar a espessura das camadas, determinar as características dos solose avaliar a rigidez da substrutura, nomeadamente através de ensaios de penetração.

Foram realizados estudos experimentais num trecho de via desativado, para avaliar a viabi li -da de técnica e económica de construir o reforço da plataforma com diversas configurações estru -tu rais passíveis de serem utilizadas na reabilitação da via. As distintas configurações contemplaramcamadas de reforço construídas com agregados compactados e com misturas de agregados comcimento. No âmbito destes estudos realizou-se prospeção com o georadar, e fizeram-se ensaios decarga com placa tradicionais e ensaios com defletómetro de impacto.

Posteriormente procedeu-se à modelação numérica tridimensional da via-férrea para estudar aresposta das diversas soluções estruturais que foram construídas no trecho experimental, quandosubmetidas à solicitação imposta pela passagem dos comboios. Compararam-se os resultados obti -dos, em termos de tensões e deformações, em diversos elementos de cada solução estrutural.

Os estudos efetuados permitem concluir que é possível reabilitar, de forma técnica e economi -ca mente eficiente, plataformas ferroviárias antigas, mantendo parte da estrutura existente e cons -truin do camadas de reforço. Para tal, é fundamental proceder a uma adequada caracterização daestru tura existente.

2 – CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA DA VIA EXISTENTE

A experiência tem mostrado que os ensaios não destrutivos realizados in situ são adequadospara avaliar as características físicas e mecânicas de vias-férreas em operação (Fortunato, 2005).Assim, na caracterização da Secção 5 do Corredor Ferroviário de Nacala utilizou-se o Georadarpara proceder a uma avaliação preliminar da espessura das camadas da via. Nesta avaliação foramutilizados sistemas 2D e 3D, com diferentes configurações de antenas de distintas frequências,nomeadamente: a) um sistema 3D equipado com 17 antenas (9 emissoras e 8 recetoras) de fre quên -cia central de 400 MHz, permitindo a execução de alinhamentos longitudinais com espaçamentoentre perfis de 0,08 m, na direção transversal; b) um sistema 2D equipado com antenas operandonuma frequência central de 800 MHz. Os dados resultantes destes dois varrimentos foramprocessados em conjunto para determinação da espessura média das camadas, na zona entre carris.Foi também realizado um varrimento lateral aos carris para determinação da espessura de balastrono prisma lateral, mas a informação resultante não foi considerada no estudo, devido à sua fracaqualidade. É de salientar que a variação detetada entre os perfis realizados não foi significativa(valor máximo da ordem de 2 cm) e quando os perfis não apresentaram uma resolução aceitável,não foram considerados para a determinação do valor médio da espessura.

97

Na Figura 1 apresenta-se um esquema do traçado da linha férrea em estudo, no qual seassinala, num pequeno trecho, a título de exemplo, a gama de espessuras (identificadas por escalade cores) de balastro, estimadas com base na análise das imagens obtidas com o Georadar.

Na Figura 2 apresentam-se alguns aspetos do equipamento utilizado e um exemplo dasimagens obtidas. Essas imagens permitiram concluir que: a) em cerca de 65% da extensão da via aespessura da camada de balastro limpo era superior a 20 cm; b) em cerca de 60% da extensão davia a espessura da camada de balastro contaminado era superior a 20 cm; c) em mais de 80% dodesenvolvimento longitudinal da via, a soma das espessuras das camadas de balastro limpo e debalastro contaminado era superior a 20 cm.

98

Fig. 1 – Localização da linha e esquema elucidativo da informação produzida com o Georadar.

Fig. 2 – Aplicação do Georadar na avaliação da espessura das camadas: a) avaliação entre carris; b)avaliação no prisma lateral; c) exemplo da análise de uma imagem obtida.

A informação relacionada com a espessura das camadas, em particular da camada de balastro,obtida com o Georadar, assim como a inspeção visual da via, contribuíram para a seleção dos locaispara recolha de amostras e para a realização de ensaios mecânicos de prospeção geotécnica.

Foram recolhidas 57 amostras, para identificação visual e para caracterização laboratorial, desolos, balastro e balastro contaminado com solo. No que se refere aos solos (18 amostras), apre sen -ta-se na Figura 3 as percentagens de material passado no peneiro 0,074 mm e os valores do índicede plasticidade (IP). A caracterização dos solos existentes sob o balastro permitiu, em geral, iden -ti ficar solos predominantemente arenosos, mas, ainda assim, relativamente distintos em duas zonasdo troço:

i) Zona 1 - entre o km 202 e o km 272, onde foram identificados solos em que as partículastêm dimensões máximas variando entre 25 e 50 mm, percentagens de finos (passados nopeneiro 0,074 mm) entre 10 e 30% e índice de plasticidade entre 10 e 20%. As curvasgranulométricas evidenciam coeficientes de uniformidade elevados (sempre superiores a10) e coeficientes de curvatura em geral enquadrados entre 1 e 3, o que significa que sãoextensas. Em termos de classificações, os solos são predominantemente arenosos comfração fina argilosa e/ou siltosa, maioritariamente A-2-6 segundo a classificação rodoviáriaAASHTO M 145-91 (2004) e SC segundo a classificação unificada ASTM D 2487-06(2006);

ii) Zona 2 - entre o km 272 e o km 296, em que os solos são não plásticos, exibem partículascom dimensões máximas que não ultrapassam 19 mm, percentagens de finos entre 2 e 7%,coeficientes de curvatura entre 1 e 3, mas com coeficientes de uniformidade baixos(inferiores a 4), o que se traduz por curvas granulométricas mais uniformes que as dos solosanteriores; estes materiais podem ser classificados como A-1-b a A-3 e GW-GM a SW-SM,segundo as classificações rodoviária e unificada, respetivamente.

No âmbito da caracterização mecânica foram realizados 20 ensaios com PenetrómetroDinâmico Super-Pesado (Dynamic Probe Super Heavy - DPSH), de acordo com os procedimentosreconhecidos internacionalmente (ISSMFE, 1989; ISO 22476-2, 2005). No Quadro 1apresentam-se as características do equipamento utilizado.

99

Fig. 3 – Caracterização dos solos de fundação: a) aspeto da amostragem;b) percentagem de partículas finas e plasticidade dos solos.

Os ensaios DPSH foram realizados no eixo da via (Figura 4a), iniciando-se a sua execuçãoapós a remoção das camadas de balastro e de balastro contaminado. Pretendia-sefundamentalmente avaliar a rigidez dos aterros e do terreno natural. Para o efeito, os resultadosobtidos com o DPSH (N20) foram utilizados para estimar valores do SPT - Standard Penetration

Test (NSPT), através da relação:

NSPT = 1,5 N20 (DPSH) (1)

Esta transformação de resultados é relativamente fidedigna e referida na bibliografia da espe -cia lidade (Muromachi e Kobayashi, 1982; Cruz, 2010), dada a semelhança entre os dois tipos demétodos, nomeadamente no que respeita à técnica de cravação do equipamento, massa do pilão,altura de queda e secção transversal do amostrador (SPT) e do cone (DPSH), que geram idênticaenergia potencial.

Atendendo às características granulométricas dos materiais, calcularam-se, com base nosresultados dos ensaios, os valores do módulo de deformabilidade em profundidade (Castro, 1988).Na Figura 4b apresentam-se os valores obtidos em cada local (médio, máximo e mínimo), até 1 mde profundidade, os quais variam entre 40 e 250 MPa. Os valores obtidos na segunda zona sãoparecidos com os obtidos na primeira, com exceção do que acontece em três locais, que exibemvalores relativamente mais elevados.

Os valores obtidos para o módulo de deformabilidade são comparáveis com aqueles que têmsido obtidos durante a caracterização de outras plataformas ferroviárias antigas (Fortunato, 2005).Em vários desses casos, tem-se construído camadas de reforço, normalmente com agregados.

100

Quadro 1 – Características físicas do penetrómetro DPSH utilizado.

Penetrómetro

Dimensões do cone Dimensões das varas Martelo

Diâmetro(mm)

Ânguloapical (º)

Secção(cm2)

Diâmetro(mm)

Comprimento(m)

Massa(kg)

Massa(kg)

Altura dequeda (cm)

DPSH 50,0 90 20 32 1 6,25 63,5 76

Fig. 4 – Ensaios com o DPSH na fundação: a) aspeto da execução do ensaio; b) módulo de deformabilidadeaté 1,0 m de profundidade, obtido a partir dos ensaios DPSH.

3 – ESTUDOS RELATIVOS À REABILITAÇÃO DA SUBSTRUTURA

3.1 – Trecho experimental

De forma a avaliar a viabilidade técnica e económica de diversas configurações estruturais dereforço da plataforma ferroviária, que pudessem ser utilizadas no âmbito da reabilitação da via-férrea, foi construído um trecho experimental numa linha fora de serviço. Ainda antes de removera superstrutura ferroviária existente, procedeu-se à caracterização física e mecânica das camadas davia, através do Georadar (Figura 5), de ensaios de carga com placa (Plate Load Test - PLT) e como defletómetro de impacto pesado (Falling Weight Deflectometer - FWD). Realizaram-se tambémpoços para análise da espessura das camadas e recolha de material para caracterização laboratorial.Foi possível concluir que, em termos gerais, sob as travessas (espaçadas de 0,65 m) existia umacamada de balastro calcário, com uma espessura total de cerca de 20 cm, e cuja contaminação,essencialmente proveniente da degradação das partículas do balastro, aumentava em profundidade.A camada de balastro contaminado estava assente sobre uma fundação de areias argilosas, comdimensão máxima das partículas de 5 mm, com cerca de 23% do material (em peso) de dimensãoinferior a 0,074 mm, com um índice de plasticidade de cerca de 10% e um valor de CBR de 9%.Atendendo à espessura da camada de balastro contaminado e às características do solo subjacente,conclui-se que a zona em causa poderá ser representativa de algumas das zonas mais fracas, emtermos geotécnicos, da via-férrea que se pretende reabilitar.

101

Fig. 5 – Ensaios com Georadar no trecho experimental: a) aspeto do equipamento; b) exemplo dainterpretação de uma imagem obtida durante o ensaio.

Para a realização dos ensaios de carga com o equipamento FWD, houve que proceder à alteraçãodo eixo e as rodas do equipamento e que construir uma estrutura para colocar entre a placa de cargado equipamento e a camada de balastro (passando a aplicar-se a carga através de uma placa de 0,40 mde diâmetro), de modo a vencer o desnível (é de notar que o equipamento foi origi nal mente concebidopara fazer ensaios sobre pavimentos, circulando com rodas de pneus e não sobre carris) e garantir queo geofone utilizado para medir a deflexão no centro da placa de carga tivesse um apoio adequado.

Os ensaios de carga foram executados sobre o balastro (Figura 6), entre travessas, com oobjetivo de estimar o módulo de deformabilidade equivalente (UIC, 2008) das camadas ondeapoiavam as travessas. Na análise dos resultados dos ensaios PLT e FWD o valor do módulo dedeformabilidade equivalente foi calculado pela expressão:

E = 0,75.dp

(2)d

em que E é o modulo de deformabilidade, d é o diâmetro da placa, p é pressão vertical aplicada ed é a deflexão sob a placa de carga, a qual, no caso do PLT, foi calculada no segundo ciclo de carga(AFNOR, 2000).

Apesar de os métodos serem distintos (o PLT é um ensaio quase-estático e o FWD é um ensaiodinâmico), ser também distinta a pressão aplicada (cerca de 200 kPa no PLT e de 500 kPa no FWD) e odiâmetro das placas de carga (0,45 m no PLT e 0,40 m no FWD), os valores do módulo dedeformabilidade obtidos sobre a camada de balastro foram semelhantes com ambos os métodos. Osvalores do módulo variaram ao longo do trecho entre cerca de 60 MPa e 80 MPa (Figura 6c). Estes valorestraduzem a rigidez global das camadas onde apoia o armamento da via (carris e travessas), rigidez essaque se pretende aumentar, construindo camadas de reforço para apoio da nova camada de balastro, como objetivo de reduzir o valor das tensões que se instalam nos solos de fundação, à passagem dos comboios.

Após a realização destes ensaios, e ainda na época seca, procedeu-se à remoção dos carris edas travessas e ao nivelamento do balastro que existia na via. O trecho experimental foi divididoem quatro secções de nove metros de comprimento cada, de forma a serem construídas as seguintesconfigurações estruturais de reforço (Figura 7):

– Secção 1: 10 cm de agregado britado de granulometria extensa espalhado sobre o balastroantigo existente na via; os dois materiais foram misturados com cimento (5%) e compac ta -dos, conduzindo a uma camada de cerca de 30 cm de espessura (BC+MAC);

102

Fig. 6 – Ensaios de carga realizados antes do levantamento da via férrea: a) equipamento PLT;b) equipamento FWD; c) módulo de deformabilidade equivalente.

103

Fig. 7 – Configurações estruturais das secções 1 a 4 (a, b, c, d) e aspetos da respetiva construção(BC-Balastro Contaminado; ABGE – Agregado Britado de Granulometria Extensa;

MAC – Mistura Agregado Cimento; F - Fundação).

a)

b)

c)

d)

30 cm

1F

BC+MAC

20 cm

2

30 cm

F

ABGE

BC+ABGE

30 cm

3F

BC+ABGE

20 cm

4F

BC

– Secção 2: 10 cm de agregado britado de granulometria extensa espalhado sobre o balastroantigo existente na via e misturado com o mesmo (BC+ABGE); depois da compactaçãodesta camada de cerca de 30 cm de espessura, foi espalhada e compactada sobre ela, umacamada adicional com 20 cm de agregado britado de granulometria extensa (ABGE);

– Secção 3: 10 cm de agregado britado de granulometria extensa espalhado sobre o balastroantigo existente na via e misturado com o mesmo (BC+ABGE); após a mistura compactou-se a camada, que ficou com uma espessura de cerca de 30 cm;

– Secção 4: não foi colocada qualquer camada de reforço, mas a camada de balastro antigocontaminado, com cerca de 20 cm de espessura que existia na via foi compactada (BC).

O agregado utilizado nas camadas de reforço trata-se de um material granítico com elevadaresistência à fragmentação (valor de Los Angeles igual ou inferior a 26%) e elevada resistência aodesgaste (valor de Micro-Deval igual ou inferior a 10%). Durante a construção este material foihumidificado para que o seu teor em água ficasse próximo do teor em água ótimo (cerca de 5,0%).A granulometria deste material e do solo de fundação são apresentadas na Figura 8. No âmbito deum outro estudo (Fortunato et al., 2012), procedeu-se à caracterização deste material através deensaios de carga triaxial cíclica, com diversos níveis de tensão e várias condições de estado, emprovetes de grandes dimensões. O módulo resiliente deste material depende das condições deestado, nomeadamente do teor em água e do grau de compactação. Nesses estudos constatou-se queo valor do módulo resiliente aumenta com o valor da tensão média. Este comportamento é maisnotório em provetes que exibem maiores valores do módulo, considerando o mesmo estado detensão e condições de estado distintas.

Após a construção das diversas secções foram efetuados ensaios com o Georadar, no topo dascamadas de reforço, com o objetivo de determinar a espessura das mesmas. Na Figura 9 apre sen tam-sealguns resultados obtidos nas diversas secções. Foi possível identificar a interface entre as cama dasde reforço e a fundação, e confirmar assim, em termos gerais, as espessuras das camadas quetinham sido estabelecidas para cada configuração estrutural.

Imediatamente após a construção foi realizada uma campanha de ensaios com FWD no topodas camadas de reforço (Figura 10). Dois meses depois foi levada a cabo uma nova campanha destetipo de ensaios, com o objetivo de avaliar se teria existido variação significativa do módulo dedeformabilidade das camadas com o tempo, em particular devido à variação do teor em água dos

104

Fig. 8 – Curvas granulométricas do solo de fundação e do agregado britado de granulometria extensa(ABGE) utilizado nas camadas de reforço.

% d

e m

ater

ial p

assa

do

0102030405060708090

100

0.01 0.1 1 10 100 1000Diâmetro das partículas (mm)

solo de fundação

ABGE

materiais ou, no caso da Secção 1, devido ao aumento da rigidez do agregado tratado com cimento.Os ensaios foram realizados aplicando uma pressão vertical de 400 kPa sobre uma placa de 0,30 mde diâmetro. As deflexões da camada ensaiada foram calculadas através do registo obtido em setegeofones dispostos num alinhamento, a várias distâncias do centro da placa de carga. Na Secção 4foi utilizado apenas um geofone, localizado no centro da placa de carga, atendendo a que o ensaiofoi realizado sobre a camada compactada de balastro antigo.

Os valores do módulo de deformabilidade equivalente, calculados com base na deflexãomedida no centro da placa de carga, estão apresentados na Figura 10b, onde as designações FWD-1e FWD-2 representam os ensaios realizados na campanha imediatamente após a construção e doismeses depois, respetivamente. Pode concluir-se que: a) na Secção 1 e na Secção 2, os valores domódulo foram de cerca de 200 MPa na campanha FWD-1 e cerca de 15% a 20% inferiores, nacampanha FWD-2; na Secção 3 os resultados foram de cerca de 130 MPa na campanha FWD-1 e15% inferiores na campanha FWD-2; c) na Secção 4, onde não foi construída camada de reforço,os valores do módulo na campanha FWD-1 medidos no topo do balastro antigo, que tinha sidocompactado, foram de cerca de 80 MPa e diminuíram cerca de 30% na campanha FWD-2; é de

105

Fig. 9 – Imagens dos ensaios com o Georadar realizados sobre as camadas de reforço.

notar que antes de a via antiga ter sido removida, tinham sido obtidos, sobre a camada de balastro,valores do módulo entre 60 a 80 MPa, como já foi referido. Os valores mais baixos do móduloobtidos na segunda campanha (FWD-2) podem ter ficado a dever-se ao aumento do teor em águados materiais, quer dos agregados quer dos solos de fundação, pois ocorreu precipitação após aprimeira campanha.

Na Secção 1 e na Secção 2 obtiveram-se valores semelhantes, mas a camada de reforço daSecção 1 é mais fina (o que pode ser importante no caso de haver limitações à subida da rasante),mais barata e mais fácil de construir. A Secção 3 é mais económica e mais fácil de construir do queas duas primeiras, e ainda assim proporciona valores do módulo de deformabilidade superiores a100 MPa, mesmo em condições relativamente adversas, como a que se verificou na campanhaFWD-2, após ter chovido. Estes valores são aceitáveis no âmbito deste tipo de reabilitação (UIC,2008). Na Secção 4, pelo facto de não haver camada de reforço e de a permeabilidade do balastroser muito elevada, o aumento do teor em água do solo da fundação pode conduzir a uma reduçãoimportante do módulo de deformabilidade equivalente e ao aumento da deformação permanente,para um elevado número de ciclos de carga, conduzindo à necessidade de intervenções demanutenção regulares, com o objetivo de repor a geometria da via.

3.2 – Modelação numérica

Utilizando a modelação numérica a três dimensões é possível simular a resposta estrutural doselementos da superstrutura da via e das camadas da substrutura, sob a ação da passagem doscomboios, em termos de tensões e de deformações (Paixão e Fortunato, 2010). Assim, forammodeladas numericamente as configurações estruturais de reforço definidas anteriormente e asuperstrutura da via-férrea (Figura 11), com o objetivo de avaliar o respetivo comportamento.

Para o desenvolvimento dos modelos numéricos de equilíbrio tridimensional utilizou-se oprograma de cálculo automático FLAC3D (Itasca, 2006), que recorre ao método das diferençasfinitas. O cálculo explícito (Lagrangeano) e o método de discretização utilizados neste programaproporcionam uma adequada modelação de sistemas contínuos, permitindo a resolução deproblemas de equilíbrio tridimensional com uma elevada complexidade geométrica e física. Comoé frequente em aplicações deste género, na construção da malha de elementos tirou-se partido dascondições de simetria do problema (neste caso de dupla simetria), sendo possível reduzir o domíniode cálculo para um quarto do total (Figura 12).

106

Fig. 10 – Ensaios de carga: a) equipamento FWD; b) módulo de deformabilidade equivalente.

Para contemplar o efeito dos 4 eixos de carregamento de cada um dos bogies da locomotivado tipo GE DASH 9, definida como solicitação de referência para o projeto, os diversos modelosutilizados apresentam um desenvolvimento de 5,36 m na direção paralela aos carris, 3,1 m delargura na direção transversal da via e profundidade constante de 3,0 m, relativa à face inferior dastravessas. Optou-se por manter constante a distância ao plano de fronteira horizontal inferior emtodos os modelos. Relativamente às condições de fronteira do problema, foram restringidos osdeslocamentos na base do modelo. Nas fronteiras laterais foram restringidas apenas as translaçõesnormais aos planos verticais de fronteira, de modo a respeitar as condições do problema, emparticular a simetria.

Foram utilizados modelos com 17 264 elementos hexaédricos de 8 nós, com um número totalde nós de 20 547, elementos esses que representam os seguintes elementos da via: carril, palmilhas,travessas, camada de balastro, camada de reforço (ou balastro antigo) e terreno natural (ou

107

Fig. 11 – Configurações estruturais modeladas.

Legenda:

B Balastro novoBC Balastro Contaminado (existente)MAC Mistura Agregado-CimentoABGE Agregado Britado de Granulometria

ExtensaF Fundação

30 cm

1

25 cm

Solução nr.

20 cm

2

25 cm

30 cm

3

25 cm

20 cm

4

25 cm30 cm

BB

BB

F F F F

BC+MAC

ABGE

m BC+ABGE m BC+ABGE BC

Fig. 12 – Exemplo de malha de elementos utilizada com o programa FLAC3D para modelar a via.

Qroda = 102,5 kN

3,00 m

variávelvariável0,25 m0 250,00 m

terreno natural

carril (SAR57) sobrepalmilha (500 kN/mm)

balastro

travessa

camada de reforço

Qroda

Qroda

espaçamento entre travessas = 0.65 m

fundação) (Figura 12). De forma simplificada, modelou-se um carril do tipo SAR-57 (57 kg/m)com uma forma paralelepipédica, utilizando um número suficiente de elementos para reproduziradequadamente o seu comportamento de flexão. Adotou-se para a largura do carril o valor de0,14 m (largura real do patim), sendo determinada uma altura equivalente de modo a que o carrilapresentasse um momento de inércia idêntico ao do carril real. Para este elemento estruturalconsiderou-se um comportamento elástico linear, com módulo de Young de 210 GPa e coeficientede Poisson de 0,3.

Relativamente às palmilhas de apoio do carril sobre as travessas, recorreu-se a elementosparalelepipédicos com altura de 1 cm e com propriedades elásticas que se traduzissem em pal mi lhasde carril com rigidez normal de 500 kN/mm.

As travessas do tipo monobloco foram modeladas com uma forma paralelepipédica, repre sen -tan do travessas do tipo PY. As suas dimensões foram determinadas tal que, em primeiro lugar, oseu valor de área em planta fosse semelhante ao valor real e, em segundo lugar, que o valor da suaaltura conduzisse a um momento de inércia semelhante ao valor médio da travessa real. Consi de -rou-se que estes elementos apresentavam um comportamento elástico linear com módulo de Youngde 64 GPa e coeficiente de Poisson de 0,25.

No que se refere à camada de balastro (material sob as travessas e prisma lateral), às camadasde reforço e à fundação onde estas assentam, considerou-se um comportamento elástico linear. Paraestabelecer o valor do módulo de deformabilidade da fundação e das camadas de reforço, procedeu-se a uma retroanálise das deflexões medidas com base nos registos dos vários geofones durantecada um dos ensaios FWD. Neste processo de inversão, as deflexões medidas são comparadas comas deflexões calculadas, as quais são obtidas através de um modelo numérico estrutural que recorreà teoria dos sistemas multicamadas com comportamento elástico linear.

A retroanálise foi desenvolvida apenas para os valores registados no ensaio do ponto centralde cada secção, recorrendo ao programa comercial BISAR. Em geral, foi possível obter uma boaaproximação aos valores medidos (Figura 13). Na secção 4, como já foi referido, só foi medida adeflexão sob o centro da placa, pelo que não se apresentam os valores.

Para efeitos da modelação da via-férrea, foram considerados os valores do módulo de defor -ma bilidade obtidos na retroanálise da campanha FWD-2, por serem os mais baixos. Estes valores,apresentados no Quadro 2, parecem adequados, nomeadamente os relativos ao ABGE e ao balastrocontaminado, atendendo à expectável distribuição de tensões em profundidade (Fortunato eResende, 2006) e aos valores do módulo resiliente medido em laboratório para esses materiais(Fortunato et al., 2010; Fortunato et al., 2012).

108

Fig. 13 – Deflexões medidas e calculadas: a) campanha FWD 1; b) campanha FWD 2.

0

200

400

600

0.0 0.5 1.0 1.5 2.0

Def

lexã

o (µ

m)

Distância ao centro da placa (m)

in situ numérico

Secção 1: FWD-1

0

200

400

600

0.0 0.5 1.0 1.5 2.0

Def

lexã

o ( µ

m)

Distância ao centro da placa (m)

Secção 2: FWD-1

0200400600800

0.0 0.5 1.0 1.5 2.0

Def

lexã

o (µ

m)

Distância ao centro da placa (m)

Secção 3: FWD-1

a)

0

200

400

600

0.0 0.5 1.0 1.5 2.0

Def

lexã

o (µ

m)

Distância ao centro da placa (m)

in situ numérico

Secção 1: FWD-2

0

200

400

600

0.0 0.5 1.0 1.5 2.0

Def

lexã

o (µ

m)

Distância ao centro da placa (m)

Secção 2: FWD-2

0

500

1000

1500

0.0 0.5 1.0 1.5 2.0

Def

lexã

o (µ

m)

Distância ao centro da placa (m)

Secção 3: FWD-2

b)

O valor do módulo obtido para o material tratado com cimento parece relativamente baixo,atendendo a valores referidos por outros autores (Lim e Zollinger, 2003) para agregados tratadoscom percentagens semelhantes de cimento. É provável que o resultado encontrado se fique a devera alguma dificuldade que houve em misturar adequadamente os materiais in situ. Relativamente aomódulo de deformabilidade obtido para o material de fundação (60 MPa), é de notar que esse valoré representativo dos valores mínimos que foram obtidos com base nos resultados dos ensaios DPSHrealizados na linha, e apresentados anteriormente. No caso da camada de balastro, os parâmetrosforam arbitrados com base em valores referidos na bibliografia (Fortunato, 2005).

Admitiu-se no modelo o carregamento vertical de duas rodas que, devido às condições desimetria, reproduzem a solicitação de 4 eixos de 205 kN de um bogie da locomotiva GE DASH 9.Estas cargas verticais foram aplicadas no topo do carril, como indicado na anterior Figura 12.

Os valores calculados das tensões (Figura 14) e deformações foram analisados de forma a sepoder comparar a resposta das distintas estruturas. No Quadro 2 apresentam-se os valores dealgumas grandezas que usualmente se utilizam no dimensionamento deste tipo de estruturas. Noque se refere aos valores da tensão vertical que se instalam nas camadas, estes estão dentro doslimites usualmente aceites para este tipo de estruturas. Em particular, no que se refere à tensãovertical no contacto entre travessa e balastro, e no topo da fundação (sob as camadas de reforço),os valores máximos obtidos foram semelhantes nas várias configurações, e inferiores aos valoresusualmente considerados como limite máximo admissível (Selig e Waters, 1994; Esveld, 2001). Asconfigurações 1, 2 e 3, conduzem a uma ligeira redução no valor da tensão vertical máxima no topoda fundação, quando comparado com o obtido na configuração 4, o que se deve à ausência, nestaúltima, da camada de reforço.

No que se refere aos valores de deflexão do carril (dC), eles estão dentro dos limites que sãoconsiderados aceitáveis para vias férreas com características semelhantes, tendo em conta estudosrealizados por outros autores (Selig e Waters, 1994; Esveld, 2001).

Como seria de esperar, os resultados obtidos nas configurações que consideram as camadas dereforço (1 a 3) indicam um melhor comportamento estrutural, quando comparados com os obtidosna configuração 4. Nas configurações 1 a 3, ocorre uma melhor distribuição das cargas impostaspelos eixos, conduzindo a uma diminuição da tensão vertical máxima ao nível do topo da fundação(Quadro 2). Assim, as soluções de reforço analisadas, em particular a configuração 2, podem ser

109

Quadro 2 – Parâmetros estruturais adotados e resultados da modelação numérica.

Configuraçãoestrutural

Balastro ABGEBC+MACBC+ABGE

BCFundação σB σF dC

e(m)

E(MPa)

ve

(m)E

(MPa)v

e(m)

E(MPa)

ve

(m)E

(MPa)v (kPa) (kPa) (mm)

1

0,25 200 0,2

n.a. 0,3 500

0,2 3,0 60 0,4

114,5 50,1 1,69

2 0,20 150 0,2 0,3 160 108,3 43,6 1,67

3

n.a.

0,3 160 113,0 52,9 1,80

4 0,2 160 116,1 54,7 1,78

ABGE – Agregado Britado de Granulometria Extensa; BC – Balastro Contaminado; MAC – Mistura Agregado Cimento;σB – tensão vertical máxima entre a travessa e o balastro; σF – tensão vertical máxima na fundação; dC – máxima deflexãovertical do carril; e – espessura da camada; E – Módulo de deformabilidade; ν - coeficiente de Poisson.

relevantes nas situações em que as condições de fundação sejam ainda mais desfavoráveis, ou ondeseja necessário elevar o nível da rasante da via, devido à presença de níveis freáticos elevados.Tendo em conta os resultados obtidos, nos casos em que as condições sejam semelhantes às queforam ensaiadas, parece poder concluir-se que a configuração 3 constitui uma solução dereabilitação adequada, tendo em conta a proteção que proporciona aos solos de fundação, quandocomparada com a configuração 4, e a mais fácil execução e o menor custo, quando comparada comas configurações 1 e 2.

4 – CONSIDERAÇÕES FINAIS

A modernização de linhas férreas em operação exige, habitualmente, a reabilitação davia-férrea, quer da superstrutura quer, em particular, da respetiva plataforma. Neste tipo de ativi da depode incluir-se, nomeadamente, a construção de camadas de reforço.

Neste estudo, o procedimento adotado para a caracterização da via existente permitiu a deter -mi nação da espessura das camadas e das características dos materiais que as constituem, assimcomo do módulo de deformabilidade da plataforma antiga.

As configurações estruturais de reforço da plataforma que foram construídas num trecho expe -ri mental de uma via desativada, com condições semelhantes às mais fracas que foram identificadasna via a reabilitar (em termos geotécnicos), permitiram avaliar o processo construtivo e as carac te -rís ticas mecânicas de cada uma delas. Em particular, concluiu-se que misturando e compactandouma camada de 10 cm de espessura de um agregado de granulometria extensa com o balastrocontaminado com solos se obtinha uma camada de reforço sobre a qual se mediu um módulo dedeformabilidade (100 a 120 MPa) adequado ao suporte da nova camada de balastro.

Atendendo aos resultados obtidos na modelação numérica tridimensional da via-férrea, paraas distintas configurações estruturais de reforço, é possível concluir que qualquer delas constituiuma boa solução de reabilitação.

É de notar que o estudo que se apresentou focou, essencialmente, a resposta da via a curtoprazo, nomeadamente o comportamento resiliente dos materiais em determinadas condições deestado. Embora seja corrente admitir que o comportamento a longo prazo se relaciona com a rigidez

110

Fig. 14 – Exemplo das tensões verticais (kPa) obtidas na modelação numérica.

que as camadas da estrutura exibem, seria interessante desenvolver estudos de avaliação das defor -ma ções permanentes acumuladas, para vários milhões de ciclos de carga, em diversas condições deestado dos materiais. Contudo, estes estudos são ainda de difícil execução, em particular, quandose pretende simular adequadamente as condições existentes in situ.

5 – AGRADECIMENTOS

Parte deste estudo foi desenvolvido no âmbito da atividade do Grupo de Trabalho 4 –“Subestrutura da via-férrea, incluindo zonas de transição” - da Comissão Portuguesa de Geotecnianos Transportes (CPGT) da Sociedade Portuguesa de Geotecnia.

6 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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112

MÉTODO DE DIMENSIONAMENTO DAESPESSURA DO REVESTIMENTO DAS ESTRADASDE TERRA

Design method for road surface thickness of earth roads

Saul Barbosa Guedes*Roberto Quental Coutinho**António Viana da Fonseca***

RESUMO – No Brasil, verifica-se que grande parte da rede viária, 79,9% do total das rodovias, é compostapor estradas não pavimentadas – “estradas de baixo-custo”. Observa-se que parte do orçamento de gestão darede rodoviária do país é utilizada na manutenção rotineira dessas estradas após periodos de chuva. Entretanto,estes gastos poderão ser minimizados pela construção de uma superfície de rolamento de baixo custo,resistente tanto às intempéries da região quanto aos esforços desenvolvidos pelo tráfego. A finalidade destetrabalho é divulgar o método de dimensionamento desenvolvido pelo Programa de Assistência ao TransporteLocal de Dakota do Sul, nos EUA, para determinação da espessura do revestimento primário das estradas deterra, direcionando-o ao território Brasileiro. Com base no método, o projetista, para além de obter umasignificativa redução dos custos da construção destas infraestruturas, pode também estimar com maior exa ti dãoas ações de reparação da seção construída, durante o ciclo de vida da estrada, priorizando a durabilidade damesma e reduzindo os custos de manutenção.

SYNOPSIS – In Brazil, a large extent of the road network, 79.9% of the total, consists of unpaved tracks –“low cost roads”. A significant amount of the public budget for road management resources is used in theroutine maintenance of these roads after rain periods. However, these high costs can be minimized byconstructing a bearing surface with low cost investments, but resistant to regional weather actions, sometimestormy, as well as to the actions induced by traffic. The purpose of this work is to present the design methoddeveloped by the Local Transportation Assistance Program of South Dakota – USA, for determining thethickness of the primary coating of earth roads, and to adapt it to the Brazilian territory. Based on this method,besides obtaining a significant cost reduction in the construction of these road infrastructures, the designer canestimate with confidence the ideal timing for repair operations, during the road life cycle, giving priority todurability and reducing of the cost of maintenance.

PAlAVRAS ChAVE – Estradas de Terra de Baixo-Custo, Dimensionamento, Revestimento Primário.

1 – INTRODUÇÃO

No Brasil, verifica-se que a grande extensão da rede viária, 79,9 % do total das rodovias, é compostapor estradas não pavimentadas também chamadas “estradas vicinais”, que são aquelas não revestidas porqualquer tipo de tratamento superficial (DNIT, 2011). Essas vias, além de serem responsáveis pelo acesso

113Geotecnia n.º 131 – julho/julio 2014 – pp. 113-134

* Pós-Doutorando, Universidade Federal de Pernambuco. E-mail: saulbguedes@yahoo.com.br.** Professor Associado 4, Departamento de Engenharia Civil, Universidade Federal de Pernambuco.

E-mail: rqc@ufpe.br*** Professor Associado com Agregação, Departamento de Engenharia Civil, Faculdade de Engenharia da

Universidade do Porto. E-mail: viana@fe.up.pt

dos moradores rurais aos serviços básicos como educação, saúde e lazer disponíveis nos grandescentros urbanos, são também responsáveis pelo escoamento da produção agropecuária.

Mesmo possuindo essa importante função para o bem estar, assim como para a economia do país,observa-se um descaso na construção e conservação dessas vias. Como consequências desses fatores per ce -bem-se o aparecimento de certos problemas ambientais, sendo um dos principais a perda de solo e con se -quentemente o assoreamento de cursos d’água, devido ao surgimento de processos erosivos nes sas estradas.

De acordo com Duque Neto (2004) o Brasil tem utilizado grande parte de seus recursos rodo -viá rios na manutenção rotineira das estradas não pavimentadas com a repetição do patrolamento acada novo período de chuva. Estes gastos poderão ser minimizados pela construção de uma super -fície de rolamento de baixo custo e que seja ao mesmo tempo resistente às intempéries da região eaos esforços conduzidos pelo tráfego, ao invés de ficar esperando por elevados recursos necessáriospara implantação de um pavimento tradicional, que nem sempre é a necessidade da via em questão.

Para reduzir a necessidade de novos investimentos rodoviários tem-se procurado utilizar, cadavez mais, os solos disponíveis no leito da construção, com o intuito de diminuir os custos detransporte desses materiais. Entretanto, nem sempre os solos existentes, mesmo incorporados comoutros (estabilização granulométrica), atendem às especificações e às exigências regionais. A uti li -za ção de materiais para revestimento primário de estradas de terra, mesmo atendendo a deter mi na -das especificações técnicas, como por exemplo, critérios normativos de resistências mecânicas,torna-se ineficaz quando aqueles são aplicados sem critérios de dimensionamento.

Dessa forma, com vista a uma solução do problema, tem-se procurado determinar a espessuranecessária do revestimento primário conforme critérios técnicos e econômicos, viabilizando a construçãodas estradas de baixo volume de tráfego, com eficiência, operacionalidade e menor custo de conservação.

2 – REVISÃO DE lITERATURA

2.1 – Importância das estradas não pavimentadas

As estradas não pavimentadas conhecidas também como estradas de terra, estradas vicinais,estradas rurais ou estradas de chão, são uma necessidade básica para prover uma determinadalocalidade de um fluxo regular de mercadorias e serviços. Permitem o desenvolvimento dascomunidades por elas servidas e por consequência garantem a melhoria de sua qualidade de vida.

De acordo com Baesso e Goncalves (2003) um substancial elenco de evidências constatadoem vários países confirma o vital papel desempenhado pelas estradas rurais no desenvolvimento daagricultura, e, segundo os autores, estudos realizados pelo Banco Mundial no ano de 1993 con cluí -ram que a implantação de melhoramentos na rede viária rural tem um efeito imediato não somentena redução do custo operacional de veículos como também permitem uma expansão dos serviçospúblicos nessas regiões. Com o resultado, constatou-se que a frequência escolar cresceu substan -cial mente e o acesso aos profissionais de saúde tornou-se bastante regular. Nos países em desen -vol vimento e naqueles cuja economia experimenta períodos de transição, 60 a 80 % do transportede passageiros e de carga utiliza-se da rede de estradas rurais. As mesmas proporcionam acesso àgrande maioria das comunidades rurais.

Com base na importância desse tipo de estrada para o desenvolvimento de uma região,percebe-se notoriamente que as mesmas devem permanecer com suas superficies de rolamento emboas condições de trafegabilidade durante todas as épocas do ano.

2.2 – Elementos necessários para melhorar o desempenho de uma estrada vicinal

Para uma estrada de terra obter maior durabilidade e proporcionar boas condições de trafe -gabilidade durante todas as estações do ano, as mesmas devem conter alguns elementos; são eles:

114

– Acostamento (faixa lateral): consiste num espaço adjacente às faixas de tráfego que é des ti -na do à parada emergencial de veículos, não sendo em geral dimensionado para suportar otrânsito de veículos, que pode ocorrer em caráter esporádico.

– Plataforma: é a porção da estrada compreendida entre as bordas externas dos acostamentos,acrescidas das sarjetas e/ou larguras adicionais, conforme se trate de seções de corte, deaterro ou mistas.

– Saia do aterro: consiste na superfície (geralmente inclinada) que resulta da conformação deuma seção de aterro; a interseção dessa superfície com o terreno natural é denominada “pédo aterro”, sendo sua interseção com a plataforma denominada “crista de aterro”.

– Sarjeta: consiste num dispositivo de drenagem superficial que tem o objetivo de coletar aságuas da superfície, conduzindo-as longitudinalmente para fora da estrada.

– Valeta de proteção de corte: é definida como sendo um dispositivo de drenagem superficialdisposto a montante das seções de corte, cujo objetivo é interceptar as águas superficiais quecorrem em direção à rampa do corte, conduzindo-as longitudinalmente para fora das seçõesde corte. Geralmente são pequenas valas simplesmente cavadas no terreno natural, sendo omaterial resultante da escavação depositado a jusante da valeta, construindo um pequenodique denominado “banqueta de proteção do corte” que tem como objetivo servir comobarreira para prevenção quanto a eventuais extravasamentos da valeta.

– Superfície de rolamento: é definida como sendo o espaço dimensionado e destinado àpassagem de um veículo por vez em cada sentido, que pode ser revestida ou não, cujaslarguras são ajustadas para as dimensões de roda/eixo dos veículos de projeto.

Com os dispositivos citados, contribui-se para a diminuição do grau de severidade de váriostipos de defeitos existentes ou até mesmo evitar o aparecimento dos mesmos. Os defeitos que umaestrada de terra pode apresentar são: areiões, atoleiro, buracos, corrugações, drenagem inadequada,erosão, excesso de pó, rocha aflorante, segregação de agregados (perda de agregados), seçãotranversal inadequada e afundamento de trilha de roda.

2.3 – Técnicas e materiais utilizados para construção da superfície de rolamento de umaestrada não pavimentada

Na maioria dos casos, apesar da construção dos dispositivos citados, para melhorar a dura bi -li dade da superfície de rolamento e garantir condições de trafegabilidade satisfatória, faz-senecessário a construção de um revestimento primário, que consiste em uma camada de materialcolocada sobre o reforço do subleito ou diretamente sobre este, obtida pela compactação de umamistura (natural ou preparada) de material argiloso com material granular (na proporção em tornode 1,0 de argila para 2,5 de material granular) de espessura variando entre 10,0 e 20,0 cm (Santoset al., 1985).

