CORTINA ATIRANTADA ESTUDO DE CASO

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1 UNIVERSIDADE DO EXTREMO SUL CATARINENSE - UNESC CURSO DE ENGENHARIA CIVIL CHARLES MARCONDES FIAMONCINI ESTABILIZAÇÃO DE TALUDE ATRAVÉS DA TÉCNICA DE CORTINA ATIRANTADA ESTUDO DE CASO CRICIÚMA, DEZEMBRO DE 2009

2 1 CHARLES MARCONDES FIAMONCINI ESTABILIZAÇÃO DE TALUDE ATRAVÉS DA TÉCNICA DE CORTINA ATIRANTADA ESTUDO DE CASO Trabalho de Conclusão de Curso, apresentado para obtenção do grau de Engenheiro Civil no curso de Engenharia Civil da Universidade do Extremo Sul Catarinense, UNESC. Orientador: Prof. MSc. Adaílton Antônio dos Santos CRICIÚMA, DEZEMBRO DE 2009

3 2 CHARLES MARCONDES FIAMONCINI ESTABILIZAÇÃO DE TALUDE ATRAVÉS DA TÉCNICA DE CORTINA ATIRANTADA ESTUDO DE CASO Trabalho de Conclusão de Curso aprovado pela Banca Examinadora para obtenção do Grau de Engenheiro Civil, no Curso de Engenharia civil da Universidade do Extremo Sul Catarinense, UNESC, com Linha de Pesquisa em Geotecnia. Criciúma, 07 de dezembro de BANCA EXAMINADORA Prof. M.Sc. Adailton Antônio dos Santos Engenheiro Civil UNESC Orientador Eng o Civil. M.Sc. Rodrigo André Hummes UFSC Banca Eng o Civil. Nicholas Alexander Müller Diretor Técnico Fundasul Ltda Banca

4 3 Aos meus pais, Arnaldo e Dail, pelo muito que fizeram, a minha irmã Vera, especialmente à minha esposa, Josete Mazon e aos meus filhos Tainan e Charles Filho, por tudo o que eles representam em minha vida.

5 4 AGRADECIMENTOS Agradeço a Deus, por ter proporcionado determinação e coragem diante dos caminhos os quais optei seguir e enfrentar. Os trabalhos aos quais me dediquei foram profícuos, graças à Tua proteção. Ao Prof. Msc. Adailton Antônio dos Santos. A todos os professores do Curso de Engenharia Civil da UNESC, em especial a Gisele Tavares, secretária do Departamento de Engenharia. Aos colegas do curso de Engenharia Civil, por toda amizade e respeito que marcaram para sempre este período com eternas lembranças. A todos os meus familiares que sempre estiveram ao meu lado durante todas as minhas conquistas, colaborando de alguma forma. Ao, aos meus pais, Arnaldo e Dail, e meus irmãos, responsáveis por tudo que sou, e que nunca pouparam esforços para possibilitar a realização dos meus estudos. E por fim a minha esposa Josete, e meus filhos Tainan e Charles Filho, pelo incentivo e força de vontade que me transmitiram para poder alcançar meus objetivos. Se hoje consegui alcançar um dos meus objetivos é devido a vocês e é com muito orgulho que digo essa conquista também é de vocês.

6 5 RESUMO As cortinas atirantadas tiveram um grande desenvolvimento no Brasil graças ao trabalho incansável do professor A. J. da Costa Nunes da Universidade Federal do Rio de Janeiro, que desenvolveu o método Brasileiro de Atirantamento (1957) na empresa Tecnosolo S.A. A aplicação deste método segundo o autor é válida para taludes constituídos por solos homogêneos, com superfície de ruptura plana, sem sobrecargas concentradas e de geometria simples. O objetivo do presente trabalho é aplicar o referido método no dimensionamento geotécnico do sistema de atirantamento a ser utilizado na estabilização de um talude de corte situado no município de Florianópolis. A verificação da eficiência do método Brasileiro de Atirantamento (1957) na estabilização do talude foi feita através do método de Bishop Simplificado (1955), utilizando o Software computacional Slide 5.0. Os resultados obtidos nas análises de estabilidade realizadas através do método de Bishop Simplificado (1955) demonstraram a eficiência do método Brasileiro de Atirantamento (1957) na estabilização do talude analisado. De posse das forças de ancoragem fornecidas pelo método Brasileiro de Atirantamento foi realizado o dimensionamento estrutural da cortina de concreto armado. Por fim, foi desenvolvido o projeto executivo de estabilização e o estimado custo para implantação do mesmo. Palavras-chave: Análise de Estabilidade, Método Brasileiro de Atirantamento, Cortina Atirantada.

7 6 LISTA DE ILUSTRAÇÕES Tabela 1 Classificação dos escorregamentos quanto ao tipo de movimento Tabela 2 Classificação dos escorregamentos quanto às condições de amolgamento Tabela 3 Classificação dos escorregamentos quanto às condições de poropressão Tabela 4 Agentes e causas dos escorregamentos Tabela 5 Recomendações para fatores de segurança admissíveis Tabela 6 Coluna estratigráfica da Ilha de Santa Catarina, segundo Caruso Jr. (1993) Tabela 7 Resultados das amostras Tabela 8 Fatores de segurança das seções analisadas Tabela 9 Valores de θ e seus respectivos FS min Tabela 10 Valores de carga dos tirantes Tabela 11 Características do tricone Tabela 12 Coeficiente K Tabela 13 Tabela de custos estimados... 99

8 7 LISTA DE TABELAS Figura 9 Representação gráfica da envoltória da ruptura Mohr-Coulomb Figura 10 Deslizamento de solo ocorrido em 2008 em Blumenau Figura 1 Superfície de Ruptura Plana Figura 2 Superfície de Ruptura Circular Figura 3 Forças atuantes a fatia genérica Figura 4 Gráfico para obtenção de correção (fo) e FS calculado pelo método interativo Figura 5 Forças atuantes em uma fatia pelo Figura 6 Forças atuantes em uma fatia Figura 7 - Forças atuantes na cunha de solo Figura 8 Coeficiente de segurança VS. segurança Figura 11 Atrito entre dois corpos no instante do deslizamento Figura 12 Atrito entre materiais granulares deslizamento Figura 13 Resistência ao cisalhamento devido à coesão Figura 14 Envoltória de resistência de Mohr-Coulomb Figura 15 Gráfico Estado Figura 16 Gráfico Estado Figura 17 Gráfico Estado Figura 18 Gráfico Estado Figura 19 Caixa Metálica Bipartida do Ensaio de Cisalhamento Direto Figura 20 Prensa de Cisalhamento Direto Figura 21 (a) Curvas de tensão cisalhante por deformação, (b) curvas variação de volume por deformação, (c) envoltória de resistência Figura 22 Ensaio de Cisalhamento direto em solos anisotrópicos Figura 23 Deformação da amostra Figura 24 Magnitude e direção das tensões principais na ruptura Figura 25 Câmara triaxial típica Figura 26 Curva tensão x deformação axial específica normal Figura 27 Diagrama de Mohr aplicado ao ensaio de compressão simples Figura 28 Solo grampeado Figura 29 Gabiões... 49

9 8 Figura 30 Cortina cravada Figura 31 Aterro reforçado Figura 32 Retaludamento Figura 33 Proteção de talude Figura 34 Esforço da cortina atirantada Figura 35 Detalhe do dreno e da cabeça de proteção Figura 36 Detalhe das fases de execução de uma cortina atirantada Figura 37 Esquema típico de tirante Figura 38 Tirante auto-injetável Figura 39 Recomendações para espaçamento de ancoragem Figura 40 Cabeças metálicas em processo de corrosão Figura 41 Mapa de Santa Catarina e Florianópolis Figura 42 Foto aérea, detalhe da localização da área de estudo Figura 43 Granito ilha Figura 44 Planta de localização dos furos de sondagem Figura 45 Furo de sondagem SP Figura 46 Furo de sondagem SP Figura 47 Furo de sondagem SP Figura 48 Planta de localização das amostras Figura 49 Laudo de análise de cisalhamento direto amostra AM Figura 50 Laudo de análise de cisalhamento direto amostra AM Figura 51 Seção 01 do talude natural Figura 52 Seção 02 do talude natural Figura 53 Seção 03 do talude natural Figura 54 Seção 05 do talude natural Figura 55 Seção 04 do talude natural Figura 56 Seção do talude de projeto Figura 57 Definição do H t Figura 58 Diferença entre os mecanismos de transferência de carga do solo Figura 59 Gráfico de determinação do ângulo crítico em função do FS min Figura 60 Detalhe do tirante Figura 61 Geometria e disposição dos tirantes Figura 62 Adequação do comprimento dos tirantes Figura 63 Seção do talude analisada pelo método de Bishop Simplificado... 92

10 9 Figura 64 Modelo estrutural da viga Figura 65 Diagrama de esforços cortantes Figura 66 Diagrama dos momentos fletores Figura 67 Laje modelo Figura 68 Modelo estrutural das lajes Figura 69 Diagrama de momentos fletores... 97

11 10 LISTA DE ABREVIATURAS E SIGLAS ABNT Associação Brasileira de Normas Técnicas NSPT Número de Golpes do Standard Penetration Test (SPT) NBR Normas Brasileiras FS Fator de Segurança IPT Instituto de Pesquisas Tecnológicas σ - Tensão Normal τ - Tensão de Resistência ao Cisalhamento φ - Ângulo de Atrito Interno efetivo c - Coesão efetiva f 0 Fator de Correção µ - Poropressão ξ - Coeficiente de Poisson MPa Mega Pascal Md Momento de Cálculo As Área de Aço

12 11 SUMÁRIO 1 INTRODUÇÃO Tema Problema de Pesquisa Objetivos Objetivo Geral Objetivos Específicos Justificativa REFERENCIAL TEÓRICO Resistência ao Cisalhamento do Solo Movimentos de Massas Fatores que Influenciam os Movimentos de Massa Tipos de Movimentos de Massa Análises de Estabilidade de Taludes Fatores de Instabilização de Taludes Coeficiente de Segurança Superfície de Ruptura Métodos de Análise de Estabilidade de Taludes Métodos Determinísticos Métodos das Fatias Método de Janbu Simplificado (1973) Método de Morgenstern & Price (1965) Método de Spencer (1967) Método de Bishop Simplificado (1955) Método Brasileiro de Atirantamento (1957) Taludes Supostos Planos com Forma Geométrica Simples e Sem Sobrecargas Concentradas Métodos Probabilísticos Atrito Coesão Critério de Ruptura Mohr-Coulomb Ensaios para Determinação da Resistência ao Cisalhamento dos Solos... 39

