Obras de Terra

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Tema 1: Ensaios de Campo e Aplicações
MÓDULO 1
Descrever os conceitos básicos e a importância das investigações geotécnicas
IMPORTÂNCIA E OBJETIVOS
Em qualquer obra civil que envolva o solo, como fundações, contenções, aterros ou encostas, faz-se necessário reconhecer o tipo de solo que está presente no terreno, bem como as suas características físicas e de resistência.
O solo é o material que resulta da intemperização (intemperismo, mas intemperização é o jargão utilizado) de rochas pela ação de chuvas, ventos e reações químicas, que desintegram e decompõem a rocha em partículas menores.
Logo, trata-se de um material natural e milenar, que não necessariamente seguiu regras durante a sua disposição na natureza. Sendo assim, pode-se esperar que os solos sejam variáveis, e não é raro encontrar um subsolo extremamente heterogêneo.
Problemas que envolvem os solos geralmente são complexos, e qualquer informação sobre esses materiais muito agrega a um projeto.
Saiba mais: Essas informações podem ser obtidas por meio de investigação geotécnica, ensaios e técnicas de prospecção no solo capazes de caracterizar aspectos como de granulometria, compacidade, consistência, resistência, compressibilidade, posição do nível d’água, entre outras propriedades dos solos.
No Brasil e no mundo, os ensaios mais comuns para esse fim são o ensaio de simples reconhecimento (SPT) e o ensaio de penetração do cone (CPT), cujas siglas vêm do inglês para standard penetration test e cone penetration test, respectivamente. Outros ensaios dignos de nota são o ensaio de palheta (ou vane test – VST), ensaio dilatométrico (DMT) e o pressiométrico (PMT).
Nesses ensaios, força-se a entrada de um equipamento no solo (motivo pelo qual diz-se que são executados furos de prospecção), que dará diferentes informações a depender da técnica utilizada e do nível de sofisticação do equipamento. Em alguns tipos de investigação, além das medidas diretas realizadas durante o ensaio, é possível a recuperação de amostras em profundidade para posterior ensaio em laboratório.
Exemplo: Imagine ser responsável pelo dimensionamento das fundações de um edifício. Você já sabe que esse tipo de elemento estrutural é responsável por receber a carga da superestrutura e transferir para o solo.
Mas será que o solo é competente o suficiente para receber essa carga que deseja aplicar?
Se o solo é heterogêneo em planta e em profundidade, como é possível representar essa variabilidade e considerá-la em projeto?
Como determinar a cota de assentamento dessas fundações?
As respostas para essas perguntas só são possíveis a partir da investigação geotécnica.
É notório que a investigação geotécnica é imprescindível em um projeto de engenharia. No entanto, com a tecnologia que temos hoje disponível, não é possível um reconhecimento de 100% do terreno, já que isso só seria possível caso retirássemos todo o solo, realizássemos diversos ensaios e depois o colocássemos de volta, da maneira como encontramos.
Logo, o engenheiro deve ter em mente que possíveis variabilidades podem ocorrer, mesmo com uma campanha de investigação bem-feita e abrangente. Com o tempo e a experiência, deverá ser cada vez mais confortável lidar com essa incerteza.
ETAPAS DA INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA
A investigação geotécnica pode ser dividida em três etapas:
· Reconhecimento
· Exploratória
· Detalhada
A primeira etapa, de reconhecimento, é também chamada de investigação de escritório. Nessa fase são coletadas informações generalizadas sobre a topografia, hidrologia, geologia, potencialidade sísmica, presença de cavidades e tipo de vegetação encontrada na região em que se deseja construir.
Esses dados podem ser obtidos, por exemplo, de órgãos púbicos como o Instituto Brasileiro de Geografia e Estatística (IBGE), a Empresa Brasileira de Agropecuária (Embrapa), a Agência Nacional de Águas (ANA) e o Departamento Nacional de Produção Mineral (DNPM).
Nessa etapa, também é possível que se obtenham resultados de ensaios de campo e até a experiência adquirida em construções vizinhas. Imagine que logo ao lado de onde se deseja construir um empreendimento já exista um similar: pode ser que o vizinho já tenha dados de sondagem, registros dos materiais que foram encontrados durante a execução, entre outros.
Atenção: Lembre-se sempre de que o solo é um material natural e heterogêneo, e até em áreas pequenas características distintas podem ser encontradas no subsolo, que devem ser levadas em conta no projeto.
A segunda etapa, investigação exploratória, é a realização do ensaio propriamente dito. São realizadas campanhas de sondagens e investigação de campo, nas quais, ao final, poderá ser capaz determinar:
· A natureza do solo, como a geologia local, existência de aterros, deslizamentos passados (colúvios), histórico de inundações, entre outros.
· A profundidade, espessura e composição de cada estrato.
· A profundidade do nível d’água.
· Propriedades de engenharia dos materiais envolvidos no substrato: resistência, compressibilidade, susceptibilidade à expansão ou liquefação, permeabilidade, entre outros.
Por fim, a terceira etapa é chamada de investigação detalhada. Nessa fase, o engenheiro pode prescrever novas sondagens para complementar a campanha da fase anterior. Em obras de grande porte, em áreas em que há a ocorrência de bolsões de solos moles ou em solos sedimentares, por exemplo, é comum que essa nova campanha seja realizada em complementação à investigação exploratória.
Para a investigação detalhada, podem ser realizados os mesmos tipos de ensaios anteriormente já empregados, apenas aumentando sua quantidade e/ou profundidade, ou até mesmo realizar ensaios mais complexos, que dão resultados mais refinados e confiáveis.
Escolha do tipo de ensaio
Diante de tantos tipos diferentes de ensaios que podem ser empregados em uma campanha de investigação geotécnica, com a finalidade de auxiliar na escolha de um ensaio, alguns pontos podem ser levados em consideração:
· Características da obra: A investigação deve ser focada no tipo de informação que se deseja obter para a elaboração do projeto. Por exemplo, a construção de uma barragem requer que seja conhecida a permeabilidade da fundação, mas em um projeto de fundação de um edifício esse parâmetro poderia não ser estritamente necessário.
· Particularidades do terreno: Algumas técnicas exigem equipamentos robustos que nem sempre serão aplicáveis em um dado terreno. No caso de uma encosta muito íngreme, por exemplo, pode não ser possível o acesso de um tripé de SPT.
· Disponibilidade: O ensaio SPT é sem dúvida o mais comum e mais realizado em todo o mundo. Ainda que ensaios mais sofisticados como o SPT possam dar informações mais assertivas para um projeto, pode ser que não se encontre uma empresa qualificada para executá-lo.
