A CONSOLIDAÇÃO PROFUNDA RADIAL APLICADA EM SOLO COMPRESSÍVEL NA LAGOA RODRIGO DE FREITAS/RJ

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1 INSTITUTO MILITAR DE ENGENHARIA Cap MARCELO AUGUSTO DE MELLO A CONSOLIDAÇÃO PROFUNDA RADIAL APLICADA EM SOLO COMPRESSÍVEL NA LAGOA RODRIGO DE FREITAS/RJ Dissertação de Mestrado apresentada ao Curso de Mestrado em Engenharia de Transportes do Instituto Militar de Engenharia, como requisito parcial para a obtenção do título de Mestre em Ciências em Engenharia de Transportes. Orientadores: Prof a. Maria Esther Soares Marques D.Sc. Prof. Márcio de Souza Soares de Almeida Ph.D. Rio de Janeiro 2013

2 c 2013 INSTITUTO MILITAR DE ENGENHARIA Praça General Tibúrcio, 80 Praia Vermelha Rio de Janeiro RJ CEP: Este exemplar é de propriedade do Instituto Militar de Engenharia, que poderá incluí-lo em base de dados, armazenar em computador, microfilmar ou adotar qualquer forma de arquivamento. É permitida a menção, reprodução parcial ou integral e a transmissão entre bibliotecas deste trabalho, sem modificação de seu texto, em qualquer meio que esteja ou venha a ser fixado, para pesquisa acadêmica, comentários e citações, desde que sem finalidade comercial e que seja feita a referência bibliográfica completa. Os conceitos expressos neste trabalho são de responsabilidade do autor e dos orientadores Mello, Marcelo Augusto de M527c A consolidação profunda radial aplicada em solo compressível na Lagoa Rodrigo de Freitas/RJ / Marcelo Augusto de Mello; orientado por Maria Esther Soares Marques e Márcio de Souza Soares de Almeida. Rio de Janeiro: Instituto Militar de Engenharia, p. : il. Dissertação (mestrado). Instituto Militar de Engenharia. Rio de Janeiro, Engenharia de Transportes teses, dissertações. 2. solos moles Parque do Cantagalo-RJ. 3. engenharia civil solos. 4. mecânica dos solos. I. Marques, Maria Esther Soares. II. Almeida, Márcio de Souza Soares de. III. Título. IV. Instituto Militar de Engenharia. CDD

3 INSTITUTO MILITAR DE ENGENHARIA Cap MARCELO AUGUSTO DE MELLO A CONSOLIDAÇÃO PROFUNDA RADIAL APLICADA EM SOLO COMPRESSÍVEL NA LAGOA RODRIGO DE FREITAS/RJ Dissertação de Mestrado apresentada ao Curso de Mestrado em Engenharia de Transportes do Instituto Militar de Engenharia, como requisito parcial para a obtenção do título de Mestre em Ciências em Engenharia de Transportes. Orientadores: Prof a. Maria Esther Soares Marques D.Sc. Prof. Márcio de Souza Soares de Almeida Ph.D. Aprovada em 30 de janeiro de 2013 pela seguinte Banca Examinadora: Prof a. Maria Esther Soares Marques D.Sc. do IME Presidente Prof. Márcio de Souza Soares de Almeida Ph.D. da COPPE/UFRJ Prof. Willy Alvarenga Lacerda Ph.D. da COPPE/UFRJ Maj. Carlos Alexandre Bastos de Vasconcellos D.Sc. do IME Rio de Janeiro

4 Dedico este trabalho ao Enzo e à Valéria. 4

5 AGRADECIMENTOS É com grande satisfação que utilizo este espaço para agradecer as pessoas que, direta ou indiretamente, me ajudaram a enfrentar esta árdua maratona cujo prêmio é o conhecimento. Inicialmente, agradeço a Professora Esther pelo apoio incondicional prestado em todos os momentos em que foi solicitado seu auxílio. A paciência com que sempre transmitiu seus conhecimentos nas várias discussões técnicas e, principalmente, a acolhida amizade foram marcantes para que este trabalho pudesse ser concluído. Ao Professor Márcio Almeida agradeço a oportunidade a mim concedida de realizar um trabalho experimental, numa área fascinante e com muito a se pesquisar, e, também, pelos conhecimentos seguros a mim transmitidos. Aos amigos da Seção de Engenharia Cartográfica do IME, Cap Eduardo e ST Marco, agradeço pelo apoio prestado ao longo de um ano de monitoramento topográfico da instrumentação de campo. Agradeço à equipe do Laboratório de Sensores a Fibra Óptica da PUC/RJ: Professor Guedes, Fabiano, Vitor e, especialmente, à pesquisadora Sully Mejia, que com entusiasmo e exemplo de profissionalismo nos deu total apoio na implantação e manutenção da instrumentação com fibra óptica. À equipe da COPPE: Hélcio, Gil, Salviano, Mauro, Luiz Mário e João, meu sincero agradecimento pelo apoio na realização dos trabalhos de campo. Um agradecimento especial à equipe de campo: Carla, Manu, Carlinhos, Lourival e recentemente o Eduardo, companheiros que estiveram presentes no convívio do dia-a-dia desta aventura que é a realização de um trabalho experimental de campo em meio à execução de uma obra. Agradeço ainda à equipe de professores e militares da Pós-Graduação em Engenharia de Transportes do IME e ao Exército Brasileiro em proporcionar a realização do curso de mestrado. Finalmente, registro o agradecimento à minha esposa pela compreensão e pela paciência que teve durante todo o período em que dediquei boa parte do meu tempo na realização deste trabalho. 5

6 Cultive a paciência sem ansiedade e, procedendo com os Semelhantes, como estima que com você procedam, estará sempre no caminho da verdadeira felicidade... André Luiz 6

7 SUMÁRIO LISTA DE ILUSTRAÇÕES LISTA DE TABELAS LISTA DE SÍMBOLOS LISTA DE SIGLAS LISTA DE EQUAÇÕES INTRODUÇÃO Considerações Iniciais Justificativa do Estudo Relevância do Estudo Objetivos do Estudo Organização da Dissertação REVISÃO BIBLIOGRÁFICA Tratamento de Solos Moles Compaction Grouting Base Teórica do Mecanismo de Compaction Grouting Consolidação Profunda Radial Metodologia de Execução do CPR Formação dos Bulbos de Compressão Obras Executadas Avaliação de Desempenho Instrumentação de Aterros Sobre Solos Moles Instrumentação Baseada em Sensores Ópticos Princípio de Medição de Sensores Baseados em Redes de Bragg Conclusões Parciais CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA DA ÁREA DE ESTUDO Área de Estudo Processo de Formação da Lagoa Rodrigo de Freitas Parque do Cantagalo

8 3.2 Investigações Geotécnicas Sondagens de Simples Reconhecimento Parâmetros Geotécnicos Ensaios de Caracterização Ensaios de Adensamento Edométrico Ensaios de Palheta Ensaios de Piezocone Ensaios Dilatométricos Ensaios Pressiométricos Análise Geral dos Parâmetros Geotécnicos Conclusões Parciais TRATAMENTO DO SOLO E INSTRUMENTAÇÃO DA ÁREA DE ESTUDO Áreas Tratadas Instrumentação Instalada Placas de Recalque Inclinômetros Instalação dos Inclinômetros Procedimentos de Leitura dos Inclinômetros Perfilômetros Instalação dos Perfilômetros Procedimentos de Leitura dos Perfilômetros Perfilômetro Instrumentado com Fibra Óptica Materiais Empregados Instalação das Redes de Bragg Monitoramento Intervenções Realizadas Durante a Obra Piezômetros Conclusões Parciais RESULTADOS Caracterização do Material das Colunas de CPR Ensaios de Campo Realizados Antes e Após o Tratamento Análise do Perfilômetro com Fibra Óptica Interpretação da Instrumentação de Campo

9 5.4.1 Deslocamentos Verticais, Horizontais e Piezometria Monitoramento Piezométrico da Formação das Colunas de Argamassa CONCLUSÕES E RECOMENDAÇÕES REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS APÊNDICES APÊNDICE 1: Coordenadas UTM das verticais de ensaios de campo e instrumentação APÊNDICE 2: Curvas pressão (kpa) versus deformação (%) de ensaios pressiométricos nas ilhas 3, 4 e APÊNDICE 3: Cronograma de atividades APÊNDICE 4: Curvas de tendência recalque (cm) versus tempo (dias) ANEXOS ANEXO 1: Obras recentes executadas com a técnica de CPR ANEXO 2: Aplicabilidade de ensaios in situ ANEXO 3: Curvas de compressão dos ensaios de adensamento edométrico ANEXO 4: Propriedades geotécnicas de argilas do Rio de Janeiro (Fonte: modificado de ALMEIDA et al., 2008) ANEXO 5: Classificação de argilas do Rio de Janeiro (Fonte: modificado de FUTAI,1999)

10 LISTA DE ILUSTRAÇÕES FIG. 2.1 Ruptura de aterro em construção na BR-101/NE em dezembro de FIG. 2.2 Método combinado de colunas de deep mixing e drenos: a) colunas curtas e drenos longos. b) Colunas e drenos com mesmo comprimento (Fonte: HAN, 2012) FIG. 2.3 Curvas normalizadas tensão versus recalque para diferentes métodos de melhoria de solos (Fonte: SPRINGMAN et al., 2012) FIG. 2.4 Processo de execução do compaction grouting (Fonte: MENARDBACHY, 2012) FIG. 2.5 Expansão do bulbo de argamassa (Fonte: EL-KELESH et al., 2001) FIG. 2.6 Plano de ruptura cônico acima do bulbo de argamassa (Fonte: EL-KELESH et al., 2001) FIG. 2.7 Configuração de CPR aplicada no Parque dos Atletas (Fonte: ENGEGRAUT, 2011) FIG. 2.8 Execução de pré-furo e cravação de geodreno (Local: LRF) FIG. 2.9 a) Preparação de argamassa em central misturadora. b) Execução do slump- test FIG Bombeamento de argamassa (Local: LRF) FIG a) Equipamento de injeção de argamassa (Local: LRF). b) Manômetro de Bourdon FIG a) Formação dos bulbos de compressão (Fonte: modificado de ENGEGRAUT, 2011). b) Trinca na superfície do terreno (Local: LRF) FIG Gráfico E (kpa) versus profundidade (m), antes e após o tratamento (Fonte: ENGEGRAUT, 2012) FIG Gráfico S u (kpa) versus profundidade (m), antes e após o tratamento (Fonte: ENGEGRAUT, 2012) FIG Estrutura básica de uma fibra óptica (Fonte: modificado de BAILEY e WRIGHT, 2003) FIG Princípio de operação de um sensor de rede de Bragg em fibra (Fonte: GOMES, 2011) FIG Esquema do deslocamento espectral de uma rede de Bragg submetida à tração e compressão (Fonte: QUINTERO, 2006)

11 FIG. 3.1 Localização da Lagoa Rodrigo de Freitas (Fonte: modificado de SOUZA, 2003) FIG. 3.2 Processo de formação da Lagoa (Fonte: LAGOALIMPA, 2012) FIG. 3.3 Variação dos limites da Lagoa Rodrigo de Freitas devido à execução de aterros no seu entorno (Fonte: adaptado de AGRAR, 2011) FIG. 3.4 Aspecto da Lagoa durante a construção do viaduto Augusto Frederico Schmidt (Fonte: LUIZD, 2012) FIG. 3.5 Locação dos ensaios de campo no Parque do Cantagalo: a) sondagens a percussão e ilhas de investigação (Fonte: CONCREMAT, 2010). b) Detalhe da ilha 1 (Fonte: Google earth). c) Detalhe da ilha 2 (Fonte: Google earth). d) Detalhe das ilhas 3, 4 e 5 (Fonte: Google earth) FIG. 3.6 Estratigrafia do subsolo na região do Parque do Cantagalo (seção A-B-C-D-E-F- G) (Fonte: modificado de CONCREMAT, 2010) FIG. 3.7 Curvas de iso-espessuras de argila (Fonte: ALMEIDA et al., 2010) FIG. 3.8 Curvas de iso-cotas de NA (Fonte: Fonte: ALMEIDA et al., 2010) FIG. 3.9 Curvas de iso-espessuras de aterro (Fonte: Fonte: ALMEIDA et al., 2010) FIG Índice de plasticidade (I P ) versus limite de liquidez (w L ) (Fonte: modificado de FUTAI, 1999) FIG Parâmetros de tensão e compressibilidade das amostras do Parque do Cantagalo FIG Índice de compressão (C c ) versus umidade natural (w n ) (Fonte: modificado de ALMEIDA et al., 2008) FIG a) Equipamento de piezocone na ilha 3. b) Detalhe da sonda de medição FIG Classificação preliminar de comportamento baseada em ROBERTSON (1990) para o CPTu-36, entre 6,5 e 23,7 m de profundidade FIG Classificação preliminar de comportamento baseada em ROBERTSON (1990) para o CPTu-36A, entre 5,0 e 25,2 m de profundidade FIG Classificação preliminar de comportamento baseada em ROBERTSON (1990) para o CPTu-4, entre 5,0 e 22,5 m de profundidade FIG Perfil de classificação preliminar de comportamento do solo no CPTu-36 a partir de I c (ROBERTSON e WRIDE, 1998) FIG Perfil de classificação preliminar de comportamento do solo no CPTu-36A a partir de I c (ROBERTSON e WRIDE, 1998)

12 FIG Perfil de classificação preliminar de comportamento do solo no CPTu-4 a partir de I c (ROBERTSON e WRIDE, 1998) FIG Classificação baseada em SCHNEIDER et al. 2008, CPTu-36, 36A e FIG Perfil da tensão de sobreadensamento na ilha 2, SP FIG Estimativa do coeficiente de adensamento vertical normalmente adensado FIG Classificação preliminar de comportamento do solo com base no ensaio dilatométrico, SDMT-36 e 36A FIG Resultados dos ensaios dilatométricos sísmicos SDMT-36 e 36A FIG a) Saturação do equipamento pressiométrico (Local: LRF). b) Detalhe da membrana da sonda inflada durante calibração (Local: LRF) FIG Curva pressão (kpa) versus deformação (%), ilha 3 a 10,99 m de profundidade FIG Construções para determinação de G e S u, ilha 3 a 10,99 m de profundidade FIG Características geotécnicas da SP 4, ilha FIG Características geotécnicas da SP 36, ilha FIG. 4.1 Áreas de aplicação de CPR no Parque do Cantagalo (Fonte: Google earth) FIG. 4.2 Esquema de aplicação do CPR FIG. 4.3 Configuração triangular da malha de colunas e geodrenos FIG. 4.4 Perfil do esquema de aplicação de CPR nas áreas tratadas (Fonte: modificado de CONCREMAT, 2010) FIG. 4.5 Locação da instrumentação no Parque do Cantagalo (Fonte: Google earth) FIG. 4.6 a) Instalação de placa de recalque na área 3. b) Detalhe das placas de recalque durante a execução de aterro na área FIG. 4.7 Execução de furo revestido para a instalação de inclinômetro (Local: LRF) FIG. 4.8 a) Aplicação de cola em superfície previamente lixada e limpa b) Conexão de tubos (Local: LRF) FIG. 4.9 a) Preenchimento de água para facilitar a descida do tubo de inclinômetro (Local: LRF). b) Lançamento de areia para a fixação do tubo (Local: LRF) FIG Injeção de argamassa próxima ao IN FIG Conjunto de medição do inclinômetro (Local: LRF) FIG Plano de orientação do torpedo no tubo de inclinômetro FIG Plano de orientação do torpedo no tubo de perfilômetro FIG Teste da cola em amostra do tubo de PVC (Local: PUC)

13 FIG Espectro das redes de Bragg FIG Clivagem da fibra óptica (Local: LRF) FIG Emenda da fibra óptica (Local: LRF) FIG Detalhe da superfície do tubo limpa e localização de redes de Bragg posicionadas entre os pontos escuros impressos na fibra óptica (Local: LRF) FIG a) Aplicação de cola (Local: LRF). b) Adesivo selante aplicado (Local: LRF) FIG a) Cabeamento óptico fixado com fita filamentosa. b) Reaterro da vala (Local: LRF) FIG a) Monitoramento dos sensores através do interrogador óptico Braggmeter (Local: LRF) FIG Conduíte com fibra óptica alojada (Local: LRF) FIG Vista da caixa de inspeção e aparato de monitoramento (Local: LRF) FIG Detalhe do sistema de aquisição de dados (Local: LRF) FIG Reconhecimento das redes na aba Acquisition do software FIG a) Compactação do aterro sobre o perfilômetro (Local: LRF). b) Registro dos sensores FIG Registro de temperatura ao longo da fibra óptica, em 26/1/12 (Local: LRF) FIG a) Análise de transmissão da fibra óptica com OTDR (Local: LRF). b) Detalhe do OTDR FIG Emenda da fibra óptica no ponto de instalação da FBG 13 (Local: LRF) FIG a) Novo segmento de fibra óptica instalado. b) Emenda da fibra nas proximidades do segmento de perfilômetro recuperado FIG a) Manutenção da saturação. b) Instalação do piezômetro. c) Detalhe do piezômetro elétrico de corda vibrante (Local: LRF) FIG a) Localização das ilhas 3 e 4 com a disposição da malha de geodrenos e colunas de compressão. b) Monitoramento das poropressões geradas durante a formação das colunas na ilha FIG a) Medidor de NA à esquerda e piezômetro Casagrande ao centro. b) Dispositivo de medição de NA (Local: LRF) FIG. 5.1 a) Detalhe do equipamento de ultrassom. b) Execução do ensaio de ultrassom (Local: IME) FIG. 5.2 Execução do ensaio de esclerometria (Local: IME)

14 FIG. 5.3 a) Ensaio para determinação das curvas tensão-deformação. b) Detalhe do corpo-de-prova rompido (Local: IME) FIG. 5.4 Gráfico tensão (MPa) versus deformação ( 0 / 00 ) FIG. 5.5 Perfis de q t antes e após aplicação de CPR nas ilhas 3 e FIG. 5.6 Estrutura da viga utilizada no ensaio de laboratório do perfilômetro com FBG (Local: IME) FIG. 5.7 Deformações de viga sob flexão pura (Fonte: TIMOSCHENKO e GERE, 1994) FIG. 5.8 Execução do ensaio de laboratório com o perfilômetro instrumentado (Local: IME) FIG. 5.9 Gráfico ângulo (º) versus deformação (10-6 m/m) para a FBG-3 do ensaio de laboratório FIG Determinação do deslocamento vertical (Fonte: modificado de DUNNICLIFF, 1988) FIG Gráficos ângulo (º) versus deformação (10-6 m/m) dos sensores ópticos de campo FIG Geometria do terreno na área 3 do Parque do Cantagalo ao final da década de FIG Esquema de drenagem com CPR FIG Registro das placas de recalque nas áreas 1, 2 e 3 do Parque do Cantagalo FIG Registro das velocidades de recalque nas áreas 1, 2 e 3 do Parque do Cantagalo FIG Registro do excesso de poropressão pelo piezômetro elétrico de corda vibrante (PZ-1) FIG Registros do excesso de poropressão pelos piezômetros Casagrande FIG Curva recalque versus tempo das camadas 1, 2 e 3 na condição de solo não tratado FIG Curva de tendência recalque versus tempo da PR FIG Registros do perfilômetro PF FIG Registros do perfilômetro PF FIG Perfil de deslocamentos e distorções horizontais do inclinômetro IN FIG Poropressões geradas durante a formação das colunas na ilha 3, 9/12/ FIG Poropressões geradas durante a formação da coluna 1 na ilha 4, em 29/11/

15 FIG Poropressões geradas durante a formação das colunas 2 e 3 na ilha 4, em 2/12/ FIG. 8.1 Curvas pressão (kpa) versus deformação (%), ilha 3 (9,98 e 12,99 m) e ilha 4 (10,40 e 12,00 m) FIG. 8.2 Curvas pressão (kpa) versus deformação (%), ilha 5 (9,61; 11,14 e 12,11 m). 186 FIG. 8.3 Curvas de tendência recalque versus tempo das placas PR-2 e PR FIG. 8.4 Curvas de tendência recalque versus tempo das placas PR-4, PR-5 e PR FIG. 8.5 Curvas de tendência recalque versus tempo das placas PR-8 e PR FIG. 9.1 Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 9,75 m FIG. 9.2 Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 10,75 m FIG. 9.3 Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 11,75 m FIG. 9.4 Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 12,82 m FIG. 9.5 Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 13,75 m FIG. 9.6 Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 14,62 m FIG. 9.7 Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 15,75 m FIG. 9.8 Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 16,62 m FIG. 9.9 Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 18,62 m FIG Curva de compressão da amostragem realizada a profundidade média de 19,75 m