13 Ensaios de Cisalhamento Direto Observações Importantes Ensaio Triaxial Ensaio de compressão simples Estabilização de Taludes Métodos de Estabilização de Taludes Solo Grampeado Gabiões Cortina Cravada Aterro Reforçado Retaludamento Proteção de Talude Cortina Atirantada Metodologia de Execução da Cortina Atirantada Tirantes Princípios de Funcionamento Partes do Tirante Cabeça Trecho Livre (L l ) Trecho Ancorado (L b ) Tipos de Tirantes Quanto a Vida Útil Quanto a Forma de Trabalho Quanto a Constituição Segue a descrição segundo Joppert Junior (2007): Quanto ao Sistema de Injeção Aspecto Geométrico Quanto a Inclinação Espaçamento de Ancoragem Vantagens e Desvantagens no Uso de Tirantes METODOLOGIA Localização da Área de Estudo Caracterização Geológica Geologia Geral Geologia Local... 66

14 13 4 APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DE DADOS Geotecnia Investigações Geotécnicas Análise de Estabilidade Definição do Fator de Segurança (FS) Coletas das Amostras em Campo Determinação dos parâmetros geotécnicos do solo Sobrecargas Atuantes Análise de Estabilidade Global Definição da Seção de Projeto Definição do Tipo de Contenção Dimensionamento Geotécnico dos Tirantes pelo Método Brasileiro de Atirantamento (1957) Detalhamento dos Tirantes Verificação dos Tirantes pelo Método de Bishop Simplificado (1955) DIMENSIONAMENTO DO PARAMENTO CORTINA ATIRANTADA Dimensionamento da Viga dos Tirantes (30 x 50) Dimensionamento das Lajes (Cortina) Pano de 2,00 x 10,00 m Estimativa de Custos CONCLUSÃO REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ANEXOS ANEXO A Perfil Estratigráfico Longitudinal ANEXO B Projeto Estrutural

15 14 1 INTRODUÇÃO 1.1 Tema Estabilização de Talude através da técnica de Cortina Atirantada. 1.2 Problema de Pesquisa Os solos, devido a sua estrutura e composição, apresentam uma grande variedade de suas propriedades físicas e resistência ao cisalhamento. As propriedades relativas à resistência ao cisalhamento são fundamentais para manutenção da estabilidade dos taludes de solo, bem como para o dimensionamento geotécnico de estruturas de contenção que visem manter ou melhorar a estabilidade dos mesmos. A manutenção da estabilidade do talude de solo em áreas intensamente urbanizadas é de fundamental importância, uma vez que, as rupturas destes taludes geram invariavelmente perdas materiais e/ou perdas de vidas humanas. 1.3 Objetivos Objetivo Geral Elaborar o projeto da estabilização de um talude situado em uma instituição de ensino, localizado no bairro Centro, na cidade de Florianópolis SC, através da técnica de cortina atirantada e avaliar a eficiência do método Brasileiro de Atirantamento (1957) no dimensionamento geotécnico do sistema de atirantamento da mesma.

16 Objetivos Específicos Levantar dados relativos à topografia da área instabilizada; Estudar a geologia regional e local; Determinar a estratigrafia do talude, através de sondagem à percussão; Levantar os parâmetros de resistência ao cisalhamento dos solos que constituem o talude; Analisar a estabilidade do talude antes do corte através do método de Bishop Simplificado (1955); Aplicar o método Brasileiro de atirantamento (1957) no dimensionamento geotécnico do sistema de atirantamento; Verificar a eficiência do método Brasileiro de Atirantamento (1957), através do método de Bishop Simplificado (1955), com auxílio do software computacional Slide 5.0; Dimensionar a cortina de concreto armado; Desenvolver projeto executivo para estabilização do talude; Apresentar orçamento estimado para implantação do projeto de executivo de estabilização. 1.4 Justificativa A qualificação acadêmica e técnica é uma condicionante fundamental para o sucesso de quem pretende entrar no mercado de trabalho. Logo, a procura por instituições de ensino que propiciem esta qualificação tem exigido a ampliação do espaço físico das mesmas. Diante desta situação, a instituição de ensino onde encontra-se situado o talude estudado foi obrigada a ampliar o seu espaço físico. Para tanto a mesma decidiu utilizar a área do talude, onde encontrava-se uma arquibancada de um campo de futebol. Esta ampliação gerará um corte vertical no referido talude de até 10 m de altura. Logo surge a necessidade de implantar um sistema de contenção que garanta a segurança dos usuários desse espaço. A

17 16 segurança dessa contenção só poderá ser avaliada através de um método consagrado de dimensionamento, como, por exemplo, o método de Bishop Simplificado (1955) e o método Brasileiro de Atirantamento (1957). Uma obra de contenção sem os devidos estudos geotécnicos da área a estabilizar, poderá ocasionar diversos problemas, entre eles perdas econômicas e perdas de vidas humanas.

18 17 2 REFERENCIAL TEÓRICO 2.1 Resistência ao Cisalhamento do Solo Segundo Das (2007), a resistência ao cisalhamento de uma massa de solo é a resistência interna por área unitária que a massa de pode oferecer para resistir a rupturas e a deslizamentos ao longo de qualquer plano no seu interior. Terzaghi (1950) conseguiu conceituar essa resistência como conseqüência imediata da pressão normal ao plano de ruptura correspondente a pressão grão a grão ou pressão efetiva. Isto é, anteriormente considerava-se a pressão total o que não correspondia ao real fenômeno de desenvolvimento de resistência interna, mas, na nova conceituação, conclui-se que somente as pressões efetivas mobilizam resistência ao cisalhamento, (por atrito de contato grão a grão) assim escrevemos: τ r = c + σ. tg φ = c + (σ - µ). tg φ Ao analisar argilas sedimentares saturadas, concluiu que nessa situação a coesão (representada na equação por c ) é função essencial do teor de umidade e se escreve: c = f(h) Logo temos para a máxima tensão de cisalhamento (poderá ser representado simplesmente por τ r ): τ r = f(h) + (σ - µ). tg φ = c + (σ - µ). tg φ Em outras palavras, a expressão acima traduz a situação já afirmada de que os parâmetros c e φ não são características simples dos materiais, mas, dependem essencialmente do teor de umidade, trajetória das tensões e a velocidade do carregamento. Como as condições de utilização são variáveis, partiu-se para se

19 18 sofisticar os ensaios de laboratório na tentativa de criar as situações de ocorrência/utilização, procurando considerar o fato de a amostra ter sido retirada do todo e, logicamente perdendo algumas características originais de comportamento ao natural. A Figura 9 apresenta graficamente a expressão (DAS, 2007). Figura 1 Representação gráfica da envoltória da ruptura Mohr-Coulomb Fonte: Das, 2007 O fenômeno de cisalhamento depende do atrito e da coesão, no qual a resistência ao cisalhamento dos solos depende predominantemente da tensão normal ao plano de cisalhamento.(das, 2007). A Figura 10 mostra um deslizamento de terra ocasionado pelo excesso de chuvas ocorrido no mês de novembro na cidade de Blumenau. Figura 2 Deslizamento de solo ocorrido em 2008 em Blumenau Fonte: Autor

20 Movimentos de Massas Os movimentos de massa têm sido objeto de estudo das mais diversas áreas científicas, não apenas por sua importância como causador da evolução das formas de relevo, mas também por suas conseqüências práticas e também por sua importância do ponto de vista econômico. Geólogos, geógrafos e engenheiros geotécnicos são alguns dos profissionais que mais realizaram contribuições ao estudo dos movimentos de massa. Atualmente, na literatura, existe um extenso acervo voltado e orientado para os mais diversos interesses em aspectos nem sempre coincidentes, o que é um reflexo da atuação e interesse de cada um desses profissionais Fatores que Influenciam os Movimentos de Massa. De acordo com Sayão (1994), a estabilidade ou instabilidade de uma encosta depende da interação de um conjunto de fatores, dos quais podemos destacar: Ângulo de repouso: O valor deste ângulo varia em função do tamanho, forma e grau de seleção do material. Natureza do material na encosta: A estabilidade de encostas com materiais consolidados depende de outros fatores, como estrutura da rocha (fraturas, acamamento, etc.) e posição das estruturas em relação ao relevo. Quantidade de água infiltrada nos materiais: A água infiltrada reduz a coesão, ou seja redução das tensões efetivas, entre as partículas da massa de solo. Esse efeito depende, entretanto, da quantidade de água infiltrada que por sua vez depende da porosidade e permeabilidade dos materiais.

21 20 Inclinação da encosta: A inclinação da encosta é um fator de estabilidade muito importante. Isso porque com o aumento da inclinação da encosta aumenta o efeito da força de gravidade em relação à força de atrito. Presença de vegetação: A presença de vegetação é um fator adicional que define a condição de estabilidade das encostas Tipos de Movimentos de Massa. Os tipos de movimento de massa são classificados de acordo com a geometria do movimento, tipo de material envolvido e velocidade do movimento. De acordo com Augusto Filho e Virgili (1998), as classificações modernas são baseadas na combinação dos seguintes critérios: Velocidade, direção e recorrência dos deslocamentos Natureza do material instabilizado; Textura, estrutura e conteúdo de água dos materiais; Geometria das massas movimentadas; Modalidade de deformação do movimento. A adoção de um sistema único de classificação destes movimentos está longe de ser atingido, devido às inúmeras propostas de classificação. Os escorregamentos apresentam as seguintes classificações segundo Georio (2000): a) Quanto à forma ou tipo do movimento;

22 21 Tabela 1 Classificação dos escorregamentos quanto ao tipo de movimento Fonte: Georio, 2000 b) Quanto ao amolgamento do solo; Tabela 2 Classificação dos escorregamentos quanto às condições de amolgamento Fonte: Georio, 2000 c) Quanto às condições de drenagem.