· Custo: Estima-se que as investigações representem apenas cerca de 0,2% a 0,5% do custo total de uma obra convencional, valor que deverá ser considerado no estudo de viabilidade do empreendimento. Ensaios mais incomuns e mais robustos serão mais custosos e, por isso, geralmente não são executados.
· Experiência: Mais importante que a execução da investigação geotécnica é a sua correta interpretação. De nada adianta a realização de ensaios refinados e caros se o engenheiro geotécnico não for capaz de obter os parâmetros corretamente para o seu projeto.
ESPECIFICANDO UMA CAMPANHA DE INVESTIGAÇÃO
Tendo sido determinado o tipo de ensaio que será empregado na campanha de investigação geotécnica, deve-se especificar a quantidade, a profundidade e a posição dessas sondagens em planta.
A ABNT NBR 8036 estabelece os requisitos básicos para a programação de SPT dos solos para fundações de edifícios.
Embora tenha sido elaborada para o SPT, as diretrizes dadas nessa norma podem ser utilizadas para qualquer outro ensaio e em qualquer tipo de obra. Sobre o número de sondagens a ser executada, pode-se dizer que a quantidade ideal de furos é aquela em que o terreno passaria a ser 100% conhecido.
No entanto, lembre-se de que isso só seria possível casotodo o solo fosse removido, estudado e reconstituído em campo. Sendo assim, trabalha-se por amostragem e, de acordo com a NBR 8036, o número mínimo de sondagens pode ser estabelecido a partir da área projetada da edificação:
Em obras sem projeto de implantação, onde ainda está sendo realizado o estudo de viabilidade preliminar e não se tem a área de projeção, essa norma indica que sejam realizadas no mínimo três sondagens, a uma distância máxima de 100m.
Atenção: É importante salientar que essa orientação é para o número mínimo de sondagens e, a critério do projetista, mais sondagens podem (e devem) ser solicitadas.
Em relação à locação das sondagens, é importante distribuir a quantidade estabelecida de modo que se tenha uma boa caracterização do terreno. Portanto, é importante não alinhar os furos e distribuí-los aleatoriamente no terreno.
Em casos especiais, em que se sabe que pode haver a ocorrência de solos de baixa competência, como argilas moles, e suspeita-se da existência de cavidades naturais, ou se sabe que o solo vai receber uma carga considerável, como em elevadores ou piscinas, as sondagens devem ser especificamente locadas, a fim de se obter a caracterização dessas regiões.
A Tabela 2 apresenta espaçamentos típicos para as sondagens, considerando o tipo de obra a ser executada.
A imagem a seguir exemplifica como poderiam ser locados furos de sondagem, considerando as discussões apresentadas: na região dos elevadores e da piscina, são previstos alguns furos, enquanto nas demais áreas os furos são distribuídos aleatoriamente.
Definidas as quantidades e a locação dos furos, para completar a especificação da campanha, deve-se determinar a profundidade das sondagens. Uma solução simplista seria determinar que os furos avancem até onde der, ou seja, até atingir o maciço rochoso, quando não é mais possível prospectar com equipamentos de investigação em solos.
No entanto, deve-se saber se atingir o maciço rochoso será importante para o projeto em questão. Se o solo for espesso e de boa resistência, provavelmente será uma perda de tempo e de dinheiro seguir com o furo até a rocha. Furos de sondagem são comumente cobrados por metro, e o orçamento da obra dificilmente prioriza a investigação geotécnica.
Logo, até quando deve-se realizar uma sondagem?
Um modo mais objetivo de determinar a profundidade de sondagens é dada na NBR 8036, que estabelece que os furos sejam executados até a profundidade na qual o acréscimo de tensões verticais provocado pela obra prevista seja no máximo 10% da tensão efetiva vertical inicial .
Uma orientação dada por Sowers (1979) indica que a profundidade típica das sondagens (z) pode ser dada pelas equações descritas a seguir, seja para um edifício: leve e estreito, ou pesado e largo, com S números de pavimentos. Infelizmente, essa abordagem é um tanto subjetiva, já que o que pode ser leve para um engenheiro poderia ser considerado pesado por outro. Logo, deve ser utilizado apenas como diretriz preliminar.
Você deve se lembrar de que o acréscimo de tensões para uma dada profundidade é calculado na mecânica dos solos, principalmente por métodos baseados na teoria da elasticidade, como Boussinesq, Newmark e Love. Esses métodos podem ser utilizados para conhecer a profundidade em que o acréscimo de tensões alcança o bulbo de 10% da tensão efetiva inicial. Ou mais simplificadamente, pode ser utilizado o ábaco disponível na NBR 8036.
A seguir, vejamos o passo a passo de como usá-lo:
1. Calcular o acréscimo de tensões que será aplicado sobre o terreno, dado pelo peso do edifício dividido pela área em planta.
2. Estimar o peso específico médio efetivo (ou submerso) para os solos ao longo da profundidade que será sondada. Como os solos geralmente possuem pesos específicos variando de 14 a 22kN/m³, o peso específico médio efetivo deve ser em torno de 4 a 12kN/m³, já que o peso específico da água é padronizado em 10kN/m³.
3. Conhecer a geometria da projeção do edifício: B é a menor dimensão e L a maior dimensão em planta. Caso o edifício tenha um formato não retangular, o formato deve ser circunscrito a um retângulo.
4. Calcula-se L/B, cujo resultado será utilizado para escolher a curva que varia de 1 a infinito do eixo × superior do ábaco.
5. Calcula-se q/γMB e pega-se o valor encontrado no eixo y até encontrar a curva determinada no passo 4. O valor de M é padrão e vale 0,1, correspondente aos 10% da tensão efetiva vertical existente.
6. Projeta-se o ponto encontrado nesses dois eixos para o x inferior, determinando-se D/B.
7. Como B é conhecido, basta determinar D, a profundidade da sondagem.
Atenção: É importante salientar que, em campo, nem sempre é possível atingir a profundidade especificada em projeto. Como essa profundidade é geralmente dada quando ainda não se tem informações do subsolo, pode ser que em campo alguma particularidade seja encontrada de forma que seja necessário parar a sondagem antes ou depois do que o previsto.
Uma situação em que a sondagem deveria ser continuada, mesmo atingida a profundidade especificada, é no caso de, nessa profundidade, o equipamento ainda estiver prospectando em um solo mole ou de baixa competência. Nessa situação, sugere-se que o furo seja continuado até atravessar essa camada e se encontre um solo mais firme.
No entanto, pode ser que o equipamento encontre um material tão duro que não seja capaz de prospectar sem a ajuda de sondas auxiliares mais robustas, como as sondas rotativas, capazes de prospectar em materiais resistentes e coletar amostras em profundidade.