16 LISTA DE TABELAS TAB. 2.1 Categorias de melhoria de solos, objetivos e técnicas (Fonte: SCHAEFER et al., 2012) TAB. 3.1 Resultados dos ensaios de caracterização (Fonte: modificado de ALMEIDA et al., 2008) TAB. 3.2 Valores médios estimados do ângulo de atrito interno efetivo do depósito da LRF TAB. 3.3 Critérios para classificação da qualidade de amostras (Fonte: ALMEIDA e MARQUES, 2010) TAB. 3.4 Qualidade das amostras do Parque do Cantagalo TAB. 3.5 Valores de S t (kpa) das verticais PESP-4 e PESP TAB. 3.6 Resultados dos ensaios pressiométricos TAB. 3.7 Módulo de elasticidade de argilas saturadas TAB. 4.1 Comprimento de onda das redes de Bragg TAB. 4.2 Localização das redes de Bragg no perfilômetro TAB. 4.3 Registro da média dos comprimentos de onda antes, durante e após a compactação TAB. 5.1 Resultados dos ensaios destrutivos e não destrutivos TAB. 5.2 Parâmetros de cálculo das camadas de argila TAB. 5.3 Recalques estimados para as camadas de argila, antes do tratamento TAB. 5.4 Recalques máximos e tempo de estabilização estimados, após o tratamento. 156 TAB. 8.1 Coordenadas UTM, datum WGS-84 e zona 23K, das verticais de ensaios de campo e da instrumentação TAB. 8.2 Cronograma de atividades relativas à obra no Parque do Cantagalo TAB. 9.1 Obras recentes executadas com a técnica de CPR (Fonte: ENGEGRAUT, 2012) TAB. 9.2 Aplicabilidade de ensaios in situ (Fonte: adaptado de LUNNE et al., 1997, e atualizado por ROBERTSON, 2012) TAB. 9.3 Propriedades geotécnicas de argilas do Rio de Janeiro (Fonte: modificado de ALMEIDA et al., 2008)

17 TAB. 9.4 Classificação de argilas do Rio de Janeiro (Fonte: modificado de FUTAI, 1999)

18 LISTA DE SÍMBOLOS a 1,..., a 5 - Fatores que dependem do tipo de solo e da profundidade de injeção B q - Parâmetro de poropressão C c - Índice de compressão C r - Índice de recompressão C s - Índice de expansão c - Coesão do solo c h - Coeficiente de adensamento para drenagem horizontal c h (na) - Coeficiente de adensamento para drenagem horizontal normalmente adensado c h (sa) - Coeficiente de adensamento para drenagem horizontal sobreadensado c v - Coeficiente de adensamento para drenagem vertical c v (na) - Coeficiente de adensamento para drenagem vertical normalmente adensado c v (sa) - Coeficiente de adensamento para drenagem vertical sobreadensado d - Profundidade de injeção E - Módulo de deformação longitudinal E d - Módulo de elasticidade dinâmico E D - Módulo dilatométrico E oed - Módulo de compressão edométrica E t - Módulo de elasticidade tangente E u - Módulo de elasticidade não drenado e 0 - Índice de vazios inicial da amostra e v0 - Índice de vazios para a tensão vertical efetiva inicial in situ F r - Razão de atrito normalizado f c - Resistência à compressão f s - Resistência lateral do cone G - Módulo cisalhante G s - Densidade real dos grãos G 0 - Módulo cisalhante a pequenas deformações H - Altura do aterro h arg - Espessura da camada de argila I c - Índice de classificação do material 18

19 I D - Índice de material I P - Índice de plasticidade I R - Índice de rigidez do solo K D - Índice de tensão horizontal K 0 - Coeficiente de empuxo no repouso l - Comprimento da fibra óptica M DMT - Módulo oedométrico do dilatômetro m v - Coeficiente de variação volumétrica n ef - Índice de refração efetivo do núcleo da fibra óptica N kt - Fator empírico de cone com base em q t p - Pressão de injeção na interface solo-argamassa p 11, p 12 - Componentes do tensor elasto-óptico p e - Constante elasto-óptica q - Tensão isotrópica inicial do solo q c - Resistência de ponta medida no ensaio de cone q k - Tensão gerada pelo peso próprio do aterro q t - Resistência de ponta corrigida do ensaio de piezocone Q t, Q tn - Resistência de ponta normalizada do ensaio de piezocone R - Raio do bulbo correspondente a p R i - Raio inicial da cavidade R f - Razão de atrito R p - Raio da zona plástica S - Sul SR - Relação de descompressão ou inchamento S t - Sensibilidade da argila S u - Resistência ao cisalhamento não drenada S ur - Resistência ao cisalhamento não drenada amolgada t - Tempo T - Temperatura T* - Fator tempo (ensaio de dissipação de piezocone) u p - Deslocamento radial do limite da zona plástica U v - Porcentagem média de adensamento vertical u 0 - Poropressão hidrostática inicial 19

20 u 1 - Poropressão medida na face do cone u 2 - Poropressão medida na base do cone V s - Velocidade da onda cisalhante W - Oeste w L - Limite de liquidez w n - Umidade natural in situ w P - Limite de plasticidade α Λ - Coeficiente de expansão térmica da fibra α n - Coeficiente termo-elástico do núcleo Δh sec - Recalque por adensamento secundário ε - Deformação longitudinal θ - Ângulo do plano de ruptura cônico com o plano horizontal γ n - Peso específico natural do solo γ sat - Peso específico saturado do solo - Ângulo de atrito interno do solo - Ângulo de atrito interno efetivo do solo λ B - Comprimento de onda de Bragg Λ - Periodicidade espacial da modulação do índice de refração ν - Coeficiente de Poisson σ r - Tensão radial σ θ - Tensão circunferencial σ v0 - Tensão vertical inicial in situ σ v0 - Tensão vertical efetiva inicial in situ σ vm - Tensão de sobreadensamento ψ - Ângulo de dilatância δ - Recalque do ponto localizado no meio do topo do aterro δ 1, δ 2 - Deslocamentos horizontais nas profundidades z 1 e z 2 ρ - Densidade do corpo-de-prova ν d - Velocidade de distorção 20

21 LISTA DE SIGLAS ABNT ASCE COPPE CP CPR CPTu CR DM DMT DPL DTS DVP EER FBG FHWA GEO-RIO IC IME IN LRF MO NA NT N SPT OCR OTDR PUC PVC Associação Brasileira de Normas Técnicas American Society of Civil Engineers Instituto Alberto Luiz Coimbra de Pós-Graduação e Pesquisa de Engenharia Corpo-de-prova Consolidação Profunda Radial Ensaio de Piezocone (Piezocone Penetration Test) Razão de Compressão Deep Mixing Ensaio dilatométrico Penetrômetro Dinâmico Leve (Dynamic Probe Light) Sistema óptico de medição de temperatura distribuída (Distributed Temperature Sensing) Dreno Vertical Pré-fabricado Extensômetros Elétricos de Resistência Rede de Bragg em Fibra (Fiber Bragg Grating) Federal Highway Administration (U. S. Department of Transportation) Fundação Instituto de Geotécnica do Município do Rio de Janeiro Índice de Consistência Instituto Militar de Engenharia Inclinômetro Lagoa Rodrigo de Freitas Matéria Orgânica Nível d água / Normalmente adensado Nível do Terreno Número de golpes dos 30 cm finais da sondagem a percussão Razão de sobreadensamento (Overconsolidation Ratio) Refletômetro óptico no domínio do tempo (Optical Time-Domain Reflectometer) Pontifícia Universidade Católica Cloreto de Polivinila 21

22 SBT n SDMT SPT, SP UFRJ USACE VC Tipo de comportamento de solo normalizado (Soil Behaviour Type normalized) Ensaio dilatométrico sísmico Sondagem à percussão (Standard Penetration Test) Universidade Federal do Rio de Janeiro U.S. Army Corps of Engineers Vertical de coleta de amostras indeformadas 22

23 LISTA DE EQUAÇÕES EQ. 2.1 Raio do bulbo de argamassa correspondente à pressão aplicada p EQ. 2.2 Fator a 1 da formulação do raio do bulbo (EL-KELESH et al., 2001) EQ. 2.3 Fator a 2 da formulação do raio do bulbo (EL-KELESH et al., 2001) EQ. 2.4 Fator a 3 da formulação do raio do bulbo (EL-KELESH et al., 2001) EQ. 2.5 Fator a 4 da formulação do raio do bulbo (EL-KELESH et al., 2001) EQ. 2.6 Fator a 5 da formulação do raio do bulbo (EL-KELESH et al., 2001) EQ. 2.7 Pressão de injeção EQ. 2.8 Comprimento de onda de Bragg EQ. 2.9 Comprimento de onda de Bragg em função de variações no comprimento da fibra e de variações de temperatura EQ Variação do comprimento de onda em função da deformação e da constante elasto-óptica EQ Variação do comprimento de onda em função do coeficiente de expansão térmica da fibra e do coeficiente termo-elástico do núcleo EQ Variação do comprimento de onda em função da deformação e da variação de temperatura...54 EQ. 3.1 Sensibilidade da argila EQ. 3.2 Resistência ao cisalhamento não drenada corrigida EQ. 3.3 OCR (MAYNE e MITCHEL, 1988) EQ. 3.4 Resistência ao cisalhamento não drenada através do ensaio de piezocone EQ. 3.5 Tensão de sobreadensamento através do ensaio de piezocone EQ. 3.6 Fator tempo (HOULSBY e TEH, 1988) EQ. 3.7 Coeficiente de adensamento horizontal (normalmente adensado) em função do coeficiente de adensamento horizontal (sobreadensado) EQ. 3.8 Coeficiente de adensamento vertical (normalmente adensado) em função do coeficiente de adensamento horizontal (normalmente adensado) EQ. 3.9 Módulo de cisalhamento a pequenas deformações EQ OCR em função de K D EQ Resistência ao cisalhamento não drenada em função de K D

24 EQ Relação entre variação de pressão e variação de deformação no pressiômetro (HOULSBY e WITHERS, 1988) EQ Fator f da relação de HOULSBY e WITHERS (1988) EQ Módulo de elasticidade não drenado através do ensaio pressiométrico EQ. 5.1 Módulo de elasticidade dinâmico EQ. 5.2 Deformação longitudinal de viga sob flexão pura EQ. 5.3 Recalque por adensamento secundário (MARTINS, 2005) EQ. 5.4 Distorção EQ. 5.5 Taxa de variação da distorção com o tempo

25 RESUMO Esta dissertação apresenta um estudo sobre o comportamento mecânico de uma técnica recente de melhoria de solo mole conhecida como consolidação profunda radial (CPR). A técnica consiste na instalação de drenos verticais pré-fabricados (DVPs) e posterior formação de colunas através de injeção de argamassa, sob elevadas pressões, no interior da massa de solo mole, visando a acelerar o processo de adensamento do solo mole. O CPR foi aplicado no tratamento da espessa camada de argila mole, a qual atinge até 30 m de espessura, presente no Parque do Cantagalo/Lagoa Rodrigo de Freitas. O tratamento foi executado com a finalidade de estabilizar definitivamente os recalques que ocorrem há décadas naquela região. A partir de uma extensa campanha de 34 sondagens de simples reconhecimento (com medidas de SPT) e de um programa de ensaios de campo e de laboratório realizados entre os anos de 2010 e 2012 foi possível caracterizar o depósito de argilas moles do Parque do Cantagalo. As investigações geotécnicas ocorreram em 5 ilhas de investigação nas quais foram realizados 10 ensaios de piezocone (5 dos quais com dissipação de poropressão), 2 ensaios de palheta, 2 ensaios com dilatômetro sísmico e 3 ensaios com pressiômetro. Foram coletadas 13 amostras indeformadas de 2 verticais para a execução de ensaios de caracterização e de adensamento edométrico em laboratório. Foi implantada instrumentação geotécnica na área tratada, sendo composta de: 15 placas de recalque, 2 perfilômetros (1 dos quais instrumentado com fibra óptica), 3 inclinômetros e 3 piezômetros (1 elétrico de corda vibrante e 2 Casagrande). A análise dos resultados da instrumentação de campo possibilitou avaliar o comportamento mecânico da técnica de melhoria de solo mole aplicada no Parque do Cantagalo. O estudo permitiu concluir que nas camadas sob influência direta do tratamento houve uma aceleração no processo de adensamento primário, com a ocorrência de recalque máximo da ordem de 30 cm num período de 330 dias, o que corresponde a 22% dos recalques primários remanescentes (gerados pelas ocupações e pelos aterros construídos desde a década de 1970). Para o restante da camada de argila, localizada abaixo da profundidade de instalação dos drenos (drenagem preferencialmente vertical), não há como afirmar se houve melhoria devido ao CPR, uma vez que não foi instalada instrumentação nesta região. O recalque máximo previsto devido à execução do CPR é de 43 cm e o tempo máximo de estabilização de cerca de dias para a camada que se encontra na região de influência direta do tratamento. Cabe ressaltar que a magnitude do recalque e o tempo de estabilização supramencionados referem-se apenas ao processo induzido pelo CPR, e não ao processo de adensamento que vinha ocorrendo desde a década de 1970 com a construção do aterro. 25

26 ABSTRACT This thesis presents a study on the mechanical behavior of a recent soft soil improvement technique known as deep radial consolidation (CPR). The thecnique consists of installing a grid of PVDs and then installing grout columns by high pressure mortar injection within the mass of soft soil, in order to accelerate the process of consolidation of the soft soil. The CPR was applied in order to improve the thick layer of soft clay at the Cantagalo Park/Rodrigo de Freitas Lagoon, where the thickness of the soft clay deposit can reach 30 m. The treatment was performed in order to stabilize the settlements that have been occurring for decades at the area. From a comprehensive campaign of 34 SPT boreholes and from in situ and laboratory tests conducted between 2010 and 2012 it was possible to characterize the soft clay deposit at Cantagalo Park. The geotechnical investigations were conducted at 5 clusters including 10 piezocone tests (5 pore-pressure dissipations), 2 seismic dilatometer tests and 3 pressuremeter tests. 13 undeformed soil samples were collected from 2 verticals to perform soil indexes and eodometer tests in laboratory. Geotechnical instrumentation was installed in the treated area. The field instrumentation included 15 settlement plates, 2 horizontal inclinometers (one instrumented with optical fiber), 3 inclinometers and 3 piezometers (1 vibrating wire piezometer and 2 Casagrande piezometers). The results of field instrumentation allowed to evaluate the mechanical behavior of the soil improvement technique applied at Cantagalo Park. The study allowed to conclude that the layers under direct influence by the treatment there was an acceleration in the process of primary consolidation, with the occurrence of maximum settlement of about 30 cm over a period of 330 days, which corresponds to 22% of primary settlements remaining (generated by occupations and by embankments built since the 70s). For the remainder of the clay layer, located below the installation depth of the drains (draining preferably vertical), there is no way to tell whether there was an improvement due to CPR, since no instrumentation is installed in this region. Maximum settlement expected due to the application of CPR is 43 cm and maximum stabilization time of about 2,100 days for the layer which is in direct area of influence of the treatment. The magnitude of settlement and the stabilization time above is related only to the process induced by CPR, and not the process of consolidation that have been occurring since the 70s with the construction of the landfill. 26

27 1 INTRODUÇÃO 1.1 CONSIDERAÇÕES INICIAIS O desenvolvimento alcançado pelo Brasil nos últimos anos tem provocado uma crescente demanda por realização de obras civis. Por outro lado, o que se verifica é a escassez de subsolos de boa qualidade nas proximidades das cidades, não restando outra alternativa senão ocupar áreas antes julgadas inapropriadas para receber obras de infraestrutura urbana e principalmente de transportes. Os depósitos de argilas moles, antes evitados, apresentam subsolos com baixa capacidade de suporte e alta compressibilidade. Usualmente denominadas solos moles, estas formações são comumente encontradas ao longo de toda a costa brasileira. Em maior ou menor grau, todas as obras executadas sobre depósitos de solos moles podem apresentar algum tipo de problema. Em última instância, a falta de controle geotécnico pode acarretar recalques excessivos ou a ruptura dos aterros que são executados sobre estes solos compressíveis. Esta situação acaba gerando, além da perda de recursos financeiros, a ampliação do prazo construtivo da obra. Na área de transportes, os investimentos em obras de infraestrutura como construção e duplicação de rodovias, construção e ampliação de pistas aeroportuárias e retroáreas portuárias aumentaram significativamente nos últimos anos no Brasil, principalmente na área costeira. Em grande parte destas obras, normalmente associadas à construção de aterros, verifica-se a ocorrência de solos moles. Diversas técnicas de execução de aterros sobre solos moles são utilizadas no enfrentamento ao problema de ocorrência deste tipo de solo, tendo como objetivos acelerar e/ou reduzir a magnitude das deformações do terreno e evitar rupturas. Devido à alta compressibilidade, baixa permeabilidade e baixa resistência das camadas compressíveis destes depósitos, os métodos convencionais de construção de aterros sobre solos argilosos moles (aterros convencionais, aterros com drenos verticais e aterros com sobrecarga temporária) requerem um período de espera para que ocorra o adensamento, o que torna estas técnicas de uso limitado em função dos elevados prazos construtivos. 27

28 1.2 JUSTIFICATIVA DO ESTUDO A adoção de novas técnicas de execução de aterros sobre solos compressíveis que possibilitem a melhoria da capacidade de suporte do subsolo, por meio de melhoramento de características geotécnicas do solo de fundação, tem como consequência a redução de prazos construtivos. Neste sentido, a técnica conhecida como consolidação profunda radial (CPR), que consiste na cravação de drenos verticais pré-fabricados seguidos da formação de colunas de argamassa no interior da massa de solo compressível, apresenta-se como um método que se propõe melhorar as características geotécnicas de solos moles, possibilitando, desta forma, a redução da magnitude das deformações do terreno e permitindo, em consequência, a execução de infraestruturas em prazos construtivos reduzidos. O mecanismo de execução da consolidação profunda radial é um desdobramento da técnica mundialmente conhecida como compaction grouting, um método de melhoramento de solos empregado há mais de 50 anos. No compaction grouting, a argamassa de cimento é injetada sob elevada pressão no interior da massa de solo. Este processo tende a promover o deslocamento e a aproximação das partículas do solo ao redor da argamassa expandida e, consequentemente, uma redução nos volumes de vazios entre partículas, preliminarmente ocupados por ar e/ou água. Em argilas saturadas, onde a aplicação do compaction grouting não é efetiva, a expansão da argamassa induz o aumento de poropressão na massa de solo, o que limita a eficiência da técnica na promoção de melhoria do solo. Assim, a técnica de consolidação profunda radial incorporou a experiência mundial acumulada no meio técnico com o uso de dreno vertical pré-fabricado, introduzindo este elemento ao processo. O seu emprego visa a acelerar a dissipação de poropressão, buscando, desta forma, tornar a técnica mais eficiente. O dreno vertical pré-fabricado reduz os comprimentos de drenagem e tira vantagem da permeabilidade dos solos na direção horizontal (radial), geralmente mais elevada, acarretando, com isto, a redução de tempo para que o processo de adensamento ocorra. 28

29 1.3 RELEVÂNCIA DO ESTUDO A aplicação do método de consolidação profunda radial é baseada fortemente na experiência prática. Não há disponível atualmente um modelo teórico que considere as diferentes variáveis envolvidas no processo - tais como: espaçamento das colunas de argamassa, pressão limite de injeção, diâmetro do tubo de injeção, taxa de injeção, dentre outros - e permita estabelecer critérios otimizados de projeto para o adequado desempenho da técnica em campo. Os estudos para o estabelecimento de um modelo teórico para o compaction grouting, ao contrário, já vêm sendo desenvolvidos. BROWN e WARNER (1973) e WARNER (1992) relataram a existência de uma interface entre a argamassa e o solo circundante. A argamassa introduzida no solo apresenta uma forma irregular, mas em um solo uniforme aproxima-se de um formato cilíndrico ou esférico. Além disso, a expansão da argamassa resulta em um sistema complexo de tensões radial e tangencial no interior do solo. Imediatamente adjacente à argamassa expandida ocorre uma zona de deformação plástica. À medida que a distância solo-interface de argamassa aumenta, a deformação se torna essencialmente elástica (EL-KELESH et al., 2001). Com base nestas e em outras observações, têm sido realizados estudos acerca do processo de injeção de argamassa, tais como SHUTTLE e JEFFERIES (2000) e EL-KELESH et al. (2001), a partir da abordagem da teoria da expansão de cavidade. Esta é associada à expansão da argamassa no interior do solo, a qual acarreta a formação de um plano de ruptura cônico acima do bulbo. 1.4 OBJETIVOS DO ESTUDO O objetivo geral deste estudo é avaliar o comportamento da técnica de consolidação profunda radial por meio da análise dos resultados obtidos da instrumentação de campo (placas de recalque, perfilômetros, inclinômetros e piezômetros), dos ensaios de laboratório e dos ensaios de campo executados antes e após a aplicação da técnica. Como objetivos específicos serão aprofundados os conhecimentos sobre as propriedades geotécnicas de depósitos de solos moles através da obtenção dos parâmetros geotécnicos do 29