23 22 Tabela 3 Classificação dos escorregamentos quanto às condições de poropressão Fonte: Georio, Análises de Estabilidade de Taludes O estudo de análise da estabilidade de taludes iniciou-se em 1916, depois do escorregamento de um talude no cais de Stigberg, em Gutemburgo, os suecos começaram a desenvolver os métodos de análise para a estabilidade de taludes usados até hoje. Baseando-se no conceito de equilíbrio-limite, considerando a massa do solo como um todo em superfície de ruptura circular, ou subdividida em lamelas, linha de ruptura em forma de cunhas ou linha de ruptura plana (GUIDICINI & NIEBLE, 1984). A análise da estabilidade de taludes naturais ou artificiais tem como maior objetivo a verificação da condição de segurança, determinada através de coeficiente ou fator de segurança. A estrutura será considerada segura somente quando puder suportar as ações a elas solicitadas durante sua vida útil, sem ser impedida de desempenhar as funções para as quais foram concebidas. Com a análise é permitido definir a geometria mais adequada ou mais econômica para garantir a segurança, decorrente de solicitações naturais ou da ação do homem (GUIDICINI & NIEBLE, 1984). A análise geotécnica tradicionalmente é avaliada através de métodos determinísticos que utilizam valores absolutos, mas há a utilização de abordagens probabilísticas que quantificam essas incertezas por meio de um índice de confiabilidade (CAPUTO, 1987). Em todos os casos são considerados três campos de força, devido ao peso da massa, a percolação de água e a resistência ao cisalhamento do solo. Com a presença de água, a saturação aumenta o peso específico do material e diminui a

24 23 resistência ao cisalhamento pelo aumento da pressão neutra, provocando o escorregamento dos taludes (CAPUTO, 1987) Fatores de Instabilização de Taludes As primeiras análises a serem realizadas nos taludes são os possíveis fatores instabilizantes que poderão atuar ao longo do tempo sobre a sua estrutura. Os processos de instabilização são controlados por diferentes comportamentos cíclicos que tem origem na própria formação da rocha e na ação geológica e geomorfológica subseqüente (GUIDICINI & NIEBLE, 1984). Segundo Terzaghi (1952) as causas são divididas em: a) Causas Internas são as que atuam reduzindo a resistência interna do material constituinte do talude, sem que haja mudança no aspecto geométrico (aumento da pressão hidrostática, diminuição de coesão e ângulo de atrito interno por processo de alteração). b) Causas Externas são provocadas pelo aumento das tensões de cisalhamento, sem que haja a diminuição da resistência que igualando ou superando a resistência intrínseca do solo, levam o maciço a condição de ruptura (aumento do declive do talude por processos naturais ou artificiais de decomposição de material na porção superior do talude, abalos sísmicos e vibrações). c) Causas Intermediárias são as que causam os efeitos de agente externos, no interior do talude (liquefação espontânea, rebaixamento rápido e erosão regressiva - piping). De acordo com Guidicini & Nieble (1984), as causas de instabilidade são definidas de acordo com o modo de atuação de determinado agente, ou seja, um agente pode acorrer por meio de uma ou mais causas. Associados às causas estão os agentes de instabilização, que podem ser predisponentes e efetivos. O agente predisponente é um conjunto de condições geológicas, geométricas e ambientais que irá fornecer adequação para que o movimento de massa ocorra (complexo geológico, morfológico e climáticohidrológico, gravidade, calor solar e tipo de vegetação original). Já o agente efetivo,

25 24 é o conjunto de elementos diretamente responsável pelo desencadeamento do movimento de massa (ação do homem, erosão por água ou vento, chuva intensa, fusão do gelo e neve, ondas e terremotos (GUIDICINI & NIEBLE, 1984). Tabela 4 Agentes e causas dos escorregamentos Fonte: Guidicini & Nieble, Coeficiente de Segurança O coeficiente ou fator segurança (FS) pode ser definido de varias maneiras, cada uma implicando em valores diferentes. Estes coeficientes são definidos na relação entre resistência ao cisalhamento do solo (S) e a tensão cisalhante atuante (τ) (SAYÃO, 1994). Sendo que S, em termos de tensões efetivas, é dado por: S = c + σ. tgφ De acordo com Sayão (1994), as definições mais usuais de FS em análises de estabilidade de taludes são:

26 25 Fator de segurança relativo ao equilíbrio de momentos: usado em analises de movimentos rotacionais, considerando-se superfície de ruptura circular, onde M r é o somatório dos momentos resistentes e M a é o somatório de momentos atuantes. FS = Fator de segurança relativo ao equilíbrio de forças: usado em analises de movimentos translacionais ou rotacionais, considerando-se superfícies planas ou poligonais, onde F r é o somatório de forças resistentes e F a é o somatório de forças atuantes. FS = O valor do fator de segurança admissível (FS adm ) defini-se através das possíveis conseqüências de ruptura, implicando na perda de vidas humanas e econômicas (Tabela 5). Este fator pode variar com o tempo, conforme facilmente se verifica na prática, uma vez que um talude pode passar anos sem se destabilizar e em um determinado momento ou situação ter as suas condições de estabilidade alteradas (GEORIO, 2000). Tabela 5 Recomendações para fatores de segurança admissíveis FS adm RISCO DE PERDA DE VIDAS HUMANAS Despresível Médio Elevado RISCO DE PERDAS Despresível Médio 1,1 1,2 1,2 1,3 1,4 1,4 ECONÔMICAS Elevado 1,4 1,4 1,5 Fonte: Georio, Superfície de Ruptura A forma da superfície de ruptura do talude depende da geometria do

27 26 problema, da estratigrafia, das características dos materiais envolvidos e dos métodos de cálculo disponíveis para a análise.(guidicini & NIEBLE, 1984). Guidicini & Nieble (1984) afirmam que existem três possíveis tipos de ocorrência de superfície de rupturas que são: Superfície de ruptura plana: desenvolve-se ao longo da fratura ou plano de acamamento, com inclinação (α) próxima a 90 o. Figura 3 Superfície de Ruptura Plana Fonte: Hoek, 1972 Superfície de ruptura circular: é uma superfície em forma de arco e em solos homogêneos sua provável forma é circular ou cilíndrica. São geralmente as mais utilizadas pela facilidade de cálculo. Figura 4 Superfície de Ruptura Circular Fonte: Hoek, 1972 Superfície de ruptura qualquer: maior incidência em solos que possuem plano de fraqueza e baixa resistência, sua superfície é formada por vários segmentos de reta. Métodos mais rigorosos que utilizam esta superfície de ruptura tornaram-se tecnicamente e economicamente mais viáveis, após a introdução da informática.

28 Métodos de Análise de Estabilidade de Taludes Métodos Determinísticos Os métodos determinísticos de análises de estabilidade de taludes estão divididos em dois grupos de acordo com Massad (2003) apud Fabrício (2006): Método de análise de deslocamento: baseado no método dos elementos finitos, onde técnicas numéricas são empregadas com auxílio da informática, considerando as relações tensão/deformação dos materiais. Método do estado de equilíbrio limite: neste método estão incorporadas as seguintes hipóteses: a superfície de ruptura é bem definida; a condição de ruptura da massa de solo é generalizada (isto é, equilíbrio limite) e incipiente; o critério de ruptura de Mohr-Coulomb é satisfeito ao longo da superfície de ruptura; e o fator de segurança ao longo da superfície potencial de ruptura é único. Este método pode ser dividido em dois subgrupos, (método das fatias e método das cunhas) Métodos das Fatias Consiste basicamente em dividir a massa potencial de ruptura em fatias verticais, mostrada na figura 3, sendo ele circular ou poligonal, aplica-se em cada fatia as seguintes equações de equilíbrio: Σ Forças horizontais = 0 Σ Forças verticais = 0 Σ Momentos = 0 Aplicando as equações de equilíbrio encontra-se um sistema no qual o

29 28 número de incógnitas é maior do que o número de equações, ocasionando alguns problemas para resolvê-las. Algumas hipóteses simplificadoras são usadas diferenciando os diversos métodos, considerando assim alguns mais ou menos conservadores. Figura 5 Forças atuantes a fatia genérica Fonte: Adaptado de USACE, Método de Janbu Simplificado (1973) O método de Janbu Simplificado admite superfície de ruptura qualquer. As maiores dificuldades da utilização de superfície não circular é encontrar um único ponto em que atuem todas as forças, para efetuar o equilíbrio de momentos. Por este motivo o método considera apenas o equilíbrio entre forças verticais e horizontais, constituindo-se em um método de equilíbrio de forças. Assim o Método de Janbu Simplificado considera que a resultante das forças entre as fatias age na horizontal e aplica um fator de correção (f 0 ) ao coeficiente de segurança a fim de minimizar os erros gerados pelas hipóteses adotadas. O valor de f 0 é obtido por gráfico e depende do tipo de solo e da forma da superfície de deslizamento.

30 29 Figura 6 Gráfico para obtenção de correção (fo) e FS calculado pelo método interativo Fonte: Adaptado de Fabrício, Método de Morgenstern & Price (1965) O método de Morgenstern e Price é um método rigoroso de análise de estabilidade de taludes, que admite superfície de ruptura qualquer e satisfaz todas as condições de equilíbrio estático. Nesse método, a massa potencialmente instável é dividida em fatias infinitesimais e se faz necessário o uso de ferramenta computacional para execução dos cálculos. A Figura 5 apresenta todas as forças consideradas pelo método, inclusive a poropressão que é incluída nas forças entre as fatias. Figura 7 Forças atuantes em uma fatia pelo Método Morgenstern & Price Fonte: Chowdhury, 1978

31 Método de Spencer (1967) O método de Spencer foi inicialmente desenvolvido para superfícies de rupturas circulares, e em seguida adaptado para superfícies de deslizamentos com formas regulares. É considerado um método rigoroso, os cálculos são repetidos por diversas vezes até atender todas as equações de equilíbrio de forças e de momentos através de procedimento de uso de ferramenta computacional Método de Bishop Simplificado (1955) Este método considera a superfície de ruptura de forma circular e a resultante das forças entre as fatias é horizontal. O equilíbrio das forças é feito na vertical o que faz com que o método além de satisfazer o equilíbrio de momentos, satisfaça a mais uma condição de equilíbrio, o equilíbrio das forças verticais. O método de Bishop Simplificado (1955) fornece resultados mais próximos aos dos métodos mais rigorosos, quando comparado com o método de Fellenius. O esquema das forças atuantes em uma fatia qualquer é apresentado na Figura 6 e o fator de segurança pela equação 1. Figura 8 Forças atuantes em uma fatia Fonte: Massad, 2003

32 31 eq. ( 1 ) Onde: c e φ' = coesão e ângulo de atrito para o solo do centro da base da fatia l = comprimento da base da fatia P = peso da fatia u = poropressão no centro da base da fatia x = espessura da fatia θ = inclinação da base da fatia Método Brasileiro de Atirantamento (1957) Cerqueira (1978) descreve este método que baseia-se na hipótese de que a ruptura ocorre ao longo de um plano que passa pelo pé do talude (Figura 7), a única força que tende instabilizar é o peso da massa de solo (cunha) e as forças c. l e R são de reação. l D B P C c. l H F i β α α cr R φ PLANO DE ANCORAGEM (P ) A Figura 9 - Forças atuantes na cunha de solo Fonte: Tecnosolo, 1978