Saiba mais: Caso o material resistente, aparentemente rochoso, seja encontrado em pequena profundidade, provavelmente trata-se apenas de um matacão, ou seja, um bloco de rocha localizado resultado de deslizamentos (tálus) ou do intemperismo (saprólito). Nesse caso, é importante o avanço do furo com o uso da sonda rotativa, ou a execução de um furo auxiliar a poucos metros do primeiro. Caso realmente se trate de um matacão, deve-se ter em mente que a ocorrência é localizada, e que naquela profundidade ainda deseja-se conhecer as características do solo.
Pode-se citar um caso em que uma rocha pode ser encontrada em pequena profundidade: quando a rocha da região experimentou uma falha ou mergulho geológico.
O engenheiro civil e o geólogo responsável poderão concluir do que se trata o material encontrado (matacão ou maciço rochoso), a depender do nível de conhecimento adquirido durante a primeira fase da investigação, do reconhecimento de escritório. Daí eles poderão decidir se param a sondagem ou continuam com técnicas de sondagem mista.
A imagem adiante ilustra algumas particularidades que podem ser encontradas em campo e limitar ou ampliar as profundidades de sondagem: os furos 1 e 2 seriam paralisados antes da profundidade programada, enquanto o furo 3 chegaria ao programado, mas sem atingir um solo de melhor resistência. Nos três casos, possivelmente o terreno não seria caracterizado adequadamente.
Vê-se que a especificação da investigação geotécnica pode ser uma loteria: particularidades naturais do terreno como matacões e bolsões de argila podem ou não ser identificadas antes da elaboração do projeto.
Caso essas particularidades não sejam identificadas, seus problemas associados podem aparecer apenas durante a execução da obra ou até mesmo na fase pós-obra. Por esse motivo, é extremamente importante que em todas as sondagens executadas as motivações para a paralisação das sondagens sejam explicitamente documentadas.
RESULTADO DE UMA CAMPANHA GEOTÉCNICA
Ao final da campanha de investigação, a empresa executora deve fornecer ao escritório de projetos o resultado obtido em cada furo executado, chamado boletim de sondagem. Nesse documento, identificam-se principalmente:
· A locação exata do furo.
· O sistema de coordenadas utilizado.
· A cota da boca do furo.
· A profundidade do nível d’água.
· A data e hora do início e término do furo.
· O motivo da paralisação da sondagem.
· Os resultados obtidos em profundidade.
De posse do boletim de sondagem, é possível obteras informações necessárias para se caracterizar os substratos que compõem o terreno, além de avaliar suas características físicas e mecânicas.
Analisando o comportamento do solo em profundidade e em planta, o engenheiro ou geólogo responsável deve determinar “pacotes” de materiais que apresentaram o mesmo comportamento durante o ensaio, os quais serão chamados de horizontes ou substratos.
Mudanças de comportamento no ensaio, como variação brusca na resistência ou na aparência, são parâmetros que indicam que houve uma mudança no substrato.
A maneira mais visual de representar os horizontes é por meio de uma seção ou perfil geológico-geotécnico, no qual deve-se apresentar a profundidade do nível d’água (NA) e identificar cada espessura de solo, apresentando características principais de textura, cor, compacidade e consistência. Como só é possível obter essas seções a partir de ensaios, é comum apresentar também o resultado principal da sondagem, chamado também de minilog.
A elaboração de perfis geológico-geotécnicos é subjetiva e demanda certa experiência do profissional responsável pelo seu desenvolvimento. Esses desenhos são imprescindíveis em obras de terra, já que é a partir deles que se desenvolve um projeto de engenharia. Logo, as seções devem ser elaboradas com cautela e responsabilidade.
MÓDULO 2
Reconhecer o ensaio de simples reconhecimento (SPT)
CONSIDERAÇÕES INICIAIS
O ensaio de simples reconhecimento, conhecido como SPT (standard penetration test), é o mais empregado para investigação geotécnica em todo mundo, principalmente para reconhecimento de características de solos granulares e da consistência de solos argilosos.
Você sabia: Estima-se que cerca de 90% das campanhas geotécnicas para obras convencionais utilizem o ensaio de simples reconhecimento. Sua popularidade pode ser dada por sua simplicidade, seu baixo custo e sua alta experiência acumulada.
A execução do ensaio é dividida em duas etapas principais:
A segunda etapa do ensaio é considerada o SPT propriamente dito, já que a interpretação do ensaio é dada a partir do número de golpes necessários para cravar o conjunto. Por esse motivo, diz-se que o SPT é um ensaio de penetração dinâmica, também chamado de sondagem à percussão.
A norma brasileira que padroniza o equipamento, o procedimento de execução e a interpretação dos resultados é a ABNT NBR 6484.
Após a execução de um metro, monta-se novamente o conjunto e repete-se o procedimento até que a profundidade especificada para o ensaio seja atingida ou o equipamento não consiga mais avançar no terreno.
A cada metro ensaiado, obtém-se uma amostra, que quando recuperada permitirá que o técnico de sondagem caracterize aspectos de granulometria e cor.
Caso seja de interesse realizar ensaios de laboratório para caracterização física, a amostra retirada do SPT deve ser prontamente acondicionada em sacos plásticos ou recipiente hermético que mantenha o teor de umidade do solo.
Atenção: É importante que o ensaio seja realizado com a estabilidade das paredes do furo. Caso o material constituinte seja pouco resistente, para evitar deslizamentos e manter o furo aberto, podem ser utilizados tubos de revestimento ou material estabilizante, como lama bentonítica e polímeros.
APARELHAGEM
O equipamento do SPT é composto principalmente por conjunto de perfuração (barrilete, peso, corda, roldana e hastes), martelo, cabeça de bater, amostrador e tripé de sondagem, conforme ilustrado na imagem adiante:
O conjunto de perfuração consiste em trados manuais, sejam do tipo concha ou helicoidais, e trépanos de lavagem, cuja função será o avanço preliminar do furo, até a profundidade para executar o SPT propriamente dito.
Geralmente, o avanço com trado é realizado quando o nível freático não foi atingido (solo seco). Quando for atingido, utiliza-se o avanço com circulação de água, que é bombeada no interior das hastes até a extremidade inferior do furo.
O martelo do SPT é o elemento largado em queda livre da altura de 75cm, que aplica os golpes sobre o barrilete. É um sistema constituído pela cabeça de bater, haste e amostrador, fazendo com que o conjunto avance no furo de sondagem.
Você sabia: No Brasil, o martelo padronizado na NBR 6484 é chamado de Raymond, e possui massa de 65kg. Existem modelos de martelos automáticos e manuais; os primeiros são mais vantajosos, uma vez que a altura de queda é controlada por sistema hidráulico.
A cabeça de bater é responsável por receber o golpe diretamente do martelo e transferir a energia para as hastes. A norma brasileira preconiza que esse elemento tenha o formato cilíndrico, com 83mm de diâmetro, 90mm de altura e massa variando de 2,5 a 4,5kg.