30 solo da área de estudo; serão descritos os procedimentos da instrumentação e dos ensaios realizados em campo e será implementada a instrumentação de um perfilômetro com fibra óptica para a estimativa de deslocamentos verticais. 1.5 ORGANIZAÇÃO DA DISSERTAÇÃO Além deste capítulo relativo à introdução, o presente estudo é composto por outros cinco capítulos. Em linhas gerais, o escopo da dissertação na sequência à introdução apresenta: uma breve revisão da literatura acerca dos principais temas abordados no estudo, os materiais e métodos empregados na execução dos trabalhos experimentais, os resultados obtidos dos ensaios e instrumentação de campo, a análise e interpretação destes resultados e a conclusão do estudo. No capítulo 2 faz-se uma abordagem acerca de tratamento de solos moles. Adicionalmente, apresenta a técnica de compaction grouting, com ênfase nos mecanismos que norteam o seu funcionamento, e retrata a técnica de CPR. Por fim, uma breve revisão acerca de instrumentação de campo, com destaque para a aplicação de fibra óptica em instrumentação geotécnica, a qual foi utilizada na instrumentação em campo. No capítulo 3 é apresentada a caracterização da área de aplicação do CPR por meio dos resultados de extensa campanha de sondagens de simples reconhecimento, ensaios de campo e de laboratório. No capítulo 4 são apresentados, detalhadamente, os materiais e procedimentos de instalação da instrumentação de campo na área de execução do tratamento e da configuração de CPR utilizada no Parque do Cantagalo. No capítulo 5 é realizada a análise e interpretação dos resultados obtidos da instrumentação e ensaios de campo realizados antes e após o tratamento. Ensaios de laboratório executados para a caracterização do material das colunas de CPR e para a instrumentação de perfilômetro com fibra óptica complementam o capítulo. O capítulo 6 apresenta as conclusões do estudo e recomendações para trabalhos futuros relacionados aos temas abordados. 30

31 2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA 2.1 TRATAMENTO DE SOLOS MOLES O tratamento para a melhoria do solo é realizado quando as características geomecânicas do material de fundação não são adequadas para a execução de estruturas que solicitarão o solo além da sua capacidade de suporte. Os problemas que podem ocorrer pela falta de tratamento de solos moles são recalques pós-construtivos maiores do que os admissíveis (estado limite de utilização) ou, em caso extremo, rupturas (estado limite último). A Figura 2.1 ilustra a situação de colapso de aterro assente sobre camada de solo mole não tratada. Em função das elevadas solicitações impostas pela estrutura ao solo de fundação, caracterizado pela baixa resistência ao cisalhamento, o aterro rodoviário da obra de duplicação da BR-101 foi levado a um processo de ruptura. FIG. 2.1 Ruptura de aterro em construção na BR-101/NE em dezembro de

32 Este tipo de evento no Brasil está geralmente associado à construção de aterros sobre solos argilosos moles. Em locais onde há ocorrência de movimentos sísmicos, por exemplo, podem ocorrer rupturas causadas pela liquefação do solo arenoso. O conceito de melhoria de solos no meio técnico internacional (ground improvement) é bastante amplo, de acordo com a USACE (1999), é a modificação da área dos solos de fundação ou projetos de estruturas de terra a fim de proporcionar um melhor desempenho sob condições de projeto e/ou carregamento operacional. De acordo com SCHAEFER et al. (2012) a melhoria de solos tem um ou mais dos seguintes objetivos principais: aumentar a resistência ao cisalhamento, aumentar a capacidade de carga, aumentar a densidade, transferir as cargas do aterro para camadas mais competentes, controlar as deformações, acelerar o adensamento, reduzir as cargas impostas à fundação, proporcionar estabilidade, vedar infiltrações ou preencher vazios e aumentar a resistência à liquefação. Segundo a Federal Highway Administration (FHWA), agência do departamento de transporte rodoviário dos Estados Unidos, a melhoria do solo pode ser efetuada pela modificação das suas características originais com ou sem o acréscimo de outro tipo de material. Inúmeros métodos de melhoria de solos têm sido empregados atualmente. MUNFAKN e WYLLIE (2000) relacionaram 21 técnicas de tratamento de solos argilosos e granulares empregados para atender diferentes objetivos. A Tabela 2.1 apresenta as principais categorias e técnicas de melhoria de solos empregadas com variadas funções. Eventos internacionais realizados em 2012, como o simpósio Recent Research, Advances & Execution Aspects of Ground Improvement Works, realizado na Bélgica, e a conferência Ground Improvement & Ground Control, realizada na Austrália, reforçam a importância do tema. Em se tratando de melhoria de solos moles no Brasil, técnicas baseadas no processo de adensamento do solo são amplamente difundidas e empregadas. A água livre presente no solo é forçada a percolar no interior do terreno e sua saída, muitas vezes, é facilitada com a inserção de drenos verticais pré-fabricados. Neste grupo estão incluídas técnicas com o uso de pré-carregamento sem ou com drenos verticais (ALMEIDA et al., 2000; SANDRONI e BEDESCHI, 2008) e pré-carregamento por vácuo (MARQUES e LEROUEIL, 2005; SANDRONI et al., 2012). 32

33 TAB. 2.1 Categorias de melhoria de solos, objetivos e técnicas (Fonte: SCHAEFER et al., 2012). Categoria Objetivos Técnicas Compactação Aumentar a densidade, a capacidade de carga e a resistência ao atrito; aumentar a resistência à liquefação de solos granulares; reduzir a compressibilidade; aumentar a resistência de solos argilosos. - Vibrocompactação; - Compactação dinâmica; - Compactação com uso de explosivos; - Compaction grouting; - Compactação de superfície (incluindo compactação de rápido impacto) Adensamento Acelerar o adensamento, reduzir os recalques, aumentar a resistência. - Pré-carregamento sem drenos; - Pré-carregamento com drenos verticais; - Pré-carregamento por vácuo; - Eletro-osmose. Redução de Reduzir o carregamento no solo de - Geofoam; carregamento fundação, reduzir os recalques, - Concreto aerado; aumentar a estabilidade do talude. - Materiais leves para aterro (pneus picados, etc.) Reforço Inclusão de elementos de reforço no solo para melhorar as características de engenharia; promover estabilidade lateral. - Micro estacas; - Solo grampeado/ancoragem; - Colunas (colunas granulares, colunas granulares encamisadas, jet grouting); - Colunas com plataformas de transferência de cargas; - Aterro reforçado com geossintético. Tratamento Aumentar a densidade, aumentar a - Deep mixing: via seca ou úmida; químico resistência, preencher os vazios, - Jet grouting; vedar infiltrações. - Compaction grouting. Estabilização Aumentar a resistência ao - Congelamento do solo; térmica cisalhamento, promover vedação. - Aquecimento do solo e vitrificação. Estabilização biotécnica Aumentar resistência; reforçar. - Uso de vegetação em taludes como reforço; - Métodos microbianos. Outros Remediar solos contaminados Métodos eletrocinéticos, métodos químicos. 33

34 Em anos recentes, novas técnicas combinadas para o tratamento de solos moles vêm sendo desenvolvidas e estudadas no cenário geotécnico internacional. Como exemplo, o método de colunas de deep mixing (DM) associadas a drenos verticais pré-fabricados (DVP), conforme mostra a Figura 2.2. Ao mesmo tempo em que promove a melhoria da capacidade de suporte do solo de fundação com as colunas, permite a aceleração do processo de adensamento do solo mole através dos drenos. Alguns estudos a respeito desta técnica vêm sendo realizados, tais como: XU et al. (2006), YE et al. (2006), LIU et al. (2008) e SARIDE e JALLU (2012). a) b) FIG. 2.2 Método combinado de colunas de deep mixing e drenos: a) colunas curtas e drenos longos. b) Colunas e drenos com mesmo comprimento (Fonte: HAN, 2012). SPRINGMAN et al. (2012) analisaram o comportamento em termos de recalque de fundações de aterros sobre solos moles com o emprego de diferentes técnicas de melhoria. A Figura 2.3 ilustra as curvas normalizadas tensão versus recalque, onde q k /S u é a tensão gerada pelo peso próprio do aterro normalizado pela resistência ao cisalhamento não drenada do solo mole e δ/h é o recalque do ponto localizado no meio do topo do aterro normalizado pela altura do aterro. Em linhas gerais, observa-se o aumento da capacidade de suporte progredindo da situação de aterro não reforçado para a situação de plataforma estaqueada. Os recalques, segundo a mesma progressão, tendem a ser menores devido ao aumento de rigidez e resistência ao 34

35 cisalhamento da argila, propiciado pelas colunas, e ao efeito de transmissão da carga do aterro por arqueamento para as estacas e colunas. Neste sentido, o fator de segurança global também tende a aumentar. FIG. 2.3 Curvas normalizadas tensão versus recalque para diferentes métodos de melhoria de solos (Fonte: SPRINGMAN et al., 2012). 2.2 COMPACTION GROUTING Desenvolvido por Ed Graf e Jim Warner na década de 1950, na Califórnia, o compaction grouting é, atualmente, uma das técnicas de tratamento de solos com o uso de argamassa mais difundidas no meio técnico internacional. A ASCE definiu compaction grouting como injeção de argamassa com slump (ABNT, 1998) menor que 25 mm, normalmente um solo-cimento constituído de quantidade suficiente de silte para promover plasticidade e de areia para desenvolver atrito interno. A argamassa geralmente não entra nos poros do solo, permanece como uma massa homogênea que promove deslocamento controlado com a finalidade de compactar solos de baixa compacidade, elevar estruturas ou ambos. A argamassa é preparada com a mistura de cimento Portland, areia e água. Adicionalmente, materiais de granulometria fina podem ser adicionados à mistura, tais como: 35

36 solos finos, cinza volante ou bentonita (em pequenas quantidades), com a finalidade de aumentar a trabalhabilidade da mistura e, assim, facilitar o bombeamento. Além do uso primário na compactação de solos de baixa compacidade, sustentação e/ou nivelamento de estruturas que tenham sofrido recalque, a técnica vem sendo empregada no tratamento de solos arenosos visando a reduzir potencial liquefação do solo durante a ocorrência de terremotos. A técnica é mais eficaz quando aplicada em solos granulares e solos de baixa sensibilidade. A profundidade do nível da água não é importante, desde que a drenagem do solo possa ocorrer. RUBRIGHT e BANDIMERE (2004) salientam que a técnica não deve ser aplicada no tratamento de espessas camadas de solo saturado siltoso ou argiloso. Conforme esquematizado na Figura 2.4, a execução do compaction grouting tem início com a perfuração do solo. O processo de injeção da argamassa ocorre em estágios, e é executado de baixo para cima segundo taxas de injeção controladas. Segundo RUBRIGHT e BANDIMERE (2004), a argamassa geralmente toma um formato esférico, mas a sua forma é, em última análise, governada por inúmeros fatores, incluindo o projeto de mistura da argamassa, a taxa de injeção, a pressão de injeção limite de ruptura hidráulica, a resistência e a textura das camadas do solo, etc. Ainda segundo os mesmos pesquisadores, os bulbos de argamassa atingem diâmetros da ordem de 0,9 m, não sendo incomum atingirem-se diâmetros maiores em condições de solo arenoso de baixa compacidade. FIG. 2.4 Processo de execução do compaction grouting (Fonte: MENARDBACHY, 2012). 36

37 Quando a argamassa se expande, o solo no entorno do bulbo é sujeito a aumento na tensão média e a cisalhamento. O aumento na tensão média comprime o solo. O cisalhamento resulta na reorientação das partículas, as quais passam a ocupar os vazios na massa de solo. O compaction grouting é um processo de deformação controlada, o que significa que a taxa aplicada e o volume injetado são controlados e as pressões são medidas para se determinar a resistência do terreno à injeção de argamassa. De acordo com a norma ASCE (2010), taxas de injeção de 30 a 60 l/min têm sido utilizadas com êxito em boa parte dos trabalhos de aplicação da técnica. Taxas de injeção excessivamente elevadas podem conduzir a um comportamento não drenado do solo, o qual está associado à geração de excesso de poropressão. Este comportamento reduz significativamente a eficácia do processo e aumenta sobremaneira a pressão de injeção. Quando a taxa de injeção não é balanceada com a taxa de dissipação de poropressão, e a poropressão é excessivamente elevada, pode acarretar fratura hidráulica BASE TEÓRICA DO MECANISMO DE COMPACTION GROUTING Com base nas teorias da expansão de cavidade e da formação de plano de ruptura cônico EL-KELESH et al. (2001) propuseram um modelo analítico, que considera as diferentes variáveis envolvidas no processo de execução da técnica (espaçamento dos furos, taxa de injeção, pressão de injeção limite, diâmetro do tubo de injeção, entre outros), para a otimização de projetos que utilizem o compaction grouting. De acordo com a proposição de EL-KELESH et al. (2001), o bulbo de argamassa é modelado segundo uma expansão de cavidade esférica em um meio isotrópico contínuo elasto-plástico, onde o solo no entorno da cavidade se comporta elasticamente até o início do escoamento, quando então é governado pelo critério de Mohr-Coulomb. No processo de expansão de cavidade, conforme a representação esquemática da Figura 2.5, ao início da injeção a cavidade tem um raio inicial R i (correspondente ao furo executado pelo equipamento de perfuração) e o solo está submetido a um estado inicial de tensões q. Ao aumentar-se a pressão interna, uniformemente distribuída na parede da cavidade (interface solo-argamassa), até o valor p, o raio do bulbo se expande em todas as direções até o valor correspondente R e, então, uma zona esférica de raio R p ao redor do bulbo passará ao estado 37

38 de equilíbrio plástico. Para além da interface elasto-plástica, o solo permanece em estado de equilíbrio elástico. FIG. 2.5 Expansão do bulbo de argamassa (Fonte: EL-KELESH et al., 2001). VESIC (1972) apresentou uma solução geral para a expansão de uma cavidade esférica levando em conta os efeitos da mudança de volume na região plástica. Com base neste estudo, EL-KELESH et al. (2001) estabeleceram um modelo para representar a resposta do solo durante a injeção, o qual é descrito pela Equação 2.1: R a1 p a2 a3 a 4 R i a3 p a2 a 4 a5 1 3 EQ. 2.1 sendo: 38

39 a 2 c.cot EQ (1 sen ) a 3 ( q c.cot ) EQ sen 3(1 sen ) a4 EQ sen 1 a5 EQ. 2.6 I R onde: R = raio do bulbo de argamassa correspondente à pressão aplicada p; p = pressão aplicada na interface solo-argamassa; R i = raio do furo; I R = índice de rigidez do solo; ν = coeficiente de Poisson; = ângulo de atrito interno do solo; E = módulo de deformação do solo; q = tensão isotrópica inicial do solo e c = coesão do solo. A teoria do plano de ruptura cônico fornece o modelo que descreve a pressão de injeção na condição de ruptura. Com base nos estudos de GRAF (1969, 1992), EL-KELESH et al. (2001) admitiram que, no início do processo de levantamento do terreno por ocasião da injeção de argamassa, a força exercida pelo bulbo em expansão é igual ao peso do cone de solo acima do bulbo mais a resultante vertical da resistência ao cisalhamento atuante ao longo da superfície de ruptura, Figura ). FIG. 2.6 Plano de ruptura cônico acima do bulbo de argamassa (Fonte: EL-KELESH et al., 39

40 É admitido também que a superfície cônica é inclinada de um ângulo θ com o plano horizontal, equivalente à aplicação do critério de ruptura de Mohr-Coulomb. Baseado nestes pressupostos, EL-KELESH et al. (2001) apresentaram um modelo que estabelece a pressão exercida pela argamassa em expansão na condição de ruptura de uma superfície cônica acima do bulbo, de acordo com a Equação 2.2: onde: p = pressão de injeção; d = profundidade de injeção; R = raio do bulbo esférico; γ n = peso específico do solo; = ângulo de atrito interno do solo e θ = ângulo do plano de ruptura com a horizontal. 2.3 CONSOLIDAÇÃO PROFUNDA RADIAL O método conhecido como consolidação profunda radial (CPR) apresenta-se como uma nova técnica de tratamento de solos moles. Desenvolvida pela empresa Engegraut, apresenta depósito de patente datado de 21/08/2009 (INPI, 2012). Basicamente, o processo de melhoria do solo mole tem início a partir da redução do excesso de poropressão induzido pela expansão da argamassa no solo compressível. Este processo de dissipação é acelerado mediante o emprego de drenos verticais pré-fabricados seguidos da formação de colunas de argamassa no interior do solo. Inicialmente é realizada uma campanha de investigação geotécnica na região de interesse com o propósito de delimitar a área de tratamento e estabelecer o perfil geotécnico do terreno, de maneira a possibilitar a elaboração do projeto de execução de CPR em campo. A Figura 2.7 apresenta a configuração de CPR utilizada na obra de tratamento da argila extremamente mole no Parque dos Atletas (ex Cidade do Rock), zona oeste do Rio de Janeiro, cujo primeiro uso foi o Rock in Rio em setembro de Nesta área, que é parte integrante do Parque Olímpico, as espessuras das camadas de argila variam de 2,0 a 8,0 m. A configuração de CPR adotada foi a de uma malha quadrada de geodrenos, cravados a cada 1,5 m, e uma malha quadrangular de colunas de compressão, executadas a cada 3,0 m. 40

41 FIG. 2.7 Configuração de CPR aplicada no Parque dos Atletas (Fonte: ENGEGRAUT, 2011). Inicialmente é feita a preparação do terreno, quando necessária. Em algumas obras, a área a ser tratada apresenta característica de formações hidromórficas, com nível d água próximo ao nível do terreno, e com camada superficial mole a muito mole ou turfosa. Nestas condições, não é possível realizar o acesso dos equipamentos e veículos empregados na execução da técnica. Assim, faz-se necessária a execução de aterro de conquista para permitir a trafegabilidade. Em área próxima à região de tratamento é montada a estrutura de preparação da argamassa com a instalação da central misturadora e a estocagem de materiais que compõem a argamassa: solo, areia e cimento METODOLOGIA DE EXECUÇÃO DO CPR O processo de execução da técnica de CPR é constituído sumariamente de três etapas: instalação de geodrenos, preparação de argamassa e bombeamento. As etapas executivas são descritas na sequência. 41

42 1) Execução de pré-furo e cravação de geodrenos Quando o terreno apresenta camada superficial resistente, como um aterro por exemplo, torna-se necessária a execução do chamado pré-furo, a fim de permitir ou facilitar a posterior instalação de geodrenos. Com equipamento de perfuração apropriado executa-se um furo, de dimensões compatíveis às dimensões do mandril, que atravessa a camada resistente até ser atingido o topo da camada de solo mole. Após execução dos pré-furos, os geodrenos são instalados em toda a área de aplicação da técnica, seguindo o espaçamento e profundidade previstos em projeto. A lança de suporte do mandril, acoplada à escavadeira hidráulica sobre esteiras, deve ter comprimento compatível com a profundidade da camada de solo a ser tratada. A Figura 2.8 apresenta o trabalho conjunto de execução de pré-furo e instalação de geodreno. FIG. 2.8 Execução de pré-furo e cravação de geodreno (Local: LRF). 2) Preparação da argamassa Na central misturadora é feita a dosagem dos agregados componentes da argamassa, em geral numa proporção em volume de 5% de cimento, 15% de solo siltoso e 80% de areia. A 42

43 incorporação de água à mistura de agregados é realizada em caminhão betoneira, numa taxa de 125 a 250 l de água por m³ de argamassa, Figura 2.9-a. O controle tecnológico da consistência da argamassa é feito através do ensaio de abatimento do tronco de cone ou slump-test (ABNT, 1998), Figura 2.9-b. Os resultados variam geralmente de 8 a 10 cm. a) b) FIG. 2.9 a) Preparação de argamassa em central misturadora. b) Execução do slump- test. 3) Bombeamento O bombeamento da argamassa é feito a partir de uma bomba de concreto rebocável dotada de tremonha, para a qual é transferida a carga transportada no caminhão betoneira, Figura De acordo com o fabricante da bomba, as pressões exercidas sobre uma massa de concreto podem atingir 76 bar (cerca de kpa). FIG Bombeamento de argamassa (Local: LRF). 43