O material argiloso atua como ligante e regularizador da superfície final de rolamento,enquanto o material granular, cuja dimensão máxima ideal dos grãos é de aproximadamente 2,50 cm,serve para aumentar o atrito da pista com as rodas dos veículos.

De acordo com o Departamento de Estradas do Estado de Dakota do Sul – USA, para que acamada de revestimento primário seja composta por uma composição granulométrica recomendadapara a respectiva aplicação, a mesma deve admitir as características detalhadas no Quadro 1.

Outras duas técnicas existentes que servem para minimizar os eventuais defeitos que podemsurgir na superfície de rolamento de uma estrada não pavimentada consistem na construção doagulhamento e do encascalhamento.

115

O agulhamento é definido como sendo a cravação, por compactação, de material granulargrosseiro diretamente no subleito, se este for argiloso, ou sobre uma camada argilosa colocadasobre o subleito. O encascalhamento consiste no simples lançamento de material granular sobre oleito da estrada.

As técnicas citadas para melhorar a durabilidade da superfície de rolamento, contra a ação dasintempéries e dos esforços produzidos pelo tráfego, de maneira geral apresentam as seguintesdesvantagens:

– pouca durabilidade;

– baixa eficiência técnica;

– forte impacto ambiental, pois, tanto na fase de construção quanto na de manutenção, énecessária a exploração de jazidas para extração de materiais;

– custo elevado, devido aos gastos com a compra dos materiais e com o transporte dosmesmos;

– ausência de critérios de dimensionamento para determinar a espessura necessária dorevestimento.

Por meio da Figura 1 ilustram-se exemplos da ineficiência das técnicas citadas quando apli ca -das na estrada que dá acesso ao monumento histórico conhecido por Forte Castelo do Mar que estáinserido numa área de preservação ambiental pertencente ao Parque Metropolitano Armandio deHolanda Cavalcanti (PMAHC) localizado no município do Cabo de Santo Agostinho, distante 41 kmda cidade do Recife/Pernambuco-Brasil.

116

Quadro 1 – Faixa granulométrica de materiais para revestimento primário (Fonte: South Dakota LocalTransportation – US citado por Baesso e Gonçalves, 2003).

Peneiras 3/4" Nº 4 Nº 8 Nº 40 Nº 200

Aberturas 19,1 mm 4,8 mm 2,4 mm 0,42 mm 0,075 mm

% Passando 100 50 - 78 37 - 67 13 - 35 4 - 15

Índice de Plasticidade (IP): 4 - 12 (%)

Fig. 1 – a) Agulhamento; b) Encascalhamento.

a b

Com o intuito de eliminar as desvantagens das técnicas citadas anteriormente, um projeto depesquisa foi implantado e teve como objetivo geral desenvolver uma metodologia de melhoramentoda superfície de rolamento das estradas de terra, existentes na área do PMAHC, com base namelhoria das características mecânicas do próprio solo do subleito por meio da incorporação dedois produtos, o cimento Portland e as fibras de polipropileno, aliado ao emprego de um método dedimensionamento de espessura de revestimento primário de estradas não pavimentadas, desen vol -vi do pela instituição governamental americana FHWA (Federal Highway Administration). Nestetrabalho apresenta-se o método de dimensionamento adotado pelos autores do presente estudo paradeterminação da espessura necessária do revestimento primário.

2.4 – Métodos de dimensionamento da espessura do revestimento primário

A literatura rodoviária existente no país é bastante carente de elementos que permitam aostécnicos do setor estabelecer com mais propriedade as espessuras de revestimento primárionecessárias a atender a demanda por tráfego, levando em consideração, por exemplo, parâmetrosque possam proporcionar maior confiabilidade ao lidarem com estradas apresentando as maisvariadas características (Baesso e Gonçalves, 2003).

Com base na escassez nacional de métodos para dimensionamento da espessura adequada decamadas de revestimento primário para estradas não pavimentadas, recorreu-se à literatura estran -gei ra, onde foi encontrado um manual pertencente à instituição governamental americana FHWA,divulgado em novembro de 2000, versando sobre a manutenção e projeto de estradas rurais nãopavimentadas, intitulado “Gravel Road Thickness Design Methods”.

No citado manual existem três métodos de dimensionamento, dos quais, os autores do presenteartigo recomendam a utilização de apenas um, o qual foi desenvolvido pelo Programa de Assis tên ciaao Transporte Local de Dakota do Sul (SD – LTAP). O referido método diferencia dos demais porestabelecer parâmetros relativamente complexos e apurados para determinação das espessuras maisapropriadas para o revestimento primário. O método leva em consideração, por exemplo, demandasde tráfego futuro na estrada, módulo resiliente dos materiais utilizados, corrugações permissíveis eperda de agregados na mistura do revestimento, entre outros.

Os métodos de dimensionamento contidos no manual são descritos nos pontos que se seguem.

2.4.1 – Método de dimensionamento 1

O presente método determina a espessura necessária do revestimento primário que se deve colo -car sobre o subleito da estrada em função de três parâmetros: o primeiro parâmetro relaciona-se com onível de solicitação do eixo padrão (eixo simples de roda dupla com carga de 18 000 libras = 8,20 tf);o segundo relaciona-se as seis condições climáticas existentes nas regiões Norte Americana; oterceiro parâmetro refere-se a qualidade do solo do subleito.

Os níveis de tráfego são definidos em função do número de solicitações do eixo padrão,caracterizados, portanto, da seguinte maneira:

– Tráfego Alto – 60 000 a 100 000 solicitações do eixo padrão;

– Tráfego Médio – 30 000 a 60 000 solicitações do eixo padrão;

– Tráfego Baixo – 10 000 a 30 000 solicitações do eixo padrão.

De acordo com Baptista (1980) as qualidades dos solos do subleito encontram-se relacionadascom o índice de suporte Califórnia (CBR - Califórnia Bearing Ratio), da seguinte forma:

– Solo Muito Bom – CBR ≥ 30%

– Solo Bom – 20% ≤ CBR ≤ 30%;

117

– Solo Regular – 10% ≤ CBR ≤ 20%;

– Solo Fraco – 5% ≤ CBR ≤ 10%;

– Solo Muito Fraco – CBR ≤ 5%.

Em se tratando das condições climáticas existentes nas seis regiões dos Estados Unidos, asmesmas são caracterizadas de maneira seguinte (Skorseth e Selim, 2000):

– Região I – Clima úmido, sem gelo;

– Região II – Clima úmido, com ciclo de gelo e desgelo;

– Região III – Clima úmido com gelo intenso, descongelando na primavera;

– Região IV – Clima seco, sem gelo;

– Região V – Clima seco, com ciclo de gelo e desgelo;

– Região VI – Clima seco, com gelo intenso, descongelando na primavera.

No Quadro 2 encontram-se as espessuras mínimas necessárias a serem utilizadas comorevestimento primário em função dos parâmetros descritos.

118

Quadro 2 – Espessuras (cm) de agregados para camadas de revestimento primário(Skorseth e Selim, 2000).

Qualidade do Solodo Subleito

Nível do TráfegoRegiões Climáticas dos Estados Unidos

I II III IV V VI

Muito Bom

Alto 20 25 38 18 23 38

Médio 15 20 28 13 18 28

Baixo 10 15 10 15

Bom

Alto 28 30 43 25 28 43

Médio 20 23 30 18 23 30

Baixo 10 13 18 10 13 18

Regular

Alto 33 35 43 30 33 43

Médio 28 30 25 30

Baixo 15 18 13 18

Fraco

Alto15 18

1318

Médio 38

Baixo 23 25 23 20 23

Muito Fraco

Alto23 25 23

20 23Médio

Baixo 28 28 25

2.4.2 – Método de dimensionamento 2

Este método é utilizado em algumas regiões do estado de Dakota do Sul. O método é con si -de rado bastante simples por utilizar apenas dois parâmetros para determinar a espessura dorevestimento primário, o volume estimado de veículos pesados trafegando diariamente na estradae a capacidade de suporte do subleito, obtida pelo método do índice de suporte Califórnia. NoQuadro 3 detalha-se o método citado por Skorseth e Selim, Skorseth e Selim (2000).

2.4.3 – Método de dimensionamento 3

O presente método de dimensionamento de revestimento de estrada de terra foi desenvolvidopelo Programa de Assistência ao Transporte Local de Dakota do Sul (SD – LTAP). Este métodoencontra-se inserido no Apêndice – A do Manual de Dimensionamento e Manutenção de Estradasde Terra do Departamento de Transporte dos Estados Unidos (Skorseth e Selim, 2000).

Por meio do presente método de dimensionamento, o projetista pode estimar a quantidade demateriais necessários para a construção de uma seção da estrada. Além de obter o orçamento daconstrução, o projetista, com base nas condições estabelecidas no projeto, pode também estimar operíodo necessário para que ocorra a manutenção da seção construída, priorizando dessa maneira adurabilidade da mesma assim como a redução no seu custo de manutenção.

O método leva em consideração: futuro tráfego previsto, módulo resiliente do subleito e dascamadas de base e sub-base, efeitos da duração do clima na região, perda de serventia da superfícieda estrada, condição admissível da superfície da mesma e perda de agregado da superfície da estrada.

Um exemplo do dimensionamento utilizando o método proposto encontra-se no tópico aseguir.

119

Quadro 3 – Espessuras (cm) de agregados para camadas de revestimento primário(Skorseth e Selim, 2000).

Volume Estimadode Veículos Pesados Diariamente

CBR do Subleito (%) Espessura Sugerida (cm)

0 a 5

≤ 3 16,5

3 < CBR ≤ 10 14,0

CBR > 10 11,5

5 a 10

≤ 3 21,5

3 < CBR ≤ 10 18,0

CBR > 10 14,0

10 a 25

≤ 3 29,0

3 < CBR ≤ 10 23,0

CBR > 10 18,0

25 a 50

≤ 3 37,0

3 < CBR ≤ 10 29,0

CBR > 10 21,5

3 – MÉTODO DE DIMENSIONAMENTO PROPOSTO PARA DETERMINAÇÃODA ESPESSURA DO REVESTIMENTO PRIMÁRIO NAS ESTRADAS DE TERRA

De modo geral, vários fatores são considerados influentes na durabilidade de um revestimentoprimário, os principais fatores são:

a) Carga por eixo;

b) Característica dos agregados da superfície (materiais utilizados);

c) Drenagem subterrânea;

d) Congelamento e desgelo;

e) Propriedades mecânicas do subleito;

f) Alterações de umidade;

g) Módulo de resiliência dos materiais.

Dentre os fatores citados, o fator carga por eixo é considerado de extrema importância para ométodo de dimensionamento proposto. No presente método, considera-se que os automóveis depasseio e os caminhões leves (por exemplo, ônibus e utilitários) possuem pouca influência nadeterminação da espessura, pois provocam pouco dano na estrutura de um pavimento devido àsbaixas pressões desenvolvidas pelos pneus dos mesmos em contato com a superfície da estrada.

3.1 – Detalhes dos fatores de influência existentes no método proposto

Para um melhor entendimento do método de dimensionamento, é necessário que o projetistaconheça os seguintes termos:

3.1.1 – Futuro tráfego previsto – FTP

Todo pavimento é dimensionado para suportar um determinado número de solicitações em suaestrutura provocada pelas passagens dos veículos durante um período de tempo estabelecido deprojeto. Devido à presença de um tráfego misto na estrada, ou seja, automóveis de passeio, utili tá -rios, ônibus, caminhão, carreta, etc., o acúmulo do volume de tráfego deve ser representado por umeixo equivalente de carga.

O eixo equivalente de carga, estabelecido pela AASHTO (American Association of State

Highway and Trasnportation Officials), adotado também no Brasil, conhecido como eixo padrãorodoviário, consiste em um eixo simples de rodas duplas (Figura 2) com as seguintescaracterísticas:

– Carga por Eixo (P): 18 Kips = 8165 Kgf;

– Carga por roda (P/4): 4,5 Kips = 2041 Kgf;

– Pressão de Enchimento dos Pneus (p): 80 lb/Pol2 = 549 kPa;

– Pressão de Contato Pneu-Pavimento (q): 80 lb/Pol2 = 549 kPa;

– Raio da Área de Contato Pneu-Pavimento (r): 0,108 m;

– Afastamento entre Pneus por Roda (s): 0,324 m.

120

3.1.2 – Módulo resiliente do subleito – MRS

Todo material apresenta alguma deformação quando submetido a um estado de tensão. Arelação entre a tensão e a deformação pode ser expressa como módulo de resiliência quando a cargaé repetida.

Define-se como módulo de resiliência (MR) a relação entre a tensão desvio aplicada axial eciclicamente em um corpo de prova e a correspondente deformação específica vertical recuperávelou elástica conforme a expressão seguinte:

MR =sd (1)er

onde:

sd = s1 – s3 = tensão desvio aplicada repetidamente no eixo axial;s1 = tensão principal maior;s3 = tensão principal menor ou tensão de confinamento;s3 = dr /L deformação específica axial resiliente (recuperável ou elástica);dr = deslocamento recuperável;L = altura do corpo de prova submetido às tensões.

3.1.3 – Efeitos da duração do clima na região – EDCR

Clima é um conjunto de fenômenos meteorológicos que caracteriza, durante um longo perío do,o estado médio da atmosfera e sua evolução em determinado lugar. Portanto, clima é o resultado deuma combinação de nebulosidade, umidade, temperatura, vento, pressão barométrica, etc. (Medinae Motta, 2005).

Um dos fatores que afeta o desempenho de um pavimento é a duração de um determinado tipode clima. Como exemplo, na Figura 3 ilustra-se como os Estados Unidos encontra-se dividido emseis diferentes regiões climáticas.

121

Fig. 2 – Exemplo do eixo padrão rodoviário.

Baseando-se nas diferentes características climáticas existentes nos EUA o Quadro 4 foidesenvolvido contendo o tempo de duração, em meses, das quatro estações do ano e a condiçãocorrespondente em que se encontra o subleito da estrada.

No Quadro 5 encontram-se as qualidades atribuídas ao solo do subleito em função dos valoresdos módulos de resiliência sazonais obtidos para cada sequência de estações do ano.

122

Fig. 3 – As seis regiões climáticas existentes nos Estados Unidos da América (Skorseth e Selim, 2000).

– Região I – Clima úmido, sem gelo;

– Região II – Clima úmido, com ciclo degelo e desgelo;

– Região III – Clima úmido com gelointenso, descongelando na primavera;

– Região IV – Clima seco, sem gelo;

– Região V – Clima seco, com ciclo degelo e desgelo;

– Região VI – Clima seco, com gelointenso, descongelando na primavera.

Quadro 4 – Período de duração das estações do ano para cada região climática existente nos EUA(Skorseth e Selim, 2000).

Estações do Ano com as Respectivas Condições do Subleito

Regiões ClimáticasInverno

(Subleito Congelado)

Primavera/Desgelo

(Subleito Saturado)

Primavera/Outono

(Subleito Seco)

Verão

(Subleito Úmido)

I 0,0 0,0 7,5 4,5

II 1,0 0,5 7,0 3,5

III 2,5 1,5 4,0 4,0

IV 0,0 0,0 4,0 8,0

V 1,0 0,5 3,0 7,5

VI 3,0 1,5 3,0 4,5

Nota - os números representam o período de duração da estação em meses por ano.

3.1.4 – Módulo de resiliência dos materiais das camadas de base (EBase ) e sub-base (ESub-Base)

É importante lembrar que, em estudos já relatados, na caracterização resiliente obtida emlaboratório, alguns fatores influenciam na obtenção do MR de materiais granulares tais como:tensões, grau de compactação, granulometria, umidade, tipo do agregado e forma da partícula,história das tensões e o número de ciclo de cargas, duração, freqüência e seqüência da cargaaplicada (Preussler, 1983).

O estado de tensões é um dos fatores que mais influem no comportamento resiliente dosmateriais granulares. Modelos matemáticos que melhor representam a dependência do MR aoestado de tensões atuante para materiais granulares são definidos principalmente em função dastensões confinantes (s3) ou da soma das tensões principais (q = s1 + s2 + s3).

3.1.4.1 – Modelo: k – s3

Este modelo relaciona o módulo de resiliência com a tensão confinante, uma vez que o MRaumenta com a pressão confinante e é pouco influenciado pela tensão desvio.

MR = k1.s3k2 (2)

onde:

s3 = pressão confinante;k1 e k2 = coeficientes de regressão; derivados de resultados de ensaios em laboratório e dependemdo tipo de material e das propriedades físicas da amostra durante o ensaio.

3.1.4.2 – Modelo: k – q

Este modelo relaciona o módulo de resiliência de materiais granulares ao somatório dastensões principais. Propõe relacionar o módulo de resiliência com o primeiro invariante de tensões.

MR = k1’.q k2’ (3)

onde:

q = primeiro invariante das tensões sob máxima tensão desvio, no caso de compressão triaxial, ouseja, q = s1 + 2.s3;

123

Quadro 5 – Qualidade relativa do solo do subleito (Skorseth e Selim, 2000).

Qualidade Relativado Solo do Subleito

Inverno

(Subleito Congelado)

Primavera/Desgelo

(Subleito Saturado)

Primavera/Outono

(Subleito Úmido)

Verão

(Subleito Seco)

Muito Bom 20 000 2500 8000 20 000

Bom 20 000 2000 6000 10 000

Razoável 20 000 2000 4500 6500

Ruim 20 000 1500 3300 4900

Muito Ruim 20 000 1500 2500 4000

Nota - os valores de módulos de resiliência encontram-se em psi, onde: 1 psi ≈ 6894,8 Pa.

k1’ e k2’ = são coeficientes de regressão.

Na maioria dos procedimentos de dimensionamento, o modelo k-q é o mais usado interna cio -nal mente, por utilizar o somatório das tensões. Porém, no Brasil, o modelo k-s3 é o mais utilizadopor apresentar um coeficiente de correlação (R2) elevado, próximo de um. O coeficiente de cor rela -ção (R2) é obtido através de regressão linear.

3.1.5 – Perda de serventia da superfície da estrada – PS

No presente contexto, serventia é definida como sendo uma condição de conforto ao rola men toque um trecho de estrada fornece aos seus usuários. A utilidade deste parâmetro é indicar acondição em que se encontra atualmente a estrada por meio de valores estabelecidos, os quaisdeterminam a necessidade da realização de uma manutenção ou não na superfície do pavimento.

A perda de serventia é o principal critério para determinar a necessidade de uma manutenção,podendo admitir valores entre 0 e 5, onde o valor 0 indica que no estado em que se encontra aestrada é impossível dirigir, enquanto o valor 5 indica que a estrada encontra-se em perfeitacondição de tráfego.

O menor valor de PS que um motorista pode tolerar, antes da degradação total da superfícieda estrada, é chamada de Serventia Terminal (ST).

Os valores comumente adotados para a serventia terminal são ST = 2,5 ou superior quandoutilizada para projeto de rodovias principais, e ST = 2,0 quando utilizada para estradas de baixovolume (Skorseth e Selim, 2000).

De acordo com Skorseth e Selim (2000) o nível mínimo de serventia depende do critério deaceitação da maioria dos usuários. Existem alguns valores de ST, que foram estabelecidos a partirde testes desenvolvidos pela AASHTO, esses valores encontram-se no Quadro 6.

Para pequenas rodovias não pavimentadas, onde a agricultura é o fator principal da economia,o dimensionamento deve ser realizado levando em consideração a redução do tráfego ou o tempode durabilidade da superfície da estrada, em vez de reduzir o nível de serventia terminal de umnúmero menor do que 2.

3.1.6 – Condições admissíveis da superfície da estrada – CASE

Uma forma de avaliar a qualidade da superfície de rolamento de uma estrada de terra baseia-senas altas velocidades usadas pelos condutores. Se as trepidações, desenvolvidas pela formação deondulações ao longo das trilhas das rodas nas estradas, forem elevadas, torna-se dificil o controledo veículo. Em geral certa quantidade de trepidações é tolerável sem causar qualquer risco ouperigo aos usuários da via. Dessa maneira, o projetista responsável pelo dimensionamento daestrutura da estrada deve decidir uma profundidade admissível das ondulações. O valor típicoadmissível que uma ondulação deve possuir, em uma estrada de terra, deve estar contido entre 1,0(0,025 m) e 2,0 (0,050 m) polegadas de profundidade (Skorseth e Selim, 2000).

124

Quadro 6 – Relação entre nível de serventia terminal (ST) e aceitações de usuários (Skorseth e Selim, 2000).

Nível de Serventia Terminal (ST) 3,0 2,5 2,0

Porcentagens de Pessoas Afirmando Inaceitável 12% 55% 85%

3.1.7 –Perda de agregado da superfície da estrada – PASE

É inevitável a perda de agregado na superfície de uma estrada de terra. A perda de agregadosé provocada por fatores tais como a ação desagregadora produzida pelo atrito dos pneus dosveículos em contato com a superfície da estrada, erosão, precipitação (efeito splash), etc. A açãodesses fatores leva à rápida deterioração da superfície da estrada. Assim, esta perda de agregadosdeve ser tida em consideração durante o projeto de dimensionamento da mesma, sendo importanteestimar a espessura total perdida durante o período de vida útil estabelecido em projeto.

3.2 – Exemplo do dimensionamento da espessura do revestimento primário

Para um melhor entendimento do presente método de dimensionamento, o mesmo será apre -sen tado através de um exemplo dividido em 10 etapas.

Para calcular a espessura total de material a ser colocado sobre o subleito, o método adota umcritério de tentativa e erro. Inicialmente adota-se uma espessura, em seguida, com base no com por -tamento mecânico (modulo de resiliência do subleito e dos materiais de base e sub-base) dosmateriais a serem utilizados, das condições climáticas atuantes na região (período de duração dasquatro estações do ano) e de determinadas condições requeridas pelo próprio modelo do método(futuro tráfego previsto, perda de serventia, condições admissíveis da superfície e perda de agre ga -do da superfície), é simulada a influência desses fatores na estrutura do pavimento a ser construído,e logo em seguida, verificado o grau de deterioração da mesma.

Se o grau de deterioração do pavimento admitir valores menores que 100%, durante o períodode vida útil determinado (12 meses), isto indica que a estrutura do pavimento foi superdimen sio -nada, pois, para as condições estabelecidas no projeto, o pavimento não obteve uma degradaçãojulgada suficiente para exigir manutenção, ou seja, não sofreu degradação total (100%) de modoque fosse necessário realizar um reparo na superfície (revestimento primário) da estrada.

Caso o grau de deterioração do pavimento admita valores maiores que 100% durante o periodode vida útil, a estrutura do pavimento foi subdimensionada, ou seja, para as condições estabelecidasno projeto, o pavimento teve uma degradação prematura, a qual requer necessidade de manutençãona superficie da estrada antes do periodo estabelecido de projeto (12 meses).

Por último, sendo o grau de deterioração do pavimento igual a 100%, isto indica que aestrutura do pavimento foi corretamente dimensionada, pois, para as condições estabelecidas nopro jeto, o pavimento obteve uma degradação julgada suficiente, para que ao final do período devida útil estabelecido, haja uma necessária atividade de manutenção. Portanto, a espessura queadmitir um grau de deterioração de 100% é definida como espessura de projeto.

A seguir descrevem-se as etapas do método de dimensionamento proposto por meio darealização de um exemplo detalhado no Apêndice A do manual Gravel Roads (Skorseth e Selim,2000). O exemplo descrito é realizado com uma das regiões climáticas existente nos EUA.

3.2.1 – Exemplo

Determine a espessura necessária de uma base de material a ser colocado sobre o subleito deuma estrada não-pavimentada de modo que a mesma funcione como revestimento primário.

Adote o método desenvolvido pelo Programa de Assistência ao Transporte Local de Dakotado Sul, disposto no Apêndice – A do Manual de Dimensionamento e Manutenção de Estradas deTerra do Departamento de Transporte dos Estados Unidos (Skorseth e Selim, 2000).

Os dados fornecidos ao projetista são:

1) Futuro tráfego previsto: FTP = 35 000 (número de repetições do eixo padrão);

125

2) Qualidade relativa do solo do subleito: MRS = Bom (em relação aos valores dos módulosde resiliência estimados para as quatro estações do ano, obtido na segunda linha do Quadro 5);

3) Módulo de resiliência do material a ser utilizado como base: EBase = 25 000 psi = 172,37 MPa;

4) Módulo de resiliência do material a ser utilizado como sub-base: ESub-Base = 15 000 psi = 103,42MPa;

5) Região climática dos Estados Unidos onde será construído o pavimento: Região VI (Climaseco, com gelo intenso, descongelando na primavera).

3.2.2 – Solução

3.2.2.1 – Passo 1: Adotar uma espessura inicial para a camada de base

A espessura final de projeto será obtida por meio de tentativas, portanto, no processo decálculo espessuras serão atribuídas. Cada espessura irá resultar em uma resposta, do tipo ponto, queserá plotado com os demais para formar uma curva do tipo: Danos Totais versus Espessura de

Base. Quanto maior a quantidade de pontos (com o número mínimo de quatro pontos odimensionamento é considerado satisfatório) melhor será o ajuste da curva, conseqüentemente maispreciso será o dimensionamento.

Neste exemplo, adotaram-se cinco espessuras, 10, 11, 12, 13 e 14 pol, ou seja, 0,25, 0,28, 0,30,0,33 e 0,36 m, para a base, as quais foram suficientes para determinar a espessura de projeto.

Utiliza-se um modelo padrão de tabela, que armazenará todos os dados dos parâmetros aserem utilizados.

3.2.2.2 – Passo 2: Adotar dois valores padrão para PS e CASE.

Adota-se um valor para a perda de serventia da superfície da estrada (PS) e outro para acondição admissível da superfície da mesma (CASE).

No presente exemplo, os valores adotados para os parâmetros citados foram:

– Perda de serventia da superfície da estrada: PS = 2,0;

– Condição admissível da superfície da estrada: CASE = 2,0 pol = 0,05 m.

3.2.2.3 – Passo 3: Obter módulos de resiliência do subleito e camada de base.

a) O primeiro parâmetro está relacionado com a determinação dos módulos sazonais deresiliência do subleito (MRSubleito), obtidos em função da qualidade relativa do solo dosubleito, diante da variação de umidade, para cada estação do ano. Com base nos dadosfornecidos de projeto (MRSubleito = Bom), e fazendo uso do Quadro 5, obtêm-se, portanto, osvalores dos módulos sazonais de resiliência.

b) O segundo parâmetro a ser obtido consiste no módulo de resiliência do material da camadade base, (MRBase) o qual também foi fornecido nos dados de projeto. Os valores encontradospara os parâmetros citados são:

– MRS = BOM – Quadro 5: inverno (MR = 20 000 psi = 138 MPa); primavera/desgelo (MR= 2000 psi = 13,8 MPa); primavera/outono (MR = 6000 psi = 41,4 MPa) e verão (MR =10 000 psi = 68,9 MPa);

– MRBase = 25 000 psi = 172,4 MPa.

126

Nos países tropicais, como o Brasil, o módulo resiliente dos materiais de base e sub-base deveser obtido no laboratório conforme norma específica (DNER-ME 131/94), e os corpos de provadevem encontrar-se nas condições prováveis de campo (saturado, parcialmente saturados, etc.).

3.2.2.4 – Passo 4: Determinar o tráfego sazonal de veículos

O tráfego sazonal estimado de veículos é calculado em função do número total de solicitaçõesdo eixo padrão rodoviário (N), no período doze meses, e do tempo de duração de cada estação doano, na região onde se localiza a estrada. O cálculo é realizado da seguinte maneira:

a) Primeiramente, estima-se o número total de solicitações do eixo padrão durante o períodode um ano (futuro tráfego previsto – FTP) na estrada. No presente exemplo, o valorestimado foi de FTP = 35 000. Este valor pode ser determinado pelo método típico dedeterminação do valor N.

b) Em seguida, com base no tempo de duração (em meses) das estações climáticas atuantes naregião, divididas pelo número de meses do ano, obtêm-se a proporção de duração daestação de maneira anual. Neste exemplo, a região climática escolhida foi a Região VI(Clima seco, com gelo intenso, descongelando na primavera), com período de duração dasestações no Quadro 4.

c) Por último, de posse dos parâmetros citados, realiza-se a multiplicação do FTP para cadaperíodo de duração das estações (ver Quadro 7).

3.2.2.5 – Passo 5: Estimar o número permitido de solicitações do eixo padrão (Figura 4)

O quinto passo consiste em determinar o número permitido de solicitações do eixo padrãorodoviário (N), antes da necessidade da atividade de manutenção, para cada período de estação,levando em consideração o parâmetro perda de serventia da superfície da estrada (PS).

Para determinação do número NAdmissível em função do parâmetro PS, realiza-se a seguinte seqüênciade operação: 1) espessura da camada de base → 2) módulo de resiliência do material da camada de base(EBase) → 3) módulo de resiliência sazonal do subleito (MRSubleito) → 4) perda de serventia da super -fície da estrada (PS) → 5) número de solicitação estimado antes da necessidade de manutenção.Para valores de N maiores do que 400 000 assumir o valor prático de 500 000 solicitações.

Na Figura 4 ilustra-se o gráfico de determinação do número permitido de solicitações do eixopadrão com base no parâmetro perda de serventia (PS).

3.2.2.6 – Passo 6: Determinar o dano sazonal na superfície da estrada, provocado pelas passagens

dos veículos, considerando o número de solicitações admissíveis obtido no parâmetro da

perda de serventia (PS)

Para determinação do dano sazonal, considerando o parâmetro perda de serventia, bastaapenas dividir o tráfego sazonal de veículos (FTP), obtido na coluna 04, pelo tráfego admissívelantes da necessidade da atividade de manutenção, coluna 05.

127

Quadro 7 – Cálculo do tráfego sazonal.

Estação Inverno Primavera/Desgelo Primareva/Outono Verão

Tráfego Szonal 35 000 (3/12) = 8750 35 000 (1,5/12) = 4375 35 000 (3/12) = 8750 35 000 (4,5/12) = 13 125

O resultado da divisão é colocado na coluna 06, e em seguida realiza-se o somatório dosdanos, que representa o dano total sofrido pela superfície da estrada no período de um ano.

3.2.2.7 – Passo 7: Determinar o número permitido de solicitações do eixo padrão com base na

profundidade das ondulações

O sétimo passo consiste em determinar o número de solicitações do eixo padrão rodoviário(N), o qual deteriora a superfície da estrada de maneira significativa, ou seja, o número N desolicitação o qual requer a necessidade da atividade de manutenção, para cada estação do ano,levando em consideração a profundidade das ondulações existente na superfície da estrada (CASE).

Para determinação do número NAdmissível, em função da profundidade das ondulações, realiza-sea seguinte seqüência de operação: 1) espessura da camada de base → 2) profundidade dasondulações (CASE) → 3) módulo de resiliência sazonal do subleito (MRSubleito) → 4) módulo deresiliência do material da camada de base (MRBase) → 5) número de solicitação (N) estimado antesda necessidade de manutenção. Para valores de N maiores do que 400 000 assumir o valor práticode 500 000 solicitações.

Na Figura 5 ilustra-se o gráfico de determinação do número permitido de solicitações do eixopadrão com base na profundidade das ondulações (CASE).

128

Fig. 4 – Gráfico de determinação do número permitido de solicitações do eixo padrão com base no parâmetroperda de serventia (PS) (Skorseth e Selim, 2000).

3.2.2.8 – Passo 8: Determinar o dano sazonal na superfície da estrada, provocado pelas passagens

dos veículos, considerando o número de solicitações necessárias para obtenção da

deterioração da mesma

Para determinação do dano sazonal, considerando o parâmetro profundidade das ondulações,basta apenas dividir o tráfego sazonal estimado de veículos (FTP), obtido na coluna 04, pelo tráfegoque requer a necessidade da atividade de manutenção, coluna 07.

O resultado da divisão é colocado na coluna 08, e em seguida realiza-se o somatório dosdanos, que representa o dano total sofrido pela superfície da estrada no período de um ano.

Com base nos passos anteriormente detalhados foram construídas os Quadros de 8 a 12correspondentes a este exemplo.

129

Fig. 5 – Gráfico de determinação do número permitido de solicitações do eixo padrão com base naprofundidade das ondulações (CASE) (Skorseth e Selim, 2000).

16 15 14 13 12 11 10 9 8 7 6 5 4

0,0 1,0 2,0 3,0

1000

50001000020000

10000

20000

3000040000500006000070000

1 5 10 50 100 400

Número Admissível de Solicitações 3do Eixo Padrão Rodoviário - N (10 )

Módulo de Resiliência do Material da Camada de Base - E (psi)Base

Módulo Resiliente Sazonal do Subleito - MRS (psi)

Condição Admissivel da Superfície da Estrada - CASE (pol)

Espessura Atribuida à Camada de Base - (pol)

1

2

3

TL

TL

Quadro 8 – Resultados obtidos para a espessura de 10 pol.

130

Quadro 9 – Resultados obtidos para a espessura de 11 pol.

Quadro 10 – Resultados obtidos para a espessura de 12 pol.

Quadro 11 – Resultados obtidos para a espessura de 13 pol.

3.2.2.9 – Passo 9: Determinar a espessura média com que a camada de base deve ser construída

levando em consideração as condições estabelecidas de projeto

Para obtenção da espessura, faz-se necessário a construção de um gráfico que contenha osomatório dos danos totais, tanto para o número (N) de solicitações que não provocam deterioraçãosignificativa (que não requer necessidade de manutenção) quanto para as que provocam, em funçãode cada espessura adotada.

O gráfico possui no eixo das abscissas o valor da espessura adotada (em polegadas), e no eixodas ordenadas, os respectivos valores dos somatórios dos danos (Figura 6).

A primeira curva (linha vermelha) representa a deterioração sofrida pela superfície da estrada,diante do número de solicitações do eixo padrão, sem que haja a necessidade de manutenção,levando em consideração o parâmetro da perda de serventia (PS).

A segunda curva (a azul) representa a deterioração total sofrida pela superfície da estrada, pelonúmero de solicitações do eixo padrão rodoviário, para que haja necessidade de manutenção,levando em consideração o parâmetro da condição admissível da superfície da estrada (CASE).

A espessura média da base, considerando os critérios dos danos citados, é determinada pormeio da interpolação gráfica correspondente ao valor da espessura de base para o critério de danos

131

Quadro 12 – Resultados obtidos para a espessura de 14 pol.

Fig. 6 – Danos totais vs. espessura da base para os critérios de serventia e deterioração.

totais igual a 1,0. No presente caso obteve-se uma espessura de 10,6 pol para o critério da perda deserventia e 13,0 pol para o critério da condição admissível. O valor adotado será o maior, portanto,13,0 pol = 0,33 m.

3.2.2.10 – Passo 10: Determinar a espessura final de projeto levando em consideração a correção

que deve ser realizada com base na perda por desagregação do material da base

Para cálculo da espessura de projeto utiliza-se a seguinte fórmula:

hBase_Corrigida = hBase + 0,5.GL (4)

onde GL = Perda de Material (Aggregate Loss).

Assim, com base nas condições climatológicas da região da estrada, tráfego previsto,comportamento mecânico do material de base e do subleito e das condições estabelecidas deprojeto, é necessário, portanto, uma espessura de 13,5 (0,35 m) polegadas para a camada de base,a ser colocada sobre o subleito, para que a estrada possua uma superfície de rolamento trafegávele duradora durante o período estimado de um ano:

hBase_Corrigida = 13 + 0,5.l = 13,5pol = 0,35m (5)

3.2.2.11 – Passo 11: Converter parte da espessura da base em uma espessura equivalente de sub-base

Em algumas situações, durante o projeto de dimensionamento, torna-se economicamente maisviável colocar sob a camada de base, um material de comportamento mecânico inferior comocamada de sub-base. Este critério passa a ser considerado necessário quando o material da camadade base torna-se muito caro quando comparado com o material da sub-base. A substituição de ummaterial nobre por um de custo inferior implica numa economia significativa no orçamento deconstrução de uma estrada.

Para transformar parte da espessura de base em uma espessura equivalente de sub-base, faz-senecessário o uso do ábaco ilustrado na Figura 7.

Com base no exemplo a seguir descreve-se o procedimento para conversão, utilizando outrosdados dos materiais e tráfego:

a) Primeiramente faz-se necessário a obtenção dos seguintes parâmetros:

– Espessura total da camada de base: 11,0 pol (0,28 m);

– Espessura fixa da camada de base (escolhida arbitrariamente): 6,0 pol (0,16 m);

– Espessura a ser substituída da camada de base: 5,0 pol (0,127 m);

– Módulo de resiliência do material da camada de sub-base: 15 000 psi (103 MPa);

– Módulo de resiliência do material da camada de base: 30 000 psi (206 MPa);

b) De posse dos parâmetros citados, em seguida, utiliza-se o ábaco da Figura 7 obedecendo àseguinte sequência:

– primeiramente entra-se no ábaco com o valor da espessura fixa de base (0,16 m), e pelahorizontal, em seguida, chega-se à linha que representa o módulo de resiliência do mate -rial da camada de sub-base (103 MPa);

132

– na vertical deste ponto obtêm-se a orientação da segunda seta com base nesses doisparâmetros citados, determina-se a espessura de base que será substituída (0,127 m);

– após obter a orientação da terceira seta, por último, escolhe-se o módulo de resiliência domaterial da camada de base (206 MPa);

– por fim, após obter a orientação da quarta e última seta, prolonga-se a mesma atéinterceptar o eixo da espessura requerida de sub-base.

4 – CONSIDERAÇÕES FINAIS

O objetivo do presente trabalho foi divulgar um método de dimensionamento da espessura derevestimento primário de estradas de terra, para países que não possuem métodos eficientes. Pormeio do respectivo método de dimensionamento, também pode-se estimar o período de vida útil dorevestimento, assim como o periodo necessário para os serviços de manutenção do mesmo,aumentando, portanto, sua durabilidade e reduzindo os investimentos com manutenção.

A aplicação do respectivo método trará economias no setor de infraestrutura de transportesmuito significativas, principalmente para países onde a grande extensão da rede viária é compostapor estradas não pavimentadas, como no caso do Brasil.

A divulgação do respectivo método também servirá para incentivo científico de novosmodelos de dimensioanamento da espessura do revestimento primário, assim como proporcionaráaos profissionais da área de construção e manutenção das estradas não pavimentadas umaabordagem inovadora no processo de dimensionamento da espessura do revestimento primário.

133

Fig. 7 – Ábaco de conversão de parte da espessura da camada de base em espessura equivalente de sub-base(Skorseth e Selim, 2000).

30 25 20 15 10 5

70000500003000010000

4 6 8 10 12 14 16

4

6

8

10

12

14

16

5000

10 000

15 000

20000

25000

TL

Espessura Requerida de Sub-Base - (pol)

Módulo de Resiliência do Material da Camada de Base - E (psi)Base

Espessura de Substituição da Camada de Base - (pol)

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1

2

3

4

Pois, ao longo dos últimos anos, os orgãos rodoviários, ao acompanhar o desenvolvimento tecno -ló gico do setor, passaram a exigir profissionais mais atualizados com as inovações impusionadaspelas demandas da economia e dos usuários.

5 – AGRADECIMENTOS

O primeiro autor manifesta o seu agradecimento ao Programa de Pós-Graduação em Enge nha riaCivil da UFPE, a Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto, a FACEPE, ao CNPq e aosprofessores orientadores do presente trabalho.

6 – REFERÊNCIAS BIBlIOGRÁFICAS

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DNIT – Departamento Nacional de Infraestrutura de Transportes (2011). Plano Nacional de

Viação/PNV. Disponível em: http://www.dnit.gov.br/plano-nacional-de-viacao/pnv-2011-atual.Acessado em 14/04/2011.

Duque Neto, F. da S. (2004). Proposição de Metodologia para Escolha de Solo e Dosagem de

Antipó com Emulsão de Xisto. Dissertação (Mestrado em Engenharia Civil) – Instituto AlbertoLuiz Coimbra de Pós-graduação e Pesquisa em Engenharia (COPPE), Universidade Federal doRio de Janeiro, Rio de Janeiro, 293 p.

Medina, J.; Motta, L.M.G. (2005). Mecânica dos Pavimentos. 2ª. ed. Rio de Janeiro, 574 p.

Preussler, E.S. (1983). Estudo da Deformação Resiliente de Pavimentos Flexíveis e Aplicação ao

Projeto de Camadas de Reforço. Tese de Doutorado - COPPE/UFRJ, Rio de Janeiro.

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Técnico para Conservação e Recuperação. São Paulo: IPT, 129 p.

Skorseth, K.; Selim, A.A. (2000). Gravel Roads: Maintenance and Design Manual. U.S. Dept. ofTransportation, Federal Highway Administration, 104 p.

134

APLICAÇÃO DE UM SISTEMA DE SUPORTEÀ DECISÃO EM PLATAFORMA WEB PARAACOMPANHAMENTO TÉCNICO DE UMAESCAVAÇÃO SUBTERRÂNEA

A decision support system on web platform for technical monitoring of underground excavation

Talita Caroline Miranda*Claudio Fernando Mahler**Anna Laura Lopes da Silva Nunes***

RESUMO – O Acompanhamento Técnico de Obra (ATO) especialmente na construção de túnel em NATM éfundamental para a garantia de qualidade, segurança e prazo/custo. Além de muita experiência, o profissionalresponsável pelo ATO deve relacionar, interpretar e disponibilizar as informações da instrumentação e docotidiano para os envolvidos na obra. Este trabalho descreve a implementação e a aplicação de uma ferramentaonline de suporte à tomada de decisão, desenvolvida para auxiliar o trabalho do ATO na execução do TúnelDois Leões, na cidade de Salvador, Brasil. Além disto, o trabalho também apresenta o uso de geoestatísticapara a análise da variação espacial dos dados de instrumentação da obra.