As hastes são tubos rosqueáveis nas extremidades em luvas, que aumentam o alcance do amostrador em profundidade, até o fundo do furo. Segundo a NBR 6484, as hastes devem possuir 3,23kg por metro linear e ser livres de empenamentos para garantir a boa execução do SPT.
O amostrador é um tubo oco bipartido, constituído de cabeça, corpo e sapata. No seu interior, é possível a passagem de água e retenção de solo. É importante que o amostrador esteja limpo e íntegro, para evitar que os resultados dos ensaios sejam mascarados.
Um caso especial do SPT é quando se imprime torque ao amostrador, realizando um ensaio tipo SPT-T. O torque necessário é medido na parte superior da haste, e o resultado possibilita estimar o atrito entre o amostrador e o solo. O tripé de sondagem é uma estrutura utilizada para dar apoio e sustentação às demais partes do equipamento.
Critérios de parada
Embora o SPT atravesse solos consideravelmente resistentes, pode ser que no campo o operador encontre um material no qual o barrilete não consiga mais avançar, mesmo com a insistência dos golpes do martelo.
Nesses casos, para evitar avariar o equipamento, a NBR 6484 estabelece que um ensaio de SPT pode ser paralisado quando:
· A penetração for inferior ou igual a 5cm durante dez golpes consecutivos.
· Um máximo de cinquenta golpes para um mesmo ensaio de 45cm for atingido.
· Após atingir os 7m, obter 3m sucessivos com penetração igual ou superior a vinte golpes para a cravação dos 30cm finais e respeitando o máximo de cinquenta golpes em um mesmo ensaio.
Quando um desses critérios estabelecidos é utilizado para a paralisação de uma sondagem, o boletim deve conter a informação impenetrável ao trépano, que indicará que o avanço não foi mais possível.
Atenção: Lembre-se, no entanto, de que não necessariamente essa impenetrabilidade é sinônimo de se ter atingido o maciço rochoso: pode ser apenas a identificação de um matacão, que não representa homogeneidade do material dessa profundidade.
A indicação do motivo da parada do ensaio é importante para que o engenheiro ou geólogo responsável possa elaborar o perfil geológico-geotécnico com maior segurança. Caso a sondagem seja paralisada por outros motivos, esses devem ser mencionados no boletim.
Exemplo: Os motivos para a paralização da sondagem podem ser descritos como “parada por solicitação do cliente”, “atingido a profundidade especificada” ou simplesmente “fim do furo”.
Caso seja de interesse, o impenetrável pode ser vencido por meio de uma sonda rotativa, que permite o avanço em rocha. Nesse tipo de ensaio, recuperam-se amostras da rocha, chamadas de testemunhos, e a sondagem passa a ser chamada de sondagem mista, já que utiliza a técnica do SPT juntamente com a rotativa.
Caso o SPT tenha sido paralisado por ter encontrado um matacão, por exemplo, o avanço poderá ser feito com a sonda rotativa. Quando o furo retornar a encontrar solo, o SPT pode ser continuado.
Apresentação de resultados
Durante a etapa do SPT propriamente dito, conta-se o número de golpes necessários para cravar os últimos 45cm do metro ensaiado, em três etapas de 15cm. O resultado direto do SPT é dado pela soma dos golpes necessários para cravar apenas os últimos 30cm, chamado de Nₛₚₜ e dado em golpes/300mm.
Os primeiros 15cm são contabilizados, porém descartados. Servem para tentar identificar eventuais avarias no equipamentoou mudanças bruscas na camada.
Os números de golpes contabilizados a cada 15cm dos últimos 45cm ensaiados são então representados para cada metro em um boletim de sondagem. Em geral, a empresa de sondagem apresenta apenas o número de golpes para cada 15cm, sem apresentar o valor direto de Nₛₚₜ.
Existem casos especiais em que o solo é muito mole ou muito duro, no qual não é possível prospectar a profundidade padronizada em ensaio. Nesses casos, a representação no boletim é dada por uma fração entre o número de golpes e a profundidade executada.
Exemplo: Um boletim no qual para dado metro a contagem de golpes é dada por uma fração 7/8 significa que o operador deu sete golpes, mas só conseguiu andar 8cm. Já uma fração 1/48 significa que o operador deu apenas um golpe, mas o barrilete avançou 48cm, ultrapassando a profundidade especificada em norma.
A partir da caracterização táctil-visual dada pelo técnico da sondagem para cada amostra recuperada, apresentam-se no boletim aspectos como cor, textura e presença de matéria orgânica, conchas e mica no solo. Nesse documento, é desejável também identificar dados gerais da sondagem, como locação, cota de topo, posição no qual o nível d’água foi encontrado e profundidade do furo executado.
O boletim de sondagem é de responsabilidade técnica da empresa que executa a sondagem. O documento deve ser disponibilizado para a empresa projetista, que interpretará os resultados e os aplicará em projetos de engenharia.
Interpretação de resultados
A partir de vários furos de SPT, será possível elaborar perfis geológico-geotécnicos para o terreno. Os substratos são geralmente estabelecidos de acordo com o comportamento diante o número de golpes, e da caracterização táctil-visual documentada no boletim.
O valor de Nₛₚₜ pode ser utilizado para designar a consistência de solos finos e a compacidade de solos grossos, conforme a tabela 4.
O valor de Nₛₚₜ pode ser adotado em métodos semiempíricos para dimensionamento de obras de terra, como na previsão de recalques e estimativa da capacidade de carga de fundações. Quando esses métodos utilizam Nₛₚₜ diretamente, chama-se método direto. Caso contrário, se o Nₛₚₜ é utilizado para obter outros parâmetros geotécnicos, diz-se que são métodos indiretos.
Os parâmetros mais comuns de se obter a partir do Nₛₚₜ são:
· o peso específico;
· a resistência não drenada de argilas;
· o módulo de variação volumétrica;
· o coeficiente de compressibilidade; e
· o ângulo de atrito efetivo.
A equação a seguir (TEIXEIRA, 1996) é rotineiramente utilizada em projetos geotécnicos para obter ângulo de atrito, que também pode ser obtido nas curvas da imagem a seguir.
Ressalta-se que as correlações são limitadas às condições de contorno na qual foram elaboradas.
E, sempre que possível, ensaios de laboratório devem ser realizados para estimar os parâmetros geotécnicos do solo, já que fornecem parâmetros mais confiáveis. Ainda assim, o uso responsável das correlações permite o reconhecimento preliminar das características do solo em estudo, que podem ser aplicáveis em estudos de viabilidade de um projeto, por exemplo.