44 A argamassa é bombeada até o ponto de formação dos bulbos de compressão, no interior do solo, através de um conjunto de tubos metálicos adaptado na lança da escavadeira hidráulica, a qual regula a profundidade da injeção de argamassa. Externamente, próximo à entrada do tubo metálico, é instalado um manômetro, indicando a pressão da argamassa naquele ponto. A Figura 2.11 ilustra o equipamento de injeção de argamassa em profundidade e o detalhe do manômetro indicando uma pressão de 3,5 kgf/cm² (cerca de 350 kpa). a) b) FIG a) Equipamento de injeção de argamassa (Local: LRF). b) Manômetro de Bourdon FORMAÇÃO DOS BULBOS DE COMPRESSÃO A formação dos bulbos de compressão ocorre segundo um alinhamento vertical, de baixo para cima, na massa de solo mole. O volume do bulbo é, geralmente, de 800 a l e as pressões de injeção variam de 100 a kpa, reduzindo à medida que se aproxima da superfície do terreno (ALMEIDA e RICCIO, 2012). As elevadas pressões exercidas durante o processo de injeção da argamassa resultam um sistema complexo de elevadas tensões radial e tangencial, as quais acarretam grandes deslocamentos do solo no entorno do bulbo em formação. Em consequência, a água é forçada a fluir da matriz de solo mole, por drenagem radial, através da malha de geodrenos instalados (ALMEIDA e RICCIO, 2012). Outro fenômeno observado durante o processo de expansão dos bulbos é o soerguimento superficial do terreno no entorno do ponto de injeção, devido à ocorrência de um plano de ruptura acima do bulbo. 44

45 A Figura 2.12 ilustra uma simulação da formação dos bulbos de compressão e o detalhe da trinca no pavimento de concreto asfáltico produzido pelo levantamento superficial do terreno. a) b) FIG a) Formação dos bulbos de compressão (Fonte: modificado de ENGEGRAUT, 2011). b) Trinca na superfície do terreno (Local: LRF). O levantamento da superfície do terreno tem sido utilizado na prática de execução da técnica como um critério de parada do processo de bombeamento de argamassa. O resultado da aplicação de CPR é a formação de um material compósito constituído por um material rígido (colunas de compressão) e um material adensado, comprimido e confinado (solo tratado). ALMEIDA e RICCIO (2012) acrescentaram que o novo material compósito tem suas propriedades de rigidez e resistência melhoradas. Como consequência desta melhoria, há a redução da magnitude dos recalques e o aumento no fator de segurança em termos de estabilidade de aterro. 45

46 2.3.3 OBRAS EXECUTADAS A Tabela 9.1, constante do Anexo 1, apresenta algumas das recentes obras de aplicação da técnica de CPR. São apresentados dados relativos ao local da obra, período de execução, área tratada e espessura da camada de solo mole AVALIAÇÃO DE DESEMPENHO Para a avaliação do desempenho da técnica de CPR tem-se realizado, em grande parte das obras, o monitoramento de poropressão com piezômetro elétrico de corda vibrante, a análise de resistência e rigidez por meio de ensaios pressiométricos e o acompanhamento de deslocamentos verticais com placas de recalque. ALMEIDA e RICCIO (2012) apresentaram os resultados dos ensaios pressiométricos realizados no Parque dos Atletas (RJ), antes e após a aplicação da técnica, para quatro diferentes profundidades na camada de solo mole e os resultados do acompanhamento de 15 placas de recalque. A análise dos resultados indicou o aumento do módulo pressiométrico para as quatro profundidades ensaiadas, tendo havido um ganho mínimo de 6,50% e máximo de 569,83%. A maioria das placas de recalque apresentou deslocamentos totais, pós-estabilização, inferiores a 12 cm, quando o esperado era de 1,2 m sem a aplicação de qualquer técnica. NOGUEIRA (2010) apresentou os resultados dos ensaios em área de aplicação do CPR no Rodoanel trecho Sul (SP), junto à represa Billings, e próximo à interligação com a Rodovia dos Imigrantes. A análise de resistência foi feita com base nos resultados de ensaios com penetrômetro dinâmico leve (DPL) e sondagem à percussão (SPT). A avaliação dos resultados de DPL neste local indicou um aumento de 150% na resistência não drenada da camada tratada, enquanto que os resultados de SPT acarretaram um aumento de 155% de resistência não drenada. NOGUEIRA (2010) concluiu, por meio da análise conjunta dos dois tipos de ensaio, ter ocorrido um ganho global de resistência não drenada de 150%. A análise de recalques indicou que o CPR reduziu na média em 40% a magnitude dos recalques esperados na área tratada. 46

47 Por meio de ensaios pressiométricos são obtidos, indiretamente, resultados de resistência não drenada (S u ) e módulo de deformação longitudinal (E). Em obras recentes, os resultados destes parâmetros, obtidos antes e após a aplicação da técnica, indicam a melhoria do solo tratado com CPR, em termos de resistência e rigidez. As Figuras 2.13 e 2.14 apresentam, respectivamente, os valores de módulo de elasticidade e resistência não drenada determinados (ENGEGRAUT, 2012) a partir de ensaios pressiométricos realizados antes e após a aplicação de CPR nas rodovias PE-051 (Porto de Galinhas/PE) e RJ-196 (Quissamã/RJ) e no Porto Chibatão (Manaus/AM). FIG Gráfico E (kpa) versus profundidade (m), antes e após o tratamento (Fonte: ENGEGRAUT, 2012). 47

48 FIG Gráfico S u (kpa) versus profundidade (m), antes e após o tratamento (Fonte: ENGEGRAUT, 2012). 2.4 INSTRUMENTAÇÃO DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES O monitoramento de aterros sobre solos moles, por meio de instrumentação geotécnica, permite verificar critérios adotados no projeto, de maneira a avaliar se os parâmetros utilizados estão adequados ao desempenho da obra. ALMEIDA e MARQUES (2010) acrescentam que o monitoramento também auxilia o planejamento da obra, principalmente no que concerne à sua segurança nas fases de carregamentos e descarregamentos e permite garantir a integridade de obras vizinhas. A instrumentação empregada em cada caso depende de fatores relacionados às condições econômicas do empreendimento, ao nível de informações que se tem a respeito do local de implantação da obra, podendo ser empregados uma série de instrumentos geotécnicos para medição de variadas grandezas, tais como: placas de recalque (deslocamentos verticais), inclinômetros (deslocamentos horizontais), piezômetros (poropressões), extensômetros (deformações em profundidade) e células de tensão total (tensão vertical), dentre outros. 48

49 Maiores detalhes a respeito dos diversos tipos de instrumentos geotécnicos podem ser encontrados em DUNNICLIFF (1988). O plano de monitoramento deve estabelecer claramente a localização dos instrumentos e os procedimentos de instalação, bem como os parâmetros de alerta. Sempre que possível, deve-se prever redundância para as leituras. Desta forma, é possível comparar os valores lidos e não há perda de informação em caso de falha de um dos instrumentos. Qualquer que seja a instrumentação implantada em uma obra geotécnica é imprescindível o acompanhamento de equipe especializada na instalação e no monitoramento regular das leituras da instrumentação, as quais devem ser interpretadas e analisadas por profissional geotécnico, que poderá, caso necessário, estabelecer medidas corretivas tempestivamente INSTRUMENTAÇÃO BASEADA EM SENSORES ÓPTICOS A tecnologia de sensoriamento por fibras ópticas é muito recente. Os primeiros exemplos de produtos comerciais datam do final do século XX. Hoje, num mercado cujo tamanho estimado em 1994 foi de US$ 920 milhões e em 2010 foi estimado em US$ 5 bilhões, é possível encontrar sensores baseados em fibras ópticas capazes de medir as mais variadas grandezas físicas, químicas e outras que possam vir a caracterizar um resultado de medição. Dentre as várias classes de sensores a fibra óptica, aqueles baseados em redes ou grades de Bragg hoje se destacam como uma opção atraente para aplicações onde sistemas de sensoriamento tradicionais têm se mostrado ineficientes, tais como em ambientes com excessiva radiação eletromagnética e aplicações que necessitem de multiplexação. Sensores de fibra óptica utilizam fibras como meio de conexão para a transmissão de luz entre o mensurando e a região de leitura. A Figura 2.15 apresenta a estrutura básica de uma fibra óptica. Como o núcleo é constituído de um material com índice de refração (n 2 = 1,48) menor do que o presente no revestimento primário (n 1 = 1,49), a luz incidente é confinada e totalmente refletida em seu interior. As características geométricas da fibra costumam se diferenciar apenas em relação ao diâmetro do núcleo, sendo que o revestimento primário e a camada protetora geralmente apresentam os diâmetros de 125 μm e 250 ou 900 μm, respectivamente. 49

50 FIG Estrutura básica de uma fibra óptica (Fonte: modificado de BAILEY e WRIGHT, 2003). As diversas vantagens do sensoriamento óptico em relação às tecnologias tradicionais de sensoriamento são bem conhecidas e amplamente exploradas nas literaturas disponíveis, como as listadas a seguir: capacidade de sensoriamento remoto; capacidade de multi-sensoriamento (medição de temperatura, pressão, ph, deformação, etc.); possibilidade de multiplexação; elevada sensibilidade; imunidade à interferência eletromagnética; grande possibilidade de adaptabilidade aos locais de medição. As vantagens supramencionadas podem ser estendidas a aplicações em ambientes de medição com condições severas de operação, como ambientes inflamáveis e de alta tensão, sem que haja deterioração das características originais da fibra óptica. Em geotecnia, a tecnologia de sensores em fibra óptica tem sido utilizada, em grande parte, no monitoramento da integridade de estruturas de Engenharia. Neste sentido, tem-se destacado o uso de fibra óptica incorporada à estrutura de geotêxtil. BRIANÇON et al. (2006) apresentaram a aplicação de geogrelha, instrumentada com sensores a base de fibra óptica (redes de Bragg), no monitoramento de deformações de um trecho da superestrutura ferroviária localizada na região nordeste da França. ARTIÈRES et al. (2010) apresentaram os resultados da detecção de infiltrações, por meio de monitoramento de temperatura com fibra óptica, nos diques experimentais PEERINE na França e IJkdijk na Holanda, este levado à ruptura. Geogrelhas instrumentadas com fibra 50

51 óptica foram também utilizadas no monitoramento das deformações da estrutura do dique holandês. ROCHA (2011), utilizando a técnica de sensoriamento de temperatura distribuída (DTS) ao longo do cabeamento de fibra óptica, monitorou a frente de umedecimento e analisou a variação do grau de saturação em solo arenoso, tendo em vista a importância da água como agente redutor dos parâmetros de resistência ao cisalhamento do solo. Na área de instrumentação geotécnica, o potencial de multi-sensoriamento da fibra óptica tem sido pouco explorado, sobretudo em razão da alta confiabilidade da instrumentação tradicional e dos elevados custos dos aparelhos de leitura óptica. Pesquisas recentes, no entanto, têm sido desenvolvidas com a finalidade de utilização da tecnologia de fibra óptica em instrumentação geotécnica. HO et al. (2006) fabricaram um inclinômetro baseado em redes de Bragg para a medição de deslocamentos horizontais. LEE et al. (2011) utilizaram sensores FBG em equipamento de ensaio triaxial para medição de deslocamento, força e pressão numa série de ensaios triaxiais envolvendo amostras saturadas e não saturadas PRINCÍPIO DE MEDIÇÃO DE SENSORES BASEADOS EM REDES DE BRAGG O sensor de fibra óptica baseado em grade de difração é uma estrutura de fibra óptica com índice de refração do núcleo da fibra modulado. A Figura 2.16 apresenta o princípio de operação de um sensor com base em uma rede de Bragg gravada no núcleo da fibra. Uma fonte de luz banda larga emite um sinal através do núcleo da fibra. O sinal incidente sobre o sensor FBG é parcialmente refletido a partir de cada franja de modulação do índice de refração do núcleo da fibra. As diversas reflexões interferem construtivamente entre si resultando em um comprimento de onda ressonante, chamado comprimento de onda de Bragg. Assim, para um sinal incidente de banda larga, o sinal refletido é um espectro estreito centrado no comprimento de onda de Bragg e as outras componentes da onda incidente são transmitidas através da rede (YIN, 2008). 51

52 FIG Princípio de operação de um sensor de rede de Bragg em fibra (Fonte: GOMES, 2011). A rede de Bragg opera, portanto, como um filtro óptico reflexivo com altíssima seletividade espectral, selecionando um comprimento de onda de uma banda larga de comprimentos de onda que tenham sido acoplados à fibra. O comprimento de onda de Bragg (λ B ) está relacionado com a periodicidade espacial da modulação do índice de refração, Λ, e com o índice de refração efetivo do núcleo, n ef, através da Equação 2.3: B 2 n ef EQ. 2.8 A capacidade de sensoriamento de redes de Bragg está relacionada ao fato de que λ B pode ser alterado por esforços mecânicos que modificam a periodicidade da estrutura, Λ, ou através de temperatura que modifica o índice de refração n ef. A Equação 2.4 descreve o comportamento do comprimento de onda de Bragg em função de variações no comprimento da fibra (Δl) e de variações de temperatura (ΔT): nef nef 2 nef l nef T EQ. 2.9 l l T T B 2 onde T é a temperatura. 52

53 O primeiro termo da Equação 2.4 representa o efeito da deformação longitudinal (ε) sobre a fibra óptica. Este corresponde à variação da periodicidade da rede e a uma mudança no índice de refração. Reescrevendo este termo em função da deformação e da constante elasto-óptica (p e ), tem-se a Equação 2.5: ( 1 e ) B p EQ Para uma fibra óptica de germano-silicato, p 11 = 0,113, p 12 = 0,252, ν = 0,16 e n ef = 1,482. Uma representação dos efeitos de tração e compressão sobre uma rede de Bragg pode ser visualizada na Figura 2.17, que mostra o exemplo de uma rede de Bragg atuando como sensor. Pode-se observar que ocorre um deslocamento no comprimento de onda de Bragg quando esta é submetida à tração ou compressão. No caso da tração, uma variação positiva do comprimento de onda será obtida como consequência de um aumento na periodicidade espacial da rede de Bragg. Já para uma rede de Bragg submetida à compressão, a variação do comprimento de onda será negativa, devido a uma diminuição no período espacial da rede de Bragg. FIG Esquema do deslocamento espectral de uma rede de Bragg submetida à tração e compressão (Fonte: QUINTERO, 2006). 53

54 O segundo termo da Equação 2.4 representa o efeito da temperatura sobre a fibra óptica. A variação do comprimento de onda de Bragg devido a variações no período espacial da rede de Bragg, Λ, e no índice de refração, n ef. Reescrevendo este termo em função do coeficiente de expansão térmica da fibra (α Λ ) e do coeficiente termo-elástico do núcleo (α n ), tem-se a Equação 2.6: ( T EQ B n ) Para uma fibra óptica dopada com germânio, que serve para aumentar o índice de refração da fibra óptica, α Λ é aproximadamente igual a 0, o C -1 e α n é aproximadamente igual a 8, o C -1. Assim, a variação do comprimento de onda em relação a esforços mecânicos e à variação de temperatura, pode ser resumida, de forma linear aproximada, na Equação 2.7: B 0, T EQ B 6 onde ΔT é a variação de temperatura em C e ε representa a deformação em m/m. O grande atrativo para o uso das redes de Bragg como sensores se deve ao fato de a informação estar contida no espectro, o que significa uma medida absoluta e fácil de ser multiplexada. Resulta da Equação 2.7 a verificação de que, para os comprimentos de onda comumente utilizados em telecomunicações (1300 e 1550 nm), a medida de λ B deve ser realizada com exatidão da ordem de 1 pm para que se possa medir 1 μm/m de deformação ou 0,1 o C de temperatura (VALENTE et al., 2002). Neste sentido, diferentes procedimentos podem ser empregados para a medição de deformações ou variações de temperatura a partir das modificações induzidas no espectro óptico de reflexão de redes de Bragg. VALENTE et al. (2002) apresentam as principais técnicas de leitura de sensores a rede de Bragg aplicadas a medidas de temperatura e deformação. Pela versatilidade e perspectivas promissoras do emprego de fibra óptica em geotecnia, a tecnologia de sensoriamento por redes de Bragg foi aplicada na instrumentação de um perfilômetro (inclinômetro horizontal) instalado na área de estudo do presente trabalho. 54

55 2.5 CONCLUSÕES PARCIAIS A técnica de CPR, assim como o compaction grouting, utiliza injeção de argamassa para o tratamento do solo. Observa-se em ambos o efeito da aplicação da argamassa no interior do solo durante o bombeamento: o levantamento da superfície do terreno. No entanto, ao contrário do compaction grouting, o CPR é empregado no tratamento de solos moles e, para tanto, faz uso de drenos verticais pré-fabricados com o objetivo de reduzir a poropressão na massa de solo compressível e acelerar o processo de adensamento. Ambas as técnicas têm sido desenvolvidas e utilizadas quase que inteiramente com base na experiência prática. Os modelos teóricos que vêm sendo estabelecidos no estudo do compaction grouting (EL-KELESH et al. 2001), fundamentados nas teorias de expansão de cavidade e de plano de cisalhamento cônico, podem ser as bases para o estabelecimento de um modelo teórico específico para o CPR. Além destes, pelo uso de geodrenos no processo executivo do CPR, a integração da teoria do adensamento radial (BARRON, 1948) faz-se necessária. O estabelecimento de um modelo teórico para o CPR, no entanto, não é objeto deste trabalho. A dificuldade em se modelar analiticamente o processo de execução do CPR com a formação dos bulbos de compressão no interior da massa de solo mole, considerando-se a implicação dos efeitos de um carregamento em várias direções, sugere que a solução mais adequada para a previsão de comportamento do solo mole com a aplicação desta técnica seja baseada em análises numéricas. O monitoramento de obras de engenharia através da aplicação de instrumentação de campo constitui uma etapa fundamental no processo de acompanhamento do desempenho da obra. Na área de geotecnia, quando se trata da execução de aterros sobre solos moles, cresce em importância a adoção de um plano de instrumentação que possibilite acompanhar a resposta do solo de fundação frente aos carregamentos que lhe são impostos. A instrumentação baseada em sensores ópticos constitui-se numa alternativa atrativa no que tange a capacidade de multi-sensoriamento deste tipo de tecnologia. Em anos recentes, numerosas aplicações deste tipo de instrumentação vêm sendo realizadas em geotecnia, sobretudo na instrumentação de geogrelhas, onde é possível medir-se parâmetros relativos à deformação e temperatura. Devido à capacidade de sensoriamento remoto da fibra óptica, verifica-se a tendência atual de sua aplicação no monitoramento da condição estrutural de obras de Engenharia frente 55

56 a aspectos relacionados à resistência (estado limite último) e a deslocamentos (estado último de utilização), servindo, portanto, como um sistema de alerta diante da situação de iminente ruptura da estrutura. 56

57 3 CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA DA ÁREA DE ESTUDO Este capítulo tem por objetivo apresentar os materiais e métodos, bem como resultados, das campanhas de investigação geotécnica conduzidas em 2010, 2011 e 2012 no Parque do Cantagalo. Os resultados dos ensaios realizados em 2010 fazem parte do estudo concebido pela COPPE/UFRJ com o objetivo de propor alternativas construtivas para o tratamento do solo na região do Parque do Cantagalo visando a estabilizar definitivamente as movimentações que se observam neste depósito de solos moles. Preliminarmente, foi realizada uma ampla campanha de sondagens de simples reconhecimento abrangendo toda a região de interesse. Posteriormente, foram estabelecidas duas ilhas de investigação geotécnica, nas quais foram realizados ensaios de campo e de laboratório. Três novas ilhas de investigação foram estabelecidas na área de tratamento da técnica utilizada. Ensaios de campo foram realizados antes da aplicação da técnica em 2011 e após o tratamento em ÁREA DE ESTUDO O estudo foi realizado em depósito de argila mole a muito mole no Parque do Cantagalo, às margens da Lagoa Rodrigo de Freitas. A Lagoa está localizada em área de assentamento urbano, na zona sul da cidade do Rio de Janeiro, entre as latitudes 22º57 02 e 22º58 09 S e as longitudes 43º11 09 e 43º13 03 W, conforme esquematizado na Figura 3.1. Apesar de a área do entorno da Lagoa Rodrigo de Freitas ser classificada como área urbana, há indícios de que os solos que a circundam sejam originalmente hidromórficos. Tendo em vista que este tipo de solo, derivado de sedimentos do Holoceno, é desenvolvido em condições de excesso d água sob influência de lençol freático, a recorrência de cheias e inundações nas margens da Lagoa favorece o seu desenvolvimento (AGRAR, 2011). 57

58 FIG. 3.1 Localização da Lagoa Rodrigo de Freitas (Fonte: modificado de SOUZA, 2003) PROCESSO DE FORMAÇÃO DA LAGOA RODRIGO DE FREITAS O processo de formação da Lagoa Rodrigo de Freitas está diretamente associado aos períodos de avanço e recuo do mar - transgressão e regressão marítima, respectivamente - que se repetem alternadamente ao longo do tempo. Segundo MUEHE (1995), a formação das lagunas costeiras do litoral carioca se dá devido à migração do cordão litorâneo para sua nova posição de equilíbrio com o nível do mar, se posicionando entre o mar e a planície costeira, que é posteriormente inundada por ocasião de uma ligeira elevação do nível do mar, formando dessa maneira, a laguna costeira. Lagunas costeiras, como a Lagoa Rodrigo de Freitas, tiveram sua origem no afogamento de antigas bacias fluviais (AMADOR, 1997), que resultaram em enseadas, baías, estuários e braços de mar, que foram sendo posteriormente barrados por cordões arenosos litorâneos 58