SYNOPSIS – In NATM tunnel construction, the Technical Assistance Team (TAT) is fundamental for ensuringquality, safety, time and cost of excavation execution. It is necessary that the TAT has much experience inexcavation operations to collect, interpret and provide instrumentation and project development informationfor all involved in the construction. This paper describes the implementation and application of an online toolto support decision making, developed to assist the work of the TAT in excavating the Two Lions tunnel inSalvador, Brazil. Furthermore, the paper presents the use of geostatistics applied to the spatial variationanalysis of the instrumentation data.

PALAVRAS CHAVE – Túneis, geoprocessamento, acompanhamento técnico, segurança.

1 – INTRODUÇÃO

As incertezas geológicas exigem constantes adaptações e alterações no projeto ou anteprojeto deuma obra subterrânea. O Acompanhamento Técnico da Obra (ATO) é decisivo para garantir a qua li da -de, a segurança, o prazo de execução e, consequentemente, o custo. A fim de se determinar soluçõestécnicas apropriadas de execução da escavação, o ATO deve reunir todos os envolvidos na obra taiscomo projetista, consultores, empreiteira e o proprietário, de forma a oferecer respostas às solicitaçõesimpostas pelos condicionantes geológico/geotécnicos do maciço no entorno da escavação subterrânea.

135Geotecnia n.º 131 – julho/julio 2014 – pp. 135-151

* Engenheira Civil, Bolsista de doutorado na Universidade Federal do Rio de Janeiro. E-mail: talitamiranda@coc.ufrj.br

** Engenheiro Civil, D.Sc, Professor Associado IV, COPPE-Universidade Federal do Rio de Janeiro. E-mail: mahler@coc.ufrj.br

*** Engenheira Civil, PhD, Professora, COPPE- Universidade Federal do Rio de Janeiro. E-mail: alaura@coc.ufrj.br

O responsável geotécnico integrante do ATO deve participar do estabelecimento dos critériospara o desenvolvimento da obra, impondo as metodologias que garantam a sua correta execução,com as necessárias condições de segurança e de menor custo (Moreno Tallón, 1996).

As principais metodologias utilizadas para o acompanhamento técnico, conforme Kochen(2009), são: (i) análise prévia do projeto e das soluções propostas indicando possíveis alternativase melhorias às soluções do projeto; (ii) estabelecimento dos planos gerais de acompanhamento einstrumentação e seus ajustes no decorrer da execução da obra; (iii) análise e interpretação dosdados obtidos durante a construção, avaliando o comportamento geotécnico da escavação e deci -din do sobre a aplicação de alternativas para a adaptação do projeto às condições reais de execução;(iv) definição dos processos construtivos mais adequados para a escavação, suporte e tratamentodos terrenos, garantindo a estabilidade a curto e longo prazo; e, por fim, (v) análise e interpretaçãodos dados relativos ao controle de qualidade dos elementos de revestimento e métodos de exe cu ção.

Desta forma, o responsável pelo ATO em uma obra, é um profissional de importância vitalpara o adequado e eficiente andamento da escavação. A quantidade de variáveis (geológicas, logís -ti cas, custo, segurança, entre outras), informações da instrumentação, modificação de projeto,requerem experiência e agilidade na interpretação e na tomada de decisão, já que na maioria dasvezes o ritmo de construção é acelerado (Murakami, 2001).

Em caso de obras de túneis urbanos que envolvem várias frentes construtivas com centenas deinstrumentos lidos diariamente e intervalos de respostas cada vez menores, Giannotti (2003) eDomingos et al. (1987) destacam a necessidade de criação e/ou uso de sistemas que permitam ogerenciamento das informações. Este gerenciamento incluiria as análises e interpretações imediatasdos dados coletados, permitindo uma avaliação mais dinâmica e rápida para a tomada das decisões.

Neste sentido, o desenvolvimento computacional de ferramentas para aglutinação das infor -ma ções, além de ser de suma importância, traz agilidade e melhor interpretação dos resultados,influen ciando diretamente no controle e na tomada de decisão, especialmente em eventos críticosna obra. Esta aglutinação e a apresentação gráfica destas informações atualmente são feitas atravésde plataformas que integram Sistemas de Base de Dados e Sistemas de Informação Geográfica.Além disto, associados a estas ferramentas computacionais, são acopladas metodologias de análiseespacial de dados.

Este artigo apresenta uma ferramenta computacional baseada em plataforma web, desen vol vi dapara a disponibilização clara e rápida das informações da obra para os responsáveis, auxiliandodiretamente na tomada de decisão. Apresenta também a aplicação da ferramenta desenvolvida parao controle e monitoramento da execução da escavação de um túnel na Cidade de Salvador, Bahia.

2 – SISTEMA DE ACOMPANHAMENTO TÉCNICO ONLINE DE SUPORTE À DECISÃO

O Sistema de Acompanhamento Técnico Online de Suporte à Decisão, intitulado GVX, foidesenvolvido e aplicado durante a execução de um túnel rodoviário na Cidade de Salvador, Bahia.Esse sistema nasceu da necessidade de aprimorar o ATO desta obra, em função das peculiaridadesenvolvidas na construção do túnel rodoviário curto, raso e em região densamente povoada.

A ideia inicial era disponibilizar os dados de forma a garantir o acesso às informações da obraao maior número de pessoas envolvidas na execução (projetistas, consultores, fiscalização, cons -tru tor, proprietário da obra), além de servir como ferramenta de suporte à tomada de decisão. Estasinformações poderiam ser disponibilizadas de duas maneiras: software ou online por meio de umapágina da internet. Optou-se por uma plataforma web com o intuito de facilitar o uso da ferramenta,evitando os transtornos de instalação de software e a compatibilização de sistemas operacionais,associadas à aprendizagem e treinamento de profissionais para operação do novo software.

136

No decorrer da obra, o sistema de plataforma web sofreu diversos aprimoramentos em virtude demuitos fatores, destacando-se a variedade dos dados de instrumentação, os condicionantes geológicosenfrentados durante o processo de escavação do túnel e o reduzido tempo de execução da obra.

Dentre os aprimoramentos implementados, alguns podem ser considerados inovadores taiscomo a introdução de modelos geoestatísticos para a interpretação dos dados de instrumentaçãojuntamente com as informações do processo construtivo e informação geológica-geotécnica. Estere curso representa um grande avanço quando comparado aos sistemas similares de acom panha -men to técnico, tal como o sistema SACI (Sistema de Acompanhamento de Controle de Instru men -ta ção), desenvolvido pela Companhia do Metropolitano de São Paulo.

A metodologia aplicada para o desenvolvimento do sistema compreendeu a construção de trêsmódulos independentes na plataforma web. O primeiro módulo destina-se à coleta dos diferentesdados da obra, o segundo corresponde ao tratamento e análise das informações coletadas e, por fim,o processamento e visualização dos dados inseridos.

A Fig. 1 sintetiza as informações coletadas durante a construção do túnel. Essas informaçõessão divididas em três categorias distintas: instrumentação geotécnica, informações geológicas einformações do cotidiano da obra.

A Fig. 2 apresenta as análises realizadas com as informações coletadas diariamente na obra.Os profissionais técnicos envolvidos eram alertados imediatamente pelo ATO atuante in loco naobra no caso de desconformidade dos dados, especialmente variações bruscas na tendência decomportamento indicada pela instrumentação (tanto ao longo do tempo quanto pela análise espacialpor geoestatística), valores de instrumentação acima dos níveis de alerta da obra, ou avaliaçõesgeológicas que indicassem movimentações do maciço.

Após o tratamento dos dados, todas as informações eram integradas em um servidor web de dadosespaciais com uma base de dados associada, ou seja, um Sistema de Informação Geográfica online

(WebGIS). Em seguida ao processamento, as informações eram disponibilizadas e atua li za das diaria -mente no sistema web (Fig. 3). Destaca-se também a implementação de um “sistema de alerta simples”,associado a esta plataforma. A informação coletada na obra é processada pelo sis te ma, que compara ovalor medido aos estabelecidos pelas premissas de projeto, emitindo um sinal de “alerta” para osresponsáveis pela obra via e-mail. Os níveis de alerta são identificados por sis te ma de cores onde:

(i) verde significa que o comportamento registrado pelo instrumento se situa na faixa devariação esperada;

137

Fig. 1 – Conjunto de dados geotécnicos, geológicos e executivos coletados na obra.

(ii) amarelo correspondente ao estágio de “atenção”, quando a primeira faixa de variação deleitura do instrumento é ultrapassada e, portanto, neste momento deve-se tomar algumadecisão em conjunto com os responsáveis da obra em relação à alteração do plano deavanço de escavação e ao plano de execução do reforço do túnel;

(iii) vermelho que representa o estágio crítico, indicando que o nível máximo demovimentação do instrumento foi ultrapassado e uma medida mitigadora deve ser tomadapara garantir a segurança, especialmente no que diz respeito ao colapso da estrutura e domaciço.

Considerando esta metodologia, foram desenvolvidas as aplicações para o sistema naplataforma Web, divididas em seis grupos de funções: (i) Página principal; (ii) Diário de obra; (iii)Dashboard; (iv) WebGIS; (v) Gerenciador de arquivo; e (vi) Instrumentos.

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Fig. 2 – Tratamento e análises dos dados monitorados durante a execução da obra.

Fig. 3 – Processamento e visualização dos dados monitorados na obra.

2.1 – Página principal

Na página principal foi desenvolvido um acesso restrito aos responsáveis pela obra, através delogin e senha, que garante o sigilo dos dados e contratos das obras. Além disto, as informações deacesso, representadas por responsável, data e hora, eram armazenadas e processadas. Em caso devariações súbitas ou quaisquer alterações de valores da instrumentação, verificadas pelos níveis dealerta ou por solicitação do ATO, o sistema emite mensagens (e-mails) de advertência para que oresponsável acesse a nova informação.

Esta função fornece diariamente a visualização das imagens do andamento da obra, infor ma -ções climatológicas e a indicação de alerta em função da análise dos dados da instrumentação, vis -to rias e acompanhamento técnico (Fig. 4). Também são apresentadas informações sobre a velo ci -da de de avanço da escavação, mudanças de projeto, avaliação e surgimento de “surpresas geo ló gi cas”,conforme o mapeamento de frente da escavação e, mudanças na escavação e sistema de suporte do túnel.

2.2 – Diário de obra

Permite o acompanhamento e o relato das atividades executadas in loco e controle da evoluçãodo projeto, elaborado pelo ATO. Também permite ao usuário a inserção de comentários sobre orelato e de arquivos de imagem e vídeos (Fig. 5).

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Fig. 4 – Página inicial do sistema na plataforma Web.

2.3 – Dashboard

É o painel de integração dos dados para análise gráfica dinâmica de um ou mais instrumentos,e a consulta aos dados em forma de tabela, por um único ou por um grupo de leituras deinstrumentos (Fig. 6).

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Fig. 5 – Exemplo de um dos Relatórios Técnicos da obra do Túnel Dois Leões.

Fig. 6 – Exemplo de visualização dos dados do Pino de Recalque PR-02.

2.4 – WebGIS

Esta aplicação apresenta o Sistema de Informação Geográfica Online (Fig. 7), contendo:mapas dinâmicos em planta da configuração da obra (estaqueamento, topografia, avanço da esca -va ção, etc.) e mapas do entorno da obra (ruas, edificações e estado de conservação das mesmas);distribuição espacial de ícones com a instrumentação geotécnica (associado a links para acesso aoDashboard e Módulo de Alerta); e mapas de análise espacial dos dados da instrumentação (geo -esta tística e zonas de região sísmica).

2.5 – Gerenciador de arquivo

Permite o ingresso ou descarregamento de todos os tipos de arquivos e imagens associadas aoprojeto ou ao cotidiano da obra, dados de instrumentação, gerenciamento e configuração porinstrumento.

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Fig. 7 – WebGIS do Túnel Dois Leões em Salvador - Brasil.

2.6 – Instrumentos

O módulo de alerta do acompanhamento da obra permite a configuração de valores de níveisde alerta para cada tipo de instrumento e a localização do mesmo. Executa a verificação dos valorese a classificação de alerta das leituras diárias (Fig. 8).

3 – ESTUDO DE CASO: ACOMPANHAMENTO TÉCNICO DE UMA ESCAVAÇÃOSUBTERRÂNEA

3.1 – Túnel Dois Leões

O Túnel Dois Leões está localizado na cidade de Salvador/Bahia em uma região do centrohistórico densamente povoada. A maior parte dos imóveis encontra-se em péssimo estado de con -ser vação e com sérios problemas estruturais. Além disto, o túnel atravessa a “Falha de Salvador”,correspondente à principal falha geológica da cidade de Salvador, de características muito com ple -xas. Além do mais a geometria do túnel atravessa áreas de rocha muito fraturada, rocha branda esaprolito com baixa capacidade de suporte.

Esta obra é a primeira etapa de um projeto abrangente, chamado de Via Expressa de Acessoao Porto de Salvador, que interligará o Porto de Salvador à rodovia BR 324, principal estrada paraacesso à cidade. Esta obra compreende a construção de um túnel em NATM, interligando duaspartes distintas da cidade, conhecidas por Cidades Alta e Baixa.

A principal dificuldade no desenvolvimento da obra é a garantia de estabilidade e da menormovimentação possível do maciço escavado, devido às características peculiares da região, tantogeológicas quanto geográficas.

O túnel possui 153 metros de extensão; 10,7 metros de largura média; 7,7 metros de altura e6,50 metros de raio de curvatura. Ressalta-se que esta obra se iniciou em 2003 e foi paralisada em2007 após a escavação de 100 metros da abóbada do túnel. A construção foi retomada em dezembrode 2008 com as escavações iniciadas em fevereiro e concluídas em julho de 2009. Este artigoapresenta o acompanhamento técnico durante o período de retoma da obra. Ressalta-se ainda que,concomitantemente com a escavação do túnel, foi construída uma cortina ancorada na saída do

142

Fig. 8 – Alertas emitidos quando a informação de um instrumento passa de um limite estabelecido.

emboque próximo ao acesso para a Cidade Baixa, que também foi monitorada pelo sistema deacompanhamento desenvolvido neste trabalho.

3.2 – Instrumentação

A instrumentação empregada na obra está dividida em três grupos principais:

(i) Instrumentação interna ou de profundidade, para a verificação do desempenho construtivoe sua relação com as hipóteses de projeto e dimensionamento dos revestimentos. Os ele -men tos de instrumentação correspondem aos pinos para medidas de con ver gên cia/di ver -gên cia e nivelamento interno;

(ii) Instrumentação externa para avaliação dos deslocamentos verticais e medidas de poro -pres são. Os elementos utilizados para medição foram os marcos de recalque profundo(tassômetros) e marcos superficiais para avaliação dos deslocamentos verticais, pinos derecalques para avaliação dos recalques diferenciais nas estruturas das edificações pró xi -mas à obra e piezômetros para avaliação da poropressão devida à construção ou aos sis -te mas de rebaixamento sobre os níveis freáticos;

(iii) Instrumentação externa voltada para avaliação dos deslocamentos horizontais em pro fun -di dade na região do emboque/desemboque e escavação de cortina ancorada. Os instru -men tos utilizados para este tipo de leitura foram os inclinômetros.

A leitura da instrumentação era diária, com o envio de boletins parciais à medida que cada umdos instrumentos era lido. Após a finalização das leituras era fornecido um boletim completo dasleituras realizadas no dia. O ATO avaliava, inseria e disponibilizava estas informações no sistemade acompanhamento técnico online.

A frequência de leitura de cada elemento era relacionada aos fatores externos tais como,posicionamento da frente de escavação, comportamento do maciço escavado, ocorrência de in dí -cios visuais (trincas em paredes ou estruturas, aclive em piso, entre outros), variação acentuada deleitura de algum elemento, ações especiais da equipe de produção, reclamação/solicitação dos mo -ra dores ou qualquer outro tipo de situação anormal em relação ao comportamento previsto emprojeto ou pelo ATO.

Desta forma, a definição da periodicidade e frequência de leitura foi definida em comumacordo entre a equipe de instrumentação, o ATO, a empreiteira e o projetista. Em alguns momentoscríticos, determinados elementos instrumentados foram lidos até três vezes ao dia, fornecendo sub -sí d io para a interpretação da evolução das movimentações do maciço e para a tomada de decisão.

3.3 – Acompanhamento técnico da obra

Além das funções habituais de um ATO, descritas na literatura e vivenciadas na prática(Moreno Tallón, 1996; Kochen, 2009; Murakami, 2001; Cândido, 2010; Ribeiro Neto, 1999),devido à complexidade geológica, geográfica e social da obra, foram desenvolvidas ferramentascomputacionais via web, para auxiliar o acompanhamento técnico, descrito anteriormente. Durantea execução desta obra o sistema foi criado, aprimorado e testado em relação à sua aplicabilidade.

Além disto, técnicas de geoestatística foram aplicadas para auxiliar o ATO na interpretação dasinformações da instrumentação e a relação entre as leituras dos diversos instrumentos. Isto resultouem uma ferramenta eficiente para avaliar a variabilidade espacial do dado e, desta forma, fornecersubsídios para uma tomada de decisão.

143

3.3.1 – Aplicação do sistema de suporte à decisão

O Sistema de Acompanhamento Técnico Online de Suporte à Decisão aplicado ao Túnel DoisLeões foi um sistema adicional ao trabalho do ATO. Comparando com o ATO habitual e ossoftwares existentes para a interpretação dos dados de instrumentação, as seguintes vantagensforam observadas:

• Acesso restrito e seguro somente para os responsáveis pela obra (projetistas, consultores,fiscalização, construtor e proprietário da obra);

• Ferramenta amigável e versátil, em função de ser uma página online, com links intuitivos àsin for mações, não exigir a instalação de software e não necessitar de cursos técnicos para o uso;

• A associação de um WebGIS a uma base de dados permite organizar e acessar todas as infor -ma ções da instrumentação da obra de forma eficiente e rápida. Além da inserção da plantade localização da obra (as built) e da instrumentação, o WebGIS possibilita visualizar as aná -lises geoestatísticas dos dados da instrumentação;

• O Relatório Diário de Obra online permite o compartilhamento das informações e comen tá -rios diários sobre o andamento da obra entre todos os responsáveis, além da descrição dasanálises da leitura dos instrumentos, observações das vistorias, do plano de escavação e doandamento da obra feitos pelo ATO;

• O acesso ao banco de dados e a combinação gráfica de vários instrumentos, conforme anecessidade do usuário, foi um grande diferencial possibilitando análises mais específicas ecomparativas das leituras da instrumentação;

• A aglutinação de todas as informações em um só lugar, tanto do cotidiano da obra quanto dainstrumentação e sua avaliação, foi de suma importância para tomadas de decisão, intervindodiretamente na logística, na velocidade de avanço da escavação do túnel e na execução doreforço.

Algumas desvantagens também foram identificadas tais como: os dados de convergência nãoforam disponibilizados para o usuário no WebGIS em planta e em seção, pois a inserção da leituraera manual e não havia ferramenta para análise geoestatística no próprio WebGIS. Outra des van ta -gem importante foi a ausência de parâmetros de alerta para alguns instrumentos pelos responsáveisda obra. Portanto, não foi possível aplicar este recurso para emissão de alertas, tampouco verificarse as condições reais de movimentação do maciço e de capacidade de suporte do reforço seencontravam na faixa de valores previstos em projeto.

3.3.2 – Análise geoestatística

A geoestatística tem tido aplicação crescente na geotecnia tanto no Brasil quanto no exterior.A maioria dos trabalhos avalia a variação espacial de parâmetros de resistência do solo (Schuler et

al., 2007; Miqueletto e Dyminski, 2004; Dyminski et al., 2002; Carvalho e Cavalheiro, 2000;Xavier, 1999; Sturaro, 1994; Mackean e Rosenbaum, 1990). Na engenharia de túneis, Veldkamp et

al. (2001) mostram a aplicação das técnicas de geoestatística, krigagem e simulação estocástica, eminformações de banco de dados de ensaios CPT do túnel de Heinenoord na Holanda. Os autoresobtêm um modelo de malha tridimensional de resistências, indicando as zonas de elevada e baixaresistência atravessadas pelo túnel. Com isto, nota-se que a geoestatística tem sido aplicada nageotecnia habitualmente para avaliar e caracterizar um determinado parâmetro de resistência e suavariação espacial.

144

Esta pesquisa propõe o uso de técnicas de análise espacial do dado para auxiliar o ATO nainterpretação do dado da instrumentação. O objetivo deste tipo de análise é verificar, para umamesma data de leitura, o comportamento de vários instrumentos de mesmo tipo (por exemplo, pinosde recalque em edificações) e avaliar a variação espacial do dado em função do avanço daescavação. Dentre os diversos métodos de avaliação da variação espacial do dado, optou-se porutilizar a metodologia de krigagem ordinária, uma vez que representa o método que permite estimaro valor desconhecido associado a um ponto, área ou volume, a partir de um conjunto de n dadosdisponíveis.

Para a análise geoestatística foi utilizado a função do ArcGIS: Geostatistical Analyst &Geostatistical Wizard, com geração e calibração do semi-variograma, determinação dos dados“vizinhos” e por fim a análise da validade do modelo adotado através dos gráficos do modelo deprevisão, erro associado a este modelo, erro normalizado e do gráfico Normal QQPlot, o qual plotao valor do dado real e do erro normalizado.

Neste trabalho, a krigagem ordinária foi aplicada para diferentes dados de instrumentaçãoexterna da obra: (i) Pinos de Recalque com o intuito de avaliar a variação à movimentação dife ren -cial das edificações e (ii) Marcos e Tassômetros com o intuito de avaliar o adensamento do maciço.Para esta análise, foi utilizado o software ArcGIS 8.0 para a geração do mapa de isovalores dosdados de recalque, que em seguida era inserido no WebGIS.

Esta metodologia foi aplicada diariamente, com a chegada da informação da instrumentação.Tendo em vista o grande volume de dados analisados, este trabalho apresenta somente os resultadosem algumas datas específicas, conforme indicadas no Quadro 1. Estas datas foram escolhidas emfunção do histórico de movimentação do maciço.

3.3.2.1 – Análises geoestatísticas dos marcos e tassômetros das seções de instrumentação externas

Alguns resultados das análises geoestatísticas em datas específicas da obra, considerando osdados das Seções Externas de Instrumentação, são apresentadas no Quadro 2. Comparando asFiguras 9 e 10, observa-se a evolução do assentamento do maciço e o valor do recalque máximoatingido em relação à localização das seções de instrumentação.

145

Quadro 1 – Datas específicas para apresentação da análise geoestatistica.

Datas Evento Ocorrido na Obra

17/2/2009 Início do Acompanhamento Técnico da Obra

03/03/2009 Execução das linhas de enfilagens no Emboque Rainha

31/03/2009 Início da escavação do Emboque Porto

19/05/2009Proximidade do encontro das duas frentes de escavação, grande movimentação dainstrumentação de recalque (Marcos e Tassômetros e Pinos de Recalque)

02/06/2009 Abertura total do túnel e reforço

08/07/2009 Término da execução do rebaixo e última leitura da instrumentação

Considerando os resultados obtidos nas análises geoestatísticas dos marcos e tassômetros dasseções externas com as informações coletadas durante o acompanhamento técnico da obra,observa-se que:

• A região mais crítica de escavação já era esperada no trecho do túnel onde estão localizadasas seções SE-07 e SE-08. Isto se deve ao fato do maciço de cobertura apresentar, no máximo,12 metros e ainda se situar na região da falha geológica de Salvador, com materiais de baixacapacidade de suporte (saprolito e rocha alterada mole). A cada avanço da escavação, com -pa rava-se a evolução da distribuição espacial dos recalques. Os resultados indicaram que asseções SE-07 e SE-08 sofreram os maiores recalques durante a execução da escavação dacalota e do rebaixo. O estudo geoestatístico dos dados indicou ao ATO a localização e ostipos de instrumentos nos quais as leituras deviam ser obtidas com maior frequência e, prin -ci palmente, identificou a região crítica que deveria receber maior atenção durante a visitatécnica diária;

• Entre os dias 19/05/2009 e 22/06/2009, os instrumentos da seção SE-08 apresentaram amaior variação dos recalques, atingindo aproximadamente 51mm. Durante este período, aescavação foi executada muito rapidamente e os reforços previstos em projeto não foraminstalados conforme as recomendações. A análise geoestatística foi fundamental para o ATOjustificar os riscos impostos pela escavação. Por duas vezes, a escavação foi interrompidapara a execução dos reforços faltantes e a estabilização das leituras da instrumentação. Alémdisto, o projeto foi revisto e ajustado com menor espaçamento entre as cambotas e maiorrigidez do concreto;

• A análise do dia 08/07/2009 com os últimos dados coletados da instrumentação, após otérmino da escavação do túnel e execução de todos os reforços estruturais, indicou que omaciço atingiu o valor máximo de recalque, de aproximadamente 55mm, no marcosuperficial MS-04 da seção SE-08. Este valor é muito elevado quando comparado com oestabelecido em projeto, de apenas 1mm. A análise geoestatística também permitiu iden ti fi -car que os instrumentos que mais recalcaram (MS-03, MS-04 e TS-01 da SE-08) estavamexa tamente no eixo do túnel e próximos a sua abóbada, indicando uma área específica deplas tificação do maciço.

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Quadro 2 – Resumo dos resultados da análise geoestatística dos marcos e tassômetros - Seções Externas.

Datas Faixa de valoresmáximos derecalque (mm)

Área crítica

17/2/2009 10,62 - 12,00 Seção SE-07 entre os MS-03 e MS-04, incluindo o TS-01

03/03/2009 11,00 - 12,40 Seção SE-07 entre os MS-03 e MS-05, incluindo o TS-01

31/03/2009 19,10 - 21,40 Seção SE-07 entre os MS-03 e MS-06, incluindo o TS-01

19/05/2009 27,66 - 30,90 Seção SE-08 entre os MS-03 e MS-04, incluindo o TS-01

02/06/2009 45,50 - 50,70 Seção SE-08 entre os MS-03 e MS-04, incluindo o TS-01

08/07/2009 48,76 - 54,30 Seção SE-08 entre os MS-03 e MS-05, incluindo o TS-01

147

Fig. 9 – Análise geoestatística dos recalques medidos por marcos e tassômetros - 17/02/2009.

Fig. 10 – Análise geoestatística dos recalques medidos por marcos e tassômetros - 08/07/2009.

3.3.2.2 – Análises geoestatísticas dos pinos de recalque nas edificações

As análises geoestatísticas dos pinos de recalques em datas específicos da obra, considerando osdados das Seções Externas de Instrumentação, são apresentadas no Quadro 3. Comparando as Figuras11 e 12, observa-se a evolução do assentamento do maciço, o recalque diferencial nas edi fi cações e ovalor do recalque máximo atingido em relação à localização das seções de ins tru men ta ção.

Considerando os resultados obtidos das análises geoestatísticas dos pinos de recalque dasedificações e as informações coletadas durante o acompanhamento técnico da obra, observa-se que:

• A análise da leitura inicial em 17/02/009 mostrou que os pinos dos edifícios A e B apre sen -ta ram os maiores recalques, mesmo não sendo os pinos mais próximos da frente de esca va -ção. Isto indicou ao ATO os edifícios que já apresentavam recalque diferencial e que mere -ce riam maior controle e vistorias;

• Com o avanço da frente de escavação e a variação de rocha sã para rocha alterada, indi vidua -lizada no mapeamento geológico/geotécnico, a análise geoestatística mostrou uma ace lera çãona evolução dos recalques diferenciais nos edifícios A e B, especialmente no período de17/02/2009 a 31/03/2009. Isto ocorreu em virtude da frente de escavação avançar exata men -te abaixo destes edifícios;

• A análise geoestatística do dia 31/03/2009 indicou que, mesmo com a frente de escavação jádistante das edificações de cerca de 30m, os mesmos ainda sofriam recalques, sem tendênciade estabilização. Em virtude disto, a obra foi interrompida para a realização de um reforçona área de ocorrência dos recalques. Estas informações foram fundamentais para o ATOjustificar a interrupção da escavação e a execução dos reforços faltantes até a estabilizaçãodas leituras da instrumentação;

• Após este período crítico, com o reforço completamente executado, as leituras dos pinos derecalque se estabilizaram, não mais sendo influenciados pelo avanço da frente de escavação.No entanto, ressalta-se que o recalque diferencial, especialmente no Edifício B, atingiu cercade 21mm, resultando no aparecimento de trincas nas paredes destas edificações.

148

Quadro 3 – Resumo dos resultados da análise geoestatística dos pinos de recalque - Seções Externas.

Datas Faixa de valoresmáximos derecalque (mm)

Área crítica

17/2/2009 5,63 - 6,90 Pinos PR-106, PR-100, PR-89 e PR-88

03/03/2009 6,26 - 7,60 Pinos PR-106, PR-100, PR-90, PR-89, PR-88 e PR-87

31/03/2009 13,70 - 15,94 Pinos PR-100, PR-91, PR-90, PR-89, PR-88 e PR-87

19/05/2009 14,24 - 16,50 Pinos PR-90 e PR-89

02/06/2009 18,4 - 21,10 Pinos PR-100, PR-90 e PR-89

08/07/2009 18,52 - 21,00 Pinos PR-100, PR-90 e PR-89

149

Fig. 11 – Análise geoestatística dos recalques medidos por pinos – 17/02/2009.

Fig. 12 – Análise geoestatística dos recalques medidos por pinos - 08/07/2009.

3.3.2.3 – Análise da aplicação da geoestatística

As principais contribuições da aplicação da geoestatística para a avaliação diária da variaçãoespacial dos dados durante o acompanhamento técnico da execução do Túnel Dois Leões, foram:

• Identificação da zona de influência da frente de escavação e a sua movimentação espacial;

• Avaliação da influência da frente de escavação em relação a ocorrência de recalques dife ren -ciais das edificações e orientação do ATO quanto à frequência de vistorias das estruturas;

• Avaliação temporal da evolução da movimentação do maciço, através da comparação dasanálises diárias;

• Identificação das zonas do maciço menos resistentes e/ou mais deformáveis, indicando anecessidade de atenção ao plano de avanço da escavação e reforço estrutural;

• Possibilidade de análise da evolução dos dados de recalque em diferentes tipos de ins tru men tos,no caso comparação entre os Pinos de Recalque e as Seções de Instrumentação Externas (Marcose Tassômetros). Mesmo apresentando magnitudes diferentes de medidas, pode-se avaliar, con for -me o avanço da escavação, a zona de influência da obra, no maciço e nas edificações;

• Neste estudo as análises das seções de instrumentação externas, compostas por marcos su -per ficiais e tassômetros, indicaram que as maiores movimentações ocorreram nas seções SE-07 e SE-08 e que o instrumento que mais se movimentou foi o marco superficial MS-04 nasduas seções analisadas, atingindo um valor máximo de recalque igual a 54,3mm. A análisedos pinos de recalque também indicaram que os Edifícios A e B sofreram recalques diferen -ciais da ordem de 10mm em direção ao eixo do túnel.

4 – CONSIDERAÇÕES FINAIS

O Sistema de Acompanhamento Técnico Online de Suporte à Decisão, desenvolvido nestetrabalho foi fundamental para o monitoramento da execução do Túnel Dois Leões, na cidade deSalvador. O sistema facilitou o entrosamento e a comunicação entre a construtora, o projetista e oacompanhamento técnico. As decisões em relação ao andamento da obra, projeto, logística, plano defogo, avanço da escavação e execução de reforço de projeto do túnel foram tomadas em con jun to, vistoa facilidade de visualização e de integração dos dados oferecida pela ferramenta amigável e versátil.

Este trabalho não teve como objetivo comparar metodologias de análise espacial de dados,apenas indicou a possibilidade do uso de geoestatística para auxiliar o ATO. Utilizando tal análisecomo subsídio técnico para avaliar a distribuição dos recalques, tanto no maciço quanto nas estru -tu ras do entorno da obra. Pois, juntamente com a base de dados em GIS, permitiram a identificaçãoe acesso a informações dos instrumentos próximos a frente de escavação pelo ATO. Além distoauxiliou na identificação de locais que mereciam uma vistoria mais cuidadosa e atenta, prin ci pal -men te na detecção de trincas em paredes e pisos.

Destacam-se ainda os benefícios tecnológicos relacionados com a aplicação deste sistema naobra do Túnel Dois Leões: (i) Redução do risco envolvido na operação e, consequentemente, a maxi -mização do investimento e aumento da segurança na obra; (ii) Grande contribuição para a tomadade decisão por meio da integração da equipe técnica responsável, uma vez que todas as in for maçõesda obra e da empresa são armazenadas em um único ambiente; e (iii) Ferramenta de fácil acesso,ágil, clara e integradora de todos os documentos, arquivos, imagens e leituras de instru men ta ção.

5 – AGRADECIMENTOS

Os autores agradecem a CAPES-MEC pelo apoio à pesquisa e o auxílio das empresas:Terratek, Odebrecht e GeoVoxel.

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6 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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151

ESTUDO DA DURABILIDADE DE RCD E DO ASIC PARA APLICAÇÃO NA CAMADA DE DRENAGEM E RECOLHA DOS LIXIVIADOSEM ATERROS DE RESÍDUOS

Durability study of C&DW and ISAC for application in the leachatecollection and drainage layer of waste landfills

Gonçalo Manuel Rodrigues*António José Roque**A. Paula F. da Silva***

RESUMO – A valorização de resíduos em obras de engenharia civil representa uma importante vantagemambiental e económica. Neste contexto, contribui-se com a avaliação da viabilidade técnica da aplicação de umagregado reciclado de betão britado – ABRCD, resultante do processamento de resíduos de construção e demolição– RCD, e de um agregado siderúrgico inerte para a construção – ASIC, processado a partir de escórias de aciariade forno de arco elétrico – FAE, na construção da camada de drenagem e recolha dos lixiviados existente nosaterros de resíduos. No artigo apresentam-se e analisam-se os resultados do estudo da durabilidade dos doisagregados reciclados em contacto com água e com um lixiviado recolhido num aterro de resíduos sólidosurbanos. Nesta avaliação foi relevante o comportamento observado com dois agregados naturais, o basalto – BASe o calcário – CAL. Conclui-se que, nas condições de ensaio adotadas e numa perspetiva de durabilidade, os doismateriais apresentam comportamento que perspetiva a sua reciclagem na construção da referida camada, bemcomo em obras geotécnicas e infraestruturas de transporte em geral.

SYNOPSIS – The valorisation of waste as civil engineering works represents an important environmental andeconomic advantage. In this context, it is intended to evaluate the technical feasibility of applying a crushedconcrete recycled aggregate – CCCDW, processed from construction and demolition waste – C&DW, and aninert steel aggregate for construction – ISAC, processed from electric arc furnace – EAF steel slag, in theconstruction of the landfill leachate collection and removal system. This paper presents and discusses theresults of the durability study of both recycled aggregates in contact with water and a leachate collected in amunicipal solid waste landfill. The behaviour observed with two natural aggregates, basalt – BAS andlimestone – CAL was relevant in this evaluation. The paper concludes that, under the test conditions adoptedand in a perspective of durability, the behaviour of the two materials is adequate for their recycling in theleachate collection and removal system, as well in geotechnical works and transport infrastructures in general.

PALAVRAS CHAVE – Escórias de aciaria, resíduos de construção e demolição, durabilidade.

NOTA DO EDITOR – Este artigo foi submetido à Revista Geotecnia em face da atribuição do Prémio JovensGeotécnicos em Língua Portuguesa de 2013 - Menção Honrosa ao seu primeiro autor, tendo por base a dissertaçãode mestrado apresentada à Faculdade de Ciências e Tecnologia da Universidade Nova de Lisboa e desenvolvidano Laboratório Nacional de Engenharia Civil, ao abrigo do protocolo existente entre estas duas entidades.

41Geotecnia n.º 132 – novembro/noviembre 2014 – pp. 41-67

* Engenheiro Geólogo, Mestre em Engenharia Geológica (Geotecnia).E-mail: gms_rodrigues@hotmail.com

** Investigador Principal, Departamento de Geotecnia, Laboratório Nacional de Engenharia Civil.E-mail: aroque@lnec.pt

*** Professora Auxiliar, Departamento Ciências da Terra – Centro de Investigação em Ciência e EngenhariaGeológica, Faculdade de Ciências e Tecnologia, Universidade NOVA de Lisboa. E-mail: apfs@fct.unl.pt

1 – INTRODUÇÃO

O grande volume de resíduos produzidos nas diversas atividades domésticas, agrícolas,comer ciais e industriais, aliado à falta de medidas direcionadas para a sua valorização, contri buí -ram, em certa medida, para o atual estado de degradação do ambiente. No sentido de inverter estepanorama, um número crescente de países tem vindo a contemplar nas suas disposições legaispolíticas direcionadas para promover um desenvolvimento sustentável e incentivar a reciclagem deresíduos, designadamente através dos agregados reciclados, quando estes apresentam compor ta -men to adequado para as obras de engenharia civil, pelo menos equivalente ao assegurado pelosagre gados naturais que substituam.

A Diretiva 75/442/CEE do Conselho, de 15 de julho de 1975 (Diretiva 75/442/CEE, 1975), foium marco em matéria de gestão integrada de resíduos, numa perspetiva da sua reciclagem futura,ao aproximar as diferentes legislações nacionais dos vários estados-membros que à data integravama União Europeia e ao ter, como objetivos, a proteção do ambiente e da saúde pública, a promoçãoda recuperação dos resíduos e a utilização dos materiais reciclados (Freire, 2011).

Em Portugal, o quadro jurídico da gestão de resíduos foi pela primeira vez estabelecido em1985, por meio da publicação do decreto-lei – DL, nº 488/85, de 25 de novembro (DL 488/85,1985), que lançou as bases para um sistema de registo obrigatório de resíduos e para a definição decompetências e responsabilidades no domínio da gestão dos mesmos. Por esta via, pretendia-seimplementar uma estratégia que promovesse a redução do volume de resíduos produzidos, acom -panha da do desenvolvimento de processos tecnológicos que permitissem, em primeira instância, asua reciclagem (Rodrigues, 2012).

O enquadramento legal mais recente no país em matéria de gestão integrada de resíduos, oDL nº 178/2006, de 5 de setembro (DL 178/2006, 2006), alterado e republicado pelo DL nº 73/2011,de 17 de junho (DL 73/2011, 2011), passou a estabelecer o regime geral aplicável à prevenção,produção e gestão de resíduos – RGPPGR. De entre as alterações introduzidas ao regime geral dagestão de resíduos – RGGR, previsto no diploma inicial, salienta-se a prioridade do reforço daprevenção da produção de resíduos e do fomento da sua reutilização e reciclagem com vista aprolongar o seu uso na economia antes de os devolver, em condições adequadas, ao meio natural,e a importância de promover o pleno aproveitamento do novo mercado organizado de resíduoscomo forma de consolidar a sua valorização e de estimular o aproveitamento de resíduos espe cí fi coscom elevado potencial de valorização. Para a concretização destes objetivos foram, entre outros,estabelecidos requisitos para que substâncias ou objetos resultantes de um processo pro du ti vopossam ser considerados subprodutos e não resíduos, e critérios para que determinados resí duosdeixem de ter o estatuto de resíduo; foi prevista a utilização de pelo menos 5% de materiais re ci -cla dos em empreitadas de obras públicas; e o âmbito do mercado organizado de resíduos foi alar -ga do aos subprodutos, aos materiais reciclados e aos resíduos perigosos, conferindo-lhe uma maiorversatilidade e facilitando e potenciando a valorização de outros tipos de resíduos.

A reciclagem de resíduos em obras de engenharia civil deve ser previamente avaliada me dian tea realização de um estudo que contemple a determinação das suas propriedades ambientais e deengenharia. Caso o seu potencial poluente não coloque em risco o ambiente e a saúde pública, e assuas propriedades de engenharia garantam um desempenho adequado daquelas obras ao longo do seutempo de vida útil, é de privilegiar a utilização daqueles materiais alternativos em detrimento dosmateriais naturais, num quadro de uma política de construção e de gestão de recursos susten tá vel.

A durabilidade dos agregados reciclados, à semelhança dos agregados naturais, é fundamentalao adequado funcionamento das obras de engenharia civil que os incorporem. Verificou-se, porém,que na bibliografia consultada não foram referenciados estudos sobre esta temática, facto que sejustifica por a utilização dos agregados reciclados ainda ser uma aplicação relativamente recente,contrariamente à dos agregados naturais, cuja utilização e comportamento em obras de engenharia

42

civil se encontram extensamente estudados e documentados. Entendeu-se, por isso, que seria domaior interesse proceder ao estudo da durabilidade dos agregados reciclados, para os quais seperspetiva uma crescente utilização futura nas obras de engenharia civil, designadamente pornecessidade de cumprimento das metas de reutilização, reciclagem e outras formas de valorizaçãomaterial de resíduos, até 2020 (DL 73/2011, 2011).