Em solos moles, o resultado do SPT deve servir apenas como uma indicação da baixa consistência do material, não sendo recomendado o uso de correlações para obtenção de parâmetros geotécnicos, nem mesmo a utilização de métodos diretos de dimensionamento.
Em termos práticos, solos com valores de Nₛₚₜ inferiores a 8 são considerados de baixa capacidade de suporte. Caso essa camada não seja espessa e seja rasa, o projeto de engenharia poderá considerar a sua remoção. Contudo, solos com Nₛₚₜ superiores a 30 são considerados resistentes e estáveis, sendo desejáveis em projetos de obras de terra.
LIMITAÇÕES
Apesar de ser um ensaio amplamente utilizado em todo o mundo, o SPT é reconhecidamente rústico, passível de muitos erros e desvios, principalmente quando o martelo utilizado é manual.
A maior crítica ao SPT é que o procedimento é altamente influenciado pelo operador.
No caso do martelo manual, o operador é responsável por levantar a massa até a altura especificada e depois soltar o conjunto em queda livre. Não é incomum o operador se cansar e depois de um tempo passar a levantar a uma altura menor, o que causará uma energia de impacto menor do que aquela esperada no procedimento padrão.
Saiba mais: O desvio na energia do ensaio pode ser uma consequência não só da ação do operador, mas também da padronização diversa para o SPT no mundo, que estabelece diferentes tipos de martelo de bater e procedimentos de ensaio. Com a finalidade de unificar a energia do SPT em nível mundial, a Sociedade Internacional de Mecânica dos Solos e Engenharia de Fundações (International Society for Soil Mechanics and Geotechnical Engineering – ISSMGE) estabelece que a energia-padrão do SPT seja de 60%.
Estima-se que a energia do SPT brasileiro varie entre 70% a 80%. Ou seja, para a padronização, os valores de Nₛₚₜ devem ser corrigidos, de modo a obter Nₛₚₜ,₆₀. Infelizmente, com exceção de pesquisas científicas, no Brasil não é comum a medição da energia de ensaio, nem a correção da energia do ensaio.
Outro aspecto relacionado à atividade humana durante ensaio é a contagem de golpes: a falta de automatização na contagem e desorganização durante a elaboração do boletim de campo são as principais causas de erros associados ao Nₛₚₜ.
O desgaste do martelo, empenamento das hastes, cordas velhas e desvios nas características em outros elementos do SPT também podem ser listados como causas de desvios no Nₛₚₜ. Por esse motivo, é sempre importante a manutenção e verificação da integridade do equipamento.
Uma crítica ao SPT é que ele obtenha resultados para 30% do metro ensaiado, já que o Nₛₚₜ é o número de golpes necessários para prospectar os amostrados nos últimos 30cm do metro. Outros ensaios de investigação geotécnica permitem o registro contínuo de características geotécnicas com a profundidade.
Por fim, embora seja uma vantagem o amostrador do SPT obter o solo em profundidade, as amostras obtidas são amolgadas. Existem técnicas mais sofisticadas de amostragem que obtêm amostras menos perturbadas e que, quando levadas para o laboratório, possibilitam a estimativa de parâmetros mais confiáveis.
Atenção: Ainda diante dessas limitações, ressalta-se que o SPT é um ensaio muito popular, e que dificilmente será abandonado da rotina de investigação geológico-geotécnica.
MÓDULO 3
Ensaio de penetração de cone - CPT
CONSIDERAÇÕES INICIAIS
O ensaio de penetração do cone, conhecido como CPT (cone penetration test), é considerado um dos melhores métodos de investigação geotécnica devido à qualidade e quantidade de leituras possíveis de ser obtidas, além da possibilidade de ser executado onshore ou offshore (em terra ou fora dela).
Saiba mais: Esse ensaio chegou ao Brasil por volta de 1950 para investigação offshore em plataformas de petróleo. A partir de 1990, o método sofreu expansão nacional, e atualmente o CPT consiste no segundo método mais empregado na investigação geotécnica no país.
O ensaio consiste na cravação de uma ponteira cônica de 60° de ápice, e seção variando de 5cm² a 15cm², sendo o mais comum o de área de 10cm². O cone deve ser cravado a uma velocidade constante de 20mm/s e, dependendo do tipo de equipamento, pode obter leituras a cada 10cm prospectados. Por esse motivo, o CPT é também chamado de ensaio estático, de velocidade controlada e medição quase contínua.
No Brasil, a padronização das dimensões, do procedimento do ensaio, da apresentação e da interpretação dos resultados pode ser encontrada na NBR 12.069, mas também é comum a utilização das normas norte-americanas ASTM D5778 e D3441.
APARELHAGEM
Existem diversos tipos de cones para ensaio CPT, que se diferenciam principalmente quanto à seção transversal, ao método de aquisição de dados e ao tipo de parâmetro obtido. Diante dessas variações, os cones podem ser classificados em três grandes grupos, de acordo com a forma no qual o esforço necessário para a cravação do cone é medido.
· Mecânicos (CPT):O esforço é medido pela transferência mecânica pelas hastes.
· Elétrico: O esforço é medido por células de carga instrumentadas.
· Piezocone (CPTU): É o cone elétrico acoplado a um transdutor de tensão que mede a poropressão gerada durante o processo de cravação.
Os ensaios de piezocone são completos e fornecem resultados confiáveis para o reconhecimento geotécnico do subsolo. Em projetos específicos de engenharia, sensores especiais podem ser acoplados para medir parâmetros particulares:
· Cones sísmicos (SCPT): Com a geração de uma onda de cisalhamento na superfície do solo, um sensor posicionado no cone mede o tempo necessário para a chegada da onda, sendo possível o cálculo da velocidade cisalhante e a determinação do módulo de cisalhamento por meio da teoria da elasticidade.
· Cones pressiométricos: Com uma sonda pressiométrica acoplada no fuste do cone em uma profundidade específica, o módulo é expandido, sendo possível determinar parâmetros de deformabilidade do solo.
· Cones resistivos (RCPT): É capaz de registrar a resistência elétrica do solo, fornecendo um perfil contínuo da variação da resistência, de modo que seja possível avaliar áreas contaminadas.
· Cones híbridos: Juntam mais de uma característica dos cones mencionados acima.
Seja qual for o tipo de CPT empregado, a aparelhagem básica para execução do ensaio envolve os elementos relacionados a seguir.
· Equipamento de cravação: Constituído de sistema hidráulico capaz de fornecer reação para a cravação do cone.
· Ponteira: De seções transversais usualmente variando de 5cm² a 15cm², em que as mais robustas são utilizadas na prospecção em solos mais resistentes que possuam pedregulhos ou cimentação. A ponteira mais comum é a de 10cm² de seção transversal.