59 (restingas), gerados pelos movimentos regressivos e transgressivos do mar, que tiveram seu fechamento pelo desenvolvimento de cordões arenosos. A alternância destes movimentos, que se repetiu durante milhares de anos, proporcionou a formação do cordão arenoso que vai da ponta do Arpoador à ponta do Vidigal, local onde atualmente existem os bairros de Ipanema e Leblon. Este cordão arenoso passou então a represar as águas que desciam das encostas da Serra da Carioca, que assim passaram a se acumular na parte baixa daquela bacia hidrográfica, formando, naturalmente, a Lagoa. A Figura 3.2 ilustra a formação da Lagoa Rodrigo de Freitas, da planície flúviomarinha no seu entorno e dos arcos praial do Leblon, Ipanema e Arpoador ao longo do Quaternário, a partir das oscilações do nível do mar, desde a transgressão Flandarina Guanabarina (a) até os dias atuais (f). FIG. 3.2 Processo de formação da Lagoa (Fonte: LAGOALIMPA, 2012). Nos períodos de chuvas o grande acúmulo de água fazia com que o cordão arenoso que separa a Lagoa do mar fosse rompido, o que permitia, de tempos em tempos, o contato com o mar e, com isso, uma renovação sazonal das águas da Lagoa. 59

60 Com o processo de ocupação populacional, a Lagoa passou a enfrentar uma série de modificações. TRANJAN (2007) assinala que os sucessivos aterros executados nas áreas marginais da Lagoa diminuíram consideravelmente a área ocupada pelo espelho d água. Estima-se que 1/3 da área total da Lagoa tenha sido aterrada. A Figura 3.3 ilustra a evolução da formação dos aterros no entorno da LRF de 1880 até os dias atuais. FIG. 3.3 Variação dos limites da Lagoa Rodrigo de Freitas devido à execução de aterros no seu entorno (Fonte: adaptado de AGRAR, 2011). 60

61 3.1.2 PARQUE DO CANTAGALO Próximo à região onde atualmente encontra-se o Parque do Cantagalo foram realizadas obras significativas para a cidade do Rio de Janeiro como a construção da Avenida Epitácio Pessoa e do viaduto Augusto Frederico Schmidt, este localizado próximo à descida do Corte do Cantagalo. Há relatos de que a construção do viaduto na década de 1960 iniciou um processo de assoreamento das margens da Lagoa no local de implantação da referida infraestrutura. O carregamento devido ao peso do aterro executado para a construção do viaduto fazia afluir o lodo do fundo da Lagoa à superfície, formando ilhas. Aterrava-se então a parte inundada para, juntando o aterro com o lodo, criar uma área gramada. O peso do jardim fazia afluir mais lodo onde continuava tendo água. A solução era repetida, gerando o mesmo problema mais adiante, JAYMELAC (2012). A Figura 3.4 ilustra a região da LRF próxima ao viaduto Augusto Frederico Schmidt, em construção, no final da década de Verificam-se os depósitos de aterro em leiras na região de bordo, a ilha de solo mole formada no espelho d água da Lagoa, a favela da Catacumba ao fundo e parte da pedreira explorada durante anos à direita. FIG. 3.4 Aspecto da Lagoa durante a construção do viaduto Augusto Frederico Schmidt (Fonte: LUIZD, 2012). 61

62 Nesta região, outrora conhecida como Saco do Cantagalo, parte do aterro foi ampliado através do lançamento de areia proveniente da dragagem da Lagoa no início dos anos 70. Relatos indicam que no final da década de 1970 a área de aterro foi ampliada para a criação do Parque do Cantagalo. 3.2 INVESTIGAÇÕES GEOTÉCNICAS Existem várias técnicas disponíveis para se atingir os objetivos de uma investigação de subsolo e nestas estão incluídos ambos, os ensaios de campo e de laboratório dos materiais. Ensaios de laboratório incluem aqueles que testam os elementos (corpos-de-prova) dos materiais, tais como ensaios triaxiais e aqueles que testam modelos protótipos, tais como ensaios de centrífuga. Ensaios de campo incluem sondagem, amostragem, ensaios in situ, ensaios em verdadeira escala ( full scale testing ) e ensaios geofísicos. Uma investigação de subsolo ideal deve incluir a combinação destes ensaios para classificar o subsolo, determinar condições geológico geotécnicas, os parâmetros geotécnicos e o comportamento dos materiais para serem utilizados de forma apropriada no projeto geotécnico integrado com o estrutural (COUTINHO, 2008). FONSECA (2012) salientou que o uso e aplicação de ensaios in situ para a caracterização de solos vêm se expandindo ao longo das últimas décadas, especialmente em materiais que são difíceis de amostrar e ensaiar usando métodos convencionais. A Tabela 9.2, constante do Anexo 2, resume algumas técnicas de ensaios de campo e suas aplicabilidades na determinação de variados parâmetros geotécnicos. Em agosto de 2010 foi conduzida uma campanha de 34 sondagens a percussão na área de estudo. O limite de profundidade na execução dos furos de sondagem variou de 3 a 4 m abaixo da camada de argila. Na mesma época, foram estabelecidas duas ilhas de investigação geotécnica: a ilha 1 locada no entorno do furo de sondagem SP 4 e a ilha 2 junto ao furo SP 36. Na ilha 1 foram executadas uma vertical de ensaio de piezocone com dissipação de poropressão, CPTu-4, e uma vertical de ensaio de palheta, PESP-4. Na ilha 2 foram realizadas duas verticais de ensaios de piezocone com dissipação de poropressão, CPTu-36 e CPTu-36A, uma vertical de ensaio de palheta, PESP-36, duas verticais de ensaios dilatométricos sísmicos, SDMT-36 e 62

63 SDMT-36A, e duas verticais de coleta de amostras indeformadas, VC-1 e VC-2 (ALMEIDA et al., 2010 e 2012). Em outubro e novembro de 2011 foram realizados três ensaios pressiométricos (PMT-15, 16 e i3) e três ensaios de piezocone (CPTu-15A, 16A e i3a) estabelecidos em três novas ilhas: ilha 3, ilha 4 (junto ao SP 16) e ilha 5 (junto ao SP 15). A finalidade destes ensaios, executados antes da aplicação de CPR, era verificar o desempenho da técnica por meio da comparação com resultados de ensaios programados nas mesmas ilhas pós-execução de CPR. Em abril de 2012, após a conclusão dos trabalhos no Parque do Cantagalo, foram realizados quatro ensaios de piezocone localizados na ilha 2 (CPTu-36B, com dissipação de poropressão), ilha 3 (CPTu-i3B), ilha 4 (CPTu-16B, com dissipação de poropressão) e ilha 5 (CPTu-15B). Não foi possível a execução dos ensaios pressiométricos. Desta forma, foram comparados apenas os resultados dos ensaios de piezocone antes e após a aplicação de CPR para a avaliação da técnica. Os resultados dos ensaios de campo serão apresentados oportunamente e sob dois aspectos: na caracterização do solo e na avaliação de desempenho da técnica. A Figura 3.5 apresenta a disposição dos furos de sondagem e a localização das ilhas de investigação geotécnica, contemplando os ensaios de campo executados na área de estudo no Parque do Cantagalo. A Tabela 8.1, no Apêndice 1, apresenta as coordenadas UTM, datum WGS-84, de locação dos furos dos ensaios supramencionados. 63

64 a) b) c) d) FIG. 3.5 Locação dos ensaios de campo no Parque do Cantagalo: a) sondagens a percussão e ilhas de investigação (Fonte: CONCREMAT, 2010). b) Detalhe da ilha 1 (Fonte: Google earth). c) Detalhe da ilha 2 (Fonte: Google earth). d) Detalhe das ilhas 3, 4 e 5 (Fonte: Google earth). 64

65 Tendo por base as informações dos boletins de sondagem, a Figura 3.6, sem escala e com profundidade em metros, apresenta a estratigrafia do subsolo no Parque do Cantagalo ao longo da seção A-B-C-D-E-F-G (Figura 3.5-a). FIG. 3.6 Estratigrafia do subsolo na região do Parque do Cantagalo (seção A-B-C-D-E-F-G) (Fonte: modificado de CONCREMAT, 2010) SONDAGENS DE SIMPLES RECONHECIMENTO A camada argilosa apresentou valores de N SPT de 0 (condição em que a composição de sondagem desce apenas com o peso próprio) e 1 golpe. Para a camada de aterro os valores de N SPT variaram de 4 a 30 golpes/30 cm. Os boletins de sondagem indicam a presença de espessas camadas de argila entre a camada de aterro e a camada arenosa subjacente. Há ocorrência, em algumas áreas, de uma camada de areia entre a camada de aterro e argila, cuja origem é proveniente de antigas dragagens na região. A espessura de solo argiloso presente na área de estudo no Parque do Cantagalo está na faixa de 2 a 30 m, com espessura média em torno de 12 m. A Figura 3.7 apresenta as curvas de iso-espessuras de argila na área investigada. Ao longo das décadas, com o processo de adensamento da camada argilosa em curso, a região da borda no entorno da Lagoa, com greide mais baixo, sofre constantes inundações no 65

66 período de chuvas. Já foi registrada a ocorrência de alagamento da Avenida Epitácio Pessoa devido à subida do nível d água (NA) da Lagoa em época de chuvas intensas. A solução empregada na tentativa de sanar o problema sempre foi a reposição da camada de aterro, a fim de manter a cota do terreno acima do NA máximo da Lagoa. A Figura 3.8 apresenta as curvas de iso-cotas de nível d água na região. Como consequência da prática de reposição de solo em superfície, os resultados das sondagens apontam a presença de espessas camadas de aterro. Em algumas áreas, podem-se encontrar aterros superiores a 10 m de espessura. A camada de aterro na área do Parque do Cantagalo varia entre 2 e 16 m de espessura, com média de cerca de 7 m. A Figura 3.9 apresenta as curvas de iso-espessuras de aterro existente na região de estudo. FIG. 3.7 Curvas de iso-espessuras de argila (Fonte: ALMEIDA et al., 2010). 66

67 FIG. 3.8 Curvas de iso-cotas de NA (Fonte: Fonte: ALMEIDA et al., 2010). FIG. 3.9 Curvas de iso-espessuras de aterro (Fonte: Fonte: ALMEIDA et al., 2010). 67

68 Foram determinados os teores de umidade de amostras coletadas a cada metro durante a execução das sondagens. A camada de aterro apresenta teor de umidade na faixa de 6 a 21% de umidade, com teor de umidade médio em torno de 15%. A camada argilosa apresenta uma maior dispersão de valores, variando de 66 a 132%, com umidade média de 104%. Já a camada arenosa apresenta teor de umidade entre 6 e 26%, com média de 17% PARÂMETROS GEOTÉCNICOS Foram coletadas 13 amostras indeformadas nas verticais VC-1 e VC-2, localizadas na ilha 2. Deste total, 7 foram retiradas da vertical VC-1 e 6 da VC-2. As amostras foram coletadas a cada 2 m, aproximadamente. Na vertical VC-1, a coleta teve início a partir da profundidade de 4 m abaixo do topo da camada de argila e na vertical VC-2, 2,5 m abaixo do topo da argila. Nesta região, junto ao SP 36, o aterro tem 6,5 m de espessura. Todas as amostras coletadas foram transportadas para o laboratório de geotecnia da PUC- RJ, onde foram submetidas a ensaios de caracterização e de adensamento edométrico ENSAIOS DE CARACTERIZAÇÃO Dez amostras de solo mole coletadas foram submetidas a ensaios de caracterização, compreendendo análise granulométrica e determinação do teor de umidade, do peso específico aparente, da densidade real dos grãos, do teor de matéria orgânica e dos limites de Atterberg. A Tabela 3.1 apresenta a síntese dos resultados dos ensaios de caracterização. O índice de consistência (IC) médio do solo é de 0,06 ( 0,03 IC 0,50%), o que de acordo com a norma NBR 6502 (ABNT, 1980) pode-se classificá-lo como de consistência muito mole. O peso específico natural (γ n ) é bastante homogêneo ao longo da camada de solo mole, em média seu valor é de 13,7 kn/m³. Este valor está dentro da faixa de resultados de ensaios realizados em amostras de argilas muito moles a moles em depósitos da Barra da Tijuca (NASCIMENTO, 2009), onde o peso específico natural varia de 11 a 15 kn/m³. 68

69 O teor de matéria orgânica encontrado é baixo, com uma percentagem máxima de 6,84%. Os valores reduzidos do teor de matéria orgânica corroboram a homogeneidade dos resultados obtidos para a densidade real dos grãos, cujo valor médio é igual a 2,565, valor este um pouco inferior ao típico de solos argilosos. Constata-se que, em média, o solo é constituído de 48% de silte, 39% de argila e 13% de areia. O elevado teor de finos confere ao solo elevados índices de plasticidade, variando de 61,5 a 78, com média em torno de 70. Face à considerável representatividade da fração argilosa, verifica-se que a argila possui elevada atividade, com média igual a 2,1. Este valor indica a presença do argilo-mineral esmectita na composição do solo, o que tende a potencializar a redução da condutividade hidráulica e o aumento da compressibilidade deste solo, e sinaliza adensamento secundário importante. A análise do limite de liquidez, com valor médio de 123,9%, indica tratar-se de um solo extremamente plástico, o que sinaliza também elevada compressibilidade. O teor de umidade natural está próximo ao limite de liquidez, cujo valor médio é de 119,6%, o que em geral é indicativo de argilas de sensibilidade elevada. 69

70 TAB. 3.1 Resultados dos ensaios de caracterização (Fonte: modificado de ALMEIDA et al., 2008). Profundidade Parâmetros Geotécnicos Granulometria Vertical média (m) w n (%) w L (%) w P (%) IP γ n (kn/m³) G s MO (%) Areia (%) Silte (%) Argila (%) 9,75 VC-2 118,2 132,0 54,0 78,0 13,6 2,517 2, ,75 VC-1 118,2 151,8 84,8 67,0 13,6 2, ,75 VC-2 115,6 119,5 46,2 73,3 13,3 2,456 6, ,82 VC-1 98,7 99,1 37,6 61,5 14,3 2, ,75 VC-2 111,3 120,0 43,9 76,1 14,0 2,614 0, ,62 VC-1 125,2 114,8 52,4 62,4 13,7 2, ,75 VC-2 125,4 124,8 56,4 68,4 13,4 2,615 0, ,62 VC-1 130,3 128,1 62,8 65,3 13,5 2, ,62 VC-1 130,2 127,8 53,5 74,3 13,3 2, ,75 VC-2 122,6 120,8 52,1 68,7 13,8 2,

71 FUTAI (1999) agrupou as argilas do Rio de Janeiro segundo quatro regiões de características similares. Três regiões (I, II e III) acompanham a linha A do gráfico de plasticidade de Casagrande e a quarta região (IV) encontra-se abaixo da linha A. A região I apresenta como características depósitos de argilas inorgânicas rijas com baixa plasticidade, pouco compressíveis e elevada resistência não drenada. A região II é composta de argilas moles pouco orgânicas com média plasticidade, são compressíveis e apresentam baixa resistência não drenada. A região III engloba depósitos de argilas orgânicas moles a médias com elevadas plasticidade e compressibilidade e baixa resistência não drenada. Na região IV estão os depósitos de argilas orgânicas muito moles/turfas de elevadíssima plasticidade, muito compressíveis e baixa resistência não drenada. A Figura 3.10 apresenta em destaque os dados de IP versus w L do solo mole da Lagoa Rodrigo de Freitas dispostos no gráfico de plasticidade de Casagrande. Verifica-se que os pontos estão agrupados entre as regiões II e III e acompanham a linha A, à exceção de um ponto na interseção das regiões II e IV, abaixo da linha A. FIG Índice de plasticidade (I P ) versus limite de liquidez (w L ) (Fonte: modificado de FUTAI, 1999). Através de correlações com os Limites de Atterberg pôde-se estimar o valor médio do ângulo de atrito interno efetivo ( ) para o depósito do Parque do Cantagalo, utilizando-se 71

72 para tanto três abordagens. A Tabela 3.2 apresenta os resultados, cujo valor médio é igual a 23º. TAB. 3.2 Valores médios estimados do ângulo de atrito interno efetivo do depósito da LRF. Referência Formulação Valores de Kenney (1959) sen = 0,82 0,24. log IP 22º Bjerrum e Simons (1960) Curva do gráfico IP x para argilas normalmente adensadas 23º Mayne (1980) sen = 0,656 0,409. (IP/w L ) 25º ENSAIOS DE ADENSAMENTO EDOMÉTRICO O ensaio de adensamento objetiva, em última instância, fornecer os parâmetros de compressibilidade necessários ao cálculo da magnitude dos recalques e sua evolução com o tempo (ALMEIDA e MARQUES, 2010). Neste sentido, COUTINHO (2008) ressalta que a estimativa confiável de parâmetros de engenharia tais como σ vm, C c e S u, em princípio, requer amostras de média a excelente qualidade. Uma amostragem de má qualidade causa o amolgamento da amostra. As consequências do amolgamento resultam em alterações nas curvas de compressão com reflexos na história de tensões (redução do valor estimado da tensão de sobreadensamento), no índice de vazios (aumento de deformação) e na compressibilidade (majorada na região de recompressão e reduzida na região de compressão virgem) e redução da permeabilidade e, consequentemente, do coeficiente de adensamento vertical, pois o solo se desestrutura. Critérios de avaliação da qualidade da amostra têm sido propostos por pesquisadores como LUNNE et al., 1997a, SANDRONI, 2006 e COUTINHO, A Tabela 3.3 apresenta critérios para a classificação da qualidade de amostras estabelecidos pelos pesquisadores supramencionados com base no índice Δe/e 0, onde Δe = e 0 e v0, sendo e 0 = índice de vazios inicial da amostra e e v0 = índice de vazios correspondente à σ v0. 72

73 TAB. 3.3 Critérios para classificação da qualidade de amostras (Fonte: ALMEIDA e MARQUES, 2010). Δe/e 0 OCR Muito boa a excelente Boa a regular Ruim Muito ruim Critério de LUNNE et al.(1997a) 1 2 < 0,04 0,04 0,07 0,07 0,14 > 0, < 0,03 0,03 0,05 0,05 0,10 > 0,10 Critério de SANDRONI (2006) < 2 < 0,03 0,03 0,05 0,05 0,10 > 0,10 Critério de COUTINHO (2007) 1 2,5 < 0,05 0,05 0,08 0,08 0,14 > 0,14 A Tabela 3.4 apresenta a qualidade das dez amostras ensaiadas da região do Parque do Cantagalo, as quais foram avaliadas segundo os três critérios apresentados anteriormente. TAB. 3.4 Qualidade das amostras do Parque do Cantagalo. Prof. média (m) OCR Δe/e 0 LUNNE et al. SANDRONI COUTINHO (1997a) (2006) (2007) 9,75 0,82 0,21 Muito ruim Muito ruim Muito ruim 10,75 0,81 0,13 Ruim Muito ruim Ruim 11,75 0,65 0,22 Muito ruim Muito ruim Muito ruim 12,82 0,49 0,28 Muito ruim Muito ruim Muito ruim 13,75 0,35 0,46 Muito ruim Muito ruim Muito ruim 14,62 0,43 0,25 Muito ruim Muito ruim Muito ruim 15,75 0,47 0,27 Muito ruim Muito ruim Muito ruim 16,62 0,47 0,26 Muito ruim Muito ruim Muito ruim 18,62 0,51 0,23 Muito ruim Muito ruim Muito ruim 19,75 0,64 0,19 Muito ruim Muito ruim Muito ruim As dez amostras do Parque do Cantagalo, a priori, foram classificadas como de qualidade muito ruim segundo os critérios de LUNNE et al. (1997a), SANDRONI (2006) e COUTINHO (2007). Não existe OCR menor do que 1, no mínimo toda a camada encontra-se no estado normalmente adensado (OCR = 1). O fato de o OCR ter ficado abaixo da unidade pode ter 73

74 sido ocasionado pela redução dos valores de σ vm como consequência do processo de amostragem, isto é, efeito do amolgamento, e/ou da superestimativa dos valores de σ v0. Haja vista que camadas de argila mole são bastante espessas, chegando a 30 m, admite-se que a argila seja subadensada, o que significa que há excesso de poropopressão, e que, portanto, σ v0 esteja superestimado. A estimativa dos valores de σ vm através dos ensaios de campo esclarecerá esta questão, complementando as informações a respeito da história de tensões do solo. As curvas de compressão das dez amostras são apresentadas nas Figuras 9.1 a 9.10, constantes do Anexo 3. A partir das referidas curvas foram obtidos o índice de compressão (C c ), que corresponde à inclinação da reta virgem, o índice de expansão (C s ), representado pela inclinação do trecho de descarregamento e a tensão de sobreadensamento (σ vm ), maior tensão a qual o solo já esteve submetido. A Figura 3.11 mostra a variação de C c, C s e σ vm com a profundidade, assim como parâmetros de compressibilidade advindos da relação entre C c, C s e o índice de vazios inicial da amostra. FIG Parâmetros de tensão e compressibilidade das amostras do Parque do Cantagalo. 74