Neste artigo apresenta-se o estudo da durabilidade de um agregado reciclado de betão bri -tado – ABRCD, resultante do processamento de resíduos de construção e demolição – RCD, e de umagregado siderúrgico inerte para a construção – ASIC (designação comercial do produto emPortugal), resultante do processamento de escórias de aciaria de forno de arco elétrico – FAEprocessada, com vista à utilização de ambos na construção da camada de drenagem e recolha doslixiviados existente no sistema de proteção basal ativo dos aterros de resíduos, bem como em obrasgeotécnicas e em infraestruturas de transporte. No país produzem-se, anualmente, cerca de 7,5×106

toneladas – ton, de RCD (Roque, 2010) e 250×103 ton de ASIC (Roque et al., 2010).O estudo da durabilidade do ABRCD e do ASIC foi efetuado com recurso ao ensaio de desgaste

em meio aquoso – DMA, previsto no “Suggested method for determination of the slake-durabilityindex” da International Society for Rock Mechanics – ISRM (ISRM, 1977), tendo-se utilizado doismeios aquosos: água, da rede de abastecimento público, e um lixiviado, recolhido num aterro deresíduos sólidos urbanos – RSU. A utilização da água, o meio aquoso habitualmente utilizado nosensaios de DMA, teve como propósito: a) servir de referência aos resultados obtidos com olixiviado e aos valores existentes na bibliografia sobre agregados naturais; e b) avaliar a dura bi li -da de do ABRCD e do ASIC neste meio, por ser o fluido mais corrente nas obras geotécnicas,designadamente na camada de drenagem do sistema de selagem final dos aterros de resíduos, e nasinfraestruturas de transporte. A utilização do lixiviado justifica-se, por um lado, pelo elevado volumede material que pode ser utilizado na construção da camada de drenagem e recolha dos lixiviadose, por outro, por os aterros de resíduos continuarem a ser construídos ou ampliados no país.

Em complemento aos ensaios de DMA, procedeu-se, antes e após a sua realização, à análisepetrográfica (macro- e microscópica) e à caracterização física (massa volúmica real – MVR, massavolúmica aparente – MVA, porosidade efetiva – Pe, e teor máximo em água de absorção – wmax) dosdois agregados reciclados.

O mesmo programa experimental realizado com os agregados reciclados foi aplicado a doisagregados naturais, um de basalto – BAS, e outro de calcário – CAL, com o objetivo dos resultadosobtidos servirem de referência aos obtidos com os agregados reciclados. A relevância desta com -pa ração assenta na já referida inexistência de estudos na bibliografia consultada sobre a dura bi li da -de dos agregados reciclados selecionados e de estes existirem para aqueles dois agregados naturais.

Ao exposto, acresce, que de acordo com o DL n° 183/2009 (2009), de 10 de agosto, o materiala aplicar na construção da camada de drenagem e recolha dos lixiviados deve ser isento de materialcalcário face à possível dissolução do carbonato de cálcio (CaCO

3). Deste modo, comple men tar -

men te ao objetivo principal acima descrito, também se avaliou a durabilidade do CAL em presençado lixiviado.

Após se descreverem os quatros materiais selecionados para a realização do estudo e osmétodos utilizados na sua amostragem e na realização dos ensaios, apresentam-se os resultadosobtidos e respetivas análises. Por último, expõem-se as principais conclusões resultantes do estudodesenvolvido.

43

2 – LEGISLAÇÃO E REGULAMENTAÇÃO TÉCNICA PARA A RECICLAGEM DOS RCD E DAS ESCÓRIAS DE ACIARIA DE FAE

No caso dos RCD, foi publicado em Portugal um diploma, o DL nº 46/2008, de 12 de março(DL 46/2008, 2008), que passou a estabelecer o “(…) regime das operações de gestão de resíduosresultantes de obras, de demolições de edifícios ou de derrocadas (…) compreendendo a sua pre -ven ção e reutilização e as suas operações de recolha, transporte, armazenamento, triagem, trata -men to, valorização e eliminação” (Freire, 2011), e com o qual se procurou adotar uma abordagemque garantisse a sustentabilidade ambiental da atividade da construção civil numa lógica de ciclode vida, definindo-se as metodologias e práticas a adotar nas fases de projeto e de execução da obrasegundo princípios subjacentes à hierarquia da gestão de resíduos (Fortunato et al., 2009). SegundoMimoso (2007, in Lourenço, 2007), o interesse em legislar sobre esta matéria devia-se à neces sida -de de definir uma política pública dirigida para a gestão do fluxo de RCD que permitisse criar ins -tru mentos de acompanhamento dos volumes gerados desde a sua origem até ao seu destino final;incentivasse a triagem e valorização dos resíduos em detrimento do seu abandono ilegal ou da de -po sição em aterro; e clarificasse a atividade de transporte mediante a definição de regras a cumprirpor parte das empresas responsáveis por esta atividade e a distinção entre a sua missão e a de umoperador de gestão de resíduos.

No que respeita à escória de aciaria de FAE, não existe qualquer tipo de legislação específicano país, pelo que, neste caso, as operações de gestão deste resíduo são reguladas em concordânciacom o disposto no DL 73/2011 (2011).

Dada a inexistência de legislação específica em Portugal para a classificação da perigosidadeambiental dos resíduos a aplicar em obras de engenharia civil, a sua reciclagem é aceite pela auto -ri dade reguladora nacional, a Agência Portuguesa do Ambiente – APA, desde que pertençam àcategoria de resíduos admissíveis em aterros para resíduos inertes, definida pelo DL nº 183/2009,(DL 183/2009, 2009), por se considerar que em tais condições não existe risco para o ambiente epara a saúde pública. As especificações LNEC E 471 (2009), LNEC E 473 (2009) e LNEC E 474(2009), contempladas pelo DL 46/2008 (2008), preveem, a par de uma caracterização física emecânica, um controlo ambiental dos RCD com a frequência mínima de duas vezes por ano. Nocaso das escórias de aciaria de FAE, não existe legislação específica que defina a caracterizaçãoambiental e de engenharia a realizar. Contudo, estudos já realizados por Roque et al. (2010) de mons -traram tratar-se de um resíduo inerte, admissível em aterros para resíduos inertes, e Gomes Correia et

al. (2012) concluíram que as suas características de engenharia são adequadas à sua utilizaçãocomo material granular não ligado em camadas de pavimentos rodoviários e em aterros estruturais.

3 – PROGRAMA EXPERIMENTAL

A avaliação da durabilidade dos quatro materiais selecionados para estudo foi efetuadamediante a realização de ensaios de DMA conforme previsto pelo método da ISRM já indicado.Porém, com o objetivo de simular condições químicas e mecânicas mais agressivas e prolongadasdo que as previstas no método, procedeu-se a algumas alterações.

Para cada material prepararam-se quatro conjuntos de provetes identicamente preparados. Emtodos os conjuntos, aos dois ciclos de desgaste do ensaio de DMA recomendados pelo método, de10 minutos – min cada um, à velocidade constante de 20 rotações por minuto – rpm, efetuou-se umterceiro ciclo de desgaste com a duração de 30 min (600 rotações, no total), pretendendo-se, comeste último ciclo, submeter os materiais a ações mecânicas mais prolongadas. Os três ciclos dedesgaste totalizaram, assim, 1000 rotações. Dois conjuntos de cada material foram ensaiados emágua e os restantes dois em lixiviado.

44

Dois dos conjuntos ensaiados em cada material foram, antes da realização do ensaio de DMA,imersos por um período de tempo de 15 dias em água e em lixiviado. Com esta imersão préviapretendeu-se prolongar o tempo de contato dos materiais com o meio aquoso de ensaio.

O potencial hidrogeniónico – pH, do lixiviado, que no momento da recolha no aterro de resíduosera de 7,6, foi acidificado em laboratório até se atingir um pH de 5,5. Com esta aci di fi ca ção pretendeu-se criar condições químicas mais agressivas que as normalmente obser va das nos aterros de RSU.

Paralelamente aos ensaios de DMA, procedeu-se, antes e após a sua realização, à análisemacro e micropetrográfica e à caraterização física (MVR e MVA, Pe e wmax) dos quatro materiais estu -dados. Estes ensaios decorreram com o objetivo de avaliar a ocorrência de alterações nos materiaisapós os ensaios de DMA, e a expressão das mesmas. O quadro 1 resume os ensaios efetuados eidentifica os provetes utilizados. Com os provetes virgens (ABRCD, ASIC, BAS e CAL) apenas seprocedeu à análise petrográfica e à sua caracterização física, como mostra o quadro.

4 – MATERIAIS

4.1 – Agregado reciclado de betão britado de RCD (ABRCD)

A amostra de ABRCD utilizada no estudo proveio do processamento de RCD de diversas obrasde demolição na central de reciclagem da empresa Demotri, S.A., a operar no Seixal (figura 1). Estaempresa é a responsável no Grupo Ambigroup pela área das demolições. O processamento dosRCD com vista à sua valorização como agregado reciclado é descrito em Rodrigues (2012).

45

Quadro 1 – Resumo dos ensaios efetuados.

Ensaio Meio aquoso Provete

Antes do ensaio de DMA

– Análise petrográfica– Caracterização física

–

ABRCD

ASICBASCAL

Após ensaio de DMA, sem imersão

prévia

– Análise petrográfica– Caracterização física

Água (A)

ABRCD_DMA_A

ASIC_DMA_A

BAS_DMA_A

CAL_DMA_A

Lixiviado (L)

ABRCD_DMA_L

ASIC_DMA_L

BAS_DMA_L

CAL_DMA_L

Após ensaio de DMA, com imersão

(I) prévia de 15 dias

– Análise petrográfica– Caracterização física

Água (A)

ABRCD_DMAI_A

ASIC_DMAI_A

BAS_DMAI_A

CAL_DMAI_A

Lixiviado (L)

ABRCD_DMAI_L

ASIC_DMAI_L

BAS_DMAI_L

CAL_DMAI_L

O processo de amostragem do ABRCD no parque da Demotri decorreu de forma empírica, porse considerar que a qualidade e a representatividade da amostra não seriam prejudicadas caso nãose adotasse a totalidade das recomendações propostas em documentos técnicos, em particular nosrelatórios técnicos TR 15310 (2006). As principais razões para adotar a metodologia seguida foram:a natureza do material amostrado; as condições do local da amostragem; o modo como o materialse encontrava depositado; e os condicionalismos associados aos ensaios realizados no presenteestudo, tais como, a dimensão e a forma dos provetes.

No quadro 2 é apresentada uma folha de registo, adaptada da norma ASTM D 4687 (1995),onde constam os elementos informativos mais relevantes do processo de amostragem do ABRCD.A figura 2 complementa visualmente alguma da informação apresentada no quadro 2.

46

Fig. 1 – Localização dos materiais.

47

Fig. 2 – Amostragem do ABRCD: a) pilha de material; b) recolha de um bloco.

Quadro 2 – Registo do processo de amostragem do ABRCD.

Nome da empresa Demotri, S.A. (Grupo Ambigroup).Data darecolha

07/04/2011Localização dainfraestrutura

Parque Seixal/Casal do Marco – freguesia daArrentela (Seixal).

Tipo de procedimento paraa produção do material

Descrito na presente secção.Tipo dematerial

Agregadoreciclado.

Descrição visualdo material

Material constituído por agregados naturais de duas dimensões, grossos e finos,envolvidos por uma matriz cimentícia e porosa, com forma irregular induzida

pelo processo de britagem.

Descrição do depósitode armazenamento

do material

O material encontrava-se depositado numa pilha a céu aberto (figura 2a). A pilhado material recolhido tinha cerca de 2 m de altura e 5 m de comprimento.

Composição químicado material

Sem informação.

Número de blocosrecolhidos

120 blocos de dimensões inferiores a 100 mm. Massa totalSem

informação.

Recipiente de recolha 5 sacos em nylon.

Finalidade daamostragem

Estudo da durabilidade do material com ensaios de DMA, com vista à avaliaçãoda sua adequabilidade para a construção da camada de drenagem e recolha

dos lixiviados dos aterros de resíduos.

Método deamostragem

Manual, sem recurso a qualquer tipo de equipamento de amostragem (figura 2b). Os critérios para a seleção das amostras foram estabelecidos em função das condições

impostas pelos ensaios de DMA. Como tal, os blocos selecionados apresentavamdimensões inferiores a 100 mm e uma forma preferencialmente quadrangular, para

facilitar a execução dos provetes necessários à realização daqueles ensaios.

Tipo de preservaçãoOs blocos foram transportados nos sacos em nylon para o LNEC, mantendo-se nos

mesmos, à temperatura ambiente, até à preparação dos provetes.

Parâmetros avaliadosin situ

Sem informação.

Observações suplementares Sem informação.

a) b)

4.2 – Agregado Siderúrgico Inerte para a Construção (ASIC)

A amostragem do ASIC decorreu conforme descrito para o ABRCD e foi realizada nasinstalações da unidade industrial da Siderurgia Nacional Empresa de Produtos Longos, S.A. – SN,sita no Seixal (figura 1). O processamento das escórias de aciaria de FAE com vista à sua valo ri za -ção como agregado reciclado é descrito em Roque et al. (2006).

No quadro 3 são apresentados os elementos informativos mais relevantes do processo deamostragem do ASIC, com alguma dessa informação a ser complementada com a figura 3.

48

Quadro 3 – Registo do processo de amostragem do ASIC.

Nome da empresa SN.Data darecolha

30/03/2011Localização dainfraestrutura

Avenida Siderurgia Nacional – freguesiade Paio Pires (Seixal).

Tipo de procedimento paraa produção do material

Descrito na presente secção.Tipo dematerial

Agregadoreciclado.

Descrição visualdo material

Material denso, de tonalidade escura (negra), textura vesicular e superfície áspera,irregular e cortante. Em algumas amostras de ASIC era visível, a olho nu,

a inclusão de pequenas partículas de ferro.

Descrição do depósitode armazenamento

do material

O material amostrado encontrava-se depositado em várias pilhas, a céu aberto(figura 3a). A pilha de onde o material foi recolhido tinha entre 3 e 5 m

de altura e uma extensão superior a 10 m.

Composição químicado material

Sem informação.

Número de blocosrecolhidos

200 blocos de dimensões inferiores a 100 mm. Massa totalSem

informação.

Recipiente de recolha 2 sacos em plástico.

Finalidade da amostragem Ver quadro 2.

Método de amostragem Ver quadro 2.

Tipo de preservação Ver quadro 2.

Parâmetros avaliadosin situ

Sem informação.

Observações suplementares Sem informação.

Fig. 3 – Amostragem do ASIC: a) pilha de material; b) recolha da amostra.

a) b)

4.3 – Basalto (BAS)

A amostragem do BAS foi realizada no parque de armazenamento da central de proces samen toda pedreira nº 2029 – Moita da Ladra, sita em Vialonga (Vila Franca de Xira, figura 1), da empresaAlves Ribeiro, S.A., tendo decorrido conforme descrito para os dois agregados reciclados. O en qua -dramento geológico da região onde se insere a pedreira e o método utilizado no proces samen to do BASsão descritos em Rodrigues (2012).

No quadro 4 são apresentados os elementos informativos mais relevantes do processo deamos tragem do BAS, com alguma dessa informação a ser complementada com a figura 4.

49

Quadro 4 – Registo do processo de amostragem do BAS.

Nome da empresa Alves Ribeiro, S.A.Data darecolha

30/03/2011Localização dainfraestrutura

Pedreira nº 2029 – Moita da Ladra – freguesiade Vialonga (Vila Franca de Xira).

Tipo de procedimento paraa produção do material

Descrito em Rodrigues (2012).Tipo dematerial

Rocha ígneabasáltica(agregadonatural).

Descrição visualdo material

Material denso, de tonalidade escura (negra), grão fino e forma irregularna fase da pré-britagem.

Descrição do depósitode armazenamento

do material

O material amostrado encontrava-se depositado numa pilha, a céu aberto (figura 4a).A pilha de onde o material foi recolhido tinha cerca de 10 m de altura

e uma extensão superior a 25 m.

Composição químicado material

Sem informação.

Número de blocosrecolhidos

25 blocos de dimensões superiores a 100 mm. Massa total 125 kg.

Recipiente de recolha 3 sacos em nylon.

Finalidade daamostragem

Utilização como material de referência na avaliação da durabilidadedos agregados reciclados.

Método de amostragem Ver quadro 2.

Tipo de preservação Ver quadro 2.

Parâmetros avaliadosin situ

Sem informação.

Observações suplementares Sem informação.

4.4 – Calcário (CAL)

A amostragem do CAL foi realizada no parque de armazenamento da central de proces samen toda pedreira Vale Grande nº 2, sita em Meca (Alenquer, figura 1), pertencente à empresa Agrepor,S.A., tendo decorrido conforme descrito para os dois agregados reciclados. O enquadramentogeológico da região onde se insere a pedreira e o método utilizado no processamento do CAL sãodescritos em Rodrigues (2012).

No quadro 5 são apresentados os elementos informativos mais relevantes do processo deamostragem do CAL, com alguma dessa informação a ser complementada com a figura 5.

50

Fig. 4 – Amostragem do BAS: a) pilha de material pré-britado; b) amostra recolhida.

a) b)

Quadro 5 – Registo do processo de amostragem do CAL.

Nome da empresa Agrepor, S.A.Data darecolha

30/03/2011Localização dainfraestrutura

Pedreira Vale Grande nº 2 – Freguesiade Meca (Alenquer).

Tipo de procedimento paraa produção do material

Descrito em Rodrigues (2012).Tipo dematerial

Rochasedimentar

calcária (agregadonatural).

Descrição visualdo material

Material compacto, de grão fino, cor branca a amarelada, com uma forma irregularem virtude do processo de britagem. Em alguns blocos de mão eram visíveis veios de

calcite e algumas zonas de tonalidade castanha-avermelhada e cinzenta.

Descrição do depósitode armazenamento

do material

O material amostrado encontrava-se depositado numa pilha, a céu aberto (figura 5a).A pilha de onde o material foi recolhido tinha cerca de 5 m de altura

e uma extensão superior a 15 m.

Composição químicado material

Sem informação.

Número de blocosrecolhidos

20 blocos de dimensões superiores a 100 mm. Massa total 100 kg.

Recipiente de recolha 3 sacos em nylon.

Finalidade daamostragem

Para além do já mencionado no quadro 4, permitir a avaliação da durabilidadedo material aos lixiviados, que a legislação atual (DL 183/2009, 2009)exclui para construir a camada de drenagem e recolha dos lixiviados.

4.5 – Lixiviado

O lixiviado foi recolhido na célula C do aterro de RSU da Amarsul, S.A., localizado no Seixal(figura 1). O aterro é composto por três células: na célula A foram depositadas 650x103 ton de RSU;a célula B recebeu cerca de 900x103 ton, tendo-se já iniciado o seu processo de selagem; e a célula C,em exploração desde 2001, prevendo-se o seu encerramento apenas em 2020. Rodrigues (2012)detalha a composição estrutural do aterro e a composição dos resíduos depositados.

Para o processo de amostragem recorreu-se, inicialmente, a uma bomba para permitir extrairo lixiviado existente no sistema de drenagem e recolha dos lixiviados do aterro de RSU (figura 6a)para um balde em plástico. De seguida, o lixiviado foi transferido para garrafões em polietileno,com auxílio de um funil (figura 6b), e, posteriormente, transportado para o LNEC, onde ficouarmazenado à temperatura de 4°C até à sua utilização nos ensaios.

51

Fig. 5 – Amostragem do CAL: a) pilha de material pré-britado; b) recolha da amostra.

a) b)

Fig. 6 – Amostragem do lixiviado no aterro de RSU: a) bombagem do lixiviado a partir do sistema dedrenagem e recolha; b) transferência do lixiviado recolhido para os recipientes de armazenamento a transportar.

a) b)

Quadro 5 (cont.) – Registo do processo de amostragem do CAL.

Método de amostragem Ver quadro 2.

Tipo de preservação Ver quadro 2.

Parâmetros avaliadosin situ

Sem informação.

Observações suplementares Sem informação.

Em laboratório, o lixiviado, que no momento da sua recolha no aterro de RSU apresentava umvalor de pH igual a 7,6, foi acidificado com uma solução a 50% de ácido clorídrico – HCl, até seatingir um pH de 5,5. Esta acidificação, cujo procedimento é detalhado em Rodrigues (2012),deveu-se, por um lado, ao facto dos lixiviados nos aterros de RSU poderem apresentar valores depH inferiores ao inicialmente medido e, por outro, por se pretender submeter os materiais a con -dições químicas mais agressivas que as normalmente observadas na camada de drenagem e recolhados lixiviados.

5 – MÉTODOS

5.1 – Análise petrográfica

O estudo macropetrográfico do ASIC, do BAS e do CAL seguiu o procedimento descrito nanorma NP EN 932-3 (2010), e no caso do ABRCD, a norma ASTM C 856 (2011) desenvolvida paraa análise petrográfica do betão. O estudo micropetrográfico, realizado em lâminas delgadas comrecurso a um microscópio petrográfico, seguiu o procedimento descrito na norma EN 12407 (2007)para o ASIC, o BAS e o CAL, e no caso do ABRCD, a norma ASTM C 856 (2011).

5.2 – Caracterização física

O ensaio para a determinação da MVR, da MVA, da Pe, e do wmax dos quatro materiais estudadosdecorreu segundo o procedimento descrito em LERO-PE01 (1993). Em cada ensaio utilizou-se umtotal de seis provetes, pelo que os resultados finais das quatro propriedades físicas correspondem àmédia dos resultados obtidos em cada um dos seis provetes.

5.3 – Durabilidade

O estudo da durabilidade dos dois agregados reciclados, o ABRCD e o ASIC, e dos dois agre ga dosnaturais, o BAS e o CAL, foi efetuado mediante a realização do ensaio de DMA. Tra ta-se de umatécnica laboratorial desenvolvida com o objetivo de avaliar a resistência do material rochoso, emparticular das rochas silto-argilosas (Jeremias, 2000), ao desgaste e à desintegração quandosubmetido a dois ciclos de desgaste de secagem e embebição (ISRM, 1977).

O ensaio foi realizado com recurso a um equipamento (figura 7) idêntico ao recomendado pelaISRM, exceto no número de tambores, quatro, no lugar dos dois propostos (figura 7a), o que serevelou particularmente útil, dado ter permitido empregar em cada ensaio realizado os dois meiosaquosos.

52

Fig. 7 – Equipamento utilizado no ensaio de DMA: a) vista geral do equipamento;b) pormenor do tambor em aço inoxidável.

a) b)

A partir de cada amostra de ABRCD, de ASIC, de BAS e de CAL foram preparados 40 provetes,cada um com uma massa compreendida entre 40 e 60 g, perfazendo deste modo, cada conjunto dedez provetes, um total variável entre 400 e 600 g. Os provetes de ABRCD, e dos dois agregados natu -rais, foram preparados com uma forma subangular, enquanto os provetes de ASIC apresentavamuma forma mais arredondada, ainda que não totalmente esférica, por impossibilidade de os prepararcom uma forma subangular, em resultado das características intrínsecas ao próprio material.A preparação dos provetes com formas subangular e arredondada, contrariamente ao indicado nomé to do da ISRM, que preconiza uma forma aproximadamente esférica, teve como propósito incre -men tar a exposição dos provetes à ação mecânica durante a realização do ensaio de DMA.

Os 40 provetes foram distribuídos de igual forma pelos quatro tambores cilíndricos em açoinoxidável e, em seguida, o conjunto provetes+tambor foi montado em quatro reservatórios, doisdeles previamente preenchidos com 2,5 l de água, e os restantes dois com 2,5 l de lixiviado. Osquatro tambores com os provetes foram, posteriormente, sujeitos aos três ciclos de desgasteoportunamente mencionados. Antes do início do ensaio e imediatamente após cada um dos trêsciclos de desgaste, os provetes ensaiados foram secos em estufa a 105±2 °C durante 24 horas – he determinadas as respetivas massas secas.

De acordo com o descrito no método utilizado, o resultado do ensaio de DMA, expresso comoíndice de durabilidade – Id, corresponde ao valor da percentagem da massa seca do material retidonos tambores no final do segundo ciclo, em relação à massa seca do material no início do en -saio - Id2. O valor de Id2 referente aos dois ciclos de desgaste foi calculado pela expressão seguinte:

(1)

onde:A – massa seca inicial de 10 provetes;C – massa seca de 10 provetes após o segundo ciclo de desgaste;D – massa do tambor.

Os resultados obtidos para Id2 correspondem à média dos valores de Id2 calculados em doistambores, dado que no ensaio de DMA utilizaram-se dois conjuntos de 10 provetes em cada meioaquoso. O mesmo se aplica aos resultados apresentados para o Id1 e o Id5, que correspondem, res pe -ti vamente, ao Id do material no final do primeiro ciclo, 200 rotações, e do quinto ciclo, 1000 rotações.

6 – RESULTADOS E ANÁLISE

6.1 – Análise petrográfica

A análise macroscópica realizada a provetes virgens dos quatro materiais permitiu observarque: (a) o ABRCD é um material multifásico e heterogéneo, constituído por agregados naturais deduas dimensões, grossos e finos, envolvidos por uma matriz cimentícia, porosa (presença de algunsporos de dimensão ≤ 3 mm, dispersos de modo heterogéneo) e de cor cinzenta clara (figura 8a); (b)o ASIC é um material denso, de textura vesicular, superfície áspera e irregular, de cor negra, e quecontém na sua composição pequenas partículas de ferro (figura 8b); (c) o BAS é uma rochacompacta, melanocrata, de textura afanítica (figura 8c); e (d) o CAL é uma rocha compacta aoolítica, de cor branca a amarelada e na qual são visíveis veios e nódulos esféricos de calcite (figura8d). Nos provetes dos quatro materiais não se identificaram sinais de alteração.

A análise microscópica das lâminas delgadas dos provetes virgens dos quatro materiaismostrou que: (a) o ABRCD (figura 9a) é um material de estrutura complexa, composto: por uma

53

%1001= 2A

DCId2

matriz cimentícia de cor castanha, na qual são identificados diversos pontos de cor preta dis tri buí -dos heterogeneamente, possivelmente associados a poros ou a zonas de ar aprisionado/incorporado;por agregados grossos e finos, com estes últimos a corresponderem a areias quartzíticas em re sul -ta do da presença de cristais de quartzo dispersos na matriz cimentícia; e por uma zona de transiçãoque corresponde à interface matriz-agregados; (b) o ASIC (figura 9b) é um material de texturaafanítica e de granulometria muito fina, composto por duas espécies minerais, minerais opacos eespécie mineral cuja natureza não se identificou ao microscópio petrográfico em virtude das suascarac terísticas não se enquadrarem com as dos minerais comummente observados neste micros có -pio; (c) o BAS (figura 9c) é uma rocha hipocristalina, de textura porfirítica e granulometria fina,constituída por duas fases de cristalização, uma matriz afanítica composta por plagioclase, piro xe -nas, olivina e minerais opacos e fenocristais de olivina; e (d) o CAL (figura 9d) é uma rocha queapresenta uma matriz composta por calcite e por elementos cimentados, oólitos e clastos. Naslâminas delgadas dos quatro materiais não se identificaram sinais de alteração.

54

Fig. 8 – Aspeto macroscópico dos provetes: a) ABRCD; b) ASIC; c) BAS; d) CAL.

a) b)

c) d)

Legenda: agregado britado fino – ABF; agregado britado grosso – ABG; matriz cimentícia – Mc; poros –Pts. Escala gráfica: 1 centímetro – cm.

Da análise macropetrográfica realizada após os ensaios de DMA destacam-se os fenómenosde oxidação das partículas de ferro em todos os provetes de ASIC (figura 10) e dos minerais deolivina no provete BAS_DMAI _A, bem como a deposição de matéria orgânica na superfície dosprovetes dos quatro materiais ensaiados em lixiviado, em particular na matriz cimentícia dosprovetes de ABRCD (figura 11a e figura 11b), nos alvéolos dos provetes de ASIC e nos provetesBAS_DMAI _L (figura 11c) e CAL_DMAI _L (figura 11d).

55

Fig. 9 – Microfotografias das lâminas delgadas: a) ABRCD em nicóis cruzados – NX com uma ampliaçãode 50×; b) ASIC em NX com uma ampliação de 200×; c) BAS em NX com uma ampliação de 50×;

d) CAL em NX com uma ampliação de 50×.

a) b)

c) d)

Legenda: calcite – Cal; clastos – Cla; matriz cimentícia – Mc; olivina – Ol; oolitos – Ool; minerais opacos –Opq; plagioclase – Pl; poros – Pts; quartzo – Qtz; espécie mineral não identificada – X.

Da análise micropetrográfica efetuada após os ensaios de DMA observaram-se alterações emtodos os provetes de ASIC, correspondentes a um aumento da concentração de minerais opacos ede óxidos de ferro (figura 12), e de BAS (figura 13), correspondentes a diferentes graus de alteraçãodos minerais de olivina. Em particular nos provetes BAS_DMAI _A e BAS_DMAI _L, osfenocristais de olivina apresentaram-se parcial ou totalmente alterados, em alguns casos com perdade massa.

56

Fig. 10 – Aspeto macroscópico dos provetes de ASIC: a) ASIC_DMA_A; b) ASIC_DMAI _A;c) ASIC_DMA_L; d) ASIC_DMAI _L.

a) b)

c) d)

Legenda: partícula de ferro oxidada – Pfo; poros – Pts; matéria orgânica – Mo. Escala gráfica: 1 cm.

As alterações observadas na análise petrográfica realizada após a execução dos ensaios deDMA não foram, contudo, suficientemente importantes para se refletirem na durabilidade dosquatro materiais estudados.

57

Fig. 11 – Aspeto macroscópico de alguns provetes ensaiados com lixiviado: a) ABRCD_DMA_L; b)ABRCD_DMAI_L; c) BAS_DMAI_L; d) CAL_DMAI_L.

a) b)

c) d)

Legenda: agregado britado grosso – ABG; poros – Pts; matéria orgânica – Mo. Escala gráfica: 1 cm.

58

Fig. 12 – Microfotografias das lâminas delgadas dos provetes de ASIC: a) ASIC_DMA_A em NX comampliação de 200×; b) ASIC_DMAI_A em NX com ampliação de 200×; c) ASIC_DMA_L em NX com

ampliação de 200×; d) ASIC_DMAI _L em NX com ampliação de 200×.

a) b)

c) d)

Legenda: óxidos de ferro – OF; minerais opacos – Opq; vidro da lâmina delgada – Vd; espécie mineral nãoidentificada – X.

6.2 – Caracterização física

O quadro 6 mostra os resultados obtidos para a MVR, a MVA, a Pe e o wmax nos provetes de ABRCD,de ASIC, de BAS e de CAL, antes e após terem sido submetidos aos ensaios de DMA.

Da comparação entre os resultados registados na caracterização física do ABRCD, do ASIC, doBAS e do CAL realizada antes da execução dos ensaios de DMA, ou seja nos materiais virgens,observa-se que o ABRCD é o material menos denso, mais poroso, e com maior capacidade deabsorção de água, o ASIC é o mais denso, e o BAS é o menos poroso e com menor valor de wmax.O CAL, por seu turno, caracteriza-se por apresentar resultados intermédios comparativamente comos restantes três materiais estudados. Em termos quantitativos conclui-se que: a) o ABRCD é 1,2 e 1,5vezes menos denso que o BAS e o ASIC, respetivamente; b) o ABRCD é 1,3 vezes mais poroso queo ASIC, 3,1 vezes que o CAL e 38 vezes que o BAS; e c) o ASIC é 1,2 vezes mais denso e 27 vezesmais poroso que o BAS.

59

Fig. 13 – Microfotografias das lâminas delgadas dos provetes de BAS: a) BAS_DMA_A em NXcom ampliação de 100×; b) BAS_DMAI_A em NX com ampliação de 100×; c) BAS_DMA_L

em NX com ampliação de 50×; d) BAS_DMAI _L em NX com ampliação de 50×.

a) b)

c) d)

Legenda: sinais de alteração – Alt; olivina alterada – Ol_Alt; olivina – Ol; minerais opacos – Opq;plagioclase – Pl; vidro da lâmina delgada – Vd.

A comparação dos resultados obtidos para a MVR, a MVA e o wmax nos provetes virgens de ABRCD

com os apresentados em LNEC E 227 (2008) mostra tratarem-se de valores da mesma ordem degrandeza. De acordo com este estudo, em agregados de betão britado com granulometria compre -endi da entre 31,5 e 63,0 mm, os valores obtidos para a MVR e a MVA são respetivamente, 2,60 Mg/m3

e 2,37 Mg/m3, e para o wmax, 6,7%. Para esta última propriedade, refira-se, igualmente, Katz (2003e Rao, 2005, in Rao et al., 2007) e Gómez-Soberón (2002, in Martín-Morales et al., 2011), queapontam para um intervalo de valores compreendidos entre 3,0 e 12,0%, para diferentes fraçõesgranulométricas de agregados de betão britado. Os valores obtidos para a Pe enquadram-se tambémnos dados apresentados pela bibliografia consultada. No caso do estudo de Tam et al. (2008), que paraavaliar a Pe de 10 amostras de agregados de betão britado de dimensões inferiores a 20 mm recorreuao método de intrusão de mercúrio, obtiveram-se valores compreendidos entre 13,94 e 20,41%.

Em relação ao ASIC, o estudo desenvolvido por Ferreira (2010), que procedeu à carac te ri za -ção de escórias de aciaria de FAE processadas recolhidas também na SN do Seixal, refere paravalores de MVR, de MVA e de wmax, respetivamente, 3,31 Mg/m3, 2,94 Mg/m3 e 3,87%, em ensaios

60

Quadro 6 – Resultados da caracterização física realizada com os quatro materiais em estudo.

Material ProveteMVR

(Mg/m3)MVA

(Mg/m3)Pe

(%)w

max

(%)

Agregadoreciclado

ABRCD2,58 2,14 16,88 7,89

ABRCD _DMA_A 2,62 2,22 15,34 6,93

ABRCD _DMA_L 2,63 2,27 13,59 5,99

ABRCD _DMAI_A 2,65 2,24 15,27 6,82

ABRCD _DMAI_L 2,62 2,27 13,59 6,00

ASIC 3,77 3,28 12,40 3,83

ASIC_DMA_A 3,98 3,58 10,00 2,88

ASIC_DMA_L 3,71 3,28 11,65 3,77

ASIC_DMAI_A 3,77 3,28 12,32 3,77

ASIC_DMAI_L 3,78 3,29 12,61 3,90

Agregadonatural

BAS 3,02 3,00 0,45 0,14

BAS_DMA_A 3,01 2,99 0,48 0,16

BAS_DMA_L 3,01 3,00 0,38 0,13

BAS_DMAI _A 3,04 3,02 0,45 0,15

BAS_DMAI _L 3,00 2,99 0,41 0,14

CAL 2,72 2,58 5,40 2,20

CAL_DMA_A 2,74 2,57 6,15 2,41

CAL_DMA_L 2,72 2,57 5,33 2,09

CAL_DMAI_A 2,72 2,59 4,70 1,82

CAL_DMAI_L 2,72 2,56 5,99 2,38

realizados segundo a norma NP 581 (1969 in Ferreira, 2010), ou seja, da mesma ordem de grandezados obtidos neste estudo. No que respeita ao valor de Pe obtido nos provetes de ASIC antes darealização dos ensaios de DMA, 12,40%, este é cerca de 2 vezes superior ao valor (6,00%) apre -sen tado por Wu et al. (2007), e cerca de 3 vezes superior aos apresentados por De Lima (1999),compreendidos entre 3,89 e 4,26%. Contudo, importa salientar, por um lado, que a Pe da escória éinfluenciada pelo tipo de processamento adotado (Pasetto e Baldo, 2010) e, por outro, que a texturavesicular da escória, materializada pela maior ou menor percentagem de alvéolos presentes nasuperfície do provete e pela configuração dos mesmos, aliada ao método utilizado para a deter mi -na ção da Pe, podem influenciar os valores obtidos (Rodrigues, 2012), devendo-se analisar, por isso,os resultados com algumas reservas.

No que respeita aos resultados obtidos com os dois agregados naturais virgens (quadro 6),verifica-se que são comparáveis com os obtidos por Gupta e Rao (2000), Moon e Jayawardane(2004) e Tugrul (2004) para o BAS, e com os obtidos por Gupta e Ahmed (2007) para o CAL.

Comparando agora os resultados registados para as características físicas do ABRCD, do ASIC,do BAS e do CAL, antes e após a execução dos ensaios de DMA, verifica-se que, de um modogeral, a utilização dos dois meios aquosos, água e lixiviado, o prolongamento das ações mecânicas(ciclo de desgaste adicional de 600 rotações em relação ao recomendado pelo método da ISRM) ea sujeição dos materiais a condições químicas mais agressivas (acidificação do lixiviado parapH 5,5) e mais prolongadas (imersão prévia dos provetes durante 15 dias), não se traduziu emalterações quantitativamente importantes. A exceção está associada à Pe e ao wmax nos provetesABRCD _DMA_L e ABRCD _DMAI _L. Entre estes e o provete virgem ABRCD, a diferença percentualfoi de 3,3% no caso da Pe, e de 2,0% no caso do wmax, devendo-se tais diferenças ao facto de, emalgumas zonas da superfície da matriz cimentícia dos provetes que estiveram em contacto com olixiviado no ensaio de DMA, se ter verificado o preenchimento dos poros aí existentes com matériaorgânica.

O fenómeno de deposição de matéria orgânica verificou-se em todos os provetes dos quatromateriais estudados, mas sobretudo nos que foram imersos antes de submetidos aos ensaios deDMA. Porém, a expressão quantitativa da sua deposição apenas se verificou nos provetes de ABRCD

identificados no parágrafo anterior. Em relação aos dois agregados naturais, a diferença de com por -ta mento explica-se pela maior porosidade superficial no ABRCD que no BAS e no CAL, enquantoem relação ao ASIC, deverá estar preferencialmente relacionada com a heterogeneidade textural dasuperfície dos provetes deste último, que pode mascarar o efeito da deposição da matéria orgânica.

6.3 – Durabilidade

Os resultados obtidos nos ensaios de DMA realizados nos dois meios aquosos, água elixiviado, sem e após imersão prévia dos provetes, são apresentados no quadro 7. A classificaçãoda durabilidade dos materiais em estudo foi definida com base na classificação proposta porGamble (Gamble, 1971), mostrada no quadro 8.

Os valores de Id1, de Id2 e de Id5 do ABRCD, do ASIC, do BAS e do CAL obtidos em todos osensaios de DMA foram superiores a 95%, pelo que, considerando a classificação apresentada noquadro 8 para cada Id, se conclui que os quatro materiais estudados enquadram-se na categoria demateriais de durabilidade muito elevada. Os resultados evidenciam, também para esta propriedade,que o prolongamento das ações mecânicas e a sujeição dos materiais a condições químicas maisagressivas e prolongadas, não contribuíram para alterar a classificação dos materiais ensaiadosquanto à sua durabilidade pela classificação proposta por Gamble.

Ainda que a durabilidade verificada nos quatro materiais ensaiados tenha sido muito elevada,é viável a sua ordenação. Deste modo, tomando por referência os valores obtidos para Id5, a dura -bi lidade dos quatro materiais assume a seguinte ordem crescente: ABRCD < ASIC @ CAL < BAS. A

61

maior diferença percentual entre os valores obtidos para Id5 foi de 2,9%, e verifica-se entre os pro -ve tes ABRCD _DMAI _L e BAS_DMA_L. Em termos de massa de material perdida, este valor per -cen tual corresponde à perda de 1,4 g.

A análise comparativa dos resultados obtidos para os agregados reciclados ensaiados comoutros, não foi possível em virtude de não terem sido referenciados, na bibliografia nacional einternacional consultada, estudos idênticos para os agregados reciclados, em geral, e para o betãobritado de RCD e as escórias de aciaria de FAE processadas, em particular. Por esta razão,comparam-se os resultados obtidos com dados publicados na bibliografia para agregados naturais,sumariados no quadro 9, de litologia idêntica à dos utilizados no estudo apresentado.

62

Quadro 7 – Resultados dos ensaios de DMA realizados com os quatro materiais.

Material Provete Id Valor Material Provete I

d Valor

Agregadoreciclado

ABRCD _DMA_A

Id1 99,5%

Agregadonatural

BAS_DMA_A

Id1 99,8%

Id2 99,1% Id2 99,7%

Id5 98,0% Id5 99,5%

ABRCD _DMA_L

Id1 99,6%

BAS_DMA_L

Id1 99,9%

Id2 99,3% Id2 99,8%

Id5 98,3% Id5 99,6%

ABRCD _DMAI _A

Id1 99,5%

BAS_DMAI _A

Id1 99,9%

Id2 99,1% Id2 99,7%

Id5 97,7% Id5 99,5%

ABRCD _DMAI _L

Id1 99,3%

BAS_DMAI _L

Id1 99,9%

Id2 98,7% Id2 99,7%

Id5 96,7% Id5 99,5%

ASIC_DMA_A

Id1 99,7%

CAL_DMA_A

Id1 99,7%

Id2 99,5% Id2 99,4%

Id5 99,0% Id5 98,7%

ASIC_DMA_L

Id1 99,6%

CAL_DMA_L

Id1 99,7%

Id2 99,4% Id2 99,5%

Id5 99,0% Id5 99,0%

ASIC_DMAI _A

Id1 99,7%

CAL_DMAI _A

Id1 99,7%

Id2 99,4% Id2 99,4%

Id5 98,9% Id5 98,6%

ASIC_DMAI _L

Id1 99,6%

CAL_DMAI _L

Id1 99,8%

Id2 99,4% Id2 99,6%

Id5 98,9% Id5 99,0%

Observa-se que Delgado Rodrigues (1986), Conde et al. (2004) e Sharma e Singh (2008)obtiveram valores de Id da mesma ordem de grandeza dos registados para os dois agregadosreciclados, o ABRCD e o ASIC, e para os dois agregados naturais, o BAS e o CAL.