· Sistema de transmissão de dados: Captam, armazenam e gerenciam as medidas obtidas pelo cone. Podem ser externos ou instalados na própria ponteira cônica, com transmissão com ou sem cabos (wireless).
A imagem a seguir esquematiza os elementos que compõem um piezocone.
A escolha do tipo de cone a ser empregado em uma campanha geotécnica dependerá da capacidade do sistema hidráulico para reação e cravação do cone, da acessibilidade ao local e dos parâmetros que se deseja obter no ensaio.
APRESENTAÇÃO DE RESULTADOS
Os resultados básicos obtidos do CPT são a resistência de ponta (qc) e o atrito lateral (fₛ). O primeiro consiste no esforço necessário para cravar a ponta do cone, enquanto o segundo mede o atrito no contato fuste do cone e o solo.
No caso do piezocone, obtém-se também a poropressão (u).
Os resultados brutos, obtidos diretamente devem ser fornecidos ao engenheiro projetista em planilhas, sendo também comum o envio de boletins que apresentam gráficos da variação de qc, fₛ e u com a profundidade.
Apesar de esses parâmetros já serem suficientes para a estimativa da resistência dos solos, é comum a apresentação de parâmetros indiretos como o módulo de comportamento, que permite classificar o solo em relação à sua granulometria. Obtém-se, assim, para cada furo, a estratigrafia do terreno.
Seja em planilha ou em gráficos, é importante que os documentos contenham informações como a locação do furo executado, data de início e término da sondagem, e qual foi o motivo da paralisação do ensaio.
Interpretação de resultados
A partir do resultado de vários furos de CPT, o engenheiro ou geólogo pode elaborar perfil geotécnico. Ressalta-se que como a obtenção de qc, fₛ e u é contínua, a estratigrafia é obtida com alta precisão e as seções podem ser mais detalhadas se comparadas àquelas obtidas apenas de ensaios de simples reconhecimento (SPT).
No caso do CPTU, o detalhamento é ainda mais refinado, uma vez que a avaliação da geração de poropressão durante a cravação possibilita a identificação de camadas pouco espessas, como de lentes de areia. A partir da resistência de ponta obtida, uma classificação da compacidade de solos granulares pode ser expedida:
Além dessas informações, a partir dos resultados do ensaio de cone é possível obter:
· condições do nível d’água;
· ângulo de atrito interno; resistência não drenada das argilas;
· histórico de tensões; módulo de deformabilidade; e
· coeficiente de adensamento.
A partir de método semiempírico, também é possível estimar a capacidade de carga das fundações e a magnitude dos recalques. A tabela a seguir apresenta a aplicabilidade dos resultados de CPT e CPTU.
Outra interpretação rotineira obtida a partir de resultados do cone é a razão de atrito (Rf) dada por: 
A imagem adiante apresenta a variação de qₜ (resistência de ponta corrigida), (índice de classificação do material) com a profundidade.
Solos que apresentam Rf de cerca de 1% são geralmente arenosos, enquanto valores acima de Rf indicam solos argilosos. Outro parâmetro utilizado para classificar solos a partir das medidas do ensaio de cone é o parâmetro Bq, dado por:
 
Onde u2 é a poropressão medida no ensaio; u0 a pressão hidrostática da água intersticial; qₜ a resistência de ponta corrigida; e tensão vertical in situ. A imagem a seguir apresenta a variação desses parâmetros com a profundidade.
O Rf e o Bq também podem ser utilizados para classificar solos segundo o sistema de classificação de Robertson et al. (1986) chamado Soil Behavior Type Classification (SBT). A vantagem desse método é que a classificação é feita a partir do comportamento do solo in situ, em vez de parâmetros obtidos em laboratório, como granulometria e limites de consistência, obtidos de amostras deformadas. Além disso, o SBT pode ser utilizado para avaliar a susceptibilidade à liquefação dos materiais.
 
LIMITAÇÕES
Apesar de o ensaio de cone obter parâmetros geotécnicos confiáveis, sendo considerado o melhor método de investigação, algumas dificuldades relacionadas à execução podem ser citadas.
Além desses pontos, a integridade de todo o equipamento deve ser verificada, a fim de não mascarar os resultados do ensaio. As ponteiras não devem apresentar desgastes e avarias, e as hastes devem ser lineares, livres de empenamentos.
Os valores de qc e fₛ devem ser corrigidos no ensaio CPTU, devido às variações nas seções da ponteira e à variabilidade em relação à posição do elemento filtrante. Estima-se que, em argilas, encontram-se variações de 10% a 30% nos resultados que não foram adequadamente corrigidos. As equações a seguir apresentam as correções de qc para qₜ ,e fₛ para fₜ:
Onde Ast é a área no topo da luva de atrito; Al a área lateral da luva de atrito; e u3 a poropressão medida na posição 3 do cone. Apesar dessas limitações, é importante frisar que o ensaio de come tem pouca influência do operador, é econômico e sensível às variações do solo. Em solos homogêneos, como em aterros, a campanha de sondagem pode ser suficiente apenas com ensaios de CPT ou CPTU.
MÓDULO 4
Reconhecer outros ensaios de investigação geotécnica (VST, DMT, PMT)
ENSAIO DE PALHETA (VST)
O ensaio de palheta, reconhecido também como vane test, é empregado principalmente para a determinação da resistência não drenada de argilas moles. Esse ensaio foi desenvolvido em 1919 na Suécia, tendo seu uso iniciado no Brasil em 1949 e difundido entre as décadas de 1970 e 1980.
O ensaio consiste na inserção de uma palheta cruciforme no solo, e aplicação de rotação a uma velocidade de 6,0 ± 0,6° por minuto, em um tempo máximo de cinco minutos. Após essa etapa, deve-se aplicar dez revoluções da palheta para provocar o amolgamento do solo, possibilitando a determinação da resistência amolgada do material.
A padronização da velocidade busca que o solo seja cisalhado sob condição não drenada.
Para que os resultados obtidos sejam adequados e representativos, Schnaid e Odebrecht (2012) mencionam que o ensaio de palheta é aplicável em solos:
O equipamento do ensaio de palheta é formado, principalmente por palheta, hastes, e equipamento para aplicação de torque. A palheta é formada por quatro aletas de aço, usualmente com diâmetro de 65mm e altura de 130mm. Equipamentos com dimensões distintas podem ser encontrados, mas usualmente a relaçãoH = 2D é mantida. As palhetas podem ser de acionamento manual ou elétrico.
As hastes são utilizadas para que a palheta alcance o solo a ser ensaiado, devem ser de aço e resistentes ao torque. O torque deve ser aplicado por equipamento capaz de registrar leituras a cada 2° de rotação da palheta, por meio de células de carga acopladas a sistemas de aquisição de dados ou por torquímetros manuais.