75 Os valores de C c, Figura 3.11 (A), variam na faixa de 1,30 a 1,82, com média igual a 1,57, enquanto que os valores de C s, Figura 3.11 (B), se concentram no intervalo de 0,12 a 0,27, com média de 0,20. A relação C s / C c, Figura 3.11 (F), está na faixa de 0,09 a 0,17, com valor médio de 0,12. A Figura 3.12 apresenta o gráfico C c versus w n do depósito do Parque do Cantagalo, Lagoa Rodrigo de Freitas, em comparação a outros depósitos de solos moles do Rio de Janeiro. FIG Índice de compressão (C c ) versus umidade natural (w n ) (Fonte: modificado de ALMEIDA et al., 2008). Um dos parâmetros de compressibilidade mais importantes é a relação CR=C c /(1+e 0 ). Esta relação, denominada razão de compressão, está diretamente relacionada à magnitude de recalques primários de solos moles, num processo denominado adensamento primário, e também está associada à magnitude do adensamento secundário. 75

76 Os valores de CR, Figura 3.11 (D), encontram-se no intervalo de 0,33 a 0,43, com média igual a 0,37. Este valor denota a alta compressibilidade do depósito de solos moles da área de estudo, no Parque do Cantagalo. Outro parâmetro de interesse e que também guarda relação direta com o recalque por adensamento primário é a relação SR=C s /(1+e 0 ), denominada relação de descompressão ou inchamento. Os valores de SR, Figura 3.11 (E), variam de 0,03 a 0,07, com média igual a 0,05. Verifica-se neste caso que, na média, SR é cerca de 13,5% de CR. A tensão de sobreadensamento, em linhas gerais, representa o limite a partir do qual tensões aplicadas geram grandes deformações e, por outro lado, tensões inferiores promovem deformações relativamente pequenas. As tensões de sobreadensamento das amostras do Parque do Cantagalo foram estimadas a partir das curvas de compressão pelo método de PACHECO SILVA (1970). Verifica-se na Figura 3.11 (C) que os valores de σ vm variam de 28 a 66 kpa, com valor médio igual a 46 kpa. A partir dos resultados dos ensaios de adensamento edométrico foi possível calcular os valores de coeficiente de adensamento vertical no domínio normalmente adensado. Os resultados de c v edométrico serão apresentados mais adiante junto com os valores de c v estimados a partir dos resultados de dissipação dos ensaios de piezocone ENSAIOS DE PALHETA O ensaio de palheta (vane test) é empregado primariamente na determinação da resistência ao cisalhamento não drenada (S u ) do solo mole. Adicionalmente, o ensaio pode fornecer informações a respeito da história de tensões do solo, a partir da estimativa dos valores de OCR. Em termos de procedimento de ensaio a principal referência oficial no Brasil é a norma NBR (ABNT, 1989). Uma das referências brasileiras no ensaio de palheta é o trabalho de COUTINHO et al. (2000). A sensibilidade da argila é definida pela Equação 3.1: S u S t EQ. 3.1 Sur 76

77 onde S ur é o valor da resistência não drenada amolgada. A Tabela 3.5 apresenta os valores de sensibilidade obtidos a partir dos resultados dos ensaios de palheta realizados na ilha 1 (PESP-4) e na ilha 2 (PESP-36). TAB. 3.5 Valores de S t (kpa) das verticais PESP-4 e PESP-36. Profundidade (m) PESP-4 PESP-36 7, ,5 7 9, , , , , , ,5 15 Os valores de S t estão na faixa de 1 a 16, valores próximos aos encontrados na Barra da Tijuca (BARONI, 2010). Com base na classificação proposta por SKEMPTON e NORTHEY (1952), o depósito argiloso da Lagoa pode ser classificado como sensível a extra sensível (ALMEIDA e MARQUES, 2010). Com base na retroanálise de rupturas em aterros e escavações em depósitos argilosos BJERRUM (1973) concluiu que o valor de S u obtido era menor do que o determinado pelo ensaio de palheta, e por isto o valor obtido no campo deveria ser corrigido através da Equação 3.2: S ( corrigido) S ( palheta) u u EQ. 3.2 μ é um fator de correção, função do índice de plasticidade da argila, que leva em consideração os efeitos da velocidade de carregamento do ensaio, a anisotropia da argila e o intervalo de tempo para início de execução do ensaio. No presente estudo, o valor de μ varia de 0,67 a 0,74 e seu valor médio é igual a 0,70. Para utilização em projetos de aterros sobre solos moles convencionais na área de estudo, a resistência não drenada do ensaio de palheta deve ser corrigida a partir do fator de correção 77

78 0,70. Neste sentido, o depósito da LRF apresenta valores de S u corrigidos variando de 9 a 35 kpa e valores de S u não corrigidos na faixa de 13 a 50 kpa. A partir de análise estatística com dados obtidos em 96 depósitos argilosos, MAYNE e MITCHELL (1988) propuseram uma formulação, Equação 3.3, para a determinação do OCR com base em dados do ensaio de palheta e de laboratório. OCR u ' EQ. 3.3 Sv 0 onde 0,48 22( IP ). Na Análise Geral dos Parâmetros Geotécnicos, seção 3.3, os valores de S u de palheta não corrigidos são apresentados em conjunto com os perfis de S u estimados através dos ensaios de piezocone executados nas ilhas 1 e 2. Na mesma seção, os valores estimados de OCR são apresentados para os ensaios executados na ilha ENSAIOS DE PIEZOCONE O ensaio de piezocone (CPTu) consiste, em linhas gerais, na cravação da sonda de medição no terreno a uma velocidade constante de 2 cm/s e medição contínua de resistência de ponta (q c ), atrito lateral (f s ) e poropressão em dois locais da ponta cônica da sonda: na face (u 1 ) e na base (u 2 ). O equipamento de piezocone da COPPE/UFRJ foi utilizado na execução dos ensaios de CPTu do presente estudo. O conjunto é constituído basicamente de três componentes: máquina de cravação, com sistema de funcionamento hidráulico e capacidade de cravação de 200 kn; sonda de medição, ponta cônica (60 de ápice) com 10 cm 2 de seção transversal acoplada a uma luva de atrito cilíndrica de 150 cm 2 de área lateral, e sistema de aquisição de dados. A Figura 3.13 ilustra o conjunto de cravação com detalhe da sonda de medição. 78

79 a) b) FIG a) Equipamento de piezocone na ilha 3. b) Detalhe da sonda de medição. Maiores informações a respeito do equipamento e procedimento de calibração do conjunto para a execução do ensaio podem ser obtidas em DANZIGER (1990), BEZERRA (1996) e MEIRELLES (2002). A partir dos resultados obtidos no ensaio são determinados três parâmetros que possibilitam, através de correlações, a classificação preliminar do comportamento do solo: razão de atrito normalizado (F r ), parâmetro de poropressão (B q ) e resistência normalizada (Q t ). SCHNAID (2000) destaca que diversos autores apresentaram propostas de classificação dos solos a partir de resultados de piezocone, dentre outras, algumas consagradas (SENNESET e JANBU, 1984, ROBERTSON et al., 1986 e ROBERTSON, 1990). Ressalta ainda que as correlações q t x B q, apresentadas pelos autores supramencionados, são em geral satisfatórias para a classificação de solos sedimentares brasileiros (QUARESMA et al., 1986 e SOARES et al., 1997). Além de possibilitar a caracterização da estratigrafia do solo, o ensaio de piezocone permite estimar, dentre outros parâmetros, o perfil de resistência não drenada, a variação do OCR com a profundidade e, no ensaio de dissipação, o coeficiente de adensamento do solo. As Figuras 3.14, 3.15 e 3.16 apresentam os ábacos de classificação do comportamento do solo argiloso nas verticais do CPTu 36, 36A e 4, respectivamente, a partir da proposta 79

80 estabelecida por ROBERTSON (1990), baseada em parâmetros normalizados (Q t, F r e B q ). Nesta proposta são identificadas nove zonas que agrupam solos de diferentes tipos de comportamento. FIG Classificação preliminar de comportamento baseada em ROBERTSON (1990) para o CPTu-36, entre 6,5 e 23,7 m de profundidade. 80

81 FIG Classificação preliminar de comportamento baseada em ROBERTSON (1990) para o CPTu-36A, entre 5,0 e 25,2 m de profundidade. FIG Classificação preliminar de comportamento baseada em ROBERTSON (1990) para o CPTu-4, entre 5,0 e 22,5 m de profundidade. 81

82 Para facilitar o tratamento dos dados, JEFFERIES e DAVIES (1993) definiram o índice de classificação do material (I c ) em função dos parâmetros Q t, B q e F r, o qual permite avaliar qualitativamente o comportamento típico do solo. ROBERTSON e WRIDE (1998) propuseram uma versão simplificada do método de JEFFERIES e DAVIES (1993) e estabeleceram o índice de classificação do material com base nos parâmetros Q tn (redefinição da resistência normalizada da ponta do cone) e F r. As Figuras 3.17, 3.18 e 3.19 apresentam os perfis de comportamento do solo segundo as verticais de CPTu 36, 36-A e 4, respectivamente, estabelecidas com base no índice de classificação do material proposta por ROBERTSON e WRIDE (1998). SCHNEIDER et al propuseram um sistema de classificação baseado em dados da resistência de ponta corrigida (q t ) e da poropressão medida na base do cone (u 2 ). Estudos paramétricos envolvendo a resistência de ponta normalizada, (q t σ v0 )/σ v0, e o excesso de poropressão na base do cone normalizada, (u 2 u 0 )/σ v0, como função do OCR, durante penetração não drenada, foram combinados com dados de ensaios de piezocone realizados em alguns depósitos de solos ao redor do mundo. A Figura 3.20 apresenta o sistema proposto com aplicação aos CPTu 36, 36-A e 4. O gráfico Q t x (Δu 2 )/σ v0 é dividido em cinco zonas de classificação. Além de envolver os solos cujas penetrações ocorrem em condições completamente drenadas e não drenadas, estabelecem os denominados solos de transição, tais como areias e siltes argilosos, argilas siltosas, siltes e muitos solos residuais, onde os ensaios de piezocone são frequentemente conduzidos sob condições de adensamento parcial, ou seja, alguma dissipação de excesso de poropressão ocorre localmente durante o avanço do cone. 82

83 FIG Perfil de classificação preliminar de comportamento do solo no CPTu-36 a partir de I c (ROBERTSON e WRIDE, 1998). 83

84 FIG Perfil de classificação preliminar de comportamento do solo no CPTu-36A a partir de I c (ROBERTSON e WRIDE, 1998). 84

85 FIG Perfil de classificação preliminar de comportamento do solo no CPTu-4 a partir de I c (ROBERTSON e WRIDE, 1998). 85

86 FIG Classificação baseada em SCHNEIDER et al. 2008, CPTu-36, 36A e 4. 86

87 A resistência ao cisalhamento não drenada a partir do ensaio de piezocone foi estimada através da Equação 3.4: S u ( qt v0 ) N kt EQ. 3.4 A obtenção do fator empírico de cone N kt, por sua vez, foi feita pontualmente ao longo da camada de solo mole, relacionando-se os valores de resistência de ponta do cone (q t ) obtidos nos ensaios de piezocone com as resistências não drenadas do ensaio de palheta (sem correção de BJERRUM, 1973) através da equação supramencionada. O valor médio de N kt obtido para o depósito do Parque do Cantagalo foi igual a 14. Na seção 3.3, Análise Geral dos Parâmetros Geotécnicos, os perfis de S u são apresentados em conjunto com os valores de S u obtidos dos ensaios de palheta nas ilhas 1 e 2. O conhecimento da tensão de sobreadensamento é de fundamental importância na análise do comportamento de depósitos de argilas moles para avaliar a magnitude de deformações. Conforme abordagem anterior, este parâmetro estabelece o limite entre as pequenas e grandes deformações de um solo sujeito a um carregamento. A estimativa deste parâmetro através de ensaios de piezocone pode ser feita por meio da Equação 3.5: ' vm 1 q t v0 k ( ) EQ. 3.5 Inicialmente utilizou-se k 1 = 0,305. Este valor foi adotado com base nos resultados das análises estatísticas estabelecidas por CHEN e MAYNE (1996) com dados de ensaios de piezocone em 205 depósitos de argila ao redor do mundo. Verificou-se que os valores de σ vm estavam muito acima dos resultados obtidos através dos ensaios de adensamento edométrico. Para a estimativa dos valores de OCR (σ vm /σ v0 ) com base na Equação 3.5, JANNUZZI (2009) propôs com sucesso k 1 = 0,15 para o depósito de argila mole de Sarapuí II. BARONI (2010) igualmente obteve bons resultados aplicando o fator de 0,15 para as argilas da Barra da Tijuca. Neste sentido, a Figura 3.21 apresenta o perfil de σ vm na ilha 2 (SP 36) estimado com base em k 1 = 0,15 juntamente com os valores obtidos dos ensaios de adensamento edométrico. Os perfis de OCR estimados para as ilhas 1 e 2, com base na proposta de JANNUZZI (2009), são apresentados na seção

88 FIG Perfil da tensão de sobreadensamento na ilha 2, SP 36. O coeficiente de adensamento pode ser estimado através de ensaios de dissipação durante a realização do ensaio de piezocone. Ao interromper a cravação da sonda em profundidades pré-estabelecidas, monitora-se o tempo para atingir-se, no mínimo, 50% de dissipação do excesso de poropressões. DANZIGER e SCHNAID (2000) recomendam o método proposto por HOULSBY e TEH (1988) para a estimativa do coeficiente de adensamento horizontal (c h ) através da Equação 3.6: T R c. t * EQ. 3.6 h 2 I R onde: T* = fator tempo; t = tempo de dissipação (ensaios realizados com t = 60% ou 50%); R = raio da sonda e 88

89 I R = índice de rigidez do solo = G/S u (I R = 55, obtido do ensaio pressiométrico). Os valores obtidos para o coeficiente de adensamento (c h piezocone) pela formulação de HOULSBY e TEH (1988) representam a propriedade do solo na região pré-adensada. JAMIOLKWSKI et al. (1985) apresentaram uma formulação, Equação 3.7, para a correção do valor de c h de forma a corresponder ao comportamento no domínio normalmente adensado (na): Cs c ( na) ch ( piezocone) C h EQ. 3.7 c De acordo com JAMIOLKOWSKI et al. (1985), os valores de C s /C c variam entre 0,13 e 0,15. No presente estudo esta relação foi determinada através dos resultados obtidos do ensaio de adensamento edométrico e é igual a 0,12. O valor do coeficiente de adensamento vertical c v (na) pode ser estimado por meio da Equação 3.8: kv c ( na) ch ( na) k v EQ. 3.8 h Para argilas brasileiras o valor da anisotropia de permeabilidade vertical e horizontal k h /k v varia, tipicamente, de 1,1 a 1,5. No presente estudo adotou-se o valor de 1,5 para a razão de permeabilidade. A Figura 3.22 apresenta os valores de c v (na) estimados a partir dos ensaios de adensamento e dissipação dos ensaios de piezocone. O valor médio de c v (na) obtido é igual a 2, m²/s. Verifica-se que não houve dispersão significativa nos resultados de c v determinados antes e após a aplicação de CPR. A faixa de variação dos valores de c v, embora elevada, é usualmente observada nas argilas do Rio de Janeiro. Os ensaios de piezocone realizados após a aplicação da técnica correspondem aos pontos CPTu-16B e CPTu-36B na Figura

90 FIG Estimativa do coeficiente de adensamento vertical normalmente adensado ENSAIOS DILATOMÉTRICOS O ensaio dilatométrico (DMT) consiste na aplicação de pressões ao solo através de uma membrana metálica de 6,0 cm de diâmetro, instalada na face lateral de uma lâmina de aço inoxidável. Utiliza-se a pressão de gás nitrogênio para expandir a membrana, que atinge um valor máximo de deslocamento de 1,10 mm em seu centro. Isto permite medir as pressões do início e fim dessa expansão e, assim, determinar os chamados parâmetros intermediários: I D (índice de material), E D (módulo dilatométrico) e K D (índice de tensão horizontal). Os parâmetros intermediários constituem a base das correlações de natureza empírica e semi-empírica que permitem estimar parâmetros constitutivos do solo, dentre os quais: coeficiente de empuxo no repouso (K 0 ), módulo de elasticidade (E ou M), razão de préadensamento (OCR), resistência ao cisalhamento não drenada de argilas (S u ) e ângulo de atrito interno de areias ( ). Com base nas medidas de E D e I D, o ensaio permite classificar o tipo de solo. O dilatômetro sísmico (SDMT) é a combinação do dilatômetro convencional acoplado com um módulo para medida sísmica. O módulo constitui-se de uma sonda equipada com 90

91 dois sensores sísmicos (geofones) instalados na haste de condução da lâmina e espaçados de 0,5 m. Por meio do ensaio de SDMT pode-se medir a velocidade de propagação da onda de cisalhamento (V s ) e, a partir desta, determinar o módulo de cisalhamento a pequenas deformações (G 0 ). Maiores informações a respeito dos procedimentos, aspectos operacionais e interpretações dos ensaios de DMT e SDMT podem ser obtidos em SCHNAID e ODEBRECHT (2012) e TC16 (2001). MARCHETTI (1980) estabeleceu três categorias de comportamento do solo de acordo com o valor de I D, a saber: argila para 0,1 < I D < 0,6; silte para 0,6 < I D < 1,8 e areia para 1,8 < I D < 10. MARCHETTI e CRAPPS (1981) produziram um gráfico com base nos valores de I D e E D que serve para estimar o tipo de solo. A Figura 3.23 apresenta o referido gráfico, modificado, com os resultados dos ensaios SMDT-36 e 36A. FIG Classificação preliminar de comportamento do solo com base no ensaio dilatométrico, SDMT-36 e 36A. 91

92 A Figura 3.24 apresenta alguns parâmetros obtidos, por meio de correlações, dos ensaios dilatométricos sísmicos SDMT-36 e 36-A localizados na ilha 2. FIG Resultados dos ensaios dilatométricos sísmicos SDMT-36 e 36A. 92

93 De modo geral, os resultados sinalizam uma boa repetibilidade dos ensaios conduzidos numa mesma ilha de investigação (ilha 2). A análise da Figura 3.24 (a) permite definir o material como de comportamento argiloso segundo a classificação estabelecida por MARCHETTI (1980). Complementarmente, o posicionamento dos resultados no gráfico de MARCHETTI e CRAPPS (1981) sugere o comportamento mecânico típico de um material argiloso mole. O módulo dilatométrico (M DMT ) é um parâmetro de deformabilidade obtido a partir da correção de E D, tendo coeficientes de correlação em função dos valores de I D e K D. De acordo com TC16 (2001), os resultados do módulo dilatométrico são próximos aos valores do módulo de compressão edométrica (E oed = 1/m v ), exemplos podem ser vistos em LACASSE (1986) e IWASAKI et al. (1991). Na Figura 3.24 (b), M DMT apresenta uma ligeira redução no terço intermediário da camada de argila e seu valor médio ao longo da profundidade é igual a 3,2 MPa. A Figura 3.24 (c) apresenta a variação da onda cisalhante (V s ) com a profundidade. Verifica-se que não há grande dispersão de valores, os quais se encontram na faixa de 68 a 258 m/s. A partir de V s foi possível obter o módulo de cisalhamento a pequenas deformações (G 0 ), através da Equação 3.9: G V EQ S onde a massa específica ρ = γ/g, sendo γ o peso específico e g a aceleração da gravidade. A Figura 3.24 (d) apresenta os valores de G 0, os quais variam de 6,3 a 90,9 MPa. A Figura 3.24 (e) apresenta os valores normalizados de S u com σ v0. O valor médio de 0,5 sugere a presença de argila mole. O perfil de OCR foi estabelecido com base na proposta de LUNNE et al. (1989), através da Equação 3.10, que é válida para (S u /σ v0 ) < 0,8: 1,17 OCR ( 0,30K D ) EQ O perfil de S u foi feito com base na Equação 3.11, proposta por MARCHETTI (1980): S EQ u ' 1,25 0,22 v0 (0,5K D) 93