63

Quadro 8 – Classificação da durabilidade dos materiais rochosos segundo Gamble.

Durabilidade Id1

(%) Id2

(%) Id5

(%)

Muito elevada > 99 > 98 > 95

Elevada 98 - 99 95 - 98 85 - 95

Média a elevada 95 - 98 85 - 95 60 - 85

Média 85 - 95 60 - 85 30 - 60

Baixa 60 - 85 30 - 60 20 - 30

Muito baixa < 60 < 30 < 20

Quadro 9 – Durabilidade de agregados naturais com litologia idêntica aos estudados.

Material Autor Id

(%) Valor

Calcário

Delgado Rodrigues (1986)Id2 99,3 - 99,7

Id6 96,7 - 98,8

Jeremias (2000)a

Id2 74,5

Id5 62,4

Conde et al. (2004) Id2 98,3 - 99,4

Kolay e Kayabali (2006)b

Id1

96,6 - 98,7 (AR)

87,6 - 97,0 (SA)

85,3 - 98,6 (AN)

Id2

91,4 - 96,3 (AR)

84,2 - 92,0 (SA)

82,2 - 94,8 (AN)

Id3

86,9 - 95,6 (AR)

81,7 - 90,9 (SA)

79,6 - 94,3 (AN)

Id4

84,4 - 93,9 (AR)

79,6 - 87,1 (SA)

77,6 - 91,9 (AN)

Basalto Sharma e Singh (2008) Id2 97,0 - 98,9

Legenda: (a) calcário oolítico; (b) calcário argiloso; (AR) forma arredondada; (SA) forma subangular; (AN)forma angular

Considerando apenas o comportamento dos provetes de CAL nos ensaios de DMA realizados,não se justificaria a interdição de utilização de brita de origem calcária na camada de drenagem erecolha dos lixiviados dos aterros de resíduos prevista no DL n° 183/2009 (2009). Esta conclusãodeve, contudo, ser fundamentada com estudos complementares ao presente, de modo a despistar sobrea possibilidade de ocorrência de fenómenos de dissolução em material calcário. Importa referir, noentanto, que os fatores naturais intervenientes na sua ocorrência são diferentes dos existentes nacamada de drenagem e recolha dos lixiviados, em particular o tempo de duração dos processos dedissolução e carsificação, que na natureza é contabilizado numa escala de tempo geológica.

7 – CONCLUSÕES

A investigação apresentada neste artigo teve por principal objetivo avaliar a viabilidadetécnica da aplicação de dois agregados reciclados, o ABRCD e o ASIC, na construção da camada dedrenagem e recolha de lixiviados do sistema de proteção basal ativo existente nos aterros deresíduos.

Os resultados obtidos indicam que os dois agregados reciclados, o ABRCD e o ASIC, bem comoos dois agregados naturais, o BAS e o CAL, utilizados no presente estudo como materiais de refe -rên cia, pertencem à categoria de materiais de durabilidade muito elevada, considerando a clas sifi -ca ção proposta por Gamble, mesmo nos casos em que os quatro materiais foram submetidos acondições químicas e mecânicas mais agressivas do que as previstas no ensaio de DMA reco men -ta do pela ISRM (designadamente, a realização do ensaio de DMA com um lixiviado, acidificadode pH 7,6, aquando da sua recolha no aterro de RSU, para um pH 5,5; e o prolongamento do ensaiopor mais 30 min, ou seja, 600 rotações). Demonstram ainda que a imersão dos materiais em águae no lixiviado durante 15 dias, precedendo a realização do ensaio de DMA, não teve influênciarelevante na durabilidade dos mesmos.

Os resultados do estudo petrográfico (macro e microscópico) e da caracterização física são,por sua vez, coerentes com a classificação de durabilidade obtida para os quatro materiais, dadonão se terem verificado alterações significativas nas suas propriedades petrográficas e físicasiniciais.

Numa perspetiva de durabilidade e para as condições de ensaio adotadas, conclui-se, assim,que os agregados reciclados e naturais estudados podem ser aplicados na construção da camada dedrenagem e recolha dos lixiviados dos aterros de resíduos, bem como noutras obras geotécnicas eem infraestruturas de transporte.

Considera-se, no entanto, necessária a continuação dos estudos para avaliar a durabilidade dosmateriais a temperaturas mais elevadas (similares às que ocorrem na base dos aterros de resíduos),bem como o seu comportamento hidráulico. Em relação ao CAL, os estudos adicionais devem terigualmente em consideração a possibilidade de ocorrência dos fenómenos de dissolução domaterial, na perspetiva de se avaliar a viabilidade técnica da sua utilização na camada de drenageme recolha dos lixiviados, que não é permitida pela legislação em vigor no país.

8 – AGRADECIMENTOS

Os autores agradecem às empresas Demotri, S.A., do Grupo Ambigroup, SGPS, S.A., Side rur -gia Nacional – Empresa de Produtos Longos, S.A., Alves Ribeiro, S.A., Agrepor, S.A., e Amarsul –Valorização e Tratamento de Resíduos Sólidos, S.A., pelo fornecimento dos materiais utilizados noestudo. Agradecem igualmente ao Doutor Joaquim Simão, do Departamento de Ciên cias daTerra/CICEGe da FCT/UNL, pelo apoio dado na análise petrográfica dos agregados estudados.

64

9 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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DESENVOLVIMENTO DE NOVAS TECNOLOGIASPARA INCLINÔMETROS APLICADOS AOMONITORAMENTO DE OBRAS GEOTÉCNICAS

Development of new technologies for inclinometers applied to monitoringgeotechnical structures

Rodrigo Siqueira Penz*Adriano Luís Toazza**Maurício Tonello Vargas***Francisco Dalla Rosa****

RESUMO – Os sistemas de medição e monitoramento em taludes objetivam verificar a existência e a evo lu -ção de movimentos horizontais na massa de solo e são indispensáveis em áreas de riscos. Um instru mentobastante conhecido para medições de movimentos em taludes é o inclinômetro, que realiza medições da in cli -na ção de sua sonda em relação a vertical gravitacional, segmentando a profundidade em trechos de retadefinidos pela distância entre os rodízios da sonda. O desenvolvimento e implementação realizados no inclinô -metro neste trabalho, destacam atributos como: a redução da distância de segmentação da profundidade para0,15 m, aumentando o número de medições ao longo do trecho medido; a medição automática da profundidadee dos ângulos da sonda com a sonda em movimento; a utilização de um programa de interface que realiza acaptura de todas as medições através de uma comunicação Bluetooth, com a gravação destes resultados emum arquivo com extensão “.CSV”, extensão esta reconhecida em todos os programas de planilhas.

SYNOPSIS – The systems for measurement and control of slopes have the main goal of checking theexistence and evolution of horizontal movements in the ground and are indispensable in risky areas. Acommonly used tool for the measurement of movements in slopes is the inclinometer, which measures theinclination of its probe related to the gravitational vertical, dividing the depth in equal parts defined by thedistance between the probe casters. The development and implementation operated in the inclinometerdescribed in this work provide as main features: reduction of the depth segmentation to 0.15m, thus increasingthe number of measurements along the measured part; automatic measurement of the probe depth andinclination with the probe in motion; use of an interface program that captures all measurements throughBluetooth communication and records these results in a CSV file recognized by all spreadsheets.

PALAVRAS ChAVE – Inclinômetros, tecnologia MEMS, monitoramento de obras geotécnicas.

1 – INTRODUÇÃO

Os desafios de grandes obras geotécnicas têm imposto cada vez mais a necessidade dainstalação de sistemas de monitoramento, como forma de avaliar o seu desempenho pós-cons tru ção.Desta forma, a instrumentação e o monitoramento de diferentes tipos de obras geotécnicas tem-setornado cada vez mais frequente. O uso destas ferramentas colabora principalmente no

93Geotecnia n.º 132 – novembro/noviembre 2014 – pp. 93-105

* Universidade de Passo Fundo – UPF, Passo Fundo – RS. E-mail: rodrigopenz@upf.br** Universidade de Passo Fundo – UPF, Passo Fundo – RS. E-mail: toazza@upf.br

*** Universidade de Passo Fundo – UPF, Passo Fundo – RS. E-mail: mautv@ibest.com.br**** Universidade de Passo Fundo – UPF, Passo Fundo – RS. E-mail: dalla@upf.br

monitoramento (in situ ou remoto) do desempenho de tais estruturas quando em operação. Entre osexemplos de sistemas de monitoramento in situ, podem-se citar os trabalhos apresentados por Rosiet al. (2011), Mishra et al. (2011), Stark e Choi (2008), Lin e Tang (2005), Dixon e Spriggs (2007)entre outros, e os sistemas de monitoramento remoto, apresentados por Tofani et al. (2013), Yin eZhu (2008), e outros trabalhos.

Entre os instrumentos clássicos utilizados in situ se destaca o inclinômetro por ser umaferramenta simples, a qual fornece importantes parâmetros relacionados a deslocamentoshorizontais e/ou verticais.

Machan e Bennett (2008) estabelecem que inicialmente, os inclinômetros eram utilizados parao monitoramento de escorregamentos e estabilidade de taludes. Contudo, atualmente estes dispo si -ti vos são utilizados no monitoramento dos impactos de escavações próximas a obras já existentes,bem como, na avaliação dos recalques de barragens e de estruturas rodoviárias, podendo resumircomo obras geotécnicas em geral.

Dunnicliff (1988) apresenta as características básicas encontradas nos inclinômetros, onde osmesmos utilizam sensores que detetam a variação de ângulo de um tubo guia em relação à direçãovertical. Os sensores mais comuns utilizados nas sondas são os do tipo corda vibrante (Russo,2005), extensômetros do tipo LVDT (Linear Variable Differential Transducer) (Krelling, 2006),strain gauges (Krelling, 2006), métodos acústicos (Dixon e Spriggs, 2007), refletometria no domí niodo tempo (Lin e Tang, 2005), e sensores de fibra ótica (Yin e Zhu, 2008).

Contudo, recentemente tem sido empregada a tecnologia MEMS (Micro-Electro-Mechanical

System). Os sensores com tecnologia MEMS se utilizam de pequenas partes móveis instaladas nointerior de pequenos circuitos integrados. Exemplos de inclinômetros que utilizam está tecnologiasão apresentados por Hanto et al. (2011), Abdoun (2010), Busslinger (2009), Machan e Bennett(2008), Bennett et al. (2011), e outros.

Machan e Bennett (2008) descrevem que sondas com acelerômetro MEMS são de tecnologiamais recente e apresentam condições favoráveis com relação ao baixo consumo de energia e custo,reduzido tamanho e elevada durabilidade. Contudo, esta tecnologia apresenta condições desfavo rá -veis como sensibilidade à temperatura, ruído no sinal medido e precisão entre ±2,6 mm a ±6 mm acada 30 metros de excursão, alcançando valores superiores em comparação aos sistemas acionadospor servo-acelerômetros, que apresentam ±1,2 mm na mesma distância percorrida. Embora estainformação seja proveniente das especificações dos fabricantes, ainda não existe a comprovaçãopor estudos independentes, uma vez que a sua aplicação em sondas comerciais de inclinômetros foiiniciada em 2005.

Hanto et al. (2011) propõem a utilização de um sistema de medição de inclinação em temporeal utilizando o acelerômetro ADXL330. Contudo, estas sondas apresentam ainda dimensõeselevadas quando considerados os sensores atualmente disponíveis. Este aspeto muitas vezes podeinviabilizar medições de grandes movimentos de maciços ou estruturas. Aliado a este fato, tambémos atuais sistemas realizam as medições de forma estática e numa única direção, o que resulta emdificuldades e atrasos nas medições realizadas em campo.

Neste contexto, o presente trabalho busca apresentar um Sistema de Aquisição de Inclinações(SADi), constituído de um inclinômetro de tamanho reduzido, capaz de efetuar medições de incli -na ção utilizando um acelerômetro com tecnologia MEMS biaxial. Ao mesmo tempo, o SADirealiza a medição de profundidade da sonda com o uso de um encoder de forma contínua na medidaem que o inclinômetro é excursionado pelo tubo guia. Os dados são enviados automaticamente atra vésde um sistema Bluetooth até a sua interface de leitura, que pode ser acoplada com um micro com -putador convencional ou outra plataforma que possua o sistema de comunicação Bluetooth.

Acredita-se que as características de melhoramentos agregados do SADi possam resultar emuma evolução dos sistemas de medições de inclinação, buscando ampliar seu uso e difundi-lo paraas mais diversas áreas.

94

2 – DESENVOLVIMENTO DO SISTEMA

O sistema desenvolvido buscou manter o tradicional método de medição de inclinação emtaludes, ou seja, utilizando-se tubo guia, sonda e um sistema de interface de leitura. Entretanto, osis tema de interface para o SADi é realizado através de um PC ou em um dispositivo móvel gené -rico, onde previamente deve estar instalado o programa desenvolvido para operar como interfacecom o usuário.

O SADi utiliza como transdutor de medição de inclinação um acelerômetro biaxial SCA-100T-D02.A sua estrutura compacta possibilitou a construção de uma sonda de dimensões reduzidas, pro pi -ciando uma característica melhorada no que tange a excursão da mesma internamente ao tubo guia.Além deste aspeto, este sensor é capaz de realizar a medição do ângulo com a vertical nas direções0°-180° e 90°-270°.

A sonda desenvolvida para o SADi pode operar dentro de tubos guias de 45 mm a 90 mm. Asonda possui seu corpo construído em aço inox 316, com dimensões externas de 25,4 mm dediâmetro, 450 mm de comprimento (menos da metade das sondas tradicionais, que possuem 1000mm). A distância entre os eixos dos rodízios é de 150 mm, massa de 1,15 kg e diâmetro dos rodíziosde 24 mm. O principal ganho com a redução da distância entre os rodízios está relacionado com amaior precisão na identificação de interfaces de movimento de massa, as quais são comuns ondeexistem materiais com diferentes características geotécnicas.

As vedações dos circuitos elétricos e das conexões elétricas possuem índice de proteção IP-68,o que possibilita a imersão da sonda em líquidos de forma permanente. Na Fig. 1 é apresentada aforma final da sonda do sistema SADi.

Com estas dimensões, a sonda do SADi propicia excursões em curvas com raios de 0,7 m,onde comparativamente uma sonda com distância entre rodízio igual a 500 mm, somente possibilitaexcursões em raios mínimos de 0,9 m. Esta comparação refere-se a excursões em tubos guias de 90mm de diâmetro. A Fig. 2 apresenta a comparação da sonda convencional com a que foi desen vol -vi da neste estudo.

95

Fig. 1 – Sonda do SADi.

A redução do tamanho da sonda além de propiciar a excursão da mesma em curvas com raiosreduzidos propicia também a redução dos intervalos em que ocorrem as medições das inclinações.Desta forma, tem-se um incremento do número de medições de inclinações realizadas no trechoamostrado.

Seguindo as técnicas de medições de inclinação que utilizam sondas móveis em invólucros, osintervalos de aquisição ao longo do trecho amostrado ocorrem na mesma distância do espaçamentodos eixos dos rodízios (Fig. 3), mantendo-se desta forma, um ponto comum de referência entre amedição atual e a medição antecessora. A Fig. 3 ilustra para um trecho do invólucro a sonda doSADi realizando duas medições em um intervalo de 450 mm, sendo estas medições os ângulos α1

e α2 em comparação as sondas tradicionais, as quais efetuam apenas uma medição num intervalode 500 mm, sendo este ângulo β1.

Ainda, está incorporado ao sensor SCA100T-D02 um canal de comunicação serial SPI “SerialPeripheral Interface”, por onde as informações das medições dos eixos são enviadas em resoluçãode 11 bits através do cabo elétrico para a interface de leitura.

96

Fig. 2 – Comparação das sondas na excursão por curvas.

Fig. 3 – Comparação das medições entre a sonda do SADi e uma sonda convencional.

Os dados coletados pelo sensor são enviados através de um cabo blindado multipolar, acres -ci do de uma malha externa de blindagem e seis condutores de secção quadrada com 1 mm² de áreaencordoados em classe 5, indicando um cabo flexível. A sua especificação é complementada pelacapacidade de isolamento de 500 V.

Além da transmissão de dados e alimentação do acelerômetro, o cabo elétrico também apre -sen ta a função de sustentação da sonda, bem como é utilizado para movimentar o sistema dereferência e medição da posição da sonda.

A posição da sonda é registrada através da passagem do cabo elétrico por entre um mecanismocontendo três roldanas. Em uma destas roldanas, está acoplado um encoder incremental, que enviasinais elétricos conforme a sonda se movimenta. Estes sinais elétricos são levados à placa ele trô ni caresponsável por realizar a aquisição dos sinais da profundidade da sonda, sejam estes desloca men tosascendentes ou descendentes. O sistema de medição da posição da sonda é apresentado na Fig. 4.

O processo de realização das leituras durante o ensaio em campo é esquematizado na Fig. 5.No fluxograma, é indicado que o sistema SADI realiza a aquisição do ângulo da sonda no instantequando a profundidade requerida é alcançada, passando a transmitir o valor da inclinação para odispositivo de gravação (PC ou tablet) por meio de comunicação Bluetooth.

A utilização de um sistema automático de medição da inclinação da sonda propicia menoresriscos de aquisição de dados errados. Machan e Benett (2008) afirmam que um dos principaisproblemas relacionados com o uso de inclinômetro está relacionado a medições erradas da profun -di dade durante o monitoramento.

Desta forma, o sistema aqui proposto é capaz de realizar as medições de deslocamento do tuboguia a cada 15 cm.

O sistema controlador do SADi é composto por uma placa eletrônica que apresenta o micro -con trolador PIC16F876A (PIC), responsável por várias ações do sistema. Uma das ações do PIC éreceber e condicionar os sinais da medição da profundidade da sonda provindos do encoder. Outrafunção do PIC é realizar o recebimento e condicionamento dos dados das inclinações enviadas pelocanal SPI do inclinômetro SCA100T-D02, além de realizar o envio dos dados das medições dasinclinações para a interface de leitura. Também é função do controlador disponibilizar as tensõesregu ladas para alimentação dos dispositivos elétricos. O SADi está projetado para operar em locaisonde não há fornecimento de energia elétrica, desta forma um sistema de bateria está dimensionadopara cumprir com as necessidades das solicitações de corrente instantânea e com as condições decapacidade de carga para regimes de longas durações.

97

Fig. 4 – Sistema de medição de deslocamento do SADi.

O SADi realiza também a comunicação com a interface de leitura através da transmissão porBluetooth (Fig. 5). A escolha do sistema Bluetooth se deve ao baixo consumo que este tipo dedispositivo apresenta, permitindo então que sejam alcançados longos períodos de utilização comuma bateria. Além do menor consumo de energia do sistema, o uso da transmissão via Bluetoothfornece uma adaptabilidade maior aos diferentes sistemas de armazenamento de dados para operarem conjunto com o SADi.

Desta forma, o sistema proposto é capaz de se comunicar com um PC, tablet, ou ainda umsmartphone. O único requisito para tais dispositivos é possuir um canal de comunicação Bluetooth.Junto a estes requisitos é também necessária a utilização do programa desenvolvido especifi ca men tepara utilização com o SADi. Este programa possui uma interface de usuário conforme apresentadona Fig. 6. As indicações de profundidade da sonda, dos ângulos das medições em eixo direto e emeixo transversal aos rodízios, bem como, a velocidade de excursão da sonda são apresentados deforma instantânea pela interface.

98

Fig. 5 – Fluxograma do funcionamento do SADi.

Fig. 6 – Interface com o usuário do SADi em ambiente Windows.

Os dados das medições realizadas pelo SADi são disponibilizados em um arquivo “.CSV”,que contém as informações de profundidade, inclinação, deslocamento vertical e horizontal (diretoe transversal) de cada trecho medido.

3 – AFERIÇÃO E CALIBRAÇÃO DO EQUIPAMENTO

A calibração da sonda foi efetuada ajustando o ângulo do corpo da sonda ao ângulo zerogravitacional. Na sequência, o valor medido pelo SADi foi ajustado via programa de forma a medirzero graus. Para promover este ajuste foi construído um suporte articulado, contendo um segmentode tubo guia onde a sonda apoia-se naturalmente por seus rodízios. O ajuste da sonda com o ângulovertical foi realizado com o auxílio de uma mesa tridimensional de alta precisão modelo PrismoNavigator fabricada pela Carl Zeiss, assumidos aqui como os valores reais de inclinação.

Através da medição do ângulo paralelo com o eixo vertical pela mesa tridimensional na paredeexterna do tubo guia, foi possível verificar a diferença existente entre a medição provinda da mesatridimensional (tomada como real) e a medição provinda do inclinômetro. Assim, foi possívelefetuar a compensação da diferença de medidas através de ajuste no programa do microcontroladorresponsável pelo condicionamento do sinal enviado pelo inclinômetro.

Ainda com relação a verificações das medições realizadas pelo inclinômetro foi possível utili zaro mesmo suporte citado anteriormente para a verificação do comportamento linear das me di ções.Foram realizadas várias excursões da sonda para os quatro sentidos (D+: eixo direto positivo;D-: direto negativo; I+: eixo transversal positivo; I-: transversal negativo), fixando a sonda emposições aleatórias e realizando medições pelo SADi e pela mesa tridimensional.

O sistema desenvolvido é capaz de realizar medidas de ângulos de ± 50° com relação ao eixogravitacional. Contudo, durante este processo de aferição foi observado uma pequena não linea ri -da de entre o valor real e o valor indicado pelo SADi. O erro de linearidade foi transformado emuma equação de segunda ordem, confirmado pelo comportamento típico do erro como é demons -tra do na Fig. 8, que apresenta o comportamento gráfico do erro de linearidade e a equação do errobaseada na linha de tendência do polinômio.

Segundo as especificações do fabricante do sensor, o inclinômetro pode apresentar uma nãolinearidade durante as medições de diferentes ângulos, onde esta pode variar de -0,57° a 0,57°. Estanão linearidade também foi identificada durante o processo de aferição do SADi, tendo esta nãolinearidade comportamentos diferentes em função da inclinação da sonda.

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Fig. 7 – Esquema das medições que a sonda é capaz de realizar ao mesmo tempo.

Desta forma, os erros de linearidade foram separados em duas equações para cada sentido demedições. Para os ângulos entre 0° e 5,0° foi aplicada uma equação sem membro constante e paraângulos entre 5,01° e 50° é aplicada uma equação de segunda ordem como apresentada na Fig. 8.As equações encontradas dos erros, que no total são 8 equações, foram implementadas no programado microcontrolador corrigindo a não linearidade das medições do inclinômetro.

Após a implementação das equações dos erros no programa do microcontrolador, foi realizadanova aferição para os quatro sentidos, a fim de verificar a correta linearidade das medições doSADi. Na Fig. 9 é apresentado o resultado final do ajuste realizado na mesa tridimensional nosentido positivo de eixo direto da sonda do SADi, onde se observa o baixo erro medido entre oângulo real e aquele obtido pelo SADi.

Dentre as propostas do SADi, a realização das medições de inclinação com a sonda emmovimento acaba por possibilitar a ocorrência de erros nas medições, devido as variações develocidades durante a excursão da sonda, situações características de acelerações e desacelerações.As variações de velocidade na sonda acabam por interferir no valor medido, pois o circuito MEMS

100

Fig. 8 – Comportamento do erro de linearidade do inclinômetro e a equação comportamental do erro.

Fig. 9 – Ensaio de verificação da calibração do SADi no sentido positivo de eixo direto da sonda.

utilizado na sonda do SADi é um acelerômetro. Conforme seu fabricante o SCA100T-D02 éinfluenciado na ordem de 57,33°/g. A fim de minimizar a ocorrência das variações de velocidadesdurante o deslocamento da sonda, é acionado mecanicamente através do movimento do caboelétrico da sonda, um disco de inércia que reduz a ocorrência de grandes acelerações edesacelerações. O disco de inércia que acaba por ser tracionado por um dos rolos guia do sistemade medição de profundidade, através da passagem do cabo da sonda é apresentado na Fig. 4.

Na segunda ação para minimizar as influências das acelerações sobre o resultado das mediçõesdo SADi é utilizado um sistema de filtro digital no programa do microcontrolador. O sistema defiltro escolhido é o filtro passa baixa, que pela teoria de filtros permite a passagem de sinais debaixa frequência. Assim aplicando ao SADi a análise do filtro, não serão atenuados pelo filtro osvalores das medições sucessivas provindas de pequenas variações de medições angulares, logoatenuando os valores das medições sucessivas que apresentam grandes variações de mediçõesangulares. A fundamentação desta condição é baseada no comportamento da medição angular numadistância entre rodízios igual a 15 cm. É afirmativo então que grandes variações de valores medidosna distância de 0,15 m são influências de acelerações da sonda e neste caso o valor da medição seráatenuado. A Equação 1 é a equação do filtro “passa baixa” escolhido e a Fig. 10 mostra o gráficoda resposta do filtro implementado.

Id =1/[(10*(Ii-Ia))/Ia]2+1 (1)

Na Equação 1 a parcela “Id” representa o fator assumido para atenuação do valor lido noponto. A parcela “Ii” é o valor enviado pela sonda do SADi, e pode conter influências das variaçõesdas acelerações e a parcela “Ia” é a média aritmética das últimas quatro leituras, ou seja, é atendência do comportamento da inclinação da sonda, definido pelas últimas quatro medições.Assim, verificando-se os valores da Fig. 10 para o comportamento da resposta da medição atravésda Equação 1, identifica-se no eixo das abscissas a inscrição “relação da medição”, que é definidapela parcela “(Ii-Ia)/Ia” na Equação 1 e no eixo das ordenadas identifica-se a inscrição “valorassumido da medição”, que é definido pela parcela “Id” na Equação 1.

Observando a Fig. 10, identifica-se a janela “calcular”, que está referenciada ao cruzamentodas linhas pontilhadas sugestivamente escolhido. Neste cruzamento a atenuação do sinal medidodefinido pelo valor da ordenada “f(x)” será de 0,5043, ou seja, haverá uma atenuação de 50% da

101

Fig. 10 – Resposta do filtro “passa baixa” implementado no programa.

variação da medição do ponto em relação a média. Atenta-se que a atenuação de 50% ocorrerá noponto 0,313 das abscissas, assim uma variação angular de 31,3% em relação à média das últimasquatro medições atenua a variação em 50%.

A atenuação do filtro implementado definido pela Equação 1 afetará a diferença entre o valor“Ii” e o valor “Ia”, ou seja, sobre a diferença entre as medições consecutivas, como definido pelaEquação 2.

If=[Id*(Ii-Ia)]+Ia (2)

Na Equação 2 a parcela “If” representa o valor real de inclinação que o SADi irá assumir parao ponto, com característica tendenciosa, pois atenua a diferença entre as medidas consecutivas,somando-a a média anterior, logo pode-se afirmar que o sistema opera sobre uma tendência.Embora o valor de “If” seja assumido como real pelo SADi, este valor não é utilizado para o cálculoda média das últimas quatro medições “Ia”. É assumido para realizar o cálculo da média o valor damedição “Ii”, que desta forma promove uma agilidade no acompanhamento das variações dasmedições angulares provindas da sonda do SADi. Esta condição é necessária, pois, todo o sistemade filtragem acaba por atrasar o acompanhamento do sinal real, e se caso as variações de mediçõessucessivas de proporção elevada forem verdadeiras e não estiverem influenciadas por acelerações,seus valores serão mantidos e em um ciclo de quatro leituras a média já estará modificada e pro du -zi rá menor atenuação para o comportamento da nova tendência.

4 – VALIDAÇÃO DO SADI

Com o intuito de validar os resultados apresentados pelo SADi, foi proposta a comparação dasua eficiência frente aos equipamentos disponíveis comercialmente. Neste caso, a validação dosistema foi realizada através da medição dos deslocamentos horizontais de diferentes estacas deconcreto armado com comprimento de 8,5 m, solicitadas a um carregamento horizontal como apre -sen tado na Fig. 11a. A sonda de referência utilizada neste estudo é produzida pela Slope Indicator,a qual possui um aspeto similar ao apresentado na Fig. 2b.

O campo experimental utilizado neste estudo já possui uma ampla caracterização geotécnica, ondeforam realizados ensaios de placa, SPT (Standard Penetration Test) e sondagem a trado, entre outros.Resultados de ensaios triaxiais indicaram que os parâmetros c’ e f’ são respetivamente 8 kPa e 28°.

Primeiramente foi lançada a sonda de referência e realizadas as medições do trecho. Logo emseguida foi lançada a sonda do SADi e realizadas quatro excursões com medições pelo tubo guia,desta forma possibilitando realizar em conjunto o ensaio de repetição. Os comportamentos das me -di ções das sondas para o ensaio comparativo estão demonstrados na Fig. 11b.

Para o ensaio comparativo entre o SADi e o inclinômetro de referência no trecho de 8,0 m, foiencontrada a maior diferença no deslocamento horizontal de 24,83 mm, medido a menor pelo SADi,o que resulta um desvio máximo da medição de 17,12%. Ainda, com relação ao ensaio comparativoa menor diferença de medição efetivada pelo SADi foi de 7 mm a menor que a referência,resultando em um desvio mínimo da medição de 4,82% e para a média das quatro medições o SADiapresentou uma média de 15,85 mm a menor que o valor de referência, efetivando um desvio médiode medição de 10,93%.

Utilizando os resultados experimentais, foi analisado o desvio entre as medições realizadaspelo SADi, resultando em um desvio médio de 6,92 mm, representando 5,34%.

Também, foi necessário para a validação do SADi a verificação do funcionamento do sistemade medição de profundidade da sonda, constituído pelo mecanismo composto pelas três roldanas,

102

o encoder e a placa de aquisição. O encoder dimensionado para efetuar a verificação do movimentoda sonda possui 100 pulsos por volta e a roldana tracionadora do encoder possui um diâmetro de31,8 mm, resultando num comprimento periférico de 99,9 mm. Assim, com relação aos pontos deprofundidade em que serão efetuadas as medições de inclinação, estes ocorrerão afastados de 150mm entre si, visto que a distância entre os rodízios do SADi é de 150 mm. Com isto, o SADi realizaa contagem de 150 pulsos em seu encoder, promovendo o deslocamento de 149,85 mm da sonda,resultando em um erro de 0,1%.

Para a verificação prática do funcionamento do sistema de medição de profundidade da sonda,utilizou-se uma trena métrica. Foi medida uma distância no cabo elétrico de sustentação da sondaigual a 8 m, a sonda foi lançada dentro do tubo guia, para reproduzir uma ação real de medição,ocorrendo a tração no cabo elétrico. Ao final do trecho de 8 m ocorreu a antecipação da leitura dadistância por parte do SADi em 5 mm, efetivando um erro ensaiado para a situação definida de0,062%. O erro encontrado no ensaio acabou sendo menor do que o esperado (0,1%). Este fatodeve-se muito as características elásticas do cabo elétrico que estando em suspensão e traçãoacabou se alongando, compensando a medição de profundidade realizada pelo SADi.

103

Fig. 11 – Avaliação da reprodutibilidade das medições realizadas com o SADi em comparaçãoaos resultados de um sistema comercialmente vendido (Slope Indicator):

a) Localização; b) Deslocamento horizontal acumulado.

a) b)

5 – CONCLUSÕES

Após as realizações dos ensaios com o SADi, verificou-se a possibilidade de efetuar a mediçãode inclinação utilizando um acelerômetro em movimento. Os resultados dos ensaios apontam avalores percentuais de erros relativamente pequenos junto com a manutenção da tendência compor -ta mental da referência. Esta condição alcançada pelo SADi é decorrente das imple men ta ções rea -li zadas, que promoveram uma maior estabilidade da velocidade no deslocamento do cabo elétricoatravés do disco de inércia, assim surtindo em uma menor possibilidade de ocorrência de ace le ra -ções, e uma condizente atenuação de ruídos nos valores das medições, realizadas pelo filtro digital,sendo que ambas as ações ainda são passíveis de melhorias.

Nas condições em que são apresentados os resultados das medições do SADi, o profissionalque utilizará os resultados possui liberdade de manipulação dos valores medidos, já que estes estãoapresentados em uma planilha. Incluído ao processo de medição o SADi efetiva a impossibilidadede ocorrência de equívocos na medição de profundidade, incidindo de uma maneira automáticatodas as medições necessárias para a montagem da tabela de resultados e salvando estes dados emdisco rígido do PC ou em uma memória móvel (pen drive, cartão SD, ...).

Ao final dos ensaios chegou-se à conclusão que o tempo para realizar a medição de todo otrecho com o SADi, precisando de realizar várias medições a mais no trecho, devido à distânciamenor dos rodízios, chegou a ser a metade do tempo com o modelo comparado.

Melhoria, ajustes e mais testes estão sendo efetuados com o sistema SADi, a fim de produzirum produto acabado de excelente qualidade, buscando facilitar a instalação do sistema no local aser medido, ter excelente confiabilidade e fornecer ao usuário informações palpáveis e úteis parauma adequada análise.

6 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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105

VARIAÇÃO DOS EFEITOS DAS QUEDASDE ROCHAS EM SEÇÕES RODOVIÁRIAS PORMODIFICAÇÕES NA SEÇÃO TRANSVERSALE NOS ELEMENTOS DE PROTEÇÃO

Variation of rockfall effects on road sections by changes in crosssection and elements of protection

Jorge Hernán Flórez Gálvez*Luiz Antônio Bressani**

RESUMO – São apresentados alguns resultados de simulações de quedas de blocos em quatro seçõesrodoviárias, obtidas através das informações coletadas durante o projeto e execução do Lote 2 da rodoviaRS471/BR153, localizada no Estado do Rio Grande do Sul (sul do Brasil). Definiram-se quatro condições deseção transversal para cada local, além de cinco elementos de proteção, e foram feitas combinações entre elesvisando obter o melhor nível de desempenho sob cada condição, estabelecendo como parâmetro decomparação a frequência de invasão de blocos dentro da área de operação veicular. As simulações foram feitascom o programa RocFall, definindo o coeficiente de restituição normal (RN) para os materiais dos taludesmediante uma correlação entre este parâmetro e as leituras obtidas com o martelo Schmidt. A forte rugosidadesuperficial dos taludes motivou uma análise de sensibilidade considerando três condições e diferentes valoresde RN visando obter a condição que melhor representasse a realidade.

SYNOPSIS – Some results are presented of simulations of rockfalls in four road sections, obtained throughthe information gathered during the design and construction of the Section 2 of RS471/BR153 highway,located in Rio Grande do Sul State (southern Brazil). Four conditions of cross section for each location weredefined, as well as five elements of protection, and combinations between them were made to obtain the bestlevel of performance under each condition, establishing as control parameter the rate of invasion of blockswithin the vehicle operating area. The simulations were done with the software RocFall by setting thecoefficient of normal restitution (RN) for the material of the slopes by means of a correlation between thisparameter and the reading obtained with the Schmidt hammer. The strong surface roughness of slopesmotivated a sensitivity analysis considering three conditions and different RN values to obtain the conditionthat could represent the reality in the best manner.

PALAVRAS CHAVE – Quedas de rochas, martelo Schmidt, coeficientes de restituição, elementos deproteção contra quedas de rochas.

1 – INTRODUÇÃO

A existência de maciços rochosos intactos, completamente contínuos, corresponde a um even topouco comum, principalmente para os encontrados em superfície, afetados por agentes naturaise/ou antrópicos, que fazem com que a suas propriedades tendam a apresentar mudanças com o

107Geotecnia n.º 132 – novembro/noviembre 2014 – pp. 107-129

* Doutorando, Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil, Universidade Federal do Rio Grande doSul, Brasil. E-mail: jhflorezg@gmail.com

** Professor Associado, Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil, Universidade Federal do RioGrande do Sul, Brasil. E-mail: bressani@ufrgs.br

passo do tempo. Às vezes, dependendo do material e do tipo de agente de alteração, a taxa devariação de propriedades pode levar de meses até muitos anos.

Na maioria dos casos, os maciços rochosos devem ser considerados como sendo conjuntos deblocos limitados nas três dimensões por um sistema de descontinuidades (Norrish e Wyllie, 1996).Em alguns casos, as descontinuidades podem guardar ou não padrões de ocorrência, o que permitirádefinir o tipo de mecanismo de falha presente para o caso estudado.

Um dos tipos de mecanismos que envolvem estes tipos de materiais corresponde às quedas,que como resultado da ação da natureza ou do homem podem originar que em algumas superfíciesmuito íngremes aconteça o destaque de alguns blocos dentre os existentes (Giani, 1992). Este tipode mecanismos não necessariamente se encontra associado com outros maiores. Os principais pro -ble mas deste tipo de mecanismo têm a ver com a sua própria velocidade, classificada entre rápidae muito rápida segundo a proposta de Cruden e Varnes (1996), e com os níveis de energia desen -vol vidos pelos blocos em trajetória de queda, principalmente em taludes de grande altura.

O objetivo do presente estudo é estabelecer a variação nos efeitos das quedas de blocos, tantopela aplicação de modificações na seção transversal, quanto pela implantação de elementos deproteção de uso comum em seções rodoviárias, seja em topografias homogêneas em corte (comu -men te conhecidas como corte caixão), seja em meia encosta. Os resultados obtidos pela aplicaçãode uma determinada alternativa serão analisados segundo a frequência de queda de rochas dentroda área de operação veicular (incluindo os acostamentos). O presente estudo foi aplicado aosubtrecho 2 da rodovia RS471/BR153, localizado entre os municípios de Herveiras e Vera Cruz(centro de Estado de Rio Grande do Sul, sul do Brasil). Os resultados aqui apresentados podem serconsultados em maior detalhe no trabalho desenvolvido por Flórez-Gálvez (2012).

2 – ESTUDO DAS QUEDAS DE ROCHAS

Em boa parte das situações, as oscilações térmicas diárias ou sazonais provocam variaçõesvolumétricas em massas rochosas que podem conduzir ao destaque de blocos (Guidicini e Nieble,1984) ao levar as descontinuidades a condições de pressão neutra ou com resultante desfavorável(Gomes, 2009). Além disto, existem alguns outros fatores que podem desencadear os processos dequedas de rochas, tais como:

– Intemperismo físico e químico;– Terremotos;– Explosões;– Tráfego pesado.

Neste sentido, vários trabalhos têm sido desenvolvidos visando uma melhor compreensão das prin ci -pais variáveis deste tipo de mecanismos, empregando para isto uma ou até várias meto do lo gias: registrosde quedas e/ou lançamentos controlados in situ (Ritchie, 1963; Wu, 1985; Pierson et al., 2001; Lorentz,2006; Spadari et al., 2011; Buzzi et al., 2011); ensaios em laboratório a escala reduzida até real (Rayudu,1997; Peng, 2000; Chau et al., 1999, 2002; Giani et al., 2004; Heidenreich, 2004; Wang e Lee, 2010); eaplicação dos anteriores resultados em programas de análise de quedas como Colorado Rock-FallSimulation Program - CRSP (Pfeiffer e Bowen, 1989), Rockfall (Spang e Sönser, 1995), RocFall (Stevens,1998), entre outros. Embora os estudos mencionados tenham sido desenvolvidos tanto para encostas comopara taludes, a modelagem de quedas de rochas é empregada com maior frequência para o primeiro caso.

2.1 – Tipos de mecanismos e trajetórias de queda

Inicialmente, os estudos de quedas de rochas estavam focados na determinação do alcancemáximo dos blocos em função unicamente da altura de queda, considerando que o bloco crítico era

108

aquele que saia da crista do talude (Ritchie, 1963). No entanto, a existência de diferentes tipos demecanismos de deslocamento obrigou a aprofundar os estudos visando definir modelos mate má ti -cos que pudessem considerar os parâmetros próprios de cada um deles. Vários são os trabalhosfocados na definição dos modelos que possam descrever as trajetórias (Giani, 1992; Azzoni et al.,1995; Stevens, 1998), sendo que o último autor descreve quais foram as equações empregadas den trodo programa RocFall.

São quatro os mecanismos de deslocamento possíveis para um bloco, sendo que a trajetóriatotal será a combinação de vários deles:

– Deslizamento: quando a resultante das forças atuantes e das resistentes é mantida dentro doplano em contato com a superfície do talude, e se as forças normais são o suficientementebaixas com relação às tangenciais, o bloco se deslocará deslizando ao longo do plano críticoda superfície do talude;

– Rolamento: para blocos com formatos arredondados não é comum o desenvolvimento detrajetórias de deslizamento pela forte tendência ao rolamento. A existência de um plano decontacto pequeno e forças normais pequenas em relação às tangenciais permite este tipo demecanismo;

– Queda livre: quando o bloco consegue se afastar da superfície de contato, principalmentepor declividades muito íngremes e por variações abruptas na geometria do talude, des cre -verá uma trajetória parabólica até atingir de novo alguma superfície;

– Repique: este mecanismo não pode ocorrer de maneira independente dos anteriores. Exa ta -men te, o repique se associa à ocorrência inicial de uma queda livre, sendo seguida por outraqueda livre, um deslizamento ou um rolamento.

2.2 – Parâmetros envolvidos no cálculo de trajetórias de queda

Uma das principais dificuldades do processo de definição das trajetórias de quedas de rochasestá na grande quantidade de parâmetros que podem afetar os resultados obtidos, mesmo quealguns deles possam ter um baixo nível de impacto nos resultados. Os principais parâmetros encon -tram-se resumidos no Quadro 1.

109

Quadro 1 – Parâmetros que determinam o comportamento das quedas de rochas (Pfeiffer e Bowen, 1989).