Para demais procedimentos, padronização de equipamentos e interpretação de resultados, a NBR 10905 deve ser consultada. Essa norma estabelece dois tipos de equipamento para a palheta, como veremos a seguir.
· EQUIPAMENTO TIPO A: Não utiliza a perfuração prévia (pré-furo), pois a palheta é cravada estaticamente em solos de baixa resistência, protegida por uma sapata. Ao se atingir a profundidade na qual se deve realizar o ensaio, o torque é aplicado. Os resultados obtidos por essa técnica são mais confiáveis, uma vez que se minimiza o efeito do amolgamento durante a instalação da palheta e se reduz a variabilidade dos torques medidos.
· EQUIPAMENTO TIPO B: Utiliza a perfuração prévia (pré-furo). As leituras são suscetíveis a erros, mas podem ser minimizadas com uso de espaçadores com rolamentos.
A interpretação dos resultados é dada pela curva torque × rotação, a partir da qual é capaz de obter parâmetros geotécnicos como a resistência não drenada de argilas (Su) e a razão de pré-adensamento (RSA ou OCR).
A equação abaixo evidencia como calcular a resistência não drenada, onde M é o torque máximo medido (kNm) e D é o diâmetro da palheta (m). Quando se calcula a resistência amolgada (Sur) deve-se utilizar o torque medido após as dez revoluções da palheta.
A razão entre a resistência não drenada Su e a amolgada Sur é dada pela sensibilidade da argila (St):
Esse parâmetro permite avaliar a perda da resistência do material após o amolgamento, segundo a classificação:
O sucesso do ensaio e a qualidade dos resultados obtidos dependerão do estado de conservação de toda a aparelhagem, bem como os cuidados tomados durante a execução do procedimento de ensaio. Algumas limitações associadas ao ensaio de palheta são:
· Uma drenagem parcial do solo durante o ensaio, obtendo-se uma resistência que não pode ser considerada não drenada.
· A velocidade de aplicação do torque, associado a efeitos viscosos na água adsorvida da argila, sendo a maior influência observada em solos de alta plasticidade.
· A anisotropia do material.
Para esses efeitos, pode-se aplicar correções aos resultados obtidos, a fim de garantir a qualidade dos parâmetros estimados.
DILATÔMETRO DE MARCHETTI (DMT)
Você sabia: O ensaio dilatométrico foi desenvolvido na década de 1970 pelo professor italiano Silvano Marchetti, motivo pelo qual o equipamento é conhecido também como dilatômetro de Marchetti. O ensaio é considerado vantajoso, uma vez que parte da hipótese de que as perturbações geradas pela cravação do dilatômetro são inferiores àquelas imprimidas em outros ensaios de campo de penetração.
O ensaio consiste na cravação de uma lâmina no solo, com a medição do esforço necessário para essa penetração. Ao atingir a profundidade especificada para a realização do ensaio, aplica-se uma pressão de gás no diafragma de aço, que expande a membrana e empurra o solo.
O equipamento do ensaio é composto pela caixa de controle, na qual são acoplados os manômetros, as válvulas de controle de pressão e de drenagem, as conexões para alimentação de pressão de gás e os cabos elétricos de aterramento; além do cilindro de gás, de onde virá o fluido para aplicar a pressão, as hastes e a lâmina, onde é fixado o diafragma.
Atenção: Não existe norma técnica brasileira que padronize o equipamento, o procedimento e a interpretação dos resultados dilatométricos, podendo ser consultadas as normas norte-americanas e europeias.
A interpretação do ensaio é realizada a partir das leituras de deslocamento da membrana quando o diafragma é expandido – A e B –, que devem ser correspondentes às deformações elásticas do solo. A partir dessa interpretação, é possível obter:
· O coeficiente de empuxo no repouso (K0).
· O módulo de elasticidade (E).
· A razão de pré-adensamento (RSA ou OCR).
· A resistência ao cisalhamento não drenado das argilas (Su).
· O ângulo de atrito interno para areias 
· A classificação dos solos.
· A avaliação da susceptibilidade à liquefação dos materiais.
Em equipamentos especiais, podem ser realizados ensaios sísmicos (SDMT) para a determinação da velocidade cisalhante. Para que seja garantida a qualidade dos resultados obtidos por meio do ensaio dilatométrico, é importante que a aparelhagem esteja íntegra, especialmente sem empenamentos e saliências entre a lâmina e o anel de fixação.
Também é essencial que haja uma periódica calibração do equipamento, com a finalidade de garantir a acurácia das leituras, qual pressão aplicada deve ser adequada e que não haja vazamentos no sistema.
PRESSIÔMETRO DE MÉNARD (PMT)
O ensaio pressiométrico foi idealizado em 1955 pelo engenheiro francês Louis Ménard, motivo pelo qual também é conhecido como pressiômetro de Ménard. O equipamento do pressiômetro é composto, principalmente, pela sonda pressiométrica e pelo painel onde são controlados a pressão e o volume.
Saiba mais: O ensaio consiste na aplicação de uma pressão uniforme nas paredes de um furo de sondagem com auxílio de uma membrana flexível acoplada a uma sonda cilíndrica, de modo a avaliar a resposta de deformação do solo.
Normas internacionais podem ser consultadas para padronização de equipamento, procedimento e interpretação de resultados, já que não existe norma brasileira para o ensaio pressiométrico. A execução pode ser dada sob três procedimentos mais comuns:
· Ensaio em pré-furo: A medida de deformação é realizada em um furo já executado.
· Autoperfurante (SBPM): O furo é executado por um tubo de parede fina, que aloja a sonda pressiométrica. Quando se atinge a profundidade especificada para o ensaio, aplica-se a pressão e mede-se a deformação por sensores elétricos.
· Cravado: Um cone pressiométrico (CPMT) é cravado no solo com auxílio de sistema hidráulico. Nesse ensaio, além das medidas pressiométricas, são obtidos os parâmetros medidos no ensaio de cone (atrito lateral e resistência de ponta).
A interpretação do ensaio dependerá do tipo de equipamento, procedimento empregado e tipo de solo ensaiado, sendo o principal resultado a curva pressiométrica (pressão × deslocamento), que pode ser utilizada para avaliar:
· O comportamento tensão × deformação do solo, obter o módulo de deformabilidade (E).
· O módulo cisalhante do solo (G).
· O coeficiente de empuxo (K).
· A resistência ao cisalhamento não drenada (Su).
· O ângulo de atrito interno do solo
· E o ângulo de dilatância do solo 
Para garantir a qualidade dos resultados obtidos, é importante realizar calibrações e manutenções periódicas no equipamento, para que se garanta que a pressão aplicada seja adequada e as leituras sejam acuradas.