33 Taludes Supostos Planos com Forma Geométrica Simples e Sem Sobrecargas Concentradas Consiste que para uma seção genérica do talude, a superfície plana, pode ser determinada através das seguintes equações (CERQUEIRA, 1978): Ângulo do plano de deslizamento mais provável; = CR i + φ 2 Onde: i - é a inclinação do talude com a horizontal φ - ângulo de atrito do material constituinte do maciço θ CR - ângulo formado pela horizontal com plano crítico de deslizamento (plano de menor coeficiente de segurança ao deslizamento) Coeficiente de segurança mínimo (FS min ); FS min c. l. cos φ = P. sen ( - φ) CR Onde: c coesão do material constituinte do maciço I comprimento da linha de maior declive do plano crítico de deslizamento P peso da cunha mais provável de deslizamento com dimensão transversal unitária Coeficiente de segurança (FS p ); FS p γ. H = sen (i - ). sen ( - φ) 2. c. sen i. cos φ

34 33 Onde: θ ângulo formado pela horizontal com plano de ancoragem (estimado) FS p - coeficiente de segurança estimado em relação ao ângulo θ, 1,5 Força de ancoragem necessária (F); λ F = λ - 1. Pp. λ sen ( - φ) CR cos ( β - φ) Onde: λ - é relação entre o fator de segurança obtido com as forças de pretensão e o fator de segurança mínimo relativo ao plano crítico de deslizamento β - ângulo formado pelos tirantes com plano crítico de deslizamento Pp Peso da cunha obtido através do novo plano de ruptura (plano de ancoragem) Métodos Probabilísticos Os métodos de análises probabilísticos usados na engenharia geotécnica são baseados em alguns princípios dos métodos determinísticos (equilíbrio limite) para seus cálculos. Através deste método é possível calcular a probabilidade de ruptura e a confiabilidade a ser usado na sua execução. Sua maior vantagem é que podem ser quantificadas as incertezas inerentes (HACHICH, 1998). Conforme Hachich (1998) este método permite adotar variação dos parâmetros geotécnicos envolvidos influenciando mais significativamente o problema. Em síntese as análises probabilísticas de rupturas de taludes primeiramente definem os dados para obtenção da função de probabilidade representativa de cada parâmetro que representa uma incerteza ou influenciam muito no resultado final. Por fim os parâmetros de probabilidade são integrados para estimar o fator de segurança. Podem ser divididos em três grupos:

35 34 Métodos analíticos: a função de densidade de probabilidade das variáveis de entrada na análise é expressa matematicamente. É integrado analiticamente num modelo de estabilidade de talude para poder desenvolver uma expressão matemática da função de densidade do fator de segurança. Constituí de uma matemática complexa e não muito pratica. Métodos aproximados: é baseado em versões modificadas do método do segundo momento de 1º ordem (FOSM), e métodos das estimativas pontuais (EP). Nestes dois métodos é necessário o conhecimento do valor médio, desvio padrão de todas as variáveis de entrada e a função de performance, que são as variáveis de entrada (propriedade dos solos), para a definição do fator de segurança. Método do segundo momento de 1º ordem: o objetivo deste método é expressar a função de performance (fator de segurança) como uma função de diferentes variáveis aleatórias consideradas na análise estatística. Método das estimativas pontuais: constitui de uma aproximação numérica de técnicas de integração, utilizando a distribuição de probabilidades de cada variável aleatória, representadas por dois pontos x + e x., com concentração de probabilidade P + e P., Figura 10 Coeficiente de segurança VS. segurança Fonte: Hachich, Atrito O atrito é a função de interação entre duas superfícies na região de contato. A parcela da resistência devido ao atrito pode ser simplificadamente

36 35 demonstrada pela analogia com o problema de deslizamento de um corpo sobre uma superfície plana horizontal. Figura 11 Atrito entre dois corpos no instante do deslizamento Fonte: Feuerj, 2009 A resistência ao deslizamento (τ) é proporcional à força normal aplicada (N), segundo a relação: T = N. f Onde f é o coeficiente de atrito entre os dois materiais. Para solos, esta relação é escrita na forma: τ = σ. tg φ Onde φ é o ângulo de atrito interno do solo, σ é a tensão efetiva e τ a tensão de cisalhamento. Nos materiais granulares (areias), constituídas de grãos isolados e independentes, o atrito é um misto de escorregamento (deslizamento) e de rolamento, afetado fundamentalmente pela entrosamento ou embricamento dos grãos. Tal fato não invalida a aplicação da equação anterior a materiais granulares. Enquanto no atrito simples de escorregamento entre os sólidos o ângulo de atrito φ é praticamente constante, o mesmo não ocorre com os materiais granulares, em que as forças atuantes, modificam sua compacidade e acarretam variação do ângulo de atrito φ, num mesmo solo. Assim o ângulo de atrito interno do solo depende do tipo de material, e para um mesmo material depende de diversos fatores (densidade, rugosidade, forma, etc.). Por exemplo, para uma mesma areia o ângulo de atrito desta no estado compacto é maior do que no estado fofo (φ densa > φ fofa).

37 36 Medianamente fofa Compacta Figura 12 Atrito entre materiais granulares deslizamento Fonte: Feuerj, Coesão A resistência ao cisalhamento dos solos granulares é essencialmente devido ao atrito. Entretanto, a atração química entre partículas (potencial atrativo de natureza molecular e coloidal), principalmente no caso de estruturas floculadas e a cimentação de partículas (cimento natural, óxidos, hidróxidos e argilas) podem provocar a existência de uma coesão real (VARGAS, 1977). Segundo Vargas (1977) a coesão é aquela resistência que a fração argilosa empresta ao solo, pelo qual ele se torna capaz de se manter coeso em forma de torrões ou blocos, ou pode ser cortado em formas diversas e manter esta forma. Os solos que têm essa propriedade chamam-se coesivos. Os solos nãocoesivos, que são areias puras e pedregulhos, esborroam-se facilmente ao serem cortados ou escavados. Utilizando a mesma analogia empregada no item anterior, suponha que a superfície de contato entre os corpos esteja colada, conforme esquema da Figura 13. Nesta situação quando N = 0, existe uma parcela da resistência ao cisalhamento entre as partículas que é independente da força normal aplicada. Esta parcela é definida como coesão verdadeira. Figura 13 Resistência ao cisalhamento devido à coesão Fonte: Santos, 2004

38 37 A coesão de acordo com Vargas (1977) é uma característica típica de solos muito finos (siltes plásticos e argilas) e tem-se constatado que ela aumenta com: A quantidade de argila e atividade coloidal (Ac); Relação pré adensamento; Diminuição da umidade. A coesão verdadeira ou real definida anteriormente deve ser distinguida de coesão aparente. Esta última é a parcela da resistência ao cisalhamento de solos úmidos (parcialmente saturados), devido à tensão capilar da água (pressão neutra negativa), que atrai as partículas. No caso da saturação do solo a coesão aparente tende a zero Critério de Ruptura Mohr-Coulomb O diagrama de Mohr citado por Velloso et al, (1998) apresenta o estado de tensões em torno de um ponto da massa de solo. Para determinar-se a resistência ao cisalhamento do solo (τ), são realizados ensaios com diferentes valores de σ3, elevando-se σ1 até a ruptura. Cada círculo de Mohr representa o estado de tensões na ruptura de cada ensaio. A linha que tangência estes círculos é definida como envoltória de ruptura de Mohr. A envoltória de Mohr é geralmente curva, embora com freqüência ela seja associada a uma reta. Esta simplificação deve-se a Coulomb, e permite o cálculo da resistência ao cisalhamento do solo conforme a expressão já definida anteriormente: (τ = c + σ. tg φ) Figura 14 Envoltória de resistência de Mohr-Coulomb Fonte: Velloso, 1998

39 38 Para melhor compreensão do conceito de envoltória de ruptura, Santos (2004) descreve quatro estados de tensões associados a um ponto. Estado 1 - A amostra de solo está submetida a uma pressão hidrostática (igual em todas as direções). O estado de tensão deste solo é representado pelo ponto σ3 e a tensão cisalhante é nula. Figura 15 Gráfico Estado 1 Fonte: Santos, 2004 Estado 2 - O círculo de Mohr está inteiramente abaixo da envoltória. A tensão cisalhante (τα) no plano de ruptura é menor que a resistência ao cisalhamento do solo (τ) para a mesma tensão normal. Não ocorre ruptura. Figura 16 Gráfico Estado 2 Fonte: Santos, 2004 Estado 3 - O círculo de Mohr tangência a envoltória de ruptura. Neste caso atingiu-se, em algum plano a resistência ao cisalhamento do solo e ocorre a ruptura. Esta condição ocorre em um plano inclinado a um ângulo "α crítico" com o plano onde atua a tensão principal maior. Figura 17 Gráfico Estado 3 Fonte: Santos, 2004

40 39 Estado 4 - Este círculo de Mohr é impossível de ser obtido, pois antes de atingir-se este estado de tensões já estaria ocorrendo ruptura em vários planos, isto é, existiriam planos onde as tensões cisalhantes seriam superiores à resistência ao cisalhamento do solo. Figura 18 Gráfico Estado 4 Fonte: Santos, Ensaios para Determinação da Resistência ao Cisalhamento dos Solos Ensaios de Cisalhamento Direto O ensaio de cisalhamento direto é executado em uma caixa metálica bipartida (Figura 19), deslizando-se a metade superior do corpo de prova em relação à inferior (DAS, 2007). Figura 19 Caixa Metálica Bipartida do Ensaio de Cisalhamento Direto Fonte: Marangon, 2005 O corpo de prova é inicialmente comprimido pela forca normal N,

41 40 seguindo-se a aplicação da forca cisalhante T. O deslocamento horizontal é imposto a amostra a força cisalhante. Para cada tensão normal aplicada (σ = N/A), obtém-se um valor de tensão cisalhante de ruptura (τ = Tcis/A), permitindo o traçado da envoltória de resistência (DAS, 2007). A Figura 20 apresenta a prensa de cisalhamento direto. As curvas de tensão cisalhante por deformação, variação de volume por deformação e a envoltória de resistência estão representadas na Figura 21, itens a, b e c, respectivamente. Figura 20 Prensa de Cisalhamento Direto Fonte: Santos, 2009 O ensaio de cisalhamento direto é sempre drenado, devendo ser executado lentamente para impedir o estabelecimento de excessos de pressões neutras nos poros da amostra. A relação entre altura e o diâmetro ou largura do corpo de prova deve ser pequena, possibilitando uma completa drenagem em menores espaços de tempo. A condição drenada implica na total dissipação de poropressões durante o cisalhamento. Nas areias, devido à alta permeabilidade isto é automático e em solos argilosos é necessário reduzir a velocidade de deformação para aumentar o tempo de ensaio (DAS, 2007) O principal problema a ser apontado neste ensaio é a imposição de uma superfície de ruptura, principalmente em solos homogêneos. O solo não rompe segundo o plano de maior fraqueza, mas ao longo do plano horizontal XX. Este problema é mais complexo quando analisa-se a restrição de movimentos imposta às