FATOR PARÂMETRO

Geometria do talude

Declividade do talude

Comprimento do talude

Rugosidade superficial

Variabilidade lateral

Propriedades do material do taludeCoeficientes do talude

Coeficientes da rocha

Geometria do blocoTamanho da rocha

Forma da rocha

Propriedades do material do blocoDurabilidade da rocha

Massa da rocha

Além destes parâmetros, para o caso de análises computacionais podem existir incertezasdecorrentes de simplificações na geometria do modelo (dependendo se este é em 2D ou em 3D).Para o caso de modelos 2D, a definição da linha crítica de trajetória terá que ser definida porinvestigações em campo e pelo bom senso das pessoas encarregadas do processo, sendo que avariabilidade lateral é desconsiderada.

Existem algumas simplificações que com frequência são feitas para a execução das análises:

– Quando existe uma grande variabilidade litológica, se assume que as propriedades definidaspara a superfície do talude nesse ponto são iguais às do bloco que o impacta;

– Em alguns modelos não é possível considerar a possibilidade de quebra do bloco decorrentedos impactos. Esta situação pode ser considerada como um fator de grande dissipação deenergia, ou também pode se considerar a condição do bloco intacto como sendo a situaçãomais crítica pela energia cinética atingida no final da trajetória;

– Alguns modelos consideram blocos rochosos com formato esférico, facilitando assim adeterminação da inércia do elemento, e permitindo considerar os efeitos rotacionais durantea queda.

2.3 – Coeficientes de restituição

A capacidade de restituição de um corpo é determinada mediante a definição do quocienteentre o comportamento logo após um impacto e o existente logo antes, tendo como referência asdireções normal e tangencial do plano da superfície de impacto. São múltiplas as abordagens quesobre este valor existem, sendo a mais comum a relação entre as velocidades em cada uma dasdireções (Wu, 1985; Spang e Rautenstrauch, 1988).

(1)

RN – Coeficiente de restituição normal;

RT – Coeficiente de restituição tangencial;

VN1 – Velocidade normal à superfície, logo antes do impacto;

VN2 – Velocidade normal à superfície, logo após o impacto;

VT1 – Velocidade tangencial à superfície, logo antes do impacto;

VT2 – Velocidade tangencial à superfície, logo após o impacto.

Chau et al. (1999) os define pela relação entre impulsos. Se a partícula não sofrer variaçõesna sua massa, a relação ficaria expressa como em (1).

(2)

I1- – Impulso do bloco antes do impacto;

I2+ – Impulso do bloco após o impacto;

Vi – Velocidade do bloco antes do impacto;

Vr – Velocidade do bloco após o impacto.

110

RN = VN2

N1V RT =

VT2

T1V

RI = I2

+

I1- =

Vr

Vi

Em outros trabalhos desenvolvidos por Chau et al. (1999; 2002), os coeficientes são expressosem função da dissipação de energia cinética. Também, se a partícula não sofrer alterações de massa,as equações poderão se expressar de igual maneira que em (1).

(3)

RE – Coeficiente de restituição em função da energia cinética;

m – Massa do bloco.

Quando considerada a energia rotacional do bloco, os coeficientes de restituição se expressamassim:

(4)

I – Momento de inércia do bloco rochoso;

w1 – Velocidade angular antes do impacto;

w2 – Velocidade angular após o impacto.

2.4 – Elementos de proteção

Quando por questões de tipo técnicas, econômicas ou sociais, é desconsiderada a relocação doprojeto, será necessária a adoção de medidas que permitam conter os elementos perigosos a fim deevitar seus efeitos negativos.

A oferta destes tipos de elementos vem sendo ampliada em função dos avanços tecnológicose necessidades de cada local, sendo bons exemplos destes os fornecidos por empresas comoGeobrugg e Maccaferri, assim como as soluções apresentadas por diversos autores (Gerber, 2001;FHWA, 2005; Lorentz, 2006; Farrand, 2007; Schellenberg, 2008). Estes tipos de elementos podemser agrupados da seguinte maneira:

– Proteções ativas: seu objetivo é eliminar qualquer sinal de deslocamento dos blocos, sejameles gerados pelo desconfinamento do maciço ou pelos processos de intemperismo nas facesexpostas.

– Proteções passivas: quando não existem condições para impedir o mecanismo de queda,serão necessários elementos que desviem ou retenham os elementos que caem, permitindoassim uma convivência segura com o fenômeno.

3 – MATERIAIS E MÉTODOS

3.1 – Determinação do valor de RN de cada seção ensaiada

O uso do martelo Schmidt como ferramenta para a determinação indireta de algumas daspropriedades das rochas tem sido estudado em vários trabalhos, visando principalmente a obtençãode correlações com parâmetros mecânicos (Deere e Miller, 1966; Aydin e Basu, 2005). No trabalhodesenvolvido por Peng (2000), baseado na proposta de Rayudu (1997), foram obtidas algumas

111

RE =

12 * m * Vr

2

12 * m * Vi

2=

Vr2

Vi2

RE =

12 * m * Vr

2 + 12 * I * w2

2

12 * m * Vi

2 + 12 * I * w1

2

correlações entre os valores obtidos com o martelo Schmidt tipo “L” e os valores de RN para algunsmateriais existentes na Nova Zelândia. Para o presente estudo foi aplicada a equação proposta porPeng para superfícies rugosas de talude e blocos angulares (5).

(5)

HR(L)-superf – Número de dureza de rebote para a superfície do talude.

HR(L)-bloco – Número de dureza de rebote para o bloco que cai.

α – Ângulo de declividade do talude, medido em relação ao plano horizontal.

Originalmente, para aplicações em rocha eram permitidos unicamente martelos do tipo “L”(ISRM, 1978), limitando assim o uso da versão de maior capacidade (tipo “N”). Atualmente, o usode ambos os martelos é aceite (ASTM D5873-05; Aydin, 2009).

Para o presente estudo o martelo usado correspondeu ao tipo “NR”, fabricado por Proceq, efornecido pelo Laboratório de Ensaios e Modelos Estruturais (LEME) da Universidade Federal doRio Grande do Sul. O procedimento de ensaio seguiu a Norma ASTM D5873-05. Para cada pontode ensaio foi selecionada uma área da superfície do talude que estivesse livre de fraturamentosintensos, situação que obrigou a descartar alguns pontos de ensaio, bem pela inconsistência nosvalores obtidos ou também pela própria instabilidade da superfície devido a fraturamentos paralelosà face do talude. A área definida para cada ensaio for definida mediante um retângulo com com pri -mento da base menor de mínimo 15 cm (ver Fig. 1).

Foram definidas quatro seções transversais dentro do Lote 2 da rodovia RS471/BR153,localizada no Estado do Rio Grande do Sul (sul do Brasil), para a execução das leituras com omartelo e posteriores simulações de quedas de blocos (ver Fig. 2).

Em todos os casos, a superfície de ensaio encontrava-se seca e livre de incrustações departículas finas, com textura superficial tendendo a lisa. Foram obtidas dez leituras para cada pontode ensaio, sempre na direção normal ao plano do ponto de ensaio. Para cada superfície de ensaiofoi medida a inclinação.

112

RN = -145 + 4HR(L)-superf + 2HR(L)-bloco + 2α

1000

Fig. 1 – Procedimento de toma das leituras.

a) b)

113

Fig. 2 – Geometria horizontal e localização das seções analisadas.

O processo de correção das leituras obtidas em campo para que ficassem referidas à direçãohorizontal foi feito empregando o procedimento proposto por Basu e Aydin (2004). A determinaçãodo ângulo de leitura foi feita mediante uma bússola, ao determinar a declividade da face ensaiadado talude e somar ou restar 90° segundo fosse o caso. Para a aplicação deste método de correção,é necessária a determinação de algumas constantes próprias do tipo de martelo empregado (verQuadro 2). O martelo encontrava-se calibrado, razão pela qual foi adotada a energia de referênciade 2,207 N*m.

k – Constante da mola do martelo Schmidt;x1 – Extensão máxima da mola do martelo Schmidt (quando completamente carregada);M – Massa do pistão;g – Aceleração da gravidade;E – Energia do impacto;V1 – Velocidade do pistão quanto toca o êmbolo (durante o disparo), medida na direção horizontal.

Uma vez aplicado o método, também é possível gerar famílias de curvas próprias para oequipamento empregado (Fig. 3, onde θ é o ângulo de disparo do martelo, medido em relação aoplano horizontal).

114

Quadro 2 – Constantes para martelo empregado.

CONSTANTES DO MARTELO “NR” PROCEQ

k N/m 764,2

x1 M 0,076

M kg 0,3895

g m/s2 9,810

E N*m 2,207

V12 (m/s)2 11,3325

Fonte: Basu e Aydin (2004).

Fig. 3 – Curva de normalização em relação à horizontal (modificado de Basu e Aydin, 2004).

Tendo que a equação empregada para o cálculo de RN é válida para martelos do tipo “L’, foinecessário converter as leituras obtidas com o martelo “N” para o primeiro. Dentre as equaçõespropostas em diversos trabalhos, foi adotada a proposta por Aydin e Basu (2005), válida paravalores de HR(L)>30 e HR(N)>40:

(6)

HR(L) – Número de dureza de rebote, medido com o martelo Schmidt tipo “L”.

HR(N) – Número de dureza de rebote, medido com o martelo Schmidt tipo “N”.

A equação (5) foi aplicada para cada leitura individual do martelo, o tratamento que requer aNorma ASTM D5873-05 foi feito para as leituras equivalentes com o martelo “L”.

Para a determinação do valor de RN segundo a equação (5) foram feitas as seguintesconsiderações:

– Considerou-se que tanto a superfície do talude e o bloco eram constituídos pelo mesmomaterial, devido à grande quantidade de combinações possíveis de materiais;

– Foi usada a declividade do talude existente nos locais estudados (4V:1H e 3V:1H).

Pelos riscos e dificuldades de execução das leituras nas partas altas dos taludes estudados, foinecessária a consideração de que as propriedades mecânicas das rochas avaliadas eram constantespara a mesma cota. Assim, quase todas as leituras foram feitas no mesmo nível do greide, paraserem projetadas depois dentro de cada seção analisada, tal como se ilustra na Fig. 4.

115

Fig. 4 – Sequência de pontos ensaiados e projeção dentro da seção 57+800.

HR(L)=HR(N) - 6,3673

1,0646

3.2 – Condições ensaiadas

Para cada seção rodoviária foram ensaiadas quatro alternativas de condição geométrica, sendoque duas se derivavam de uma das primeiras, e representavam condições possíveis a acontecerdurante a operação do projeto, assim:

– Seção sem alargamento – com banquetas: Cada talude de corte está definido por banquetascom altura de 10 m e largura de 3 m, com uma declividade de 4,2V:1H (77°). Logo do ladodos acostamentos foi definida uma sarjeta com largura total de 1,50 m e profundidade de0,30 m. Do lado da sarjeta encontra-se o pé do talude (ver Fig. 5a);

– Com alargamento – com banquetas: A declividade dos taludes, a localização e as dimensõesdas banquetas são mantidas, mas foram adicionadas áreas de retenção de blocos no lado dopé do talude de corte, com uma largura de 4 m e largura de 0,70 m (ver Fig. 5b);

– Material acumulado em duas banquetas: A geometria básica é igual à do caso anterior, massimulando o enchimento das duas banquetas inferiores com blocos que caíram do talude, atéque a capacidade desta seja eliminada;

– Material acumulado em uma banqueta: Neste caso, foi considerada a limpeza frequente dabanqueta inferior, mas com a segunda inferior cheia, sem capacidade de acumulação dematerial;

– Abatimento do talude e eliminação das banquetas: Neste último caso foi considerado oabatimento dos taludes de corte, de uma declividade de 4,2V:1H (77°) para 3V:1H (72°),além da eliminação das banquetas intermediárias.

Os resultados apresentados nas Figuras 9 a 17 correspondem às geometrias definidas acima.

3.3 – Elementos de proteção contemplados

No presente estudo foram ensaiados elementos de proteção do tipo passivos permitindo assima ocorrência do fenômeno de queda, visando que estes foram de uso comum e de baixo custo deinstalação e de manutenção. Os elementos contemplados foram:

– Barreira vertical rígida de baixa altura: Neste caso foi testada uma barreira do tipo NewJersey sem ancoragens ao solo, para a qual foi atribuída uma energia máxima resistente de25578 J (Fig. 6a);

– Substituição parcial da área de retenção de blocos por uma camada de areia fofa comespessura de 0,40 m (ver Fig. 6b);

– Construção de uma linha de barreiras constituídas por redes metálicas, instaladas logo acimada banqueta inferior ou na metade da altura do talude, para o caso de ausência de banquetas(ver Fig. 6c);

116

Fig. 5 – Detalhe da estrutura do pavimento: (a) sem alargamento; (b) alargamento para áreade retenção de blocos.

(a) (b)

– Recobrimento da superfície dos taludes com redes metálicas ou com concreto projetado,deixando desprotegida a primeira banqueta ou a metade inferior do talude para o caso deausência de banquetas (ver Fig. 6d).

3.4 – Propriedades dos materiais e condições de simulação

Para a execução das simulações no programa RocFall, as propriedades adotadas para osmateriais encontram-se sumarizadas no Quadro 3.

117

Fig. 6 – Elementos de proteção ensaiados.

(a) Barreira no fim do acostamento (b) Camada de areia fofa

(c) Barreira em redes metálicas instaladas na superfície do talude (d) Proteção superficial

Quadro 3 – Propriedades dos materiais usados nas simulações.

MATERIAL

RN RTÂNGULO

DE ATRITO (°) RUGOSIDADESUPERFICIAL

(°)Médio

Desviopadrão

MédioDesvioPadrão

MédioDesviopadrão

Rocha dos taludes (*) 0,04 0,55 0,04 30 5 0

Rocha em banquetas 0,18 0 0,50 0 35 5 5

Areia fofa (**) 0,04 0,03 0,48 0,23 30 5 0

Concreto 0,48 0,19 0,53 0,17 10 5 0

Camada asfáltica 0,40 0,04 0,90 0,04 30 2 0

(*) Valores obtidos através do procedimento com o martelo Schmidt.(**) Fonte: Labiouse e Heidenreich (2009).

Os valores restantes foram adotados da base de dados do programa RocFall. Cabe aclarar queo programa desconsidera o formato dos blocos, considerando-os como sendo esféricos com umdiâmetro muito pequeno.

Foram definidas faixas de origem de quedas correspondentes à totalidade do talude, consi de -ran do velocidades iniciais nulas para todas as componentes (horizontal, vertical e angular), e umamassa do bloco de 10 kg.

Para as simulações feitas em barreiras de concreto foram usados tanto blocos de 10 kg quantode 500 kg visando determinar a frequência de ruptura dos elementos.

Devido às fortes irregularidades superficiais nos taludes decorrentes do processo de desmontecom explosivos e do intenso fraturamento nos maciços, foram ensaiadas três rugosidades visandoencontrar a mais apropriada para este caso. Por esta razão, dentro das propriedades do material dotalude deixou-se este valor em zero. As condições ensaiadas foram:

– Sem irregularidades: os taludes foram definidos por alinhamentos topográficos definidosentre as bordas das banquetas, definido assim os diferentes taludes entre as banquetas;

– Existência de irregularidades: foram considerados dois níveis de irregularidade, medida pelalargura em relação à linha de irregularidade zero. A primeira com um valor de 10 cm, e asegunda com 40 cm.

Foi feita uma análise de sensibilidade com cada uma das rugosidades, abrangendo uma faixade valores de RN entre 0,237 e 0,47.

4 – RESULTADOS E DISCUSSÃO

Para cada ponto ensaiado com o martelo Schmidt foi feita a determinação do valor de HR(L)

médio, tal como apresentado no Quadro 4.

118

Quadro 4 – Processamento para ponto ensaiado em 57+800 (leituras feitas com o marteloem posição ascendente de 8° em relação ao plano horizontal).

No.LeituraHR(N)(θ)

x2

(m)

V2(θ)2

(m/s)2

V22

(m/s)2

LeituraEquivalenteHR(N)(θ = 0°)

LeituraEquivalente

HR(L)

LeituraaceitaHR(L)

1 49 0,0372 2,823 2,772 49,5 40,5 40

2 47 0,0357 2,601 2,554 47,5 38,6 39

3 58 0,0441 3,933 3,862 58,4 48,9 49

4 50 0,0380 2,937 2,884 50,4 41,4 41

5 58 0,0441 3,933 3,862 58,4 48,9 49

6 54 0,0410 3,417 3,355 54,4 45,1 45

7 51 0,0388 3,053 2,999 51,4 42,3 42

8 49 0,0372 2,823 2,772 49,5 40,5 40

9 50 0,0380 2,937 2,884 50,4 41,4 41

10 48 0,0365 2,711 2,662 48,5 39,5 40

Leituras 10 10

Média 42,7 43

x2 – Máximo alongamento da mola do martelo Schmidt, após o rebote;

V2(θ) – Velocidade inicial do pistão após o rebote, medida para o ângulo de leitura do martelo;

V2 – Velocidade inicial do pistão após o rebote, medida na direção horizontal;

HR(N)(θ) – Número de dureza de rebote, medido com o martelo Schmidt tipo “N” na direção normalà superfície da rocha.

Com estes valores foi determinado o valor de RN usando a equação (5). Para cada camada dederrame foi obtida a média aritmética quando disponível, ou adotado o valor único tal comoapresentado na Fig. 7. O valor para a camada asfáltica foi adotado do banco de dados do programaRocFall e não obtido a partir do procedimento descrito.

Comparando os resultados das simulações para cada rugosidade com a faixa de valores de RN,observou-se que a condição que melhor conseguiu representar a maneira como acontece omecanismo em campo foi a de 40 cm. As outras rugosidades geraram principalmente rolamento departículas, entanto que em campo as quedas começavam com poucos rolamentos, mas princi pal -men te por repiques, como apresentado na Fig. 8.

119

Fig. 7 – Valores médios do coeficiente de restituição normal empregados nas simulações.

57+800 55+360

50+840 58+460

Na Fig. 9 são apresentados os resultados obtidos unicamente com as condições geométricasadotadas. A frequência de invasão se refere à quantidade (percentual) de blocos que entram na pistade rolamento (incluindo os acostamentos). A descrição completa das condições geométricas foielencada no item 3.2, e é válida para as Figuras 9 a 17.

120

Fig. 8 – Condições de rugosidade geométrica ensaiadas.

Sem rugosidade. Rugosidade 10 cm.

Rugosidade 40 cm.

Fig. 9 – Presença de blocos dentro da pista de rolamento para as quatro seções estudadas.

26,0% 25,4%

0%

5%

10%

15%

20%

50+840 55+360 57+800 58+460

Freq

uênc

ia d

e in

vasã

o

Sem alargamento Com alargamento Com alarg, sem banq limpa Com alarg+1 banq limpa Sem banq+decliv 3:1

Em todos os cinco casos, a incorporação da área de retenção de blocos foi a que melhor nívelde resposta conseguiu gerar, diminuindo as frequências de invasão em valores superiores de 93%(como exceção de 57+800, onde a redução foi de 85%). As seções 50+840 e 58+460 foram as demaior sensibilidade à construção da área de retenção de blocos, já que mesmo ao se alterar ascondições do talude, não aconteceram incrementos importantes nas frequências de invasão.

O efeito do preenchimento das duas banquetas inferiores (57+800) elevou a frequência deinvasão até níveis próximos do que os ocorridos sem alargamento da seção transversal. Em termosde frequência, mesmo com alargamento, o preenchimento elevou os valores em quase 6 vezes,constituindo-se em uma das piores situações possíveis de acontecer durante a operação da rodovia.A limpeza da banqueta inferior (55+360 e 57+800) trouxe a diminuição da frequência de invasõesdentro da pista em mais de 50% quando comparadas com a anterior situação.

A condição sem banquetas e com abatimento dos taludes fez com que o desempenho da áreade retenção fosse diminuído, aumentando as frequências em quase 12 vezes em relação à condiçãosó com alargamento.

Na Fig. 10 são apresentados os resultados obtidos com a implantação de uma barreira tipo NewJersey.

Em geral, a instalação das barreiras conseguiria reter quantidades importantes de materialquando comparadas com a condição sem barreira. Para os casos sem alargamento, o fato dainstalação da barreira fez com que as frequências fossem diminuídas entre 52% e 70%. No entanto,as duas seções com taludes de menor altura (50+840 e 58+460) ainda apresentaram as maioresfrequências quando comparadas com as outras duas.

As duas seções com taludes de maior altura (55+360 e 57+800) tiveram uma perda deefetividade de retenção de blocos fora da pista decorrente do preenchimento das banquetas entre 3e 7 vezes, constituindo-se como a condição de maior perigo durante a operação do projeto. Noentanto, o efeito da barreira trouxe uma diminuição superior a 44% quando comparada com o casosem barreira.

Quando feita a limpeza da banqueta inferior, e com a incorporação da barreira, origina-se umadiminuição da frequência de pelo menos 19% quando comparada à situação com as duas banquetascheias de material, e de pelo menos 17% quando comparada com a condição sem barreira.

121

Fig. 10 – Frequências de invasão para as diferentes geometrias transversais (com barreira h=0,81 m).

0% 2% 4% 6% 8%

10% 12% 14% 16% 18% 20%

50+840 55+360 57+800 58+460

Freq

uênc

ia d

e in

vasã

o

Sem alargamento Com alargamento Com alarg, sem banq limpa Com alarg+1 banq limpa Sem banq+decliv 3:1

Em nenhuma das simulações com blocos de 10 kg foi encontrado dano de barreiras. O uso deblocos de 500 kg responde aos maiores tamanhos encontrados em campo durante a execução doprojeto. Nas Figuras 11 a 14 são apresentados os resultados obtidos, tanto do lado direito quanto doesquerdo (para as seções 50+840 e 58+460), em função da frequência em que são atingidas porblocos de 500 kg, e a frequência em que estes ultrapassam a energia máxima resistente de 25578 J.

122

Fig. 11 – Frequência de blocos que impactam as barreiras do lado direito.

23,8% 25,7%

0% 2% 4% 6% 8%

10% 12% 14% 16% 18% 20%

50+840 55+360 57+800 58+460

Freq

uênc

ia d

e bl

ocos

de

500

kg

que

impa

ctam

a

barr

eira

Sem alargamento Com alargamento Com alarg, sem banq limpa Com alarg+1 banq limpa Sem banq+decliv 3:1

Fig. 12 – Frequência de blocos que danificam as barreiras do lado direito.

0%

5%

10%

15%

20%

50+840 55+360 57+800 58+460

Freq

uênc

ia d

e bl

ocos

qu

e da

nific

am a

s bar

reir

as

(% d

os b

loco

s de

500

kg

que

as im

pact

am)

Sem alargamento Com alargamento Com alarg, sem banq limpa Com alarg+1 banq limpa Sem banq+decliv 3:1

Em todos os casos, o alargamento da seção somado à existência de barreiras faz com quemesmo esta última forneça proteção à pista de rolamento, seu papel possa ser dispensável se aoperação de limpeza for feita com regularidade (55+360 e 57+800). Unicamente quando não épossível a modificação da seção transversal (condição sem alargamento), a barreira será solicitadapara impactos com bastante frequência.

Para o lado direito, embora o nível de solicitação das barreiras seja alto nos taludes de baixaaltura (50+840 e 58+460, com >20% das quedas), a frequência de impactos com destruição doelemento de proteção tende a ser baixo na maioria das situações. Ocorre uma inversão desta

123

Fig. 13 – Frequência de blocos que impactam as barreiras do lado esquerdo.

0%

5%

10%

15%

20%

50+840 58+460

Freq

uênc

ia d

e bl

ocos

d

e 50

0 kg

que

impa

ctam

a

barr

eira

Sem alargamento Com alargamento Com alarg+1 banq limpa Sem banq+decliv 3:1

Fig. 14 – Frequência de blocos que danificam as barreiras do lado esquerdo.

0%

5%

10%

15%

20%

50+840 58+460

Freq

uênc

ia d

e bl

ocos

qu

e da

nific

am a

s bar

reir

as

(% d

os b

loco

s de

500

kg

que

as im

pact

am)

Sem alargamento Com alargamento Com alarg+1 banq limpa Sem banq+decliv 3:1

situação para os taludes de maior altura (55+360 e 57+800), para os quais se tem baixos níveis desolicitação das barreiras, mas com altas frequências de dano dos elementos.

Para o lado esquerdo, é mantida a tendência de alto nível de solicitações das barreiras, mascom baixa frequência de dano dos elementos.

Na Fig. 15 são apresentados os resultados obtidos com substituição parcial da área de retençãode blocos por uma camada de areia fofa. Em geral, o nível de resposta é muito melhor do que paraos anteriores casos, principalmente para a seção 50+840 onde a frequência de invasões foieliminada completamente. Para os outros três locais, a frequência ainda conseguiu se manter abaixode 2%.

A condição com os efeitos mais negativos para os três casos restantes foi o abatimento dostaludes e eliminação das banquetas. No entanto, quando comparada esta condição com suacorrespondente só com alargamento (ver Fig. 9), houve diminuições de pelo menos 72% nas fre -quên cias. Sob essa mesma lógica de comparação, para o caso da banqueta inferior cheia dematerial, houve diminuições com mínimo de 59%.

Para o caso da construção de uma linha de barreiras em redes metálicas, os resultados sãoapresentados na Fig. 16.

124

Fig. 15 – Frequências de invasão para as diferentes geometrias transversais(com camada de areia fofa e = 0,40 m).

0% 2% 4% 6% 8%

10% 12% 14% 16% 18% 20%

50+840 55+360 57+800 58+460

Freq

uênc

ia d

e in

vasã

o

Sem alargamento Com alargamento Com alarg, sem banq limpa Com alarg+1 banq limpa Sem banq+decliv 3:1

Em todas as quatro seções, a condição sem alargamento teve o pior desempenho quandocomparado com as outras condições. Nesta condição, além dos blocos oriundos da parcela dotalude abaixo da barreira, muitos dos blocos procedentes da parte superior conseguem descrevertrajetórias sem ser retidos pela rede.

Embora o anterior, ao se comparar estes resultados com os obtidos para os correspondentessem elementos de proteção (ver Fig. 6), aparecem diminuições importantes nas frequências. Para acondição sem alargamento, as diminuições vão de 18% até 83%; para o caso área de retenção deblocos, as diminuições estão acima de 45%; para o caso de só uma banqueta cheia de material, asdiminuições ficaram acima de 85%.

Os resultados para a implantação de alguma proteção superficial, com exceção da porçãoinferior do talude, são apresentados na Fig. 17. Aclara-se que esta condição não admite nenhumacamada cheia de material, já que em teoria não existiria queda de rochas das partes protegidas dotalude.

A tendência geral dos resultados é muito similar com a obtida para a condição anterior (verFig. 16). Para o caso das seções sem alargamento, o efeito das rochas (da parte inferior do talude)levou as frequências até valores entre 4% e 7%.

Contudo, esta condição não conseguiu fornecer o melhor desempenho para as maneiras comofoi considerada ao ser comparada com a camada de areia fofa.

Para a seção 57+800, quando eliminadas as banquetas, a existência da metade da altura dotalude sem proteção fez com que alguns blocos atingissem energias muito elevadas, resultando emuma alternativa insuficiente para este caso em particular.

125

Fig. 16 – Frequências de invasão para as diferentes geometrias transversais(com barreira em rede metálica L = 4,0 m).

0% 2% 4% 6% 8%

10% 12% 14% 16% 18% 20%

50+840 55+360 57+800 58+460

Freq

uênc

ia d

e in

vasã

o

Sem alargamento Com alargamento Com alarg, sem banq limpa Com alarg+1 banq limpa Sem banq+decliv 3:1

5 – CONCLUSÕES

O conjunto de parâmetros empregados, tanto o obtido pelo procedimento de campo quanto osadotados da literatura, mostraram um comportamento consistente com as condições encontradasem campo. O valor de RN mostrou-se baixo quando comparado com os valores encontrados naliteratura, situação compensada pela incorporação da geometria e rugosidade do talude.

Das quatro seções analisadas, conseguiu-se obter duas tendências de comportamento associa -das com as alturas dos cortes e com a geometria resultante para cada um deles. A primeira tendênciaobservada correspondeu à das seções 50+840 e 58+460, com geometrias comparativamente maisbaixas (alturas de corte em torno dos 15 metros); a segunda tendência logicamente foi a apresentadapelas seções 55+360 e 57+800, como alturas de corte maiores (30 e 50 metros, respectivamente).Lembra-se que as análises feitas para as seções de menor altura levaram em conta a ação de quedade blocos tanto na esquerda quanto na direita. Já para as seções de maior altura apenas foi levadoem conta o talude direito.

O efeito do preenchimento de banquetas foi o surgimento de superfícies inclinadas que fize ramcom que os blocos saíssem projetados diretamente à pista de rolamento ou em pontos muitopróximos dela.

De todas as medidas de proteção contempladas no presente estudo, a substituição parcial daárea de retenção de blocos por areia fofa foi a que conseguiu manter baixos todos os valores deinvasão na pista, mesmo com variações nas condições da seção transversal. A condição chave destetipo de solução está na possibilidade de garantir um valor de RN baixo (para o presente caso, RN = 0,04).

Para os taludes de menor altura (50+840 e 58+460), o efeito da área de retenção de blocos foideterminante, levando as frequências até valores muito próximos de zero. Neste tipo de soluções,se a manutenção das banquetas for feita com regularidade, poderia não se precisar a incorporaçãode elementos de proteção.

Em ambos os taludes de maior altura (55+360 e 57+800), embora o efeito da incorporação da áreade retenção de blocos foi de grande ajuda, as seções ainda apresentaram as maiores frequências deinvasão ao se comparar com as outras duas. No entanto, deve-se considerar que ainda os valores sãomantidos abaixo de 1%, e que levar este valor até zero poderia significar investimentos muito altos.

126

Fig. 17 – Frequências de invasão para as diferentes geometrias transversais(com proteção superficial ao longo da face do talude).

0% 2% 4% 6% 8%

10% 12% 14% 16% 18% 20%

50+840 55+360 57+800 58+460

Freq

uênc

ia d

e in

vasã

o

Sem alargamento Com alargamento Com alarg, sem banq limpa Com alarg+1 banq limpa Sem banq+decliv 3:1

O emprego de elementos de concreto de baixa altura mostrou ser eficaz para taludes de baixaaltura, para os quais foram obtidos importantes níveis de retenção atribuída a estes elementos, comopercentagens de dano relativamente baixo (5%). Já para os taludes maiores, além dos baixos níveisde retenção conseguidos por estes elementos, as energias desenvolvidas pelos blocos nas suastrajetórias fizeram com que resultassem valores importantes de barreiras danificadas por ultra pas -sar a sua energia resistente (entre 15 e 20% do total de blocos que as impactam).

6 – AGRADECIMENTOS

Os autores agradecem ao Conselho Nacional de Desenvolvimento Científico e Tecnológico(CNPq) pelo auxílio financeiro para a elaboração do trabalho e a bolsa de pesquisa, ao Programade Pós-Graduação em Engenharia Civil da Universidade Federal do Rio Grande do Sul, àsempresas envolvidas no projeto e execução do Trecho 2 da rodovia RS471/BR153 pelo for ne ci -men to das informações do projeto, e ao Laboratório de Ensaios e Modelos Estruturais (LEME) daUFRGS pelo empréstimo do equipamento usado para a execução das determinações em campo.

7 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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129

MÉTODO DE AVALIAÇÃO DE DESEMPENHODE BARRAGENS POR MEIO DE AGRUPAMENTODE INSTRUMENTOS – APLICAÇÃO EM ITAIPU

Method of performance evaluation of dams by instrument clustering – Application to Itaipu

Rodrigo César Pierozan*Sidnei Helder Cardoso Teixeira**Andrea Sell Dyminski***Celso Romanel****

RESUMO – O sistema de instrumentação de uma barragem deve ser capaz de detectar variações nas leiturasao longo do ciclo de vida da mesma como resultado do envelhecimento e das alterações ambientais. O estudode como ocorre a interação entre as leituras dos diferentes instrumentos e como as variáveis ambientais inter -fe rem nas mesmas pode ser de grande utilidade para compreensão dos mecanismos que regem o com por ta -mento de uma barragem. O presente trabalho apresenta um método de avaliação do desempenho de barragenspor meio de agrupamento de instrumentos de comportamento similar, utilizando como ferramenta de análisecorrelações estatísticas lineares e não-lineares entre leituras de instrumentos de auscultação. Através do estudoproposto, é possível a identificação de instrumentos defeituosos e de comportamentos anômalos em barragens,além do fornecimento de indícios dos mecanismos geotécnicos que resultam na similaridade entre os mesmos.Como forma de validação e exemplificação do método proposto, são utilizados dados de piezometria dabarragem de Itaipu Binacional.

SYNOPSIS – A proper dam instrumentation system should be able to detect variations in readings over its lifecycle as a result of aging and environmental changes. The study about how the interaction between readingsfrom different instruments occurs and how environmental variables affect them can be very useful tounderstand the mechanisms that affect the behaviour of a dam. This paper presents a method for evaluatingdam performance by means of clustering instruments with similar behaviour, using linear and non-linearstatistical correlations as an analysis tool for auscultation instruments. Through the proposed study, it ispossible to detect malfunctioning instruments and anomalous dam behaviour, besides collecting evidenceabout the geotechnical mechanisms that result in similarity between both situations. In order to exemplify andvalidate the proposed method, piezometric data from the Itaipu Binational dam have been studied.

PALAVRAS CHAVE – Segurança de barragens, instrumentação, agrupamento de instrumentos.

131Geotecnia n.º 132 – novembro/noviembre 2014 – pp. 131-150

* Mestrando, Universidade Federal do Paraná – UFPR, Programa de Pós-Graduação em Engenharia daConstrução Civil. E-mail: rodrigopierozan@hotmail.com

** Professor Doutor, Universidade Federal do Paraná – UFPR, Departamento de Construção Civil. E-mail: s.helder@uol.com.br

*** Professora Doutora, Universidade Federal do Paraná – UFPR, Departamento de Construção Civil. E-mail: asdymi@gmail.com

**** Professor Doutor, Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro – PUC-Rio, Departamento deEngenharia Civil. E-mail: romanel@puc-rio.br

1 – INTRODUÇÃO

Ao longo da história, a população humana foi afetada por várias rupturas de barragens, comopor exemplo as barragens de St. Francis e Teton (Grahan, 1999). Até mesmo na atualidade, essetipo de desastre é passível de ocorrência, como documentado em barragens britânicas (Charles et

al., 2011), barragens de rejeito européias (Rico et al., 2008), barragens chinesas (He et al., 2008) ebarragens americanas (Dam Safety, 2013). No Brasil, a situação não é diferente, e muitos incidentesenvolvendo barragens ocorreram nos últimos anos, como por exemplo em Camará (2004), CamposNovos (2006) e Algodões (2008). Situações como as citadas tornam pública a necessidade deestudos envolvendo a segurança de barragens.

A garantia das condições de segurança de uma barragem é resultante de uma série de fatores,entre os quais podem ser citados aspectos estruturais, geotécnicos, hidráulicos, operacionais eambientais, visando a estabelecer conhecimento contínuo e adequado das mesmas (CBDB, 2001).Dessa forma, são necessárias reavaliações regulares do estado de uma barragem e de todas asdemais estruturas e instalações.

Podem ser citadas como formas de reavaliação do estado de barragens as inspeções visuais eo acompanhamento das leituras do sistema de instrumentação. Instrumentação pode ser definidacomo a aquisição, apresentação e avaliação de informação oriunda de dispositivos de medidainstalados em barragens ou próximos às mesmas (Department of Natural Resources and Mines,2002). O sistema de monitoramento permite aos engenheiros validar as hipóteses e métodos decálculo desenvolvidos durante o projeto e avaliar como a barragem, estruturas auxiliares e suafundação se comportam ao longo do ciclo de vida.

A seleção de um determinado instrumento deve ser feita de modo a auxiliar na obtenção deuma resposta específica, ou seja, caso não haja questionamento então não há necessidade deinstrumentação (Dunnicliff, 1993). Existem muitos parâmetros que podem ser analisados ao longodo tempo para assegurar as condições de segurança de uma barragem, entre os quais podem sercita das as poropressões e subpressões, vazões de percolação, recalques e deslocamentos hori zon -tais. Os parâmetros citados podem ser quantificados através de diferentes tipos de instrumentos,como piezômetros, medidores de vazão, extensômetros, inclinômetros e pêndulos.

O estudo de como ocorre a interação entre as leituras dos diferentes instrumentos e como asvariáveis ambientais interferem nas mesmas pode ser de grande utilidade para a compreensão dosmecanismos que regem o comportamento de uma barragem, além de contribuir no processo detomada de decisões com base na instrumentação. Uma discussão interessante sobre avaliação derisco e tomada de decisões em segurança de barragens é apresentada em Bowles (2004).

O monitoramento de barragens através de instrumentação gera um grande conjunto de dadoscomposto de leituras periódicas realizadas ao longo do tempo. É essencial que os dados de instru -men tação sejam processados, analisados e avaliados por especialistas da área, como forma degaran tir os requisitos de segurança de uma determinada barragem. Durante essa tarefa, é importanteidentificar a informação realmente relevante para entender e solucionar determinados problemas,isolando os dados não representativos. Entretanto, os responsáveis pela análise dos dados nemsempre podem gastar semanas para extrair todo o conhecimento. Devido a esse fato, muitos con -jun tos de dados acabam não recebendo um tratamento adequado (Tan et al., 2005).

Como forma de lidar com essa questão, é possível a utilização de técnicas estatísticas comoferramenta de análise dos dados de instrumentação. Alguns trabalhos interessantes vêm sendorealizados nos últimos anos envolvendo o estudo de séries temporais e segurança de barragens,entre os quais podem ser citados os estudos de Papadrakakis et al. (2006), Mata (2010) e Chonghuiet al. (2012).

Neste contexto também se encontra o trabalho de Buzzi (2007), o qual propõe um método deanálise de séries temporais através de correlações estatísticas lineares, como ferramenta de estudo

132

das interações existentes entre diferentes instrumentos de monitoração geotécnico-estruturalinstalados em barragens. O método proposto por Buzzi (2007) possibilita a identificação deanomalias em leituras de instrumentação, subsidiando a detecção de instrumentos defeituosos,leituras problemáticas ou alterações no comportamento da barragem.

Complementando os estudos citados, no presente trabalho os autores propõem um método deavaliação de desempenho de barragens por meio do agrupamento de instrumentos de compor ta -men to similar. Como ferramenta de análise dos dados, são utilizadas correlações estatísticaslineares e não-lineares entre leituras de instrumentos de auscultação. Este método pode ser usadode modo complementar às técnicas clássicas de análise do comportamento de barragens com baseem instrumentação.

O agrupamento dos instrumentos em famílias de comportamento correlato fornece indíciosdos mecanismos que resultam na similaridade entre os mesmos, principalmente no que se refere àscaracterísticas do subsolo e à eficiência do tratamento de fundação. Além disso, através do estudodas correlações estatísticas ao longo do tempo é possível a detecção de comportamentos anômalose de instrumentos defeituosos, além da geração de critérios de alerta.

Como forma de validação e exemplificação do método proposto, são utilizados dados depiezometria da barragem de Itaipu Binacional. O desempenho da barragem em questão é avaliadocom base no agrupamento de piezômetros de comportamento correlato. Convém ressaltar que ométodo em questão também pode ser aplicado sobre outros instrumentos, como, por exemplo:bases de alongâmetro, pêndulos, tensômetros, extensômetros e medidores de juntas.

2 – MÉTODO DE AVALIAÇÃO DO DESEMPENHO

O método de análise dos dados consiste em seguir uma sequência de etapas, cada qual comsua finalidade, conforme apresentado no Quadro 1. Primeiramente, é realizada a coleta e pré-pro -ces samento dos dados, na qual os mesmos são organizados e define-se o período de análise. Comocontinuidade, são aplicados os métodos de análise, os quais consistem basicamente em correlaçõesestatísticas lineares e não-lineares e validação das mesmas através de testes de hipóteses. Atravésdos dados de correlações estatísticas, os instrumentos são agrupados em famílias decomportamento similar, fornecendo indícios acerca do comportamento da barragem. As principaiscaracterísticas de cada uma das etapas são descritas na sequência.

2.1 – Coleta e pré-processamento dos dados

O sistema de monitoramento de uma barragem é composto por uma série de instrumentos,cada qual responsável pela determinação de um parâmetro específico. Dessa forma, as leiturasrealizadas para cada um dos instrumentos individualmente resultam em séries temporais de dados,as quais necessitam ser analisadas adequadamente para aferição do comportamento da barragem.Para aplicação do método aqui apresentado, torna-se necessária a definição dos instrumentos deinteresse do estudo e do período de tempo de análise.

133

2.1.1 – Agrupamento de leituras para cada data disponível

Devido às características próprias de cada barragem e aos procedimentos de monitoramentodas mesmas, nem sempre as datas das leituras de diferentes instrumentos são coincidentes entre si.Por exemplo, pode ser necessário o estudo de dois instrumentos genéricos A e B, sendo que oinstrumento A possui frequência de leituras semanal, enquanto que o instrumento B possui fre quên -cia de leitura quinzenal ou mensal. Dessa forma, torna-se necessário definir um procedimento deagrupamento das leituras com o mínimo possível de perda de informação, anteriormente ao cálculodas correlações estatísticas.

Um primeiro método possível de agrupamento de dados pode ser encontrado em Buzzi (2007),o qual é capaz de agrupar as leituras pertencentes a uma mesma data, desde que todos os instru -men tos possuam leitura na data em questão. Anteriormente à aplicação deste método, aconselha-severificar se a perda de informação durante o agrupamento é significativa ou não.