94 Os perfis de OCR e S u são apresentados na seção ENSAIOS PRESSIOMÉTRICOS O ensaio pressiométrico consiste na aplicação de pressões uniformes às paredes de um furo de sondagem, através de uma membrana flexível montada em uma sonda, no interior do solo ou rocha branda. O objetivo é determinar o comportamento tensão-deformação do material in situ. De acordo com SOARES (1997), além de possibilitar a obtenção de uma relação tensão x deformação (deformação planar), o ensaio pressiométrico permite obter uma pressão de escoamento (creep) e uma pressão limite (ruptura). Diferentes procedimentos podem ser utilizados na instalação da sonda pressiométrica no solo visando a reduzir ou eliminar os possíveis efeitos do amolgamento gerado pela inserção da sonda no terreno, SCHNAID e ODEBRECHT (2012). Neste sentido, diferentes tipos de pressiômetro foram desenvolvidos. Embora os pressiômetros partam do mesmo princípio teórico para a interpretação dos seus resultados, eles diferem basicamente quanto à forma da sonda (sonda monocelular ou tricelular) e do seu processo de instalação no solo (pré-furo, autoperfurante ou cravado), além do modo de execução do ensaio (ensaio de deformação ou de tensão controladas). Maiores detalhes podem ser conferidos em BRIAUD (1992) e SCHNAID e ODEBRECHT (2012). SCHNAID e ODEBRECHT (2012) ressaltam que através da interpretação dos resultados pressiométricos, baseada nos conceitos de expansão de cavidade cilíndrica, é possível estimar parâmetros constitutivos do solo como módulo cisalhante (G), ângulo de atrito ( ), ângulo de dilatância (ψ) e resistência ao cisalhamento não drenada (S u ), além do estado de tensões geostático. O pressiômetro TEXAM foi utilizado nos ensaios de campo no Parque do Cantagalo. A sonda tem 46 cm de comprimento e 70 mm de diâmetro e é composta somente de uma célula, inflada com água e longa o suficiente para garantir que os efeitos de borda sejam insignificantes. A fonte de pressão é um atuador mecânico que move um pistão forçando a entrada/saída de água da sonda. O aumento do volume de água na sonda é medido por um contador que grava o número de revoluções do parafuso do atuador. A pressão é indicada por um sensor de pressão. 94

95 Inicialmente é realizada a saturação com água da caixa de controle e da sonda e, posteriormente, são realizados os procedimentos de calibração para a correção de pressão (da membrana da sonda) e de volume, o que permite determinar a expansão do sistema para calcular a variação de volume de suas cavidades. A calibração é repetida com a sonda dentro de um tubo de aço com dimensões compatíveis com as da sonda. A Figura 3.25-a ilustra o procedimento de saturação da sonda e da caixa de controle e a Figura 3.25-b a execução da calibração com a sonda fora do tubo de aço. Detalhes a respeito dos procedimentos de saturação e calibração podem ser verificados no manual do equipamento, TEXAM pressuremeter (2010). a) b) FIG a) Saturação do equipamento pressiométrico (Local: LRF). b) Detalhe da membrana da sonda inflada durante calibração (Local: LRF). O processo de instalação da sonda tem início com a execução do pré-furo com equipamento mecânico de perfuração, a fim de atravessar a camada resistente de aterro, e instalação de revestimento de tubo metálico (2 de diâmetro) no pré-furo até próximo a cota de execução do ensaio na camada de argila. A sonda atravessa o revestimento, atinge o solo mole e, então, é cravada com auxílio de equipamento mecânico cerca de 1 m, semelhante a um cone-pressiômetro, até a profundidade do ensaio. 95

96 Os ensaios foram executados mediante deformação controlada, onde incrementos de volume de água eram liberados da caixa de controle para a sonda, e vice-versa, e as pressões correspondentes eram assinaladas. Seguindo orientação de SOARES (1997), durante a execução dos ensaios foram realizados ciclos de descarga e recarga. Detalhes a respeito da execução do ensaio sob condições de deformação ou tensão controladas podem ser conferidos no manual do equipamento, TEXAM pressuremeter (2010). A Figura 3.26, cujo ensaio foi realizado na ilha 3 a 10,99 m de profundidade, apresenta a curva típica de pressão versus deformação da cavidade gerada a partir dos resultados obtidos no ensaio pressiométrico. As demais curvas dos ensaios realizados na área 3 encontram-se no Apêndice 2. FIG Curva pressão (kpa) versus deformação (%), ilha 3 a 10,99 m de profundidade. A interpretação dos resultados foi realizada na etapa de descarregamento, uma vez que, em princípio, em um ensaio cravado a parte da curva referente ao carregamento não pode ser analisada, pois são necessários grandes deslocamentos para suprimir o efeito de cravação, SCHNAID (2011). Em relação ao estado de tensão geostático, não foi possível estimar a tensão horizontal in situ (pressão associada ao início do trecho linear), haja vista a sonda ter sido inserida no solo 96

97 por cravação. SCHNAID e ODEBRECHT (2012) salientam que ensaios autoperfurantes são, em teoria, ideais para a estimativa da tensão horizontal geostática. A partir da curva foram obtidos dois parâmetros: módulo cisalhante (G) e resistência ao cisalhamento não drenada (S u ). O módulo cisalhante corresponde à inclinação do início da curva na fase de descarregamento e a resistência não drenada pode ser obtida através do método gráfico de HOULSBY e WITHERS (1988). A Figura 3.27 ilustra os procedimentos de obtenção dos parâmetros supracitados com base no ensaio realizado na ilha 3 a 10,99 m de profundidade. FIG Construções para determinação de G e S u, ilha 3 a 10,99 m de profundidade. No gráfico está representada somente a curva da fase de descarregamento do ensaio, AD na Figura O módulo cisalhante é obtido da inclinação inicial da curva, trecho AB, cujo valor é igual a 2mG, onde m é um fator que assume o valor de 1 para expansão cilíndrica, caso em análise, e 2 para esférica. O valor de S u advém do intercepto EF, o qual é estabelecido graficamente a partir da tangente à curva no ponto C, da vertical em A e da horizontal em C. O intecepto EF é dado pela Equação 3.12: 97

98 dp ) d 2(2 m) f 3 ( EQ e S u sendo ( m 1) ( e 2 ( m 1) tanh ( 2 e ) f EQ ) onde: ε = deformação; ε e = deformação na expansão máxima; p = pressão; p e = pressão correspondente à expansão máxima; m = 1 (cilíndrica) e tanh x = (e 2x 1)/( e 2x + 1). Com o valor de G é possível determinar o módulo de elasticidade não drenado (E u ) do solo obtido por meio da Equação 3.13: E u 2G(1 ) EQ onde ν é o coeficiente de Poisson. CAVALCANTE (1997) argumenta que é muito frequente a adoção do valor médio de 0,33 para o coeficiente de Poisson. Todavia esse valor poderá ser outro de acordo com o tipo de solo, não sendo apropriado para o comportamento não drenado de argilas (BRIAUD, 1992). Em seu estudo de aplicação do pressiômetro Ménard em um depósito de argila mole do Recife, CAVALCANTE (1997) adotou o valor de 0,5 (considerando comportamento não drenado). Neste trabalho foi também adotado o valor de 0,5 para a argila mole do Parque do Cantagalo. A Tabela 3.6 apresenta os resultados de E u e S u com base nas informações extraídas das curvas pressão versus deformação dos ensaios pressiométricos executados no Parque do Cantagalo. 98

99 TAB. 3.6 Resultados dos ensaios pressiométricos. Local Profundidade (m) E u (kpa) S u (kpa) I R (=G/S u ) 9, ,5 68 Ilha 5 11, , , ,3 56 Ilha 4 10, , , ,5 49 8, ,5 55 Ilha-3 10, , , ,5 46 A Tabela 3.7, elaborada por PINTO (2006), apresenta a ordem de grandeza dos resultados dos módulos de elasticidade típicos de argilas saturadas, em solicitação não drenada, em função da consistência do solo. TAB. 3.7 Módulo de elasticidade de argilas saturadas. Consistência Módulo de elasticidade (MPa) Muito mole < 2,5 Mole 2,5 a 5 Consistência média 5 a 10 Rija 10 a 20 Muito rija 20 a 40 Dura > 2,5 Tendo por base os valores de módulo de elasticidade apresentados por PINTO (2006), pode-se concluir que o depósito em estudo, cujo valor médio do módulo de elasticidade é igual a 2709 kpa, é constituído de argila saturada de consistência muito mole a mole, ou seja, coerente com os resultados dos demais ensaios. O índice de rigidez médio do solo, tendo por base os valores determinados nas ilhas 3, 4 e 5, é igual a 55. Este valor é próximo ao adotado por BARONI (2010), I R = 47, para a argila da Barra da Tijuca. 99

100 3.3 ANÁLISE GERAL DOS PARÂMETROS GEOTÉCNICOS Nesta seção é feita uma síntese dos principais parâmetros obtidos dos ensaios de laboratório e de campo que caracterizam a argila da LRF. Adicionalmente, o referido depósito é contextualizado, por meio da Tabela 9.3 (Anexo 4), no âmbito de variados depósitos de argilas do Rio de Janeiro estudados ao longo dos anos, notadamente em depósitos das regiões da Barra da Tijuca e Recreio dos Bandeirantes (BEDESCHI, 2004; NASCIMENTO, 2009 e BARONI, 2010), devido a crescente expansão imobiliária na zona oeste do Rio de Janeiro em anos recentes. FUTAI (1999) correlacionou a consistência das argilas do Rio de Janeiro aos parâmetros de compressibilidade e resistência não drenada e estabeleceu faixas numéricas de enquadramento para cada uma das quatro regiões por ele estabelecidas. Com base neste sistema foi feito o enquadramento do depósito da LRF, constante da Tabela 9.4 (Anexo 5). Verifica-se que, de acordo com a proposição de FUTAI (1999), o depósito da LRF pode ser enquadrado na região II e próxima a III, pois apresenta plasticidade e compressibilidade elevadas, típico das argilas da Barra da Tijuca. Os valores de S u, não corrigidos, obtidos pelos ensaios de palheta variam de 13 a 50 kpa. Ensaios pressiométricos resultaram valores de S u dentro da faixa de valores obtidos através dos ensaios de palheta. Ensaios dilatométricos sísmicos apresentaram valores de S u pouco superiores, variando de 23 a 68 kpa. O coeficiente de adensamento vertical a partir do ensaio de adensamento edométrico, média de 2, m²/s, ficou próximo à média dos valores de campo obtidos através da dissipação dos ensaios de piezocone, 1, m²/s. O valor médio global de c v no domínio normalmente adensado para o depósito da LRF é de 2, m²/s. Para uma melhor visualização dos principais parâmetros obtidos de ensaios de campo e laboratório, as Figuras 3.28 e 3.29 apresentam os resultados de ensaios nas ilhas 1 e 2, respectivamente. 100

101 FIG Características geotécnicas da SP 4, ilha

102 FIG Características geotécnicas da SP 36, ilha

103 3.4 CONCLUSÕES PARCIAIS As investigações geotécnicas possibilitaram uma caracterização detalhada do perfil do subsolo da área estudada. A camada de aterro apresenta espessura média de 7 m, seguindo-se uma espessa camada de argila de consistência mole a muito mole, de elevadas plasticidade e compressibilidade, chegando a profundidades de até 30 m. A avaliação da qualidade das amostras coletadas na ilha 2, a priori, indicou tratar-se de amostragens de qualidade muito ruim. No entanto, admitindo uma superestimativa nos valores de σ v0, pôde-se constatar, posteriormente, uma boa concordância dos valores de σ vm a partir dos resultados de ensaio de campo. Os resultados dos ensaios de piezocone para a ilha 2 permitiram definir um perfil de tensão de sobreadensamento (σ vm ) estimado por meio da formulação proposta por JANNUZZI (2009) em Sarapuí II e aplicada com sucesso por BARONI (2010) para argilas da Barra da Tijuca e por ALMEIDA et al. (2012) para o Parque do Cantagalo em boa concordância com os valores obtidos dos ensaios de adensamento. Os ensaios de palheta, de piezocone e pressiométrico revelaram que o depósito argiloso apresenta baixos valores de resistência não drenada, variando na faixa de 13 a 50 kpa. Verifica-se que no terço superior da camada de argila houve um ganho de resistência por conta da construção do aterro, a partir do terço intermediário há um aumento aproximadamente linear da resistência com a profundidade. Os ensaios de adensamento edométrico e dissipação do piezocone indicaram parâmetros de adensamento dentro da mesma faixa de ocorrência no domínio normalmente adensado. Os ensaios de piezocone e de adensamento apresentam valores de OCR abaixo da unidade, indicando tratar-se de uma argila subadensada. Os valores de OCR estimados através do ensaio dilatométrico estão pouco acima dos obtidos através dos outros dois ensaios supramencionados, com valores entre 1 e 2 no primeiro terço da camada e aproximadamente igual a 1 até próximo ao fim da camada. Os parâmetros obtidos para o depósito do Parque do Cantagalo estão em concordância com os parâmetros de depósitos de argilas do Rio de Janeiro estudados por diversos autores, conforme a Tabela 9.3 (Anexo 4). 103

104 4 TRATAMENTO DO SOLO E INSTRUMENTAÇÃO DA ÁREA DE ESTUDO O relatório PEC da COPPE/UFRJ, de 2010, recomendou a adoção conjunta das técnicas de colunas de brita e pré-carregamento por vácuo como solução construtiva para o tratamento de uma área total de m² do Parque do Cantagalo (ALMEIDA et al., 2010). A GEO-RIO, no entanto, escolheu a técnica de CPR, que foi empregada no tratamento de uma área de cerca de m² do Parque, de acordo com o levantamento da empresa Engegraut. Este capítulo apresenta as áreas tratadas com CPR no Parque do Cantagalo e a configuração básica de colunas e geodrenos aplicadas no tratamento. A instrumentação implantada para o monitoramento da obra é apresentada em detalhes, com ênfase para o perfilômetro instrumentado com fibra óptica. 4.1 ÁREAS TRATADAS Os trabalhos de tratamento do solo mole no Parque do Cantagalo foram iniciados em setembro de A área total de tratamento foi, neste estudo, subdividida em três áreas, de acordo com a ordem de execução dos trabalhos em campo: área 1 (limitada pela linha branca), área 2 (limitada pela linha vermelha) e área 3 (limitada pela linha amarela), conforme a Figura 4.1. Grande parte da instrumentação implantada e dos ensaios de campo realizados após a aplicação de CPR foram concentrados na área 3 devido a sua maior representatividade, 42% da área total. A área 1 perfaz 41% do total e a área 2 concentra 17% da área total. Além disso, a área 3 é desimpedida de restrições; ao contrário da área 1 que é um campo destinado à prática esportiva, o que impediria o monitoramento da instrumentação implantada a médio/longo prazo. 104

105 FIG. 4.1 Áreas de aplicação de CPR no Parque do Cantagalo (Fonte: Google earth). Os geodrenos foram cravados até a profundidade de 15 m. A execução dos bulbos para a formação das colunas começava, em geral, entre 9 e 10 m de profundidade e terminava entre 2 e 4 m abaixo do nível do terreno, conforme esquematizado na Figura 4.2. FIG. 4.2 Esquema de aplicação do CPR. 105

106 A configuração básica da malha, conforme seção em planta apresentada na Figura 4.3, consistiu numa distribuição triangular de geodrenos e colunas de compressão de CPR. O espaçamento entre os geodrenos foi de 1,80 m e as colunas foram dispostas nos vértices de um triângulo de lado igual a 6 m. FIG. 4.3 Configuração triangular da malha de colunas e geodrenos. A Figura 4.4 apresenta a configuração esquemática da aplicação de CPR nas áreas tratadas, no Parque do Cantagalo, segundo as seções transversais destacadas na Figura 3.5-a. FIG. 4.4 Perfil do esquema de aplicação de CPR nas áreas tratadas (Fonte: modificado de CONCREMAT, 2010). 106

107 4.2 INSTRUMENTAÇÃO INSTALADA Foram instalados instrumentos de campo nas três áreas a fim de monitorar a evolução de deslocamentos horizontais e verticais e poropressões com o tempo. A Figura 4.5 apresenta a disposição da referida instrumentação em campo, sendo composta de: 15 placas de recalque, 3 inclinômetros, 2 perfilômetros e 3 piezômetros (1 elétrico de corda vibrante e 2 de tubo aberto ou Casagrande). A Tabela 8.1, no Apêndice 1, apresenta as coordenadas UTM, datum WGS- 84, da instrumentação implantada em campo. FIG. 4.5 Locação da instrumentação no Parque do Cantagalo (Fonte: Google earth) PLACAS DE RECALQUE Placas de recalque têm por objetivo medir deslocamentos verticais e, segundo ALMEIDA e MARQUES (2010), constituem-se nos instrumentos mais simples que compõem um projeto de instrumentação. As 15 placas instaladas no Parque do Cantagalo foram construídas com chapa de aço quadrada de 3 mm de espessura e 0,50 m de lado, formando a base, tendo uma haste de ferro 107

108 galvanizado de 1 de diâmetro e 2 m de comprimento fixada no centro da chapa por meio de rosca. A fim de minimizar o atrito aterro-haste foi instalado no entorno da haste um tubo de PVC. Conforme ilustra a Figura 4.6-a, as placas de recalque foram instaladas em cavas quadradas de cerca de 0,80 x 0,80 m² e 0,20 m de profundidade. Os fundos das cavas foram nivelados e compactados de modo a garantir o adequado assentamento da base da placa e o alinhamento vertical da haste. As placas foram instaladas imediatamente após a aplicação da técnica e antes do início da execução do aterro na área 3 (Figura 4.6-b), após a execução do aterro na área 1 e depois da aplicação de CPR na área 2, onde não houve execução de aterro. a) b) FIG. 4.6 a) Instalação de placa de recalque na área 3. b) Detalhe das placas de recalque durante a execução de aterro na área 3. Foram estabelecidas duas referências indeslocáveis para o controle dos recalques das placas ao longo do tempo. As coordenadas UTM destas referências, materializadas no terreno por meio de uma circunferência amarela com ponto central, são: P0 (23k ,30 me ,70 mn) e L2 (23k ,47 me ,03 mn). O datum é o WGS-84. Os nivelamentos das placas de recalque foram realizados através de nível óptico por equipe de topografia da Seção de Engenharia Cartográfica do IME. As placas numeradas de 1 a 10, dispostas na área 3, foram referenciadas em relação a P0. As leituras das placas 11 (área 2) e 12 a 15 (área 1) foram feitas com base em L2. 108

109 Por questões de segurança contra atos de vandalismo, após o término dos trabalhos, as hastes das placas de recalque foram arrasadas ao nível da superfície do terreno e camufladas em meio ao terreno INCLINÔMETROS Com o objetivo de medir os deslocamentos horizontais do terreno, foram instalados três inclinômetros (IN-1, IN-2 e IN-3) nos dias 23, 24 e 25/11/2011, respectivamente, antes da execução da técnica de CPR. A locação das verticais de instalação foi estabelecida de modo a atender dois critérios: proximidade com furos de sondagem previamente executados junto à região de borda da Lagoa, na área 3, e espaçamento adequado entre as verticais, de forma que os furos fossem distribuídos ao longo de toda a seção de borda da referida área, ou seja, próximos às extremidades e à região central INSTALAÇÃO DOS INCLINÔMETROS Os tubos, tampas e colas empregados na instalação dos inclinômetros foram fornecidos pelo consórcio executor da obra, tendo sido previamente inspecionados quanto à qualidade do material, bem como em relação ao alinhamento das ranhuras internas dos tubos. O tubo que constitui o inclinômetro é feito de PVC; tem um comprimento unitário total de 1,575 m e diâmetro externo de 2,5 ; possui quatro ranhuras internas posicionadas a 0, 90, 180 e 270 ; é aberto em ambas as extremidades e possui um sistema de encaixe que permite o alinhamento das ranhuras internas de segmentos distintos. Os furos para a instalação dos tubos foram executados pela empresa Contemat, tendo seguido diretrizes executivas próprias e acompanhamento técnico de equipe da COPPE/UFRJ. Para a execução desta etapa foi utilizado um equipamento de perfuração rotativo sobre esteiras com um sistema de bombeamento d água acoplado, conforme a Figura 4.7. A medida que o equipamento avançava na perfuração do solo, o furo executado era revestido com tubo metálico de 100 mm de diâmetro interno a fim de permitir a posterior instalação dos tubos de inclinômetro. 109

110 FIG. 4.7 Execução de furo revestido para a instalação de inclinômetro (Local: LRF). Os tubos foram transportados em peças unitárias de 1,575 m até a área de instalação dos inclinômetros e, neste local, foram montados módulos de 6 m, a partir da conexão de 4 peças unitárias, visando, tão somente, a agilizar o processo de instalação tendo em vista o tempo de cura da cola. A Figura 4.8 apresenta a sequência de montagem, a qual tem início com a limpeza e o lixamento (lixa 100) das superfícies que serão conectadas. Em seguida é executada a soldagem a frio, cuja etapa consiste na aplicação de cola plástica, específica para PVC, sobre as superfícies lixadas e posterior encaixe dos tubos. O tempo de cura da cola é de aproximadamente 1 hora. a) b) FIG. 4.8 a) Aplicação de cola em superfície previamente lixada e limpa b) Conexão de tubos (Local: LRF). 110