42 41 extremidades da amostra no plano de ruptura. Esta restrição provoca uma complexa heterogeneidade de tensões e deslocamentos no corpo de prova e uma conseqüente inclinação do plano de cisalhamento (DAS, 2007). Figura 21 (a) Curvas de tensão cisalhante por deformação, (b) curvas variação de volume por deformação, (c) envoltória de resistência Fonte: Pinto, 1993 Neste ensaio, as tensões normais e de cisalhamento são conhecidas somente no plano de ruptura, impedindo a determinação dos outros planos. As principais vantagens do ensaio são a simplicidade de operação, facilidade de moldagem das amostras, baixo custo e a possibilidade de realização de ensaios em grandes dimensões (PINTO, 1998). Segundo Pinto (1998), o ensaio de cisalhamento direto pode, em principio, ser do tipo: ensaio rápido, ensaio adensado rápido e ensaio lento. Ensaio de cisalhamento direto rápido: esse se caracteriza pela aplicação simultânea inicial da tensão normal (σ) constante e cisalhante (τ) que deverá aumentar gradativamente até a ruptura do corpo de prova. Ensaio de cisalhamento direto adensado rápido: aplica-se a tensão normal (σ) e após a estabilização das deformações verticais devido a essa tensão que será mantida constante sobre o corpo de prova, aplica-se a tensão cisalhante (τ), crescente até a ruptura. Ensaio de cisalhamento direto lento: a tensão normal (σ) é aplicada e,

43 42 após o adensamento da amostra, a tensão cisalhante (τ) é aplicada, gradativamente, até a ruptura (permitindo dissipação das pressões neutras), com uma diferença fundamental dos ensaios rápido e adensado rápido, a velocidade de aplicação da tensão cisalhante (τ) e/ou a velocidade de deformação do corpo de prova devem ser mínimas, da ordem de 6,7x10-4(%/s) Observações Importantes De acordo com Gusmão (1986) o ensaio de cisalhamento direto apresenta como principais vantagens sua simplicidade e facilidade de execução. Como desvantagens têm-se: Plano de ruptura: A ruptura ocorre em um plano pré-determinado. Esta desvantagem favorece a realização de ensaios para verificação do grau de anisotropia, uma vez que pode-se moldar os corpos de prova de forma que o plano de ruptura fique paralelo ou perpendicular à direção da orientação das partículas. Figura 22 Ensaio de Cisalhamento direto em solos anisotrópicos Fonte: Gusmão, 1986 Controle de drenagem: Uma deficiência importante do ensaio de cisalhamento direto é a impossibilidade de controle da drenagem no corpo-de-prova, pois a caixa não tem um sistema de vedação adequado. Mesmo que fossem usadas placas impermeáveis no topo e no fundo da amostra, seria impossível impedir a saída de água, pois logo que se inicia o ensaio o deslocamento de uma parte da caixa sobre a outra provoca

44 43 uma abertura entre elas, permitindo a drenagem. Com isso, as tensões efetivas seriam alteradas, tornando difícil a análise dos resultados. Por estas razões, a única solução é conduzir o ensaio em condições totalmente drenadas, mantendo nulas as poropressões. Isto é feito controlando-se a velocidade de ensaio (ensaio lento). Deformações não uniformes: Uma vez iniciada a aplicação da força T, o campo de deformação passa a ser desuniforme, ou seja, diferente para cada ponto considerado no interior do corpo de prova. As deformações específicas lineares ou distorcionais não podem ser determinadas a partir de observações na superfície da amostra. O modo deformação da amostra não permite a determinação da deformação axial, que por definição está associada a uma variação de uma determinada dimensão em relação à dimensão original, isto é: eq. ( 2 ) No ensaio a dimensão horizontal da amostra permanece inalterada ( l = 0). Por outro lado, não se aplica uma condição de cisalhamento puro, como mostra a Figura 23b. Figura 23 Deformação da amostra Fonte: Gusmão, Uma vez iniciado o cisalhamento não se tem qualquer informação sobre o estado de tensão ou de deformações da amostra, sendo impossível saber quais as trajetórias de tensões e deformações e obter módulos de deformação, como o de Young e o coeficiente de Poisson (ξ) (GUSMÃO, 1986). As únicas informações obtidas são os deslocamentos no plano de ruptura. Assim, o resultado do ensaio de cisalhamento direto de um corpo de prova é

45 44 somente um ponto no diagrama de Mohr, pelo qual podem ser traçados vários círculos.(gusmão, 1986). Tensões em outros planos: As tensões, normal e cisalhante são determinadas exclusivamente no plano, horizontal que ocorre à ruptura. A determinação dos estados de tensão em outros planos só é possível após o traçado da envoltória de ruptura, conforme mostra a Figura 24. Observase que o ensaio provoca rotação das tensões principais. Figura 24 Magnitude e direção das tensões principais na ruptura Fonte: Gusmão, Ensaio Triaxial O ensaio triaxial, é o mais versátil ensaio para a determinação da resistência ao cisalhamento do solo. O equipamento consiste basicamente de uma câmara cilíndrica transparente e resistente assentada sobre uma base de alumínio, no interior da qual é colocado um corpo de prova cilíndrico revestido por uma membrana de borracha impermeável sob um pedestal, através do qual há uma ligação com a base da célula. Entre o pedestal e amostra utiliza-se uma pedra porosa para facilitar a drenagem. A câmara é preenchida com água, cuja finalidade e transmitir pressão à amostra (GUSMÃO, 1986).

46 45 Figura 25 Câmara triaxial típica Fonte: Marangon, Ensaio de compressão simples É um caso especial do ensaio triaxial, onde a tensão confinante é nula (σc = σ3 = 0). Este ensaio é utilizado para determinar a resistência não drenada de solos argilosos (Su ou Cu). A tensão confinante é nula, e o valor da tensão que provoca a ruptura do corpo de prova é denominado de resistência à compressão simples (RCS). A Figura 26 apresenta a curva obtida de tensão cisalhante (carga / área da amostra) por deformação axial específica (εa). Figura 26 Curva tensão x deformação axial específica normal Fonte: Santos, 2004 Em solos puramente coesivos, a coesão (Su) é igual à metade da resistência à compressão simples obtida do diagrama de Mohr, conforme está

47 46 representado na Figura 27. Figura 27 Diagrama de Mohr aplicado ao ensaio de compressão simples Fonte: Santos, 2004 Através do ensaio de compressão simples em argilas pode-se definir a sua sensibilidade, isto é, a maior ou menor perda de resistência de uma argila, que ocorre pelo amolgamento (perda da estrutura). A sensibilidade (St) é definida como a relação entre a resistência à compressão simples no estado indeformado e a resistência à compressão simples no estado amolgado (GUSMÃO, 1986). 2.6 Estabilização de Taludes Segundo Vargas (1981), para que uma obra de estabilização de taludes tenha sucesso, é necessário seguir alguns preceitos básicos: Estudos de investigação: é uma fase que exige muita atenção, recursos e prazo, pois é fundamental que se entenda as causas do problema para se elaborar as soluções mais adequadas; Elaboração do projeto: as soluções adotadas devem tratar diretamente as causas de instabilização, não sendo superdimensionadas ou subdimensionadas. Raramente duas obras similares admitem o mesmo projeto, assim é importante avaliar cada projeto para atender suas necessidades; Execução das obras: nas condições de campo podem surgir alterações que exigem a modificação do projeto e a decisão é difícil em alguns momentos, assim é importante que o engenheiro de campo esteja inteirado de todos os estudos prévios e dos detalhes do projeto, para que

48 47 tenha condições de tomar as decisões mais acertadas. De acordo com Guidicini & Nieble (1984), as técnicas de melhoria da estabilidade de talude resumem-se em quatro grupos básicos: Mudança na geometria do talude: trata-se da diminuição da altura ou do ângulo de inclinação do talude. Drenagem de águas subterrâneas: A drenagem de águas subterrâneas sempre melhorará a estabilidade do talude, sendo que a forma mais simples e barata de drenagem consiste na diminuição de água que infiltra no topo e na face do talude. Reforço do maciço: A utilização de reforço em taludes rochosos é, em geral, economicamente viável em taludes pequenos, pois é necessário aplicar-se 20% do peso total da massa instável no reforço considerado. Geralmente, a utilização do reforço se torna viável se o mesmo for utilizado como parte integrante de um projeto de retaludamento. Controle de desmonte: Trata-se não exatamente de um meio para se estabilizar taludes, mas uma técnica utilizada em taludes rochosos, quando no seu corte, a mesma consiste em fazer um desmonte controlado Métodos de Estabilização de Taludes A realização de obras de contenção se faz necessária em diversos tipos de projetos, como subsolos de edificações, abertura de vala para instalações de dutos, canalizações, estradas, estabilização de encostas e etc. (GUIDICINI & NIEBLE, 1984). Contenção é todo elemento ou estrutura destinado a contrapor-se a empuxos ou tensões geradas em maciço cuja condição de equilíbrio foi alterada por algum tipo de escavação, corte ou aterro. A contenção é feita pela introdução de uma estrutura ou de elementos estruturais compostos que apresentam rigidez distinta daquela do terreno que conterá (RANZINI et al., 1998).

49 Solo Grampeado O termo vem do inglês soil nailing e a técnica foi aprimorada na França, entre 1985 e 1989, durante o Project National Clouterre, no entanto, não se atingiu um consenso. É menos dispendioso que a cortina atirantada e passivo, ou seja, só atua quando o terreno movimenta-se (ABRAMENTO et al, 1998). É aplicável apenas em solos firmes em razão de a terra escorrer por entre os grampos. A seqüência de etapas inicia-se com o corte parcial, seguido da perfuração e inserção da barra de ferro. Centralizada no furo, é fixada pela injeção de nata de cimento e diferentemente das cortinas, a ancoragem é feita em toda a extensão do chumbador, e não apenas no nicho final (ABRAMENTO et al, 1998). Figura 28 Solo grampeado Fonte: Téchne, Gabiões O muro funciona da mesma maneira que o muro de arrimo, em que as gaiolas são preenchidas com pedra britada a fim de garantir que a estrutura seja drenada e deformável. Durante a execução é importante a disposição das pedras, de modo que o arranjo fique denso e a proteção da estrutura metálica pode ser feita com PVC ou por argamassamento da superfície externa (LOTURCO, 1983).