Além do método exposto, é possível a geração de leituras artificiais para as lacunas existentesnas séries temporais, com o intuito de aproveitar ao máximo os dados reais de campo, com omínimo possível de perda de informações. Dessa forma, torna-se necessário o cálculo de dadosartificiais através de algum procedimento matemático, entre os quais pode ser citada a interpolaçãopolinomial. Outros procedimentos, não abordados neste texto, também podem ser adotados com ointuito de diminuir a perda de informação decorrente do agrupamento.

2.1.2 – Normalização de atributos

Os parâmetros medidos através do sistema de monitoramento de uma barragem possuemcomo característica a oscilação ao longo do tempo, cuja amplitude da variação está associada à

134

Quadro 1 – Estratégia de pesquisa.

COLETA E PRÉ-PROCESSAMENTO DOS DADOS

ANÁLISE DOS RESULTADOS

APLICAÇÃO DO MÉTODO DE ANÁLISE DOS DADOS

Estudo dos mecanismos que resultam no comportamento similar de instrumentos ao longo do tempo;

Estudo das correlações estatísticas ao longo do tempo como ferramenta de detecção de anomalias.

CORRELAÇÃO ESTATÍSTICA LINEAR;

CORRELAÇÃO ESTATÍSTICA QUADRÁTICA.

DEFINIÇÃO DOS INSTRUMENTOS A SEREM ESTUDADOS;

DEFINIÇÃO DO PERÍODO DE TEMPO A ANALISAR;

ORGANIZAÇÃO DOS DADOS NO PERÍODO DE TEMPO ESTUDADO.

• Agrupamento de leituras para cada data disponível;

• Normalização de atributos.

Matriz de correlação linear;

Matriz de correlação quadrática.

AGRUPAMENTO DOS INSTRUMENTOS:

•

•

resposta devida. Para se analisar e comparar as leituras de diferentes instrumentos, faz-se necessáriaa adoção de uma técnica de normalização, sendo esta uma forma de transformação dos valoresabsolutos de amplitude em valores relativos, referentes a um valor de amplitude caracterizadocomo 100%, conforme expõe a Equação 1. Considerações adicionais a respeito da normalização deatributos podem ser consultadas em Tan et al. (2005).

(1)

Ln – valor normalizado;

Lt – leitura do instrumento no tempo t;

Lmin – valor mínimo de leitura compreendida no intervalo de tempo estudado;

Lmáx – valor máximo de leitura compreendida no intervalo de tempo estudado.

2.2 – Aplicação do método de análise dos dados

Neste trabalho correlações estatísticas lineares e não-lineares são utilizadas como ferramentaspara agrupamento de instrumentos de comportamento similar. Como forma de exemplificar oexposto, a Figura 1 apresenta a evolução das leituras de 3 instrumentos genéricos, denominados A,B e C. Através da figura, pode-se perceber que os instrumentos A e B possuem algum tipo desemelhança na evolução das leituras ao longo do tempo. Por outro lado, o instrumento C aparen te -mente não está oscilando da mesma forma que os instrumentos A e B.

Uma outra maneira de avaliar graficamente se há algum tipo de tendência de comportamentoentre as leituras de 2 instrumentos é através da construção de um diagrama de dispersão, o qualrepresenta os “N” pares de leituras agrupadas de uma série temporal. Como exemplo, a Figura 2apresenta o diagrama de dispersão das leituras dos instrumentos genéricos A e B, sendo que cadaponto do diagrama representa um par de leituras agrupadas em uma determinada data. Nesteexemplo, os pontos do diagrama podem ser adequadamente ajustados por uma reta, devido àtendência de crescimento linear entre as leituras. Entretanto, a mesma nuvem de dados do diagramade dispersão também pode ser ajustada por equações não-lineares, como é o caso do ajuste deequações do 2° grau, resultando, por vezes, em menores desvios.

135

minmáx

mintn LL

LLL = –

–

Fig. 1 – Leituras de instrumentos genéricos A, B e C ao longo do tempo.

Lei

tura

do

inst

rum

ento

TempoInstrumento A Instrumento B Instrumento C

Dessa forma, torna-se necessário adotar um tipo de equação com a finalidade de se ajustar aoconjunto de leituras agrupadas dos instrumentos. Entre os tipos de equação empregados, podem sercitadas as equações polinomiais (Equação 2). Salienta-se que para o ajuste é necessário definir uminstrumento como variável dependente Y, o qual assumirá novos valores estimados através daequação ajustada, mantendo-se os valores da variável independente X.

(2)

Yestimado – valor assumido pela variável dependente através da equação ajustada;

X – valor da variável independente;

a0, a1, a2, ..., an – constantes do polinômio ajustado aos dados;

n – grau do polinômio ajustado.

A definição da equação a ser ajustada ao conjunto de dados depende dos objetivos do estudo,pois equações não-lineares polinomiais podem se ajustar melhor aos mesmos, fonecendo coefi cien -tes de correlação mais elevados. Entretanto, deve-se verificar a necessidade de utilização de polinô -mios de maior grau, pois os mesmos aumentam a complexidade do estudo e não necessariamentefornecem dados significativamente melhores. Sugere-se que seja determinada a significância dadiferença entre os coeficientes de correlação obtidos através de equações de maior e menor grau,conforme procedimento exposto em Spiegel e Stephens (2011).

A semelhança de comportamento entre instrumentos distintos pode ser quantificada através docálculo do coeficiente de correlação estatística, R, entre os mesmos, considerando-se as leiturascompreendidas em um intervalo de tempo (Δt) pré-determinado, através da Equação 3. O coeficien tecalculado pode variar entre -1 e +1, ou seja, -100% ou +100% de semelhança de comportamento,sendo que o sinal indica a tendência de crescimento ou decrescimento das leituras.

(3)

R – coeficiente de correlação estatística (linear ou não-linear);

Yestimado – valor assumido pela variável dependente através da equação ajustada;

Y – valor da leitura do instrumento representado pela variável Y para cada uma das datas;

Ymédio – média das leituras da variável dependente Y.

136

Fig. 2 – Diagrama de dispersão das leituras dos instrumentos A e B.

Inst

rum

ento

B

Instrumento A

nn

2210estimado X*a...X*aX*aaY = + + + +

2médio

2médioestimado Y )(Y

R = ±–

Y )– Σ

(YΣ

No caso do ajuste de equações não-lineares, o valor do coeficiente de correlação calculadoentre dois instrumentos irá variar conforme as variáveis dependente e independente adotadas. Porexemplo, considerando-se os instrumentos genéricos citados anteriormente, caso o instrumento Aseja adotado como variável independente e o instrumento B seja adotado como variáveldependente, o coeficiente de correlação calculado será distinto do coeficiente obtido caso A seja avariável dependente e B a variável independente.

Os coeficientes calculados através da Equação 3 podem ser agrupados em níveis de variação,os quais estão atrelados a determinada força da correlação entre as variáveis estudadas. Nestetrabalho, sugere-se que a classificação dos coeficientes de correlação seja feita conforme o Quadro2, o qual pressupõe valores em módulo, ou seja, a tabela é válida tanto para coeficientes de cor rela -ção positivos quanto negativos.

Os coeficientes de correlação entre os instrumentos podem ser sintetizados no formato de umamatriz, a qual é denominada matriz de correlação. O Quadro 3 apresenta um exemplo de matriz decorrelação linear, calculada para os instrumentos genéricos A, B e C, na qual são apresentados oscoeficientes de correlação, R, entre os mesmos. Por exemplo, os instrumentos A e B possuemcoeficiente de correlação linear igual a 0,9 entre si, ou seja, a similaridade entre as leituras dosmesmos é de 90%. Já o instrumento C possui baixos coeficientes de correlação com A e B, iguaisa, respectivamente, 0,15 e 0,12. Pode-se também observar que a matriz de correlação linear ésimétrica em relação à diagonal principal, o que não ocorre nos casos onde é calculada a correlaçãonão-linear.

Como o cálculo da correlação estatística entre duas variáveis aleatórias envolve uma amostrae não a população toda, sempre haverá uma incerteza acerca do coeficiente de correlação obtido.Os N pares de valores (X,Y) de duas variáveis, as quais representam as leituras de dois instrumentos,podem ser pensados como amostras de uma população total desconhecida na qual os pares devalores observados são possíveis. Dessa forma, deve-se avaliar se o coeficiente de correlação daamostra, R, é representativo da população, através da aplicação de testes de significância.

137

Quadro 2 – Força dos coeficientes de correlação, adaptado de Salking (2011).

Coeficiente de correlação Força da correlação

0,00 < R ≤ 0,20 Muito fraca ou ausência de correlação

0,20 < R ≤ 0,40 Fraca

0,40 < R ≤ 0,60 Moderada

0,60 < R ≤ 0,80 Forte

0,80 < R ≤ 1,00 Muito forte

Quadro 3 – Matriz de correlação linear calculada para os instrumentos genéricos A, B e C.

Instrumento A Instrumento B Instrumento C

Instrumento A 100% 90% 15%

Instrumento B 90% 100% 12%

Instrumento C 15% 12% 100%

No teste de significância, a hipótese nula (H0: ρ = 0) afirma que o coeficiente de correlação dapopulação não difere significativamente de zero, enquanto a hipótese alternativa (H1: ρ ≠ 0) afirmaque o coeficiente de correlação da população é diferente de zero. Através desta suposição, aEquação 4 é empregada no cálculo do valor assumido pela distribuição estatística t de Student.

(4)

R – coeficiente de correlação estatística (linear ou não-linear);

t – valor assumido pela distribuição t de Student;

N – número de datas nas quais houve agrupamento de leituras dos instrumentos.

Através do valor assumido pela distribuição t de Student (Equação 4) e do número de graus deliberdade (N-2), determina-se o nível de significância observado no teste, denominado P-valor. OP-valor é então comparado com o nível de significância adotado no teste (parâmetro α). Caso o P-valorseja menor que α, H0 é rejeitada e portanto há evidências estatísticas de que haja correlação entreas variáveis estudadas.

Quanto à adoção de um nível de significância (parâmetro α), Cohen (1992) afirma que con -ven cionalmente adota-se o mesmo igual a 5%, podendo-se restringir seu valor em situações nasquais seja necessário minimizar os riscos. Por exemplo, adotando-se o nível de significância (α)igual a 5%, caso P-valor seja inferior a 0,05 a hipótese nula (H0) é rejeitada e a hipótese alternativa(H1) é aceita, indicando que o coeficiente de correlação R difere significativamente de zero.

2.3 – Análise dos resultados

A avaliação do desempenho das barragens aqui proposta pressupõe o agrupamento dos instru -men tos de comportamento similar, baseando-se nos resultados obtidos no cálculo de correlação.Dessa forma, torna-se necessário adotar um valor mínimo de coeficiente aceitável para que umdeterminado instrumento venha a fazer parte de uma determinada família, podendo este ser refe -ren te à correlação linear ou não-linear. Sugere-se adotar coeficiente de correlação superior a 50%no agrupamento dos instrumentos (correlação moderada, conforme Quadro 2). Classificações maisrestritivas podem ser adotadas para avaliação dos coeficientes de correlação, caso haja interesse emlimitar o número de instrumentos em estudo.

Através do agrupamento, formam-se grupos de instrumentos cujo comportamento é similar aolongo do período de tempo estudado (Δt), fornecendo indícios acerca do desempenho da barragem.Através dos resultados é possível estudar os mecanismos que resultam nas elevadas correlaçõesentre determinados instrumentos, através da análise das características do subsolo e da eficiênciado tratamento de fundação, por exemplo. Além disso, os resultados podem ser utilizados com ointuito de detectar anomalias em instrumentos e na recuperação de leituras faltantes ou proble má -ti cas, caso haja dúvidas quanto ao valor obtido em campo, bem como para identificar mudanças nocomportamento da barragem, conforme exposto na sequência. Esses procedimentos de cálculopodem ser automatizados por meio de programação de computador.

2.3.1 – Detecção de anomalias em instrumentos

O estudo das correlações estatísticas pode ser utilizado como forma de detecção de anomaliasem instrumentos. Para tanto, podem ser calculados os coeficientes de correlação considerando-se

138

2R1 –

2-N*Rt =

períodos de tempo (Δt) inferiores ao período de tempo total disponível, sendo assim possívelavaliar como as mesmas se comportam ao longo do ciclo de vida da barragem.

Como exemplo, a Figura 3 apresenta a evolução da correlação estatística entre 2 instrumentosgenéricos, considerando-se intevalos de tempo inferiores ao período total de leituras disponíveis.Os coeficientes de correlação apresentados vêm oscilando em torno de 85%, entretanto os mesmosdiminuem bruscamente para aproximadamente 20% na metade do período de tempo representado,indicando a ocorrência de alguma anomalia nas leituras próxima a data em questão. A recuperaçãoda correlação mostra que o motivo causador do problema foi solucionado.

2.3.2 – Identificação de mudanças no comportamento da barragem

O cálculo de coeficientes de correlação, considerando-se períodos de tempo (Δt) inferiores aoperíodo de tempo total disponível, além de evidenciar possíveis anomalias em instrumentos,conforme exposto acima, também pode servir como indicativo de mudanças no comportamento dabarragem ao longo do ciclo de vida.

Como exemplo, a Figura 4 apresenta um caso de evolução da correlação estatística entre 2instrumentos genéricos, considerando-se intevalos de tempo inferiores ao período total de leiturasdisponíveis. Neste caso, pode-se verificar uma tendência de diminuição dos coeficientes de correla -ção ao longo do tempo, independentemente das variações sazonais. Inicialmente, os coeficientes decorrelação estão em torno de 85%, entretanto a redução dos mesmos ao longo do tempo resulta emcoeficientes em torno de 50% no final do período, podendo indicar que o comportamento da bar -ragem sofreu alterações ao longo do intervalo de tempo em estudo.

2.3.3 – Recuperação de leituras faltantes ou problemáticas

No caso da ocorrência de leituras faltantes ou problemáticas em algum dos instrumentos, épossível determinar as mesmas através de regressão estatística, tomando como base outros instru -men tos pertencentes à mesma família de comportamento. Para tanto regressão múltipla pode serutilizada como forma de obter as leituras citadas no instrumento de interesse, a partir das leiturasexistentes dos outros instrumentos pertencentes à família, os quais adquirem a função de estima do resou variáveis independentes.

O objetivo das variáveis independentes adicionais é melhorar a capacidade de predição,reduzindo os resíduos estocásticos, aumentando assim a força dos testes de significância. Comoexemplo, a Equação 5 apresenta uma equação linear ajustada a um instrumento genérico X atravésde regressão múltipla. Para cada data de interesse, calcula-se a leitura correspondente ao instru men toX através das leituras obtidas para os outros N instrumentos.

.139

Fig. 3 – Evolução da correlação estatística entre 2 instrumentos genéricos (caso 1).

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

Coe

fici

ente

de

corr

elaç

ão

Tempo

(5)

Lx – leitura calculada para o instrumento X, admitido como variável dependente;

L1, L2, ..., LN – valores assumidos pelas variáveis independentes, em uma determinada data;

a0, a1, a2, ..., aN – constantes do polinômio ajustado aos dados.

3 – APLICAÇÃO DO MÉTODO À BARRAGEM DE ITAIPU BINACIONAL

A barragem de Itaipu Binacional está localizada no Rio Paraná, na divisa entre Brasil eParaguai, sendo considerada uma das maiores usinas hidrelétricas do mundo, especialmenteconsiderando-se o aspecto de geração de energia. A estrutura de barramento possui a finalidade derepresar a água e manter o desnível de 120 m, permitindo assim a operação das turbinas. A bar -ragem é constituída por vários trechos constituídos por diferentes materiais, podendo serconsiderada uma sequência de barragens menores, conforme apresentado na Figura 5.

140

Fig. 4 – Evolução da correlação estatística entre 2 instrumentos genéricos (caso 2).

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

Coe

fici

ente

de

corr

elaç

ão

Tempo

Fig. 5 – Complexo de barragens de Itaipu Binacional, adaptado de Itaipu (2013).

NN22110X L*+ a+...L*+ aL*+ a= aL

As fundações da barragem estão assentadas sobre maciço rochoso basáltico da Bacia do AltoParaná, pertencentes à formação Serra Geral. Os basaltos são rochas de origem vulcânica, formadospor lavas básicas, as quais são mais fluidas, permitindo que o derrame se espalhe por longasdistâncias em camadas aproximadamente horizontais. Entre essas camadas, podem ocorrer brechasbasálticas, as quais são camadas de menor resistência e maior deformabilidade que o basalto,constituindo assim caminhos preferenciais de percolação (Silveira, 2003). A Figura 6 mostra umesquema da implantação da barragem principal sobre o perfil estatigráfico do maciço rochoso defundação, salientando os derrames mais superficiais (A, B, C, D e E), além das brechas basálticase do basalto vesicular amigdaloide entre os mesmos.

De acordo com Itaipu (2013), 2.400 instrumentos constituem o sistema de monitoramento dabarragem, estando 1358 instalados no concreto, 881 nas fundações e 161 ao longo da barragem, coma finalidade de medição de deslocamentos por métodos geodésicos. Devido às grandes dimensões daobra e à presença das descontinuidades descritas, desde o início do projeto e da cons tru ção da barragemhouve grande preocupação para que fosse assegurada a estanqueidade da fundação, visando a segu -rança da barragem. Por esse motivo, o fluxo através da barragem e do ma ci ço de fundação tem sidoconstantemente monitorado através de instrumentação e de inspeções visuais. Entre os instru men -tos com essa finalidade, podem ser citados os piezômetros e os medi do res de vazão.

Além das medidas de vazão e de poropressão, outros parâmetros vêm sendo monitorados aolongo do tempo, como por exemplo os deslocamentos horizontais e verticais, movimentação dejuntas e tensões. Entre os instrumentos, podem ser citados os pêndulos diretos, as bases dealongâmetro, os deformímetros, os tensômetros e os medidores de junta. Os instrumentos vêmsendo acompanhados desde 1982, compreendendo um grande banco de dados.

3.1 – Coleta e pré-processamento dos dados

Devido às grandes dimensões da barragem, foi necessário escolher uma região de interessepara o estudo. Dessa forma, a barragem de concreto principal de Itaipu, denomidada Trecho F, foiselecionada para análise (Figura 5, trecho 5). O Trecho F é considerado uma das áreas de maiorresponsabilidade, pois está locado imediatamente a montante da casa de força, além de estar sujeitoàs maiores solicitações de carga hidráulica. A Figura 7 apresenta uma fotografia da região da casade força, Prédio dos Pesquisadores, dutos de tomada d’água e Trecho F ao fundo.

141

Fig. 6 – Perfil estratigráfico das fundações de Itaipu Binacional, adaptado de Itaipu (2013).

Para aplicação do método, primeiramente foi necessário definir os instrumentos que seriamestudados. Devido às condições geológico-geotécnicas do maciço de fundação, onde é verificadamaior permeabilidade em determinadas camadas, considerou-se que os dados de piezometria seriamde grande relevância para elaboração deste trabalho. Salienta-se que o método aqui apresentadopode ser utilizado também para outros tipos de instrumentos.

Os piezômetros são utilizados com a finalidade de determinar a poropressão nos maciços defundação e a subpressão nos encontros com as estruturas de concreto, os quais agem em sentidocontrário ao do peso próprio da estrutura, responsável pelo equilíbrio em barragens de gravidade.Por esse motivo, esses esforços podem levar a deslocamentos desestabilizantes, como escor rega -mentos, tombamentos ou flutuação (Silveira, 2003).

O estudo utiliza os dados de 66 piezômetros locados no Trecho F de Itaipu Binacional, cujalocação em planta está apresentada na Figura 8. Os mesmos estão instalados em diferentesprofundidades, com a finalidade de acompanhar as pressões neutras nas diferentes camadas quecompõem a fundação da barragem. Detalhes acerca do tratamento de fundação através de cortinade injeção e do sistema de drenagem da área em questão podem ser consultados em Andraos et al.

(2008), os quais apresentam um mapeamento geoestatístico relacionado aos dados de piezometria.

142

Fig. 7 – Fotografia da região da casa de força e barragem principal de Itaipu.

Fig. 8 – Locação dos piezômetros do Trecho F da barragem de Itaipu Binacional.

1 e 2

4

131, 132 e 133

6 e 7

134, 135 e 136

139

121, 122 e 123

124 e 126

111 e 112

15 e 16

18

24

25 e 26

36

37

63 e 64

65 e 66

76

77 117 e 118

119 e 120

114

115 e 116

113

103 e 104

101 e 102

10 e 11

8 9

22 21 35

31 e 32 71 e 72

75

62 74 73

33 34 51 52 61

53

Sentido do fluxo

3.1.1 – Organização dos dados no período de tempo estudado

Os dados piezométricos estavam organizados em arquivos eletrônicos contendo o código doinstrumento, dada e hora da leitura, leitura realizada em campo e carga hidráulica total. Dessaforma, foi necessária uma preparação dos dados anteriormente à análise.

O período de aquisição das leituras iniciou-se em Fevereiro/1981 e os dados disponíveisfinalizam em Fevereiro/2006. Apesar de estarem disponíveis dados desde o enchimento, foramanalisadas apenas as leituras compreendidas entre 1996 e 2006 (Δt=10 anos), como forma deeliminar a influência de fatores que não estão mais afetando o comportamento da barragem,conforme recomendação da equipe de Engenharia Civil da Itaipu. Entre os mesmos, pode ser citadaa influência do enchimento do reservatório nas leituras piezométricas.

3.1.1.1 – Agrupamento de leituras para cada data disponível

Em função das grandes dimensões desta barragem, a equipe responsável pelas leituras dosinstrumentos em campo está organizada em grupos de técnicos, sendo cada um dos quais res pon -sá vel por um determinado tipo de instrumento e um trecho específico da barragem. Dessa forma,nem sempre é possível realizar as leituras de todos em uma mesma data.

O intervalo de tempo entre as leituras dos piezômetros não é constante. Durante o enchimentoe a operação inicial da barragem, todos piezômetros eram monitorados com maior frequência paraentendimento do comportamento inicial da barragem. Após esse período, a frequência entre as lei -tu ras diminuiu para os instrumentos que estavam apresentando comportamento constante e dentrode limites aceitáveis. Atualmente, os piezômetros do Trecho F de Itaipu possuem frequência deleitura semanal ou quinzenal. O número total de leituras por instrumento, relativas ao período com -pre endido entre 1996 e 2006, varia entre 269 e 552, como resultado das diferentes frequências deleitura.

Como consequência do exposto, em um grande número de casos não houve coincidência dedatas das leituras dos piezômetros, sendo então necessário definir um procedimento de agru pa men todas leituras para, posteriormente, proceder ao cálculo das correlações estatísticas. O estabe le ci men tode mecanismos para agrupamento de leituras parte do princípio de que o método deve se adequaraos dados, e não o contrário.

Para este trabalho o agrupamento de leituras foi feito baseando-se na obtenção de leiturasfaltantes através de interpolação. Isso significa que, quando da ocorrência de uma determinada datade interesse sem leitura de poropressão, foi possível obter a mesma através de interpolação. Osoftware MatLab foi utilizado como ferramenta de interpolação, sendo todos os dados ajustadosatravés de spline cúbica. Dessa forma, os dados reais foram complementados com dados artificiaisnas datas onde essa informação não estava disponível. A interpolação através de spline cúbica semostrou adequada para descrever o comportamento das leituras piezométricas, as quais sãocaracterizadas pela oscilação ao longo do tempo, apresentando picos que poderiam ser ocultadoscaso os dados fossem interpolados através de equações lineares.

Para aplicação do método de agrupamento proposto, foi necessário pré-determinar um grupode datas para as quais seriam calculados dados artificiais, caso não houvesse dados de leituras decampo. Dessa forma, foi estabelecido um grupo de 879 datas para obtenção das leituras de poro -pres são. Este número compreende as leituras reais (que variam entre 269 e 552 leituras por pie zô -me tro) e demais datas escolhidas para interpolação. Como forma de possibilitar a análise qua li ta ti vado ajuste, a Figura 9 apresenta os dados reais de carga hidráulica do piezômetro PS-F-001 ao longodo tempo, além dos dados artificiais interpolados aos mesmos.

143

3.1.1.2 – Normalização de atributos

Os níveis piezométricos contidos nos arquivos texto inicialmente se referiam ao nível médiodos mares (NMM), ou seja, o valor de poropressão apresentado nas planilhas consistia na cargahidráulica total, sendo a mesma definida como a soma da carga potencial (de altitude) e da cargade pressão d’água no ponto de leitura (fundo do piezômetro). Como a carga de pressão é o valor deinteresse na análise de segurança de barragens, foi descontado da carga hidráulica total o valorreferente à carga potencial (elevação do fundo do piezômetro). A Figura 10 exemplifica o exposto,salientando também características presentes nas fundações de Itaipu.

Para comparação dos dados de poropressão dos diferentes piezômetros foi necessário har mo -ni zar as leituras dos mesmos, como forma de salientar apenas a variação da poropressão ao longodo tempo, minimizando-se a importância da amplitude da variação. Dessa forma, utilizou-se anormalização de atributos para cada um dos piezômetros individualmente, conforme exposto noponto 2.1.2. Como resultado, para cada um dos instrumentos, todas as leituras de poropres são/sub -pressão passaram a variar de 0 (menor leitura) a 1 (maior leitura).

144

Fig. 9 – Carga hidráulica total real e artificial (piezômetro PS-F-001).

80,8

80,9

81

81,1

81,2

81,3

81,4

81,5

81,6

81,7

81,8

28/10/1995 11/03/1997 24/07/1998 06/12/1999 19/04/2001 01/09/2002 14/01/2004 28/05/2005 10/10/2006

Valores interpolados aos dados reais Dados reais

Fig. 10 – Perfil esquemático das leituras piezométricas nas fundações de Itaipu.

3.1.2 – Aplicação do método de análise dos dados

Primeiramente, para adequada aplicação do método de análise dos dados, foi necessáriodefinir qual o procedimento de cálculo das correlações estatísticas a ser adotado. A análise dosdiagramas de dispersão entre os piezômetros mostrou que polinômios do 1° ou 2° grau poderiamse ajustar adequadamente aos dados. Por esse motivo, utilizou-se correlações lineares e quadráticascomo forma de estudar a semelhança entre os instrumentos.

Foi necessário estabelecer um procedimento computacional através do software MatLab paracálculo das correlações estatísticas e verificação da representatividade das mesmas. Dessa forma,foi obtida uma matriz na qual são apresentados os coeficientes de correlação linear e outra matrizna qual são apresentados os coeficientes de correlação quadrática. Cada uma das matrizes citadaspossui 66 linhas e 66 colunas, cada uma das quais representado um dos instrumentos em estudo,resultando em 4356 coeficientes de correlação por matriz.

3.1.3 – Análise dos resultados

Os resultados mostraram que os coeficientes obtidos através de correlação quadrática diferemsignificativamente daqueles obtidos através de correlação linear, sendo, dessa forma, capazes dedescrever mais adequadamente o comportamento dos piezômetros, reduzindo os desvios entre osvalores estimados e os valores reais. Por esse motivo, o agrupamento dos instrumentos foi feitocom base nos dados obtidos através da correlação quadrática.

Visando o agrupamento dos instrumentos adotou-se um coeficiente de correlação mínimoigual a 50% para que um piezômetro venha a pertencer a uma determinada família de instrumentoscom leituras correlacionáveis. Após a definição das famílias de comportamento correlato, foraminvestigados os principais fatores que resultaram na similaridade entre os instrumentos, fornecendoassim indícios acerca do desempenho da barragem. Os mecanismos estudados englobam aspectosrelativos às características do subsolo e à eficiência do tratamento de fundação.

Dessa forma, foram formadas 8 famílias de comportamento similar, conforme apresentado noQuadro 4, o qual também resume os principais fatores que levaram à similaridade entre osinstrumentos. Os instrumentos PS-F-007, PS-F-062, PS-F-103, PS-F-114, PS-F-124 e PS-F-126não puderam ser integrados em nenhuma das famílias formadas, indicando que possuem compor -ta mento independente dos demais.

Através da análise das características das famílias formadas, é possível perceber que há umarelação entre as características geológicas da fundação e o agrupamento dos piezômetros, mesmoque tais características não tenham sido consideradas anteriormente à divisão dos grupos. Tambémconstituem fatores associados ao agrupamento dos piezômetros a localização dos mesmos emrelação à cortina de drenagem e à cortina de injeção.

145

3.1.3.1 – Detecção de anomalias em instrumentos

Os coeficientes de correlação utilizados no agrupamento dos instrumentos, foram calculadospara o período de tempo compreendido entre 1996 e 2006 (Δt=10 anos), ou seja, foi definido umúnico coeficiente de correlação para cada dupla de piezômetros considerando o período citado.Entretanto, a consideração de períodos de tempo menores no cálculo da correlação pode serutilizada para detecção de comportamentos anômalos dos instrumentos.

146

Quadro 4 – Grupos ou famílias de piezômetros formados com base na correlação quadrática.

Grupo Instrumentos Características

1

PS-F-004 PS-F-024 PS-F-026PS-F-036 PS-F-037 PS-F-076PS-F-077 PS-F-116 PS-F-117PS-F-118 PS-F-119 PS-F-120

Relacionamento com o contato entre os derrames A e B e brecha basáltica pertencente ao derrame B.Locados a jusante da cortina de injeção, comexceção dos piezômetros PS-F-076 e PS-F-116.

2 PS-F-025 PS-F-066 PS-F-139Locados a jusante da cortina de drenagem, estandorelacionados a junta basáltica do derrame B e aocontato entre os derrames A e B.

3 PS-F-015 PS-F-018 PS-F-132

Os piezômetros PS-F-015 e PS-F-018 estãolocalizados na mesma feição geológica e a jusanteda cortina de drenagem. O piezômetro PS-F-132,apesar de estar instalado em outra feição geológica e a montante da cortina de drenagem, apresentoucomportamento similar ao dos outros instrumentos.

4PS-F-001 PS-F-002 PS-F-011PS-F-016 PS-F-065 PS-F-102PS-F-104 PS-F-131

Locados entre a linha de drenos e a cortina deinjeção, com exceção dos piezômetros PS-F-016,PS-F-102 e PS-F-104. Relacionados principalmentea brecha e descontinuidades presentes no derrame B,além de outras feições.

5 PS-F-010 PS-F-064 PS-F-133

Os piezômetros pertencentes a esse grupo possuem a característica de estarem locados entre a cortina de injeção e a cortina de drenagem, estandorelacionados à brecha basáltica do derrame B e ao contato entre os derrames A e B.

6PS-F-031 PS-F-052 PS-F-115PS-F-134

Os instrumentos pertencentes a esse grupo estãolocalizados entre a linha de drenos e a cortina deinjeção, com exceção do piezômetro PS-F-134.Relacionados a diferentes feições geológicas.

7

PS-F-006 PS-F-032 PS-F-035PS-F-072 PS-F-075 PS-F-101PS-F-111 PS-F-112 PS-F-121PS-F-122 PS-F-123 PS-F-135PS-F-136

Piezômetros locados a montante da cortina deinjeção ou entre a linha de drenos e cortina deinjeção, com exceção dos piezômetros PS-F-035 e PS-F-036. Relacionamento com várias feições do solo.

8

PS-F-008 PS-F-009 PS-F-021PS-F-022 PS-F-033 PS-F-034PS-F-051 PS-F-053 PS-F-061PS-F-063 PS-F-071 PS-F-073PS-F-074 PS-F-113

Piezômetros relacionados ao contato das estruturasde concreto com a rocha de fundação, com exceçãodos piezômetros PS-F-053, PS-F-063 e PS-F-071,estando locados na região de montante da barragem.

Como exemplificação, este tópico aborda o estudo das correlações lineares entre os piezô me -tros PS-F-008 e PS-F-113, cujo coeficiente é de 82% para Δt = 10 anos. Conforme apresentado naFigura 11, foi feito o estudo da evolução dos coeficientes de correlação linear ao longo do períodoentre 1996 e 2006, considerando-se no cálculo intervalos de tempo menores (Δt = 1 ano).

Através da análise da Figura 11, é possível verificar que os coeficientes de correlação cal cu -la dos para o intervalo de tempo pré-determinado (Δt = 1ano) não são constantes, apresentandopequenas variações. Entretanto, entre os anos de 2005 e 2006 ocorre uma diminuição abrupta doscoeficientes de correlação. Dessa forma, a análise da evolução das correlações foi capaz de detectarum comportamento inesperado, podendo ser um indício de mau funcionamento do instrumento oucomportamento anômalo na barragem.

De acordo com os dados obtidos em campo, em junho/2005 foi feita a preparação para auto -ma ção do piezômetro PS-F-113, a qual resultou em um alívio de pressão devido ao mau funcio na -mento do medidor instalado. Por esse motivo, o medidor foi substituído em agosto/2005, voltandoo piezômetro a apresentar comportamento normal. Dessa forma, o comportamento inesperado entreas correlações dos instrumentos PS-F-008 e PS-F-113 observado entre 2005 e 2006 pode serexplicado pela instalação do medidor defeituoso.

Neste caso específico a mudança nos valores de coeficiente de correlação pode ser justificadapela substituição do instrumento de medição, sem maiores consequências para a segurança dabarragem. No entanto, caso uma eventual mudança de comportamento das leituras do piezômetroestivesse ocorrendo devido a outros mecanismos, essa mudança também seria identificada de modoanálogo.

3.1.3.2 – Estimativa de leituras

Como forma de verificar a eficiencia dos resultados obtidos, podem ser utilizada regressãoestatística com o objetivo de estimar as leituras de um determinado piezômetro, a partir das leiturasde outros instrumentos pertencententes ao mesmo grupo de comportamento. O procedimentodescrito tem a finalidade de verificar se haveria perda significativa de dados caso fosse diminuidaa frequência de leituras do instrumento selecionado, mantendo-se a frequência de leituras dosoutros instrumentos. Procedimento similar ao descrito também pode ser utilizado na obtenção dedados artificiais que substituam leituras faltantes ou problemáticas.

Como exemplificação, são utilizados os dados da Família 7, selecionando-se os piezômetrosPS-F-035, PS-F-075 e PS-F-122 como instrumentos de interesse devido aos altos coeficientes de

147

Fig. 11 – Evolução da correlação linear entre os piezômetros PS-F-008 e PS-F-113.

0

0,25

0,5

0,75

1

01/01/97 16/05/98 28/09/99 09/02/01 24/06/02 06/11/03 20/03/05 02/08/06

Coe

fici

ente

de

corr

elaç

ão

Data

correlação quadrática apresentados entre os mesmos. O piezômetro PS-F-075 é adotado comovariável dependente, ou seja, as leituras do mesmo são calculadas em função das leituras das variá -veis independentes PS-F-035 e PS-F-122. A Equação 6, obtida através de regressão linear múltipla,tem a finalidade de descrever o comportamento das leituras do piezômetro em questão ao longo doperíodo compreendido entre 1996 e 2006. O parâmetro R obtido indica que o modelo ajustadoexplica 98,1% da variabilidade do piezômetro PS-F-075.

(6)

LPS–F–075 – leitura calculada do piezômetro PS-F-075 em uma data t;

LPS–F–035 – leitura do piezômetro PS-F-035 em uma data t;

LPS–F–122 – leitura do piezômetro PS-F-122 em uma data t.

A Figura 12 mostra a comparação entre os dados reais e os dados ajustados ao piezômetro PS-F-075, no período de tempo compreendido entre 1996 e 2006. É possível perceber que a regres sãoestatística foi capaz de estimar leituras intermediárias do piezômetro escolhido, indicando que, casohouvesse interesse, a frequência de leituras do mesmo poderia ser diminuída sem perda consi de -rável de informação.

4 – CONSIDERAÇÕES FINAIS

O monitoramento de barragens ao longo do ciclo de vida é de fundamental importância paraa segurança das mesmas, uma vez que falhas ou imperfeições podem resultar em consequênciasdesastrosas. Dessa forma, o presente trabalho apresenta um método de avaliação de desempenho debarragens por meio de agrupamento de instrumentos de comportamento similar, utilizando técnicasestatísticas como ferramenta de análise dos dados. Como forma de exemplificação, o métodoproposto é aplicado sobre dados de instrumentação da barragem de Itaipu Binacional, permitindovalidar o método.

A análise estatística dos dados envolveu o cálculo de correlações entre os piezômetrospertencentes ao Trecho F da barragem principal de Itaipu, com a finalidade de avaliar a similaridadeentre as leituras dos mesmos no período de tempo considerado. Como resultado, foi possível

148

122F–PS–035F–PS–075F–PS– L+ 0,06877×L0,59763×= 4,13742 +L

Fig. 12 – Comparação entre os dados reais e as leituras calculadas do piezômetro PS-F-075.

33,5

34,5

35,5

36,5

37,5

38,5

02/01/96 02/01/98 02/01/00 02/01/02 02/01/04 02/01/06

Car

ga h

idrá

ulic

a to

tal

DataPS-F-075 (leituras reais) PS-F-075 (leituras calculadas)

organizar os instrumentos em famílias de comportamento correlato, as quais forneceram indíciosdos mecanimos que influenciam nas leituras obtidas em campo, principalmente no que se refere àscaracterísticas do subsolo e à localização dos mesmos em relação ao tratamento de fundação.

O método proposto foi capaz de avaliar o desempenho dos instrumentos instalados no corpoda barragem, através da detecção de comportamentos anômalos e de defeitos em instrumentos,podendo servir como ferramenta para geração de critérios de alerta. Além disso, o método se mostracapaz de estimar leituras intermediárias para instrumentos que pertençam a mesma família decomportamento, podendo ser utilizado para recuperação de leituras falhas ou verificação de leiturasproblemáticas.

Para trabalhos futuros, sugere-se que o método exposto seja aplicado em diferentes instru men tosde monitoramento de barragens, buscando explicar os mecanismos que resultaram no com por ta mentosimilar ou heterogêneo entre os mesmos. No caso específico dos piezômetros, uma con tri bui çãointeressante seria a determinação das redes de fluxo dos maciços de fundação através de elementosfinitos, com a finalidade de comparação com os resultados de agrupamento e leituras de campo.

5 – AGRADECIMENTOS

Os autores agradecem à equipe de engenharia da Itaipu Binacional por fornecer os dados aquiutilizados.

6 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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150

CLASSIFICAÇÃO DE RISCO DE BARRAGENSPOR ÍNDICES DE RISCO – UM ESTUDO DE CASO

Risk classification of dams for risk indices - a case study

Sandra Keila de Oliveira Baima*José Nilson Bezerra Campos**

RESUMO – No Brasil a Lei Federal nº 12 334/2010, estabeleceu a Política Nacional de Segurança deBarragens (PNSB), cujo objetivo é estabelecer a linha de base para avaliação e acompanhamento da imple -men tação da referida política, servindo como ferramenta de análise de sua efetividade na redução de acidentese na melhoria da gestão da segurança das barragens brasileiras. A lei esclareceu e reforçou a responsabilidadelegal do empreendedor em manter as condições de segurança de sua barragem, bem como definiu o respectivoórgão fiscalizador, em função do uso que é dado ao barramento. Definiu também uma série de instrumentosde gestão da segurança, tornando-os obrigatórios a partir de então, e dentre os instrumentos, estabeleceu,através da resolução CNRH nº 143/ 2012, o sistema de classificação por categoria de risco e de dano potencialassociado. Neste sistema de classificação, certas características técnicas da barragem e do vale à jusante, cha -madas de descritores, deverão ser pontuadas, resultando em valores que auxiliam na classificação da barragemem função do risco. Esta metodologia é conhecida como índice de risco. Neste trabalho dois destes índices, oíndice global de risco e o índice da resolução CNRH Nº 143/ 2012, são aplicados a uma barragem de terra. Osresultados obtidos permitem realçar que estes métodos se relacionam diretamente com o tipo de barragem emquestão e com as condições locais e ambientais em que as obras se inserem.

SYNOPSIS – In Brazil, the Federal Law No. 12 334/2010, established the National Policy on Safety of Dams(NPSD), whose goal is to establish a baseline for evaluation and monitoring of the implementation of thispolicy, serving as an analysis tool of its effectiveness in reducing accidents and improving safety managementof the Brazilian dams. The law clarified and strengthened the legal responsibility of the entrepreneur tomaintain the dam safety conditions, as well as set the supervisory body, depending on the use that is given tothe structure. Also it has defined a set of tools for security management, making them mandatory from nowon, and among the instruments established by the resolution CNRH No. 143/2012 is the classification systemby risk category and associated potential harm. In this classification system, certain technical characteristicsof the dam and of the downstream valley, called descriptors, should be rated resulting in values that assist inthe classification of the dam according to risk, this approach being known as a risk index. In this work, twoof these indices, the overall risk index and the index of resolution CNRH No. 143/2012, are applied to an earthdam. The results obtained show that these methods are directly related to the type of dam in question and withthe local and environmental conditions in which the works are located.

PALAvRAS ChAvE – Barragens, segurança, análise de risco, índices de risco.

151Geotecnia n.º 132 – novembro/noviembre 2014 – pp. 151-174

* Engenheira Civil do Departamento Nacional de Obras Contra as Secas (DNOCS).E-mail: sandra.baima@dnocs.gov.br

** Professor Doutor da Universidade Federal do Ceará. E-mail: nilson@ufc.br

1 – INTRODUÇÃO

No Brasil a Lei nº 12 334, sancionada em 20 de setembro de 2010, estabeleceu a PolíticaNacional de Segurança de Barragens, criou o Sistema Nacional de Informações sobre Segurança deBarragens (SNISB), e define:

(a) as características das barragens que se enquadram na nova política;

(b) a competência dos fiscalizadores;

(c) as responsabilidades do empreendedor da barragem;

(d) as sanções no caso de descumprimento da lei.