111 O primeiro módulo foi fechado numa das extremidades, formando o fundo do tubo de inclinômetro. Isto permitiu o preenchimento do módulo com água a fim de facilitar a descida de todo o conjunto até a cota de fundo, além de garantir que não houvesse entrada de material que pudesse entupir o tubo, Figura 4.9-a. Os módulos foram, na sequência, introduzidos no interior do revestimento metálico e conectados entre si até que fosse atingida a profundidade de instalação. A profundidade mínima de engastamento em solo arenoso, subjacente à camada de argila mole, foi de 3 m. O inclinômetro foi instalado de tal forma que um dos eixos do tubo, formado por ranhuras opostas, coincidisse com a direção onde se esperam os maiores deslocamentos. Automaticamente, a outra direção fica posicionada perpendicularmente. Na instalação ora descrita, considerou-se como a direção onde ocorrem os maiores deslocamentos a perpendicular à margem da Lagoa. Depois de atingida a cota de instalação, foram executados a retirada do revestimento metálico e o lançamento de areia para preenchimento do espaço anelar entre o tubo de inclinômetro e o terreno, Figura 4.9-b. a) b) FIG. 4.9 a) Preenchimento de água para facilitar a descida do tubo de inclinômetro (Local: LRF). b) Lançamento de areia para a fixação do tubo (Local: LRF). O inclinômetro IN-1 foi rompido a 9 m de profundidade durante o processo de bombeamento de argamassa executado próximo ao referido instrumento. O IN-2 sofreu uma torção, tendo em vista que o torpedo sai da ranhura durante a subida no interior do inclinômetro, conforme será detalhado a seguir. Dos três inclinômetros instalados, o IN-3 - engastado a 34 m de profundidade - é o único que está sendo monitorado. A Figura

112 ilustra o processo de injeção de argamassa a 10 m de profundidade e a cerca de 6 m de distância do IN-1. FIG Injeção de argamassa próxima ao IN PROCEDIMENTOS DE LEITURA DOS INCLINÔMETROS Conforme apresentado na Figura 4.11, o conjunto utilizado nas medições feitas por equipe da COPPE/UFRJ e do IME é constituído basicamente de sonda (torpedo) de inclinômetro Digitilt da Slope Indicator, unidade de leitura digital da Slope Indicator, cabo elétrico de ligação do torpedo com a unidade de leitura da Slope Indicator e polia. O cabo é marcado a cada 0,5 m, diferenciando-se os intervalos ímpares (marcação em amarelo) dos intervalos pares (marcação em vermelho). Estas marcações servem como referência de checagem da profundidade em que se encontra o torpedo. O cabo recebe ainda a inscrição do comprimento correspondente, múltiplos de 5, a cada 5 m. 112

113 FIG Conjunto de medição do inclinômetro (Local: LRF). O princípio de medição consiste basicamente na emissão de um sinal elétrico pelo sensor - dotado de dois servo-acelerômetros ortogonalmente dispostos - proporcional ao ângulo de inclinação com o eixo vertical. Este sinal é recebido e armazenado pela unidade de leitura digital. O torpedo é colocado no tubo de inclinômetro com as rodas-guia posicionadas em ranhuras diametralmente opostas. O sensor é conduzido até a cota de fundo do tubo de inclinômetro pelo cabo elétrico, o qual se conecta na outra extremidade à unidade de leitura digital. A medição é feita do fundo até o topo do tubo, na superfície do terreno. A primeira subida, para a execução da leitura pelos eixos A 0 (+) e B 0 (+), é feita com as rodas-guia da posição elevada dispostas segundo o sentido esperado de maior movimentação do terreno, Figura A cada 0,5 m interrompe-se a subida do torpedo e, após a estabilização do sensor, indicada por sinal sonoro emitido pela unidade de leitura, registra-se a leitura correspondente. A segunda subida, para a execução da leitura pelos eixos A 180 ( ) e B 180 ( ), é realizada invertendo-se o sensor em 180º, ou seja, as rodas-guia da posição elevada agora ficam dispostas segundo o sentido contrário ao esperado de maior movimentação do terreno. 113

114 FIG Plano de orientação do torpedo no tubo de inclinômetro. Os dados são armazenados na unidade de leitura digital e, posteriormente, tratados com o uso do software DigiPro, versão para Windows, da Slope Indicator. Maiores detalhes acerca do procedimento de cálculo para a obtenção dos deslocamentos horizontais são apresentados em OLIVEIRA (1999) e SLOPE INDICATOR (2011) PERFILÔMETROS Foram instalados dois perfilômetros (PF-1 e PF-2) na área 3, entre os dias 12 e 14/12/2011, visando a medir os deslocamentos verticais contínuos ao longo da seção do terreno após a execução da técnica de CPR. O posicionamento dos perfilômetros foi estabelecido de modo a atender o critério de proximidade com furos de sondagem executados e de forma que atravessassem a área 3, ficando dispostos com uma extremidade junto à Lagoa e a outra mais próxima à Av. Epitácio Pessoa. Buscou-se, ainda, posicioná-los próximos aos inclinômetros previamente instalados, com vistas a correlacionar deslocamentos verticais e horizontais. O PF-1 apresenta um comprimento total de 50 m e o PF-2 de 61 m. 114

115 INSTALAÇÃO DOS PERFILÔMETROS A instalação dos perfilômetros foi conduzida pela equipe da Engegraut após a conclusão do tratamento da área com CPR. Inicialmente foram abertas duas valas por meio de retroescavadeira, com cerca de 0,45 m de profundidade. Na sequência, uma camada de areia foi lançada a fim de regularizar o fundo das valas. Os materiais utilizados e o processo de conexão dos tubos são os mesmos empregados por ocasião da instalação dos inclinômetros. Durante o encaixe dos tubos, um cabo-guia era passado por dentro da linha de tubos em formação. Este cabo, que fica permanentemente alojado no interior do perfilômetro, tem a função de conduzir o sensor de uma extremidade a outra do inclinômetro horizontal. A instalação dos perfilômetros foi concluída com o reaterro das valas. Alguns dias depois, foram construídas quatro caixas de inspeção feitas com blocos de concreto nas extremidades das linhas. A finalidade foi proteger os perfilômetros da ação dos equipamentos de terraplenagem durante a execução do aterro e, posteriormente, contra a ação de vândalos PROCEDIMENTOS DE LEITURA DOS PERFILÔMETROS O conjunto de medição utilizado pela equipe da COPPE/UFRJ para a execução das medições é composto de sonda (torpedo) de inclinômetro horizontal Digitilt da Slope Indicator, unidade de leitura digital da Slope Indicator e cabo elétrico de ligação do torpedo com a unidade de leitura da Slope Indicator. A unidade de leitura e o cabo elétrico são os mesmos utilizados na medição do inclinômetro. O perfilômetro e o inclinômetro são governados pelo mesmo princípio de medição. Porém, ao contrário do inclinômetro vertical, no perfilômetro a medição é feita segundo um eixo apenas, a vertical perpendicular à superfície do terreno. A Figura 4.13 apresenta a composição do conjunto de medição do perfilômetro com o detalhe do plano de orientação do torpedo no tubo. 115

116 FIG Plano de orientação do torpedo no tubo de perfilômetro. Inicialmente é feita a medição em A 0, condição em que o cabo elétrico é plugado ao conector 2 da sonda. O torpedo é conduzido pelo cabo-guia até a extremidade oposta a da unidade de leitura e, a partir de então, em intervalos de 0,5 m ou a cada 1,0 m, são realizadas as leituras correspondentes, até que o torpedo atravesse toda a extensão do perfilômetro e chegue à extremidade onde se encontra a unidade de leitura. A medição em A 180 é feita com o cabo elétrico plugado ao conector 1 do torpedo, o que equivale a um giro de 180º do equipamento. O sensor é conduzido até a extremidade oposta e tem-se início a uma nova rodada de leituras. Os dados armazenados na unidade de leitura são processados através do software DigiPro. Maiores informações sobre o procedimento de cálculo para a obtenção dos deslocamentos verticais são apresentados em SLOPE INDICATOR (2006) PERFILÔMETRO INSTRUMENTADO COM FIBRA ÓPTICA Na sequência são descritos os procedimentos que foram empregados na instrumentação do perfilômetro de 61 m. São apresentados os materiais utilizados, as etapas envolvidas no 116

117 processo de instalação das fibras ópticas e dos sensores no tubo do perfilômetro, o sistema de aquisição de dados e os principais problemas enfrentados para a manutenção da instrumentação durante a execução da obra MATERIAIS EMPREGADOS O tubo de PVC ranhurado e o material de fixação/proteção das redes de Bragg ao tubo foram submetidos a testes em laboratório a fim de verificar a compatibilidade destes materiais quando em trabalho conjunto. O material de fixação/proteção das redes de Bragg ao tubo de PVC deve apresentar como características básicas: flexibilidade, de modo que a cola se deforme solidariamente à rede; aderência ao tubo, garantindo com isto a restrição ao deslocamento da rede; rápida cura e resistência às variações de temperatura e umidade e à abrasão. O material de fixação/proteção, constituído de uma cola a base de acrilato, foi aplicado em uma amostra do tubo de PVC, conforme pode ser observado na Figura O conjunto foi levado à estufa e submetido a temperaturas crescentes, alcançando cerca de 150 C. FIG Teste da cola em amostra do tubo de PVC (Local: PUC). 117

118 O que se observou do teste de compatibilidade de materiais realizado em laboratório foi uma perfeita aderência entre o tubo de PVC e as redes de Bragg gravadas na fibra óptica. Porém, devido ao lento processo de cura, constatou-se que a aplicação deste tipo de material de fixação em campo tornaria lento o processo executivo de instalação da fibra óptica no tubo do perfilômetro. Optou-se pelo uso de um adesivo selante a base de polímero, o qual pode ser aplicado com uma pistola de alumínio, própria para aplicação de produtos acondicionados em tubo. O que tornaria o processo executivo mais rápido, atendendo aos prazos da obra. O novo material testado apresentou boa aderência ao tubo plástico, além do rápido tempo de cura e formação de uma estrutura rígida o suficiente para proteger as redes de Bragg contra a ação de choque e/ou abrasão e também flexível, na medida adequada, para permitir que a rede se deforme conjuntamente com o tubo. Paralelamente testou-se a capacidade de o tubo promover resposta que pudesse ser medida. A deformação do material do qual é feito o tubo deveria ser passível de medição através de sensores de fibra óptica nele instalados. A amostra de tubo instrumentada, conforme a Figura 4.14, foi submetida a variados esforços cuja deformação resultante pôde ser medida por meio de um equipamento de leitura óptica. O resultado satisfatório obtido do experimento em laboratório com a amostra do tubo instrumentada com fibra óptica demonstrou a possibilidade da utilização prática deste tipo de instrumentação em obra de Engenharia. Assim sendo, planejou-se a instrumentação da linha de perfilômetro de 61 m de comprimento com fibra óptica. Para tanto, foi estabelecida a implantação de treze redes de Bragg ao longo do perfilômetro, as quais atuariam como sensores. No presente trabalho as redes são denominadas pela sigla FBG seguida de uma numeração de 1 a 13. As redes de Bragg foram produzidas no Laboratório de Sensores a Fibra Óptica, na PUC- RJ. O processo de gravação das redes na fibra óptica foi feito através da técnica de máscara de fase. Maiores detalhes acerca desta técnica podem ser conferidos em ALLIL (2010). A Figura 4.15 apresenta o espectro obtido para os sensores. O comprimento de onda das redes varia na faixa de 1521 a 1576 nm. 118

119 FIG Espectro das redes de Bragg. A Tabela 4.1 apresenta os valores do comprimento de onda de cada uma das redes produzidas. TAB. 4.1 Comprimento de onda das redes de Bragg. Sensor Comprimento de onda (nm) FBG ,31 FBG ,51 FBG ,10 FBG ,74 FBG ,89 FBG ,97 FBG ,13 FBG ,94 FBG ,98 FBG ,67 FBG ,50 FBG ,29 FBG ,56 119

120 INSTALAÇÃO DAS REDES DE BRAGG Nos dias 13 e 14/12/2011 foram realizados os trabalhos de campo para a instalação de fibra óptica ao longo do perfilômetro de 61 m, a qual foi executada por equipe da PUC/RJ. O planejamento foi concebido de modo que cada sensor fosse devidamente posicionado nos tubos do perfilômetro. Desta forma, cada um dos tubos componentes do perfilômetro, cujo comprimento unitário é 1,575 m, foram numerados para facilitar o posicionamento e fixação das redes de Bragg. A Tabela 4.2 apresenta a localização das redes de Bragg em relação ao início do tubo unitário e relativamente a extremidade inicial da linha do perfilômetro, formada a partir da conexão dos tubos unitários. TAB. 4.2 Localização das redes de Bragg no perfilômetro. Sensor Tubo unitário associado Localização no tubo (m) Localização no perfilômetro (m) FBG 1 1 0,21 0,21 FBG 2 3 1,00 4,14 FBG 3 6 0,20 8,05 FBG 4 8 1,00 11,99 FBG ,20 15,90 FBG 6 6 0,20 8,05 FBG ,15 26,84 FBG ,45 32,85 FBG ,78 38,46 FBG ,17 41,20 FBG ,47 44,64 FBG ,17 47,48 FBG ,17 50,62 As redes de Bragg foram posicionadas na geratriz superior do perfilômetro, a exceção da rede FBG 6 que foi posicionada na lateral. Esta rede, associada a temperatura, tem por função corrigir os valores de deformação medidos, uma vez que a temperatura influencia nos valores da grandeza medida. 120

121 Dado que a linha de perfilômetro apresenta elevada extensão, 61 m, uma vez que a última rede foi alocada a 50,62 m da extremidade inicial do perfilômetro, por questões de segurança, em vez de utilizar um único canal físico para a disposição das redes, optou-se por dispô-las em três canais, ou seja, três linhas de fibra óptica distintas. A distribuição das redes nos canais ficou da seguinte forma: Canal 1: FBG 1 a FBG 5, com a fibra óptica instalada na geratriz superior do perfilômetro; Canal 2: FBG 6, cuja fibra óptica foi disposta na lateral do perfilômetro. Canal 3: FBG 7 a FBG 13; fibra posicionada na geratriz superior. A implantação das fibras ópticas foi concebida para que as leituras dos canais sejam realizadas a partir de um único ponto de acesso, localizado na extremidade do perfilômetro posicionada mais próxima à Avenida Epitácio Pessoa. Os procedimentos operacionais de instalação da fibra óptica no perfilômetro estão descritos na sequência: a) Clivagem da fibra óptica Consiste no corte da extremidade da fibra num ângulo de 90, de modo que as faces das fibras fiquem paralelas e possam, desta forma, ser emendadas. A operação é realizada através de um equipamento, denominado clivador, que faz um risco na fibra, análogo ao corte de um vidro. Nesta etapa, as 13 fibras contendo as redes de Bragg foram clivadas, conforme ilustrado na Figura 4.16, para que em seguida pudessem ser emendadas à fibra principal. FIG Clivagem da fibra óptica (Local: LRF). 121

122 b) Emenda da fibra óptica É o processo por meio do qual dois segmentos de fibra, devidamente alinhados, são fundidos entre si a elevadas temperaturas produzidas através de descarga elétrica emitida pelo equipamento de emenda. Nesta etapa as fibras contendo as redes de Bragg foram emendadas à fibra principal, Figura FIG Emenda da fibra óptica (Local: LRF). c) Preparação do tubo de PVC Consiste na limpeza da superfície do tubo com álcool para que a fibra possa ser fixada, Figura FIG Detalhe da superfície do tubo limpa e localização de redes de Bragg posicionadas entre os pontos escuros impressos na fibra óptica (Local: LRF). 122

123 d) Fixação e proteção da rede de Bragg Consiste na aplicação de cola a base de cianoacrilato para fixação, Figura 4.19-a, e, em seguida, adesivo selante polimérico que, além de promover a fixação, protege a rede, Figura 4.19-b. a) b) FIG a) Aplicação de cola (Local: LRF). b) Adesivo selante aplicado (Local: LRF). e) Fixação e proteção da fibra óptica Uma fita adesiva de elevada resistência, com reforço de filamentos de vidro, foi utilizada na fixação de todo o cabeamento óptico, Figura 4.20-a. A fim de minimizar os riscos à integridade da fibra óptica, o reaterro da vala foi feito parcialmente com areia até o recobrimento total do conjunto e completado com solo sem pedregulho, Figura 4.20-b. a) b) FIG a) Cabeamento óptico fixado com fita filamentosa. b) Reaterro da vala (Local: LRF). 123

124 f) Teste dos sensores A fim de verificar e sanar eventuais problemas na fibra óptica decorrentes do processo de instalação, o teste dos sensores era realizado a medida que as redes eram instaladas no perfilômetro. Este teste consistiu na verificação e análise dos sinais emitidos pelos sensores ópticos por meio de um analisador de espectro óptico denominado Braggmeter, Figura FIG a) Monitoramento dos sensores através do interrogador óptico Braggmeter (Local: LRF). Todos os sensores foram testados e estavam em conformidade, ou seja, proveram respostas quando da aquisição de sinais pelo interrogador óptico (sistema de aquisição de dados). No entanto, as redes FBG-3, FBG-4 e FBG-5 foram danificadas quando do reaterro da vala. Inicialmente estes sensores sofreram processo de atenuação e, posteriormente, a perda total de potência de sinal óptico. Adicionalmente à instrumentação do perfilômetro, foi instalada uma fibra óptica no interior de um conduíte colocado ao lado do tubo de PVC, Figura A finalidade desta fibra é realizar o monitoramento de temperatura na região do entorno do perfilômetro. 124

125 FIG Conduíte com fibra óptica alojada (Local: LRF) MONITORAMENTO As leituras da instrumentação óptica são realizadas a partir da extremidade do perfilômetro mais próxima à Avenida. Neste ponto foi construída uma estrutura, caixa de inspeção, que permitisse o acesso ao tubo para a realização das leituras ópticas. As caixas de inspeção, localizadas nos terminais do perfilômetro, foram construídas com blocos de concreto, conforme detalhe da Figura Além de permitir o acesso para a realização da leitura, tem por função proteger o tubo, o cabeamento óptico e os conectores contra vandalismo. O aparato de monitoramento para a leitura da instrumentação óptica, apresentado na Figura 4.23, consiste de interrogador óptico do IME da marca Micron Optics sm , computador portátil e gerador de energia elétrica. 125

126 FIG Vista da caixa de inspeção e aparato de monitoramento (Local: LRF). A Figura 4.24 apresenta um detalhamento do sistema de aquisição de sinais ópticos a partir de três canais, composta de um computador portátil e a leitora óptica do IME. FIG Detalhe do sistema de aquisição de dados (Local: LRF). 126

127 Inicialmente é feita uma limpeza com álcool isopropílico na ponta dos conectores e no interior dos canais do interrogador óptico que receberão as fibras ópticas. Logo após, as fibras são conectadas aos canais do equipamento por meio dos conectores. Em seguida, um cabo de rede é conectado ao interrogador e ao computador portátil. Como o equipamento não tem bateria, é necessário um gerador de energia elétrica para ligá-lo e mantê-lo em funcionamento. A aquisição de dados é feita através do software ENLIGHT, da empresa Micron Optics. As redes são automaticamente reconhecidas dentro dos seus respectivos canais, na aba Acquisition, quando o programa é acessado, Figura O intervalo de processamento das leituras dos sensores é estabelecido pelo usuário e as medições geradas são dadas pelo comprimento de onda medido com o tempo para cada sensor. As informações podem ser salvas em intervalos pré-estabelecidos e ficam armazenadas na pasta de dados criada pelo programa em um arquivo com extensão txt. FIG Reconhecimento das redes na aba Acquisition do software. A Figura 4.26 apresenta o registro pelo software, na aba Charts, da variação do comprimento de onda dos sensores FBG 1, 2, 6, 9, 10, 11 e 12 quando da ação dinâmica de 127

128 um rolo compactador liso vibrando ao longo do alinhamento do perfilômetro no período das 10:37 às 10:52 h do dia 26 de janeiro de a) b) FIG a) Compactação do aterro sobre o perfilômetro (Local: LRF). b) Registro dos sensores. A Tabela 4.3 apresenta a média dos comprimentos de onda (nm), extraídas dos arquivos txt, registradas pelos sensores FBG 1, 2, 6, 9, 10, 11 e 12 às 10:34, 10:42 e 11:09 h, ou seja, antes, durante e após a ação vibratória do rolo compactador, respectivamente. TAB. 4.3 Registro da média dos comprimentos de onda antes, durante e após a compactação. Sensor Comprimento de onda (nm) 10:34 10:42 11:09 FBG , , ,68 FBG , , ,54 FBG , , ,09 FBG , , ,17 FBG , , ,34 FBG , , ,95 FBG , , ,69 O processo de monitoramento é complementado com a medição de temperatura ao longo da fibra óptica. O registro contínuo de temperatura na extensão da fibra é feito através de um equipamento denominado DTS, sigla em inglês para sistema óptico de medição de temperatura distribuída. A Figura 4.27 apresenta a medição de temperatura realizada pelo 128

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