50 49 Figura 29 Gabiões Fonte: Autor Cortina Cravada Indicada para alturas menores é suscetível à flexão, são deformáveis e, em geral, utilizadas de forma provisória. Consiste de estacas ou perfis metálicos cravados no solo justapostos ou descontínuos, no segundo caso, o vão é fechado com pranchões de madeira ou placas de concreto armado (LOTURCO, 1983). Figura 30 Cortina cravada Fonte: Téchne, 2004

51 Aterro Reforçado O próprio solo reforçado com geotêxtil ou geogrelha é a base para essa estrutura. Apresenta proporção entre altura e base de 0,4 a 0,7. O geotêxtil deve resistir aos esforços de tração desenvolvidos no maciço sendo indispensável à proteção na face externa da manta, que é deteriorada pela radiação solar. Todos os métodos tradicionais de contenção podem ser aplicados no caso de aterros. Entretanto, o aterro reforçado e a terra armada são mais usuais, superam alturas maiores que os muros convencionais e se valem da colocação gradual de terra para estruturar o terreno (LOTURCO, 1983). Figura 31 Aterro reforçado Fonte: Téchne, Retaludamento Trata-se de uma solução não-estrutural, simples e de baixo custo, aplicável para qualquer tipo de solo ou rocha e adaptável a todas as situações de esforços. De acordo com o "Manual de Geotecnia - Taludes de Rodovias", elaborado pelo IPT em parceria com o DER-SP (Departamento de Estradas de Rodagem de São Paulo), "sempre existirá uma condição geométrica que oferecerá estabilidade ao maciço". Para o retaludamento são feitos cortes no terreno de modo que a inclinação seja abrandada. É inviável quando o espaço é escasso ou a vegetação

52 51 não pode ser retirada devendo ser previstas canaletas de coleta e escadas hidráulicas para descarte da água com recobrimento vegetal a fim de evitar a erosão (LOTURCO, 1983). Figura 32 Retaludamento Fonte: Téchne, Proteção de Talude A proteção superficial de taludes é uma solução simples e eficiente para manter a estabilidade do maciço evitando a erosão e o deslizamento do mesmo por ação das águas incidentes. A aplicação manual é de fácil execução e indicada para o revestimento de pequenas áreas ou quando o local a ser tratado for de difícil acesso para as máquinas de projeção (LOTURCO, 1983). Figura 33 Proteção de talude Fonte: Téchne, 2004

53 Cortina Atirantada É um dos métodos mais modernos de contenção valendo-se de tirantes protendidos e chumbadores para dar sustentação ao terreno. Sua principal vantagem é a possibilidade de aplicação sem a necessidade de cortar nada além do necessário. Com as cortinas atirantadas é possível vencer qualquer altura e situação e as desvantagens são: o alto custo, seguido da demora para a execução. (LOTURCO, 1983) Metodologia de Execução da Cortina Atirantada. Em trechos de corte a execução deve sempre que possível, ser colocada por meio de placas pré-moldadas sustentadas pelos tirantes e providas de ferros de espera para complementação posterior da cortina com enchimento entre as placas de concreto moldado in loco (JOPPERT JUNIOR, 2007). Para que haja uma boa aderência entre as partes de concreto da cortina, a emenda deve ser chanfrada, devendo-se apicoar a parte existente. Em trechos de aterro, taludes irregulares ou instáveis que exijam pronta concretagem, concreta-se in loco parte da cortina e executa-se posteriormente os tirantes em alguns casos a cortina pode ser totalmente pré-fabricada (JOPPERT JUNIOR, 2007). Figura 34 Esforço da cortina atirantada Fonte: Ehrlich, 2002

54 53 O conjunto de fixação do tirante à estrutura (chapa de ancoragem, arruelas, calços e porcas) deve ficar protegido contra corrosão por uma cobertura de concreto moldada no local ou constituída de uma caixa pré-moldada preenchida com argamassa ou pasta de cimento. Antes da execução desta proteção indica-se injeção de cimento complementar de tirante para total envolvimento do mesmo, após protensão (JOPPERT JUNIOR, 2007). As cortinas poderão ser fechadas totalmente ou com janelas, estas últimas possíveis em terrenos muito coesivos ou reforços de muros existentes. A cortina do tipo fechada deve conter furos de drenagem, em casos especiais poderão ser necessários drenos profundos.(joppert JUNIOR, 2007). Figura 35 Detalhe do dreno e da cabeça de proteção Fonte: Autor No caso de protensão de encontro para estruturas pré existentes, deve-se verificar em cada caso, se a estrutura é capaz de resistir sem danos à força de protensão do conjunto de tirantes. Devem ser previstas juntas de dilatação para trechos de cortina com extensão superior a 12 m, obedecendo-se ao detalhe do projeto. Os tirantes são mantidos retilíneos e as cargas aos mesmos aplicadas rigorosamente axiais, sendo previstas peças especiais de ancoragem na cortina (JOPPERT JUNIOR, 2007). Em todas as etapas descritas acima é sempre recomendável o uso de instrumentação específica com a finalidade de avaliar o comportamento da estrutura em execução como também de construções adjacentes tais como:

55 54 Controle de recalque; Determinação da carga residual das ancoragens; Medições de deslocamentos e etc. A figura a seguir mostra as fases de chumbamento dos tirantes, bem como as escavações em nichos do talude e a execução da cortina em placas. CORTE FRENTE CORTE FRENTE FASE 1 - Escavação de nichos para colocação dos tirantes alternados (1 fileira) FASE 2 - Perfuração, colocação do tirante, colocação da placa, protensão com esforço de ensaio, ancoragem da placa com esforço de incorporação CORTE FRENTE CORTE FRENTE FASE 3 - Repetição das operações das 1 e 2, com relação às placas restantes da 1 fileira FASE 4 - Concretagem da cortina na faixa relativa a 1 fileira. Repetição das fases 1 e 2 com relação às placas alternadas da 2 fileira CORTE FRENTE CORTE FRENTE FASE 5 - Repetição das operações da 3 fase com relação às placas da 2 fileira, concretagem da cortina na faixa relativa à 2 fileira FASE 6 - Prosseguimento dos trabalhos da mesma maneira até a conclusão da cortina Figura 36 Detalhe das fases de execução de uma cortina atirantada Fonte: Tecnosolo, 1978

56 Tirantes No Brasil as primeiras aplicações de tirantes foram em obras de contenções realizadas nas estradas Rio-Teresópolis e Grajaú-Jacarépaguá em Copacabana no Rio de Janeiro. Após as chuvas catastróficas neste Estado em 1966 e 1967, esta técnica teve um grande desenvolvimento sendo os tirantes utilizados em contenções de taludes para as obras de restauração das encostas da cidade e estradas vizinhas (NUNES, 1987). Tirantes são elementos lineares capazes de transmitir esforços de tração entre suas extremidades. Nas aplicações geotécnicas de tirantes a extremidade que fica fora do terreno é a cabeça de ancoragem e a extremidade que fica enterrada é conhecida por trecho ancorado e designada por comprimento ou bulbo de ancoragem (L b ). O trecho que liga a cabeça ao bulbo é conhecido por trecho livre ou comprimento livre (L l ) (JOPPERT JUNIOR, 2007). A Norma Brasileira "NBR-5629/77 - Estruturas Ancoradas no Terreno, Ancoragens Injetadas no Terreno", assim como a sua revisão a "NBR-5629/96 - Estruturas de Tirantes Ancorados no Terreno", apresentam basicamente o conceito acima exposto, conforme pode ser visto na Figura 37. Figura 37 Esquema típico de tirante Fonte: Incotep, 2008 Sabe-se que o elemento de resistência a tração utilizada na engenharia e de sua grande eficiência é o aço, assim grande parte dos tirantes é constituído do

57 56 mesmo, seja em fios, cordoalhas e o mais utilizado em barra. Com o desenvolvimento da engenharia, outros materiais já estão sendo empregados (polímeros) com alta capacidade de carga a tração e resistente a corrosão, mas o uso destes ainda é pouco difundido e pouco confiável (JOPPERT JUNIOR, 2007) Princípios de Funcionamento Yassuda & Dias (1998) descrevem que o tirante tem como função básica transmitir esforços externos de tração para o terreno através do bulbo. O atrito tolerado no trecho livre é limitado e praticamente toda a carga é transmitida para o bulbo feita através da barra de aço. O aço constituinte do tirante deve suportar os esforços com uma segurança adequada em relação ao escoamento e ter uma proteção contra corrosão, conforme especificados na norma brasileira. O bulbo deve garantir os esforços por arrancamento sem deformar em demasia devido às cargas de longa duração por efeito de fluência tendo uma margem de segurança adequada. Os Valores do fator de segurança da NBR- 5629/96 são de 1,75 e 1,5 com relação ao arrancamento para tirantes definitivos e provisórios respectivamente, e de 1,5 para fluência (YASSUDA & DIAS, 1998) Partes do Tirante Cabeça Segundo Yassuda & Dias (1998) a cabeça é a parte do tirante que suporta a estrutura. Ela é composta pelos seguintes componentes: Placa de apoio: tem como função distribuir as tensões sobre a estrutura e é constituída por uma ou mais chapas metálicas. Sobre a estrutura de concreto a chapa deve ter um tamanho que produza sobre a mesma,

58 57 tensões de compressão aceitáveis, condicionando o cálculo de punção. Cunha de grau: é um elemento empregado para dar alinhamento adequado ao eixo do tirante em relação à cabeça. Os aços aplicados em tirantes têm alta resistência à tração, mas resistência limitada à flexão. O bloco de ancoragem onde o aço é preso deve ficar próximo de 90 graus com relação ao eixo longitudinal do aço. Conforme a NBR 5629/96 denomina-se de bloco de ancoragem as peças que prendem o elemento tracionado na região da cabeça. Na prática existem 3 tipos principais, por porcas e contra porca, por clavetes dentados ou cunhas e por botões Trecho Livre (L l ) É a parte do tirante onde o aço encontra-se isolado da calda de injeção. Os fios ou cordoalhas são normalmente engraxados, envoltos individualmente por tubos plásticos e em algumas situações especiais o conjunto é ainda protegido no interior de um tubo adicional para garantir proteção extra. Na transição entre os trechos livre e ancorado os tubos são vedados com massa plástica para não permitir o contato da calda de cimento com o tirante no trecho livre.(yassuda & DIAS, 1998) Trecho Ancorado (L b ) Encarregado de transmitir os esforços do tirante para o terreno, é constituído pela injeção de calda de cimento na proporção 0,5 entre os pesos de água e cimento. Apresentam características diferentes, tanto de dimensões como de aderência, devem ser considerados separadamente o comprimento necessário para ancorar o aço na calda de cimento e o comprimento para ancorar a calda de cimento ao terreno (YASSUDA & DIAS, 1998). Conforme a NBR 5629/96, o aço deve ter proteção dupla anticorrosiva no trecho ancorado e para solos muito agressivos a mesma prevê a utilização de uma

59 58 bainha de proteção até mesmo no trecho ancorado. Para que o aço receba um envolvimento completo de calda no trecho ancorado são empregados espaçadores plásticos, que mantêm cada elemento à um distanciamento mínimo com o solo, o qual varia entre 3 a 5 mm Tipos de Tirantes Quanto a Vida Útil Conforme a norma brasileira os tirantes podem ser divididos em 2 grupos quanto a sua vida útil, os permanentes, destinado para obras com duração superior a 2 anos e os provisórios, destinados a obras com duração inferior a 2 anos. Para os tirantes provisórios que operarem com duração acima de 2 anos, a norma passa ao proprietário as providencias para resguardar a segurança da obra Quanto a Forma de Trabalho Os tirantes podem ser classificados como ativos e passivos, ativos são aqueles que estão permanentemente sob carga, independente de deformações do terreno e da estrutura aos quais estão ligados, resumidamente são os tirantes protendidos. Os passivos são aqueles que não são colocados sob carga no início de sua operação, portanto não é protendido. A carga a qual foi dimensionado o tirante só começa a atuar quando o maciço onde se ancora ou a estrutura a qual está ligado é submetido a esforços. Na prática raramente encontraremos um tirante trabalhando de forma passiva.buma variação dos tirantes passivos é os chumbadores, ou o grampo (soil-nailing) que são instalados sem pretensão (YASSUDA & DIAS, 1998).