Com a publicação da lei de segurança de barragens, houve uma mudança de paradigma,eliminando o vácuo institucional e estabelecendo uma cadeia de responsabilidades relacionadas àsegurança das barragens construídas no Brasil. A lei esclareceu e reforçou a responsabilidade legaldo empreendedor em manter as condições de segurança de sua barragem, bem como definiu orespectivo órgão fiscalizador, em função do uso dado ao barramento. Definiu também uma série deinstrumentos, todos eles previstos na literatura técnica do setor e considerados “boas práticas” degestão da segurança, tornando-os obrigatórios a partir de então. Dentre os instrumentos, esta be le -ceu o sistema de classificação por categoria de risco e de dano potencial associado, o plano desegurança de barragens, que engloba importantes elementos como as inspeções periódicas eespeciais, plano de ações de emergência (PAE) e revisão periódica de segurança.

A lei 12 334/2010 define órgão fiscalizador como a autoridade do poder público responsávelpelas ações de fiscalização da segurança da barragem de sua competência. São quatro as entidadesfederais fiscalizadoras de segurança de barragens:

• ANA – Agência Nacional de Águas, responsável pela fiscalização de barragens para acu mu -la ção de água, localizadas em rios federais;

• ANEEL – Agência Nacional de Energia Elétrica, responsável pela fiscalização de barragenspara geração de energia;

• IBAMA – Instituto Brasileiro do Meio Ambiente, responsável pela fiscalização de barragenspara fins de disposição de resíduos industriais, exceto os nucleares;

• DNPM – Departamento Nacional de Produção Mineral, responsável pela fiscalização debarragens para contenção de rejeitos.

A lei 12 334/2010 define empreendedor como o agente privado ou governamental com direitoreal sobre as terras onde se localizam a barragem e o reservatório ou que explore a barragem parabeneficio próprio ou da coletividade, sendo também o responsável legal pela segurança dabarragem, cabendo-lhe o desenvolvimento de ações para garanti-la.

No universo das barragens com empreendedores conhecidos, 43 empreendedores detêm ototal de 1744 barragens, sendo, portanto, responsáveis por 13% do total de barragens cadastradas.Em número de barramentos cadastrados destacam-se a Companhia Energética de Minas Gerais(CEMIG) na geração hidrelétrica, a Companhia de Desenvolvimento do Vale do São Francisco(CODEVASF) com barragens de irrigação, o Departamento Nacional de Obras contra as Secas(DNOCS) com barragens para usos múltiplos e a Mineradora Vale com barragens de rejeito demineração. Esses quatro empreendedores representam, em conjunto, cerca de 6% das barragenscadastradas, com empreendedor conhecido no Brasil (ANA, 2012).

Como pela lei o empreendedor obriga-se a prover os recursos necessários à garantia dasegurança da barragem e observando o montante de barragens da Fig. 1 pode-se concluir que, paraentrarem em conformidade com a nova lei, estes empreendedores deverão passar por adequaçõesnão só de ordem técnica, mas também orçamentárias.

152

2 – PORTFÓLIO DE BARRAGENS DO DNOCS

O DNOCS foi criado em 21 de outubro de 1909, sob a denominação de Inspetoria de ObrasContra as Secas (IOCS). Em 1919 recebeu o nome de Inspetoria Federal de Obras Contra as Secas(IFOCS), antes de assumir sua denominação atual, DNOCS, que lhe foi conferida em 28 dedezembro de 1945. É um órgão público, autarquia federal, ligado ao Ministério da Integração, comatuação na zona semiárida.

A zona semiárida é caracterizada, sobretudo, por uma precipitação pluviométrica média anualinferior a 800 mm, uma evapotranspiração potencial acima de 2000 mm e rios, em sua maioria,intermitentes. Nesta zona diferenciam-se nitidamente duas estações regionais: os períodos chuvo sos,inverno, e os de estiagem, verão. Esta zona abrange oito estados da região Nordeste e o norte doestado de Minas Gerais (Fig. 2).

O DNOCS, a partir de 1945 e mais especificamente nas décadas de 50 e 60, intensificou suasações no desenvolvimento dos recursos hídricos, com a ampliação da oferta de água, com destaquepara a construção de três das quatro maiores barragens do estado do Ceará: Araras (1958), Orós(1962) e Banabuiú (1966). Em 2002, também no Ceará, foi inaugurada a barragem Castanhão, cujacapacidade de acumulação de 6,7 bilhões de m3 de água o coloca como o maior reservatório do país,não ligado ao sistema de geração de energia elétrica, podendo sua área molhada chegar a 33 225 km2

quando atingir sua capacidade máxima.Até 1920, o DNOCS havia construído 61 barragens, em 1930 este total subia para 96, em 1940

já contava com 128 barragens. De 1940 até 1981, o número de barragens aumentou para 263,estando atualmente, 2013, com 311 barragens construídas, armazenando um total de 26,2 × 109

metros cúbicos d´água (Quadro 1).A lei 12 334/2010 define as características das barragens às quais se aplica:

i. Altura do maciço, contada do nível mais baixo da fundação à crista, maior ou igual a 15 m;

ii. Capacidade do reservatório maior ou igual a 3 000 000 m3;

iii. Reservatórios que contenham resíduos perigosos;

iv. Categoria de dano potencial associado, médio ou alto - todas as barragens serão classifi ca daspelo órgão fiscalizador, segundo critérios estabelecidos pela resolução do ConselhoNacional de Recursos Hídricos - CNRH nº 143/2012.

Observa-se que os principais critérios de enquadramento da barragem são suas dimensões -altura e volume, porém barragens menores que forem classificadas, pelo órgão fiscalizador, comdano potencial médio ou alto, também se enquadram na Lei nº 12 334/10. O DNOCS não possuinenhuma barragem em seu registro que contenha resíduos perigosos.

153

Fig. 1 – Maiores empreendedores brasileiros em número de barragens.

154

Fig. 2 – Delimitação do semiárido brasileiro (IBGE, 2007).

A Fig. 3 mostra o número de barragens do DNOCS, por estado, que se enquadram nos critérioscapacidade altura da lei 12 334/10.

A sustentabilidade pelo conhecimento técnico proporcionou a construção de barragens cadavez mais altas o que implica em maiores volumes armazenados e aumento substancial de estruturase infra-estruturas no vale à jusante, potencialmente atingidos por uma ruptura. Na Fig. 4 observa-se aevolução das alturas das barragens construídas pelo DNOCS e também a predominância dasbarragens com altura entre 10 e 30 m. A barragem de Jucazinho, construída em CCR, com 63 m dealtura é a mais alta, seguida pela barragem do Castanhão, mista de terra e concreto, com 60 m epela barragem Banabuiú, de terra zonada, com 57 m de altura.

No histograma da Fig. 5, observa-se que muitas das barragens, construídas pelo DNOCS, jáatingiram um razoável período da respectiva vida útil e pretende-se (em geral) que as mesmassejam exploradas por mais 50 anos (pelo menos), podendo exigir intervenções de reabilitação oude reforço.

155

Quadro 1 – Distribuição de barragens construídas por estado.

Estado Barragens Construídas

Alagoas 22

Bahia 34

Ceará 84

Maranhão 2

Minas Gerais 5

Paraíba 42

Pernambuco 38

Piauí 20

Rio Grande do Norte 53

Sergipe 11

Fig. 3 – Barragens que se enquadram nos critérios capacidade e altura.

O desenvolvimento técnico científico associado à grande versatilidade das barragens de terra,seja no que se refere à morfologia do vale de implantação, às condições de fundação ou àpossibilidade de integração, no seu perfil tipo, de uma variedade de materiais naturais,generalizaram a construção deste tipo de obra pelo DNOCS. Como conseqüência o órgão possui,entre as suas atuais 311 barragens construídas, uma predominância quase absoluta de barragens deterra como mostra o Quadro 2. São barragens de terra, homogêneas ou zonadas, sendoestatisticamente irrelevantes as executadas em blocos de pedra, concreto ciclópico ou em concreto.Naturalmente, outras tecnologias foram sendo desenvolvidas, como, por exemplo, a do concretocompactado com rolo (CCR), empregado na construção das barragens do Castanhão (CE) eJucazinho (PE).

156

Fig. 4 – Evolução das alturas das barragens.

Fig. 5 – Histograma das idades das barragens do DNOCS.

Segundo Zuffo (2005), com base em registros históricos de Mccully (2001), pode-se afirmarque as barragens mais sujeitas a falhas são as de terra (47%), seguidas pelas de enrocamento (21%),concreto de gravidade (12%), rejeitos (9%), em arco (7%), contrafortes e mista de arcos múltiplose concreto de gravidade, ambas com cerca de 2%. Somente as barragens de arcos múltiplos nãoapresentaram acidentes.

Segundo Baptista (2009), a palavra falha merece destaque particular, pois, trata-se de umtermo de grande utilização no âmbito das análises de riscos e caracteriza, de uma maneira geral,uma deficiência com capacidade para comprometer a função atribuída a um determinado com po -nen te ou subsistema.

A principal vulnerabilidade das barragens de aterro é que elas podem sofrer danos ou seremdestruídas se a altura da barragem ou a capacidade do vertedouro forem insuficientes a ponto deleva rem ao transbordamento e consequente erosão do maciço, ou ainda, se uma fuga de água des -cont rolada resultar em erosão interna do maciço ou da fundação (Miranda, 2011).

Araújo (1990), Menescal et al. (2004) e Miranda (2011) apresentam relatos de acidentes eincidentes ocorridos em barragens construídas pelo DNOCS (Quadro 3).

157

Quadro 2 – Tipo de barragem conforme o material de construção.

Material Percentual

Terra homogênea ou zonada 87,7%

Terra - enrocamento 0,6%

Enrocamento 1,0%

Alvenaria de pedra 5,8%

Concreto 3,5%

Terra - concreto 1,4%

Quadro 3 – Barragens do DNOCS com acidentes e incidentes, compilado a partir de Araújo (1990),Menescal (2009) e Miranda (2011).

Barragem/ Açude UF Tipo Acidente/Incidente Causa provável Fase

1 Orós (1960) CE BTZGalgamento e consequente

ruptura

Atraso no cronogramaassociado a cheia acima da

média histórica para o períodoConstrução

2Armando RibeiroGonçalves/Açú

(1981)RN BTZ

Escorregamento do talude demontante na sua parte centralprovocando um desmorona-

mento de grandes proporções,da ordem de 1,5 milhão de m3

Poro-pressão no períodode construção

Final deconstrução

3Engenheiro

Ávidos/Piranhas(1963)

PB BTZRecalques e movimentos que

provocaram a abertura dealgumas juntas

Sangria com lâmina máximad´água de 0,30m

Operação

4Arrojado Lisboa//Banabuiú (1961)

CE BTZEscorregamento do talude

de montanteRebaixamento rápido do níveld´água para dar vazão à cheia

Construção

5Eugênio Gudin/

/Acarape do Meio(1912)

CE BAPBarragem de desvio

transbordou e rompeu umadas ombreiras

Intensas precipitações Construção

158

Quadro 3 (Cont.) – Barragens do DNOCS com acidentes e incidentes, compilado a partir de Araújo (1990),Menescal (2009) e Miranda (2011).

Barragem/ Açude UF Tipo Acidente/Incidente Causa provável Fase

6 Trairí (1981) RN BTHTransbordamento por sobre omaciço com lâmina máxima

de 1,1m durante 5h

Precipitações intensas earrombamento do açudeSanta Cruz, a montante

Operação

7 Santa Cruz (1981) RN BTHRuptura do maciço devido

ao seu transbordamento

Rompimento de seis pequenosaçudes a montante liberando

um volume estimadode 5 000 000 m3

Operação

8Epitácio Pessoa//Boqueirão de

Cabaceiras (1956)PB BTH

Pouco tempo depois de suaconclusão, a barragem recebeu

grande volume de água(320 milhões de m3), após

o que o reservatório foiesvaziado. Seguiu-se a este

fato o aparecimento de trincasno maciço da barragem, junto

à ombreira direita, e derecalque da crista junto

à margem esquerda

Os trabalhos de recuperaçãonão estão descritos nadocumentação técnica

disponível

Operação

9 Cocorobó (1967) BA BTH

Escorregamento do talude demontante, cerca de 45 000m3

de terra deslocados numaextensão aproximada de 100m

Poro-pressão no períodode construção

Final deconstrução

10 Caldeirão (1956) PI BTZ

Depressões no talude demontante. Fuga d´água com

carreamento de material, cincosurgências com altos valores

Piping através da fundação.Fundações em arenito com

planos de estratificação comjuntas de material alterado

Operação

11 Barreiras (1974) PI BTH

Fenda longitudinal no taludede jusante, aproximadamente2m abaixo do coroamento;abatimentos no rip-rap demontante; levantamento

do revestimento em pedrarejuntada das banquetas e

ressurgência no pé de jusante,próximo à tomada d´água

e no dreno de pé

Operação

12 Sta Maria (1924) CE BT ArrombamentoCheia superior à capacidade

do sangradouro

13 Patos (1924) CE BT ArrombamentoCheia superior à capacidade

do sangradouro

14 Ema (1940) CE BTHDeslizamento do talude de

jusante e ruptura totalPiping Operação

15General Sampaio

(1940)CE BTZ

Percolação pelo túnelda tomada d´água com

carreamento de materialdo maciço

Caminho preferencialde percolação no contato

do maciço com a estruturada tomada d´água não

interceptado pelo sistemainterno de drenagem

Operação

16 Caxitoré (1961) CE BTH

Trinca transversal no contatodo maciço com a ombreiraesquerda quando o maciçoestava com 15m de altura

Dificuldade de compactaçãodevido à inclinação elevada

da ombreiraConstrução

3 – METODOLOGIAS DE AvALIAÇÃO DE RISCO PARA BARRAGENS

Baptista (2009) apresenta algumas definições atuais do vocabulário risco, no entanto, concluique há um consenso, quase generalizado atualmente, de que risco é o produto da probabilidade deruptura pelas respectivas consequências, ou de outro modo, uma quantificação matemática quedeverá traduzir, em determinado instante, o conhecimento e estado da barragem, a expectativa deseu desempenho futuro e as consequências de uma eventual ruptura.

Segundo Salmon e Hartford (1995), uma avaliação de risco recorre a três perguntasfundamentais:

a) Que pode dar errado? (Ameaça);

b) Quanto isso é provável? (Probabilidade de ruína);

c) Que danos isso causará? (Consequência de ruína).

O propósito da avaliação de risco é determinado por muitos aspectos, incluindo tipo, nível erigor. Cummis (2003) enumera alguns propósitos de estudos de avaliação de risco:

a) modelar o risco para um portfólio de barragens;

b) assinalar prioridades para investigações sobre a segurança de barragens;

c) ajudar na avaliação da segurança de uma barragem existente;

d) ajudar na decisão sobre o nível de segurança requerido para uma barragem;

e) avaliar opções de redução de risco;

159

Quadro 3 (Cont.) – Barragens do DNOCS com acidentes e incidentes, compilado a partir de Araújo (1990),Menescal (2009) e Miranda (2011).

Barragem/ Açude UF Tipo Acidente/Incidente Causa provável Fase

17 São Mateus (1981) CE BTH Erosões de grandes dimensõesDeficiência do sistemade drenagem associado

a fortes chuvas

Operação após5 anos

18Farias de Souza

(1986)CE BTH

Surgência a jusante numaextensão de 120m por três

de largura

Primeiroenchimento

(parcial)

19Roberto Costa//Trussú (1997)

CE BTHTrincas longitudinais sobre

o coroamento

Primeiroenchimento

(parcial)

20 Piaus (2009) PI BTZ

Trincas transversais profundasjunto às ombreiras, após o

primeiro enchimento parcialdo reservatório

Forma do vale muito estreito;fundação, no vale do rio, maiscompressível que as ombreiras;alta velocidade de construção

(50% do maciço executado em4 meses e 80% em 7 meses), omaterial do aterro compactado

no ramo seco (média de 1%abaixo da umidade ótima)

e solo com índice deplasticidade inferior a 15%

Primeiroenchimento

(parcial)

BTZ – Barragem de terra zoneadaBTH – Barragem de terra homogêneaBAP – Barragem de alvenaria de pedra

f) assinalar prioridades para um programa de ações remediadoras;

g) auxiliar na decisão sobre os níveis de segurança para barragens em análise;

h) apoiar as decisões sobre ações preventivas em segurança durante a construção de umabarragem;

i) formar requisitos de operações e manutenção de barragens;

j) determinar procedimentos de gerenciamento de situações de emergência;

k) compor um programa de monitoramento e supervisão;

l) estabelecer necessidades de garantia de qualidade e treinamento de pessoal.

Segundo Caldeira (2008), avaliações de risco em Portfólio são úteis para melhorar o conhe ci -men to dos riscos relativos associados a um conjunto de obras, barragens, permitindo estabelecer osaspectos a incluir em um programa de segurança de barragens e as prioridades de investigaçõescomplementares e de aplicação de medidas de redução do risco. Este tipo de análise procura deter -mi nar onde se pode atingir a máxima utilidade na redução do risco associado às obras incluídas noPortfólio, em face do montante limitado de investimento.

Os índices de risco constituem, atualmente, no domínio das barragens, os métodos de maioraplicação no âmbito das análises de risco. De uma maneira geral, estes índices visam a classificaçãoda barragem (e do seu risco), tendo por base, na maioria dos casos, fontes de perigo, vulnera bi li da -des e consequências. As consequências que tradicionalmente se inserem nas preocupações destetipo de método se reportam, essencialmente, ao vale a jusante potencialmente inundado em situaçãode cheia, resultante da ruptura da barragem (Baptista, 2009).

Os índices de risco (e os índices parciais que os compõe) constituem valores numéricosobtidos com base em regras de agregação aplicadas a descritores previamente definidos e classifi -ca dos. Os descritores incidem, de uma maneira geral, sobre fontes de perigo, condicionantes am -bien tais, condições de vulnerabilidade, confiabilidade dos subsistemas principais e consequênciasno vale a jusante (Caldeira, 2008).

O desenvolvimento de índices tem sido impulsionado pela necessidade de transmitir, de formasimples e objetiva, informação que possa ser incorporada em um processo de apoio à decisão (Ott,1979). Os índices são normalmente descritos como instrumentos capazes de agregar uma grandequantidade de dados.

Em termos práticos, o cálculo de um índice de risco consiste:

– Na definição do objetivo do índice;

– Na seleção de descritores que sejam os mais representativos de determinadas característicasda barragem ou do vale a jusante (descritores);

– Na atribuição de pesos a cada descritor segundo um sistema de quantificação da respectivaimportância;

– Na normatização dos indicadores em uma escala comum (estes geralmente são expressos emunidades ou escalas distintas);

– Na agregação dos indicadores, visando uma medida (ou um valor simples do impacto);

– Na validação do índice.

A Comissão Internacional de Grandes Barragens é responsável pela divulgação de um destesíndices, o índice global de risco (CIGB, 1982), cuja utilização é contemplada nas Normas deObservação e Inspeção de Barragens Portuguesas (SRB, 1993). Este índice, desenvolvido inicial -men te como elemento de apoio à definição e exploração dos sistemas de observação de barragens,foi, posteriormente, utilizado no âmbito de avaliações preliminares de risco (Baptista, 2009).

160

3.1 – Índice Global de Risco

O boletim 41 da CIGB (CIGB, 1982) traz uma proposta de cálculo das condições de risco paraapoio à definição do sistema de observação e sua exploração. Na proposta a avaliação das con -dições de risco é efetuada, de forma simplificada, atribuindo valores a um conjunto de descritores(αi) agrupados em três classes, associadas a fatores exteriores ou ambientais (E), à confiabilidadeda obra (F) e a fatores humanos e econômicos afins à sua ruptura (R).

Índice parcial relativo a fatores externos ou ambientais (E)

(1)

Índice parcial relativo à confiabilidade da obra (F)

(2)

Índice parcial relativo a fatores humanos e econômicos (R)

(3)

A classificação dos descritores é feita utilizando uma escala qualitativa, que pode assumirvalores entre 1 e 6, de acordo com algumas regras previamente definidas e tendo em conta a análiseda informação específica afim da obra em questão.

O índice global de risco, αg, é determinado pelo produto dos três índices parciais:

ag = E * F * R (4)

As Normas de Observação e Inspeção de Barragens (NOIB) (SRB, 1993) utilizam esta pro -pos ta, de cálculo das condições de risco, para apoio à definição do sistema de observação e suaexploração e prevêem, também, a utilização do índice global de risco e dos índices parciais para oestabelecimento de prioridades de inspeção de barragens (existentes à data de publicação das nor -mas) com vistas à sua adequação ao Regulamento de Segurança de Barragens (RSB). Neste enqua -dra mento foram definidas três classes de barragens:

– classe A, barragens que têm pelo menos um descritor com classificação 6;

– classe B, barragens que têm o índice global de risco, ag, superior a 20 e o índice parcial Rmaior ou igual a 3;

– classe C, as barragens restantes;

A ordenação das barragens dentro de cada uma das classes atende às seguintes regras:

– na classe A, o número de descritores com classificação 6, devendo em caso de empate, con -si derar, sucessivamente, o valor de ag, o valor de R e o valor de a1 (que se refere àsismicidade);

– nas classes B e C, o valor de ag, o valor de R e o valor de a1.

161

E = 1ai5

5

1

F = 1ai4

9

6

R = 1ai2

11

10

Caldeira e Silva Gomes (2006) introduziram modificações ao índice global de risco que deramorigem ao índice global de risco modificado (Quadro 4). Estas modificações visaram contribuirpara uma harmonização na classificação dos descritores bem como para eliminar classificaçõesdivergentes.

Na sequência, Baptista (2009) identifica algumas diferenças entre o índice global de riscoinicial e o modificado:

a) O descritor α1 passa a ter apenas duas classificações possíveis, 2 e 3, 2 para aceleraçõesmáximas entre 0,05g e 0,10g e 3 para acelerações máximas entre 0,10g e 0,20g;

b) Os descritores a2, a3, a6 a9 passam a poder assumir todas as classificações entre 1 e 6 e odescritor a4 entre 1 e 5;

c) O conteúdo do descritor a4 é alterado, passando a caracterizar, especificamente, a velo ci -da de de variação do nível da água do reservatório, tendo em conta as características depermeabilidade dos materiais constituintes dos maciços estabilizadores de montante dasbarragens de aterro com órgãos de estanqueidade no seu interior;

d) Os descritores a2 e a4 passam a ter classificações em função do tipo de barragem;

e) Os descritores a5 e a11, passam a poder assumir classificação 6, que as NOIB atribuem acondições anormais, implicando intervenção técnica indispensável.

A classificação 6 do descritor a11 reporta a existência de grandes aglomerados populacionaisou vias de comunicação importantes no vale potencialmente inundável, próximo a barragem (menosde 5 km, no caso de barragens de aterro e menos de 10 km, no caso de barragens de con cre to ealvenaria).

162

163

Qua

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4 –

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3.1.1 – Exemplo de aplicação

O método do índice global de risco modificado foi aplicado à barragem Cocorobó, construídapelo DNOCS, com a finalidade de irrigação das terras de jusante, onde se destaca o projeto irrigadode Vaza Barris com 460 ha, controle das cheias, piscicultura, aproveitamento das áreas de montantee abastecimento d’água da vila. As características técnicas da barragem encontram-se descritas noQuadro 5.

O maciço da barragem, como mencionado no Quadro 3, sofreu um escorregamento ao final daconstrução e após a reconstrução desta parte, foram instalados 24 piezômetros, três medidores denível d’água e marcos para a observação de recalque e deslocamentos horizontais. As observaçõesfeitas indicaram o aparecimento de trincas no talude da barragem e pressões piezométricas consi -de radas elevadas. Entretanto, após um período de observação e diversas análises, o comportamentoda barragem foi considerado aceitável.

O resultado da aplicação do índice global de risco a esta barragem encontra-se no Quadro 6.

164

Quadro 5 – Características técnicas da barragem Cocorobó.

Quadro 6 – Aplicação do método do índice global modificado à barragem Cocorobó.

FATORES EXTERIORES OU AMBIENTAIS

Tipo Terra homogênea

Altura máxima (com fundação) 33,5 m

Extensão da barragem principal 643 m

Largura da barragem principal 7 m

Capacidade 245 375 950 m3

Vertedouro Lâmina livre em arco

Tomada d´água Galeria dupla

Ano de conclusão 1967

Coordenadas 9°52´54,6´´ lat. Sul/ 39°02´21,4´´ long. Oeste

Classificação valor Comentário/ Justificativa

Sismicidade (periodo de retorno) Probabilidade muito baixa 2 Boletim sísmico brasileiro IAG-USP

Escorregamento de taludes(probabilidade)

Mínima 1Não possui taludes íngremesno entorno do reservatório

Cheias superiores a do projeto(probabilidade)

Probabilidade grande 5 Sem informação

Gestão da albufeira (reservatório) Muito boa 1Exploração sem esvaziamento

ou enchimento brusco

Ações agressivas (clima, água, etc.) Muito fortes 5Formação de ravinas, sulcos profundos

no talude de jusante

E = 2,8

3.2 – Método da resolução CNRh nº 143

No Brasil a Política Nacional de Segurança de Barragens (PNSB), instituída pela Lei Nº12 334/2010, objetiva garantir a observância de padrões de segurança das barragens, através dafiscalização do poder público sobre os empreendedores, de maneira a reduzir a possibilidade deacidentes e suas conseqüências, em especial, à população potencialmente afetada. Basicamente aPNSB define: as características das barragens que se enquadram na nova política, os instrumentosde controle e monitoramento, a competência dos fiscalizadores, e as responsabilidades do empre -ende dor da barragem.

O processo de regulamentação da Lei inclui ainda algumas resoluções complementares:

a) Resolução ANA nº 742, de 17 de outubro de 2011Estabelece a periodicidade, qualificação da equipe responsável, conteúdo mínimo e nívelde detalhamento das Inspeções Regulares de Segurança de Barragem, conforme art. 9° daLei n° 12 334 de 20 de setembro de 2010.

b) Resolução ANA nº 91, de 2 de abril de 2012Estabelece a periodicidade de atualização, a qualificação do responsável técnico, o con teú domínimo e o nível de detalhamento do Plano de Segurança da Barragem e da RevisãoPeriódica de Segurança da Barragem.

c) Resolução CNRH nº 143, de 10 de julho de 2012Estabelece critérios gerais de Classificação de Barragens por Categoria de Risco, DanoPotencial Associado e pelo volume do reservatório.

165

Quadro 6 (Cont.) – Aplicação do método do índice global modificado à barragem Cocorobó.

CONFIABILIDADE DA OBRA

Classificação valor Comentário

Dimensionamento estrutural Adequado 2A barragem exibe comportamento

estrutural satisfatório

FundaçõesTrincheira de vedação sobrexisto medianamente alterado

5Surgência no encontro da ombreira

à cota 343m (pouco abaixoda 1ª berma)

Órgãos de descarga Soleira livre com canal revestido 3Trincas na soleira e vegetação de médio

porte no canal de restituição

Manutenção Aceitável 4Vegetação de médio porte nos taludes,

entupimento das canaletas

F = 3,5

FATORES hUMANOS E ECONÔMICOS

Volume da albufeira (m3) 245 380 000 2

Instalações à jusante Elevada 4Há um aglomerado urbano a cerca

de 5km a jusante da barragem

R = 3IG = 29,4 Classe B IG maior que 20 e R igual a 3

d) Resolução CNRH nº 144, de 10 de julho de 2012Estabelece diretrizes para implementação da Política Nacional de Segurança de Barragens,aplicação de seus instrumentos e atuação do Sistema Nacional de Informações sobre Segu -ran ça de Barragens.

No Brasil as barragens serão classificadas pelos órgãos fiscalizadores, por categoria de risco,por dano potencial associado e pelo seu volume, com base em critérios gerais estabelecidos naResolução CNRH nº 143, esta constitui, portanto a base para a análise de segurança da barragem epara fixar níveis apropriados de monitoramento, inspeção e planos de segurança.

Os critérios avaliados são divididos em quatro grupos: características técnicas, estado deconservação, plano de segurança e dano potencial. A cada um dos critérios, também chamados, noâmbito da avaliação de risco, de descritores, são atribuídos valores constantes nos Quadros 7 a 10.

No total o método utiliza 21 descritores, cujos valores são somados para a definição da classede risco e da classe de dano.

(5)

(6)

166

classe de risco = CT + EC + PS6

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13

classe de dano = DPA21

19

Quadro 7 – Regras gerais para classificação das características técnicas (Resolução 143 CNRH).

CARACTERÍSTICAS TÉCNICAS

Altura (a) Comprimento (b)Tipo de barragemquanto ao materialde construção (c)

Tipo deFundação (d)

Idade daBarragem (e)

vazãode Projeto (f)

H ≤ 15m(0)

L ≤ 200m(2)

Concretoconvencional

(1)

Rocha sã(1)

Entre 30e 50 anos

(1)

CMP (CheiaMáxima Provável)

ou Decamilenar(3)

15m < H < 30m(1)

L > 200m(3)

Alvenaria depedra/concreto

ciclópico/concretorolado - CCR

(2)

Rocha alteradadura com

tratamento(2)

Entre 10e 30 anos

(2)

Milenar(5)

30m ≤ H ≤ 60m(2)

Terra homogênea/enrocamento/terra

enrocamento(3)

Rocha alteradasem tratamento/rocha alteradafraturada com

tratamento(3)

Entre 5e 10 anos

(3)

TR = 500 anos(8)

H > 60m(3)

Rocha alteradamole/saprolito/solo compacto

(4)

< 5 anos ou > 50anos ou seminformação

(4)

TR < 500 anos ouDesconhecida/

Estudo nãoconfiável

(10)Solo residual/

aluvião(5)

167

Quadro 8 – Regras gerais para classificação do estado de conservação (Resolução 143 CNRH).

ESTADO DE CONSERvAÇÃO

Confiabilidadedas estruturas

extravasoras (g)

Confiabilidade dasestruturas de

adução (h)

Percolação (i) Deformações erecalques (j)

Deterioraçãodos taludes/

paramentos (k)

Eclusa (l)

Estruturas eeletromecânicas em plenofuncionamento / canais de

aproximação ou derestituição ou vertedouro

(tipo soleira livre)desobstruídos

(0)

Estruturas civise dispositivos

eletromecânicos emcondições adequadas

de manutenção efuncionamento

(0)

Percolaçãototalmente

controlada pelosistema dedrenagem

(0)

Inexistente(0)

Inexistente(0)

Não possuieclusa

(0)

Estruturas eeletromecânicas preparadaspara a operação, mas semfontes de suprimento deenergia de emergência /

canais ou vertedouro (tiposoleira livre) com erosõesou obstruções, porém semriscos a estrutura vertente

(4)

Estruturas civiscomprometidasou dispositivoseletromecânicoscom problemas

identificados, comredução de capacidade

de vazão e commedidas corretivasem implementação

(4)

Umidade ousurgência nas

áreas de jusante,paramentos,taludes ouombreiras

estabilizadase/ou

monitoradas(3)

Existênciade trincas

e abatimentosde pequenaextensão e

impacto nulo(1)

Falhas naproteção

dos taludese paramentos,

presençade arbustosde pequenaextensão e

impacto nulo(1)

Estruturas civise eletromecânicasbem mantidas e

funcionando(1)

Estruturas comprometidasou dispositivos

eletromecânicos comproblemas identificados,

com redução de capacidadede vazão e com medidas

corretivas em implantação/canais ou vertedouro (tiposoleira livre) com erosões

e/ou parcialmenteobstruídos, com risco de

comprometimento daestrutura vertente

(7)

Estruturas civiscomprometidas ou

dispositivoseletromecânicos com

problemasidentificados, com

redução decapacidade de vazão

e sem medidascorretivas

(6)

Umidade ousurgência nas

áreas de jusante,paramentos,taludes ou

ombreiras semtratamento ou

em fase dediagnóstico

(5)

Existênciade trincas

e abatimentosde impacto

considerávelgerando

necessidadede estudos

adicionais oumonitoramento.

(5)

Erosõessuperficiais,

ferragemexposta,

crescimentode vegetaçãogeneralizada,

gerandonecessidadedemonitoramento

ou atuaçãocorretiva

(5)

Estruturas civiscomprometidasou dispositivoshidroeletrome-cânicos comproblemas

identificadose com medidascorretivas emimplantação

(2)

Estruturas civiscomprometidas ou

dispositivoseletromecânicos com

problemas identificados,com redução de capacidade

de vazão e sem medidascorretivas/ canais ou

vertedouro (tipo soleiralivre) obstruídos ou com

estruturas danificadas(10)

Surgência nasáreas de jusante,

taludes ouombreiras comcarreamento dematerial ou comvazão crescente

(8)

Existência detrincas,

abatimentos ouescorregamentos

expressivos,com potencial

de comprometi-mento dasegurança

(8)

Depressõesacentuadas nos

taludes,escorregamentos,sulcos profundosde erosão, com

potencial decomprometi-

mento dasegurança

(7)

Estruturas civiscomprometidasou dispositivoseletromecânicoscom problemasidentificados esem medidas

corretivas(4)

168

Quadro 9 – Regras gerais para classificação do plano de segurança (Resolução 143 CNRH).

PLANO DE SEGURANÇA DA BARRAGEM

Existênciade documentação

de projeto (m)

Estruturaorganizacional

e qualificação técnicados profissionais daequipe de segurança

da barragem (n)

Procedimentos deroteiros de inspeções

de segurançae monitoramento (o)

Regra operacionaldos dispositivos

de descargada barragem (p)

Relatóriosde inspeção

de segurança comanálise e

interpretação (q)

Projeto executivo e"como construido"

(0)

Possui estruturaorganizacional comtécnico responsávelpela segurança da

barragem(0)

Possui e aplicaprocedimentos de

inspeção emonitoramento

(0)

Sim ou vertedouro tipo soleira livre

(0)

Emite regularmente osrelatórios

(0)

Projeto executivo ou "como

construido"(2)

Possui técnicoresponsável pela

segurança dabarragem

(4)

Possui e aplica apenasprocedimentos

de inspeção(3)

Não(6)

Emite os relatóriossem periodicidade

(3)

Projeto básico ou parte do projetoexecutivo/ “como

construído”(4)

Não possui estruturaorganizacional

e responsável técnicopela segurançada barragem

(8)

Possui e não aplica procedimentos

de inspeçãoe monitoramento

(5)

Não emiteos relatórios

(5)

Anteprojeto ou Projetoconceitual

(6)

Não possui e nãoaplica procedimentospara monitoramento

e inspeções(6)

Inexiste documentaçãode projeto

(8)

A partir dos valores resultantes destes somatórios classifica-se a barragem quanto à suacategoria de risco e dano potencial associado, Quadros 11 e 12.

169

Quadro 10 – Regras gerais para classificação do dano potencial associado (Resolução 143 CNRH).

DANO POTENCIAL ASSOCIADO

volume total doreservatório (r)

Potencial de perda de vidashumanas (s)

Impacto ambiental (t) Impacto sócio econômico (u)

Pequeno≤ 5 milhões m3

(1)

INEXISTENTE(não existem pessoas

permanentes/residentesou temporárias/transitandona área afetada a jusante

da barragem)(0)

SIGNIFICATIVO(área afetada da barragem

não representa área deinteresse ambiental, áreasprotegidas em legislaçãoespecifica ou encontra-se

totalmente descaracterizadade suas condições naturais)

(3)

INEXISTENTE(não existem quaisquer

instalações e serviços denavegação na área afetadapor acidente da barragem)

(0)

Médio5 milhões a 75 milhões m3

(2)

POUCO FREQUENTE(não existem pessoas

ocupando permanentementea área afetada a jusante da

barragem, mas existe estradavicinal de uso local)

(4)

MUITO SIGNIFICATIVO(área afetada da barragem

apresenta interesse ambientalrelevante ou protegida em

legislação especifica)(5)

BAIXO(existe pequena concentraçãode instalações residenciais e

comerciais, agrícolas,industriais ou de infraestruturana área afetada da barragemou instalações portuárias ou

serviços de navegação)(4)

Grande75 milhões

a 200 milhões m3

(3)

FREQUENTE(não existem pessoas

ocupando permanentementea área afetada a jusante da

barragem, mas existe rodoviamunicipal, estadual, federal

ou outro local e/ouempreendimento de

permanência eventual depessoas que poderão ser

atingidas)(8)

ALTO(existe grande concentraçãode instalações residenciais

e comerciais, agrícolas,industriais, de infraestruturae serviços de lazer e turismona área afetada da barragemou instalações portuárias ou

serviços de navegação)(8)

Muito grande> 200 milhões m3

(5)

EXISTENTE(existem pessoas ocupando

permanentemente a áreaafetada a jusante dabarragem, portanto,

vidas humanas poderãoser atingidas)

(12)

Quadro 11 – Matriz categoria de risco.

Categoria de Risco CRI

Alto ≥60 ou EC*≥8

Médio 35 a 60

Baixo ≤ 35

(*) Pontuação ≥8 em qualquer coluna de Estado de Conservação (EC) implica automaticamente CATEGORIA DE RISCOALTA e necessidade de providências imediatas pelo responsável da barragem.

O resultado combinado dos Quadros 11 e 12 é traduzido na matriz de classificação, apre sen -ta da no Quadro 13.

A matriz de classificação (Quadro 13) é, na verdade, uma matriz de risco (probabilidadeversus consequências), pois os descritores que definem classe de risco referem a quantificação, daprobabilidade de ocorrência de um colapso estrutural, baseado nas características técnicas, estadode conservação da barragem e procedimentos de segurança adotados, enquanto os danos são asconse quências de uma eventual ruptura.

O Quadro 14 apresenta a aplicação do método à barragem Cocorobó.

170

Quadro 12 – Matriz de dano potencial associado.

Quadro 13 – Matriz de categoria de risco e dano potencial associado.

Dano Potencial Associado DPA

Alto ≥ 16

Médio 10 a 16

Baixo ≤ 10

Classe da Barragem

Classe de dano potencial associado

Alto Médio Baixo

Classe de Risco

Alto A B C

Médio A C D

Baixo A C E

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4 – CONSIDERAÇÕES FINAIS

Este artigo descreve dois métodos simplificados de análise de risco, o do índice global de riscoe o da legislação brasileira, Resolução 143 do CNRH. A utilização destes métodos constituemmeios de apoio à tomada de decisões no que se refere a medidas estruturais ou não estruturais decontrole de riscos. Quando aplicados a um portfólio de barragens permitem sua hierarquização edefinição de prioridades de intervenção.

Os métodos baseados em índices podem diferir bastante uns dos outros, não se encontrando,na bibliografia especializada, tentativas de uniformizar os índices divulgados. Os resultados obti -dos, pela aplicação prática destes dois métodos a uma barragem de terra, permitiram realçar queestes métodos, de simples aplicação, se relacionam diretamente com o tipo de barragem em questãoe com as condições locais e ambientais em que as obras se inserem. Salienta-se, por exemplo, ocaso da sismicidade, a qual determina a possibilidade de liquefação, cuja relevância é particular emalguns países, em face às condicionantes geomorfológicas.

Em cada caso a seleção dos descritores, é influenciada pelos modos potenciais de rupturaconsiderados, por exemplo, o método do índice global de risco considera a probabilidade de ocor -rência do movimento de grandes massas, induzido pela instabilização de encostas do reservatório,considera também a ocorrência de instabilizações causadas pelo esvaziamento rápido do reser va tó rio.Por outro lado, não leva em consideração explicitamente os danos ambientais, hoje reconhecidoscomo um fator crítico.

No que se refere ao método da resolução brasileira, este possui um maior número de descri to res,e requer um nível maior de informação sobre algumas características técnicas da barragem, comoé o caso da vazão de projeto e da existência de documentação de projeto. Este grau de detalhamentoda informação assume especial dificuldade no caso de barragens muito antigas cuja informação éindisponível. Outro aspecto observado é o da adoção de descritores muito par ti cu la res, como é ocaso das eclusas. A consideração das atividades ligadas à segurança também é bastante detalhada,considerando a estrutura organizacional e qualificação técnica, roteiros de inspeção, monito ra men to,relatórios e regras operacionais. Uma análise mais profunda dos descritores adotados poderiaidentificar superposições de informações, como por exemplo, se a barragem não dispõe de infor -ma ções de projeto, é improvável que disponha de informação sobre a vazão de projeto.

Ainda sobre a legislação brasileira, uma lacuna a ser preenchida trata da inexistência determinologia para alguns conceitos fundamentais, cujos vocábulos podem assumir significadosdiversos e imprecisos.

Finalmente, o que se pode concluir através do que foi apresentado neste artigo, é que as ava -lia ções de risco por índices, são indicadas para conseguir uma hierarquização inicial, em barragensque constam em um mesmo portfólio, seja de um mesmo proprietário, dentro de um mesmo cursod’água, bacia hidrográfica ou estudo. São ferramentas úteis para nortear a ordem das barragens quenecessitam de estudos posteriores mais aprofundados ou para ajudar a estabelecer requerimentos devigilância e monitoramento. Para situações onde se pretende estudar uma barragem em particularexistem métodos mais apropriados, detalhadamente descritos em Baptista (2009).

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5 – REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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CIGB (1982). Automated observation for the safety control of dams. Boletim 41.

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