60 Quanto a Constituição Segue a descrição segundo Joppert Junior (2007): Tirante monobarra: barra única como elemento principal do tirante, usado freqüentemente no final da década de 60 início dos anos 70, com barras de CA-50A ou CA-60A, com tensões de escoamento de 500 MPa ou 600 MPa e com diâmetros de 3/4 e 1.1/4. Com o passar dos anos surgiram no mercado barras de aço especial, com tensão de escoamento na ordem de 850 MPa e diâmetros de 19 a 32 mm, com mossas em forma de filetes protuberantes, que funcionam como rosca e permitem tanto a emenda de luvas especiais, como a fixação de porca junto a cabeça. Tirante de múltiplas barras: tirante com mais de uma barra compondo a parte resistente. De pouca utilização no Brasil, sua concepção é praticamente igual à de múltiplos fios ou cordoalhas, a diferença está no bloco de ancoragem, pois o tirante de barras requer um bloco auxiliar com um sistemas de roscas e porcas que permitem a pretensão e a posterior incorporação do tirante. Tirantes de fios: são normalizados pela NBR-5629/77, nas quais os elementos devem ter uma área mínima de 50 mm 2, correspondente a uma barra de 8 mm. Comercialmente encontramos fios com diâmetro de 8 mm e 9 mm, aço 150RN, 150RB, 160RN e 160RB (RN=relaxação normal e RB=relaxação baixa). A carga de trabalho do tirante é proporcional a quantidade de fios que coloca-se montando de forma adequada, instalando-o em furos suficientemente largos. Na prática o diâmetro utilizado para tirantes de fios são executados em furos de diâmetros próximos a H (93 mm=diâmetro externo de uma coroa para rocha, ou 115 mm=diâmetro externo de um revestimento para solo). A quantidade limite de fios é da ordem de 12, o que atinge uma carga de 419 kn por tirante de trabalho permanente. Tirantes de Cordoalhas: tem o elemento resistente a tração formada por cordoalhas de aço. Comercialmente existem vários tipos de cordoalhas, normalizadas na NBR-7483 e na EB-781/90, mas somente as de diâmetros 11, 12,7 e 15,2 mm tem seção maior que 50 mm 2, e podem

61 60 ser encontradas nas categorias 175RN, 175RB, 190RN, 190RB. No Brasil ela está centrada sobre a cordoalha 12,7 mm de diâmetro, com aço CP 190RB. Tirantes de materiais sintéticos: fabricados com novos materiais como fibras de vidro, fibras de carbono, fibras de poliéster, são resistentes à corrosão e com elevada resistência à tração Quanto ao Sistema de Injeção De acordo com Yassuda & Dias (1998) o sistema de injeção pode ser: Injeção em estágio único: faz-se por ocasião do término da perfuração e instalação do tirante. Procedimento nos casos que o bulbo situa-se em material de boa capacidade de suporte, como as rochas ou utilizado para tirantes de barra que não sejam solicitados por cargas elevadas. Injeção em estágios múltiplos: Tirantes que dispõem de um sistema auxiliar de injeção. Constituído por um tubo de PVC, com diâmetro usual entre 32 a 40 mm, com válvula manchete a cada 0,5 m e 2,0 m. A válvula é uma borracha flexível que recobre alguns pequenos furos abertos no tubo. É aplicada uma calda com pressão pela parte interna do tubo, fazendo com que a válvula se abra (a borracha se levanta e deixa a calda passar), fechando automaticamente quando a pressão cessa. A válvula pode ser reinjetada a qualquer tempo, bastando que o tubo seja mantido limpo. Nos tirantes injetáveis de estágios múltiplos, a injeção é sempre feita em pelo menos em dois estágios bem distintos. O primeiro faz-se apenas um preenchimento do furo no terreno, com a injeção de calda a baixa pressão com o objetivo de expulsar a água acumulada no interior da perfuração, estágio conhecido como injeção de bainha; no segundo estágio, após a pega da bainha (cerca de 10 horas), cada válvula manchete é injetada individualmente, até atingir a pressão desejada ou o volume de calda máximo. Caso a pressão não seja atingida, os estágios são repetidos com intervalos de tempo de 10 horas. Em solos de compacidade e consistência medianas não é necessário mais que os

62 61 estágios primários e secundários. Figura 38 Tirante auto-injetável Fonte: Incotep, Aspecto Geométrico Quanto a Inclinação De acordo com Fernandes (1990), em relação aos tirantes, o ideal seria que fossem na horizontal, na qual é a componente eficaz de ancoragem a tração. Problemas relacionados com execução de furos e a introdução da calda de cimento tornam inconvenientes inclinações menores que 10º com a horizontal. Há certos casos que a inclinação chega a ser maior, em torno de 20º a 45º devido à presença de obras nas vizinhanças da cortina que condicionam a inclinação da ancoragem. No Brasil a inclinação máxima para execução de tirantes é α = 30º Espaçamento de Ancoragem Segundo Ortigão (2000), o espaçamento entre ancoragens deve ser tal que elimine a interação entre os bulbos ancorados e também em função do dimensionamento estrutural da parede de concreto armado. Pinelo (1980) utilizou o método dos elementos finitos para estudar a interação entre bulbos e recomendou utilizar espaçamentos indicados na Figura 39 para eliminar este efeito.

63 62 > 5 m H > 6 D (> 1 m) min 0,15 H D = diâmetro do bulbo Figura 39 Recomendações para espaçamento de ancoragem Fonte: Pinelo, Vantagens e Desvantagens no Uso de Tirantes O grande mérito do tirante é obter elevadas cargas com peças de pequeno porte. Esta vantagem da carga elevada é comprovada nas provas de cargas de alta capacidade dos tirantes, usado para suporte de escoramento, apresenta uma limitação na carga imposta pela espessura da estrutura.(joppert JUNIOR, 2007). Na década de 60, era comum utilizar tirantes em contenções com cargas em torno de 200 kn, e com espaçamento de 3 m, em placas de concreto armado de até 20 cm de espessura. Com o passar do tempo a tecnologia vem aprimorando estes itens, com uma tendência em aumentar o espaçamento entre tirantes, e conseqüentemente elevação de sua carga, inclusive com a elevação da espessura e resistência das estruturas de suporte. Outra vantagem é a simplicidade construtiva, além de que ele é autoportante, ou seja, é sempre possível se construir tirantes de tal forma que a estrutura atirantada não requeira detalhes complexos de fundação (JOPPERT JUNIOR, 2007). Quanto ao funcionamento, podemos usar o tirante aplicando-lhe uma carga ativa e todos podem ser testados individualmente (ensaios de recebimento), ou seja, um teste de 100% dos elementos construídos, representando uma garantia

64 63 de qualidade a respeito das cargas (JOPPERT JUNIOR, 2007). Por outro lado a sua utilização dá-se na grande maioria a suporte de paredes de arrimo (cortina atirantada), construído muito próximos à horizontal sua ancoragem é feita por trás da parede. Considerando que o comprimento livre deve ser superior a 3 m e que os bulbos usualmente têm 5m ou mais, fica claro que o tirante avançará e penetrará no terreno vizinho, em grande parte dos casos. Outro aspecto é que os tirantes são injetados sob pressões superiores a 1-1,5 MPa, o que pode ocasionar elevadas deformações ao solo, no trecho da ancoragem. Nos casos de atirantamento com múltiplas linhas de tirantes, podem causar deformações acumulativas, levantando o terreno prejudicando obras existentes (JOPPERT JUNIOR, 2007). Tirantes muito longos tendem a apresentar algum desvio, ocasionando riscos do desenvolvimento de atrito no trecho livre cujos valores podem superar os admitidos por norma, e por ser constituídos de aço, ocorre o risco da corrosão. Finalizando o aspecto técnico-econômico, tratando-se de um serviço especializado, necessita-se equipe, equipamentos, técnica e controle especial, o que deve ser avaliado sob o aspecto custo-benefício (YASSUDA & DIAS, 1998). Figura 40 Cabeças metálicas em processo de corrosão Fonte: Solotrat, 2006

65 64 3 METODOLOGIA Este estudo caracterizou-se como uma pesquisa descritiva do tipo estudo de caso, que segundo Thomas e Nelson (2007), é o tipo de pesquisa que envolve estudo profundo de um ou poucos objetos, de maneira que permita seu amplo e detalhado conhecimento. 3.1 Localização da Área de Estudo O talude objeto de estudo está localizado no bairro Centro, município de Florianópolis - SC, nas coordenadas geográficas: longitudinal W º e latitude S o. Figura 41 Mapa de Santa Catarina e Florianópolis Fonte: bevilaqua, 2008

66 65 Figura 42 Foto aérea, detalhe da localização da área de estudo Fonte: Google Earth, Caracterização Geológica A caracterização geológica do município de Florianópolis foi desenvolvida com base na coluna estratigráfica adotada na elaboração do mapa geológico desenvolvido por Caruso Jr. (1993), na escala 1: , conforme mostra a tabela 6. Tabela 6 Coluna estratigráfica da Ilha de Santa Catarina, segundo Caruso Jr. (1993)

67 Geologia Geral Segundo Santos (1997), a geologia da Ilha de Santa Catarina pode ser descrita como um conjunto de rochas cristalinas, granitóides e vulcanitos associados, representando o Ciclo Tectônico Brasiliano, cortados localmente por diques de diabásio de idade Juro-Cretácia, sobrepostos por coberturas sedimentares recentes, relativas aos eventos Terciários / Quaternários. As rochas cristalinas (ígneas) constituem os morros, formando um conjunto de elevações grosseiramente alinhadas na direção NE, ao longo de toda a ilha, conferindo a esta, um aspecto alongado como de uma cunha. Esses morros servem como anteparos para acúmulo de material sedimentar, comumente retrabalhados, muitas vezes derivados dos próprios morros. Os granitóides afloram sob a forma de matacões de médio e grande porte e lajeados, usualmente apresentando uma alteração superficial bastante pronunciada Geologia Local A área objeto de estudo está inserida na Formação Suíte Intrusiva Pedras Grandes, cuja rocha predominante é o Granito Ilha (Figura 43). Segundo Caruzo Jr (1993), a maior parte das rochas da Ilha de Santa Catarina são compostas por esse granitóide, ocupando aproximadamente 90% das ocorrências rochosas da Ilha. O Granito Ilha apresenta granulação média a grosseira. Mineralogicamente é constituído por plagioglásio, k-feldespato, quartzo e biotita. Os modelos geomorfológicos apresentados pelo Granito Ilha são de morros altos, fortemente dissecados, com encostas íngremes, onde afloram principalmente matacões de médio a grande porte. Os afloramentos mais extensos ocorrem nas encostas, junto ao mar e nos topos dos morros. Esses afloramentos apresentam-se intensamente alterados, o que dificulta a amostragem dessas rochas. A cor é sempre rosa ou cinza claro.

68 67 Figura 43 Granito ilha Fonte: Santos, Procedimento da Pesquisa Em um primeiro momento pesquisou-se todas as informações necessárias à execução de estabilização de taludes em literatura especializada para a produção do referencial teórico. Após ter sido feito o embasamento teórico, foi realizado o levantamento de informações disponíveis específicos sobre a geologia e geotecnia da área em estudo, reunindo dados referentes para descrição. Os materiais usados nesta pesquisa foram amostras de solo coletadas em um talude do Colégio Catarinense, onde estava localizada a arquibancada do campo de futebol. Para a análise de estabilidade do talude em estudo, foram aplicados dois métodos Método Brasileiro de Atirantamento (1957) e Método de Bishop Simplificado (1955), já descritos anteriormente. Após o dimensionamento dos tirantes pelo método Brasileiro de Atirantamento (1957) realizou-se a verificação do mesmo utilizando para comparação o método de Bishop Simplificado (1955). De posse dos valores de força de ancoragem dos tirantes, iniciou-se a etapa de dimensionamento da cortina atirantada e detalhamento da mesma, bem como o levantamento de custos para execução.

69 68 4 APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DE DADOS Serão apresentados os resultados obtidos após a comparação entre os métodos Brasileiro de Atirantamento (1957) e Bishop Simplificado (1955) para dimensionamento da cortina atirantada e a análise dos dados. 4.1 Geotecnia A unidade geotécnica em que encontra-se inserida área em questão é denominada PVg1. Segundo Santos (1997), a unidade geotécnica PVg1 é uma associação de Podzólico Vermelho-Amarelo Tb + Podzólico Vermelho-Escuro, substrato granito, relevo forte ondulado e ondulado. São solos oriundos do Granito Ilha e de maior ocorrência na Ilha de Santa Catarina. É o tipo de solo no qual a ocupação urbana tem causado os maiores problemas de estabilidade de encostas. O perfil típico pode apresentar toposequência, desde o horizonte A ao R, passando pelo B, B/C, C e RA. O horizonte B geralmente apresenta coloração vermelho-amarelada e espessura na ordem 1 a 3m. O horizonte C apresenta cores rosadas e amareladas e espessuras que chegam a 25m. Exibe a estrutura da rocha, mostrando os planos de falha e fraturas dela remanescentes, sob a forma de veios argilizados. 4.2 Investigações Geotécnicas A solução de um problema geotécnico depende basicamente do conhecimento do subsolo, do conhecimento teórico e da experiência do profissional. Para definição da estratigrafia são realizadas sondagens. Os ensaios são empregados para definição das propriedades mecânicas e hidráulicas dos materiais (solos e rochas). Tais informações são necessárias em projetos de fundações, estabilidade

70 69 de taludes, como no presente trabalho, estruturas de contenção, dimensionamento de pavimentos, infra-estrutura de meio ambiente, entre outros. (SCHNAID, 2000). A investigação geotécnica realizada no presente trabalho teve por objetivo determinar a estratigrafia do talude, o nível freático, bem como a compacidade ou consistência das camadas que o constituem. Com o intuito de atingir os objetivos citados, foram realizadas três sondagem de simples reconhecimento (sondagem à percussão), distribuídas alongo do talude em estudo (Figura 44), cada furo com 17, 45m (Figuras 45, 46 e 47). Com base nos resultados das sondagens à percussão, constatou-se que o solo predominante na constituição do talude é o solo silto-arenoso (horizonte B), no qual a maioria dos minerais instáveis (feldspato e biotita) está totalmente alterado, não mais preservando as características texturais e estruturais da rocha matriz (granitóide). Este solo apresenta uma coloração variegada, com predominância da cor vermelha, devido à disseminação dos óxidos de ferro liberados pela biotita, conforme mostra o perfil estratigráfico no Anexo A. Os taludes situados no horizonte B do Granito Ilha como é o presente caso, tendem a serem menos estáveis do que o horizonte C, mas é menos sensível à erosão (por conter mais finos). O desmonte deste horizonte pode ser efetuado à pá, picareta, lâmina de trator (1ª categoria). Quanto aos valores do número de golpes standard penetration test (NSPT), a análise dos boletins de sondagem permite concluir que a resistência à penetração do solo aumenta com a profundidade. Nos furos de sondagens não houve a presença de lençol freático.

71 Figura 44 Planta de localização dos furos de sondagem. Fonte: Corona Engenharia Ltda,

72 Figura 45 Furo de sondagem SP-01 Fonte: Corona Engenharia Ltda,

73 Figura 46 Furo de sondagem SP-02 Fonte: Corona Engenharia Ltda,

74 Figura 47 Furo de sondagem SP-03 Fonte: Corona Engenharia Ltda,

75 Análise de Estabilidade Para implantação das obras de ampliação da Instituição, foram realizadas análises de estabilidade do talude. A mesma foi realizada através do método de Bishop Simplificado (1955) e do método Brasileiro de Atirantamento (1957) desenvolvido pelo Prof. A. J. da Costa Nunes da Universidade Federal do Rio de Janeiro, na empresa Tecnosolo S.A. A aplicação deste método segundo o autor é valida para taludes constituídos por solos homogêneos, com superfície de ruptura plana, sem sobrecargas concentradas e de geometria simples Definição do Fator de Segurança (FS) A Georio (2000) estipula coeficientes de segurança de acordo com o grau de risco de perdas econômicas e de vidas humanas. A obra a ser executada no local em estudo será constituída de salas de estudos, laboratórios e biblioteca, na qual abrigará pessoas no seu interior. Em virtude deste fato adotou-se um fator de segurança admissível (FS adm ) 1, Coletas das Amostras em Campo As amostras indeformadas foram retiradas de dois locais de amostragem localizadas no topo, e no nível intermediário do talude, como mostra a Figura 48 e o anexo A.

76 Figura 48 Planta de localização das amostras Fonte: Corona Engenharia Ltda,

77 Determinação dos parâmetros geotécnicos do solo A determinação dos parâmetros de resistência ao cisalhamento das amostras de solo coletadas foi realizada no Laboratório Mecânica dos Solos da Universidade Federal de Santa Catarina. Os laudos (Figuras 49 e 50) apresentam os valores de coesão, ângulo de atrito e peso específico das referidas amostras. A Tabela 7 apresenta os valores médios dos parâmetros geotécnicos adotados nas análises de estabilidade do talude em estudo. Tabela 7 Resultados das amostras Amostra - 01 Amostra - 02 Média das amostras Peso Específico Natural (kn/m ) 3 Peso Específico Saturado (kn/m ) Coesão (kn/m ) Angulo de atrito ( ) ,93 16,70 16,81 19,36 18,84 19,10 6,68 8,80 7,74 29,1 31,3 30,2 Fonte: Autor Sobrecargas Atuantes A sobrecarga considerada no dimensionamento do talude é de 20 kn/m 2, referente as edificações existentes no local da obra.

78 Figura 49 Laudo de análise de cisalhamento direto amostra AM-01 Fonte: UFSC,

79 Figura 50 Laudo de análise de cisalhamento direto amostra AM-02 Fonte: UFSC,

80 Análise de Estabilidade Global Para análise de estabilidade global do talude em estudo, foi utilizado o método de Bishop Simplificado (1955) baseado no princípio de equilíbrio limite. Na determinação dos fatores de segurança das seções analisadas, utilizou-se o programa computacional Slide, do grupo RocScience, cedido pela empresa GN Consult. Foram selecionadas para análise de estabilidade global, as seções críticas 01, 02, 03, 04 e 05, devido à geometria do talude (Figura 48). A Tabela 8 apresenta os fatores de segurança mínimos (FS min ) obtidos na análise de estabilidade. Tabela 8 Fatores de segurança das seções analisadas SEÇÔES Seção 01 Seção 02 Seção 03 Seção 04 Seção 05 Fonte: Autor FS Mínimo (FSmin) FS Admissível Bishop Simplificado 1,522 (Fsadm) 1,5 1,578 1,5 1,257 1,5 1,356 1,5 1,406 1,5 A análise dos resultados da Tabela 8 permite concluir que o talude encontra-se estável, sendo que as seções 03, 04 e 05, apresentam FS min inferior ao FS adm para o presente trabalho (FS adm 1,5). As Figuras 51 a 55 apresentam as superfícies de ruptura críticas e os coeficientes de segurança das seções determinadas pelo método de Bishop Simplificado (1955).

81 80 Nas seções 01 a 03 e 05 (Figuras 51 a 54), podemos observar que a superfície de ruptura crítica obtida na análise de estabilidade ocorre na parte superior do talude onde a inclinação é mais acentuada (V:H;1:1). Figura 51 Seção 01 do talude natural Fonte: Slide 5.0, 2009 Figura 52 Seção 02 do talude natural Fonte: Slide 5.0, 2009

82 81 Figura 53 Seção 03 do talude natural Fonte: Slide 5.0, 2009 Figura 54 Seção 05 do talude natural Fonte: Slide 5.0, 2009