Tema 2: Estabilidade de Taludes e Aterros
MÓDULO 1
Reconhecer as causas e consequências dos deslizamentos de terras
CONCEITOS GERAIS
Taludes são planos inclinados, compostos por solos ou rochas, cuja geometria pode ser natural ou construída pelo homem, por meio de atividades de cortes e aterros. Essas estruturas estão presentes em quaisquer obras de terras, como encostas de rodovias ou ferrovias, maciço de barragens e escavações.
A denominação das partes constituintes de um talude são, basicamente:
· A crista, que consiste na parte mais alta;
· O pé, que consiste na parte mais baixa; e
· O ângulo de inclinação.
Quando a encosta é de grande extensão, da ordem de centenas de metros, e as camadas que compõem o talude são pouco espessas, da ordem de alguns metros, diz-se que é um talude infinito.
Os problemas associados aos taludes são os movimentos de massas, que podem causar danos materiais e perda de vidas devido à ruptura dos materiais do talude. Esses movimentos, chamados de deslizamentos e escorregamentos, ocorrem como uma consequência de o solo ou a rochaprocurar uma condição mais estável, de repouso.
Solos que já sofreram escorregamentos são chamados de solos coluvionares, quando associado a solos, e de tálus, quando associados a blocos de rocha. Esses materiais são classificados como solos transportados ou sedimentares, formados pela ação da gravidade. É muito importante ter em mente que esses materiais podem vir a romper novamente, causando novos escorregamentos. Dessa forma, é essencial entender por que os movimentos de massa ocorrem, quais são as suas consequências, como é possível prevê-los, preveni-los e remediá-los.
Causas
Entre as causas mais comuns para os movimentos de massa, pode-se citar o desmatamento e a erosão em áreas sujeitas a movimentos de massa, ao acréscimo de carga na crista do talude, que geram solicitações nas quais o solo não consegue suportar, e o aumento das chuvas, que causam a saturação dos solos. Sendo assim, as causas de rupturas em taludes podem ser divididas em três grandes grupos: causas internas, externas e intermediárias.
· CAUSAS INTERNAS: As causas internas são creditadas aos agentes que reduzem a resistência dos solos, como a ação do intemperismo e o aumento da poropressão. O primeiro está associado a agentes físicos e químicos que desintegram e modificam os grãos do solo e suas propriedades. Já o segundo está associado à diminuição da coesão aparente e da tensão efetiva, intimamente ligada à resistência ao cisalhamento dos solos. As causas internas são identificadas por meio de ensaios nos materiais do talude e não causam variações significativas na geometria do talude.
· CAUSAS EXTERNAS: As causas externas aumentam as tensões cisalhantes, podendo mobilizar a resistência do solo além do que ele tem a oferecer, causando a ruptura. São exemplos: o acréscimo de carga, como a construção na crista do talude, e o aumento de vibrações por tráfego ou abalos sísmicos. Mudanças na geometria, como cortes no pé e aumento da declividade dos taludes, também são causas externas que podem levar uma encosta à ruína.
· CAUSAS INTERMEDIÁRIAS: Já as causas intermediárias são aquelas que não se enquadram nas anteriores, como o desmatamento e a erosão de taludes, o que causará maior infiltração de água e aumento da poropressão.
É possível notar que parte das causas mencionadas é provocada pelo homem (ação antrópica). Mas a ruptura também está relacionada a fatores como a geologia e geomorfologia local, além de aspectos ambientais como precipitações e presença de vegetação.
Tipos de ruptura
As rupturas de encostas são classificadas principalmente pela velocidade do movimento de massa e pela geometria da ruptura.
Quanto à geometria, os principais tipos de ruptura são relacionados ao formato do movimento de massa, que é dado pela zona ou superfície de ruptura. A seguir, veremos os tipos mais comuns de ruptura.
Em solos, as rupturas circulares e planares devem ser mais comuns, esta última ocorrendo quando há um plano de fraqueza preferencial que tende a ditar o deslizamento, como fissuras e camadas pouco espessas. Em taludes rochosos, devem ser mais comuns as rupturas em cunha e o tombamento de blocos.
Quanto à velocidade com a qual o material rompido se movimenta, as rupturas podem ser classificadas como escoamentos, escorregamentos e subsidências.
No escoamento, tem-se um movimento de massas superficiais de solo muito lento (cerca de milímetros por ano), chamado de rastejo, fluência ou creep. Observa-se que esses movimentos são acelerados em épocas chuvosas e desaceleram em épocas secas. Embora muito lento, a ação do rastejo pode ser identificada pela deformação de postes, pilares e troncos de árvores, que sofrem continuamente com o empuxo de terra.
Quando a velocidade do movimento é muito grande, podendo atingir velocidades superiores a 10km/h, diz-se que está ocorrendo corrida, fluxo de detritos ou debris flow. Nesses movimentos, o solo se comporta como um líquido e escoa livremente como um fluido, como uma avalanche de neve. O efeito dessas rupturas é avassalador, já que transportam não só uma massa rompida de solo, mas também troncos, galhos, blocos de rocha e até carros a grandes distâncias em relação ao ponto no qual se deflagrou a ruptura.
Quando o movimento de massa é brusco, diz-se que houve uma subsidência, que é o exemplo de desabamento ou queda de blocos devido à ação da gravidade. Essas rupturas são causadas principalmente por descontinuidades naturais no maciço, como fraturas, ou por intempéries em rochas, como a ação da infiltração de água que gera caminhos de percolação e vazios no maciço rochoso.
Consequências dos deslizamentos e estabilização de taludes
Deslizamentos e escorregamentos de terra podem causar consequências severas de danos materiais ou de perdas de vida.
 
Principalmente em regiões e áreas de risco onde a população menos favorecida se desenvolve em encostas sem controle habitacional e projetos consistentes de engenharia, infelizmente os casos em que as famílias “perdem tudo” e até vêm a óbito são muito comuns. Sendo assim, o problema de estabilidade de taludes é não só um problema técnico de engenharia, mas também um problema social a ser combatido, já que dificilmente essas populações possuem uma alternativa de moradia.
Para aumentar a estabilidade dos taludes, pode-se aplicar ações nas causas internas, externas e intermediárias.
No caso das causas internas, associadas principalmente à ação da água, é importante monitorar as poropressões e a superfície freática por meio de piezômetros e medidores de nível d’água, respectivamente, além do controle dos deslocamentos por meio de inclinômetros.
Estabelecendo níveis de controle para esses instrumentos, caso uma situação próxima a uma emergência seja iminente, a população do entorno pode ser avisada por meio de sirenes, e medidas de evacuação até locais mais seguros podem ser tomadas.
Causas intermediárias como erosões e elevada infiltração de água podem ser combatidas com o plantio de vegetação ou impermeabilização dos taludes com concreto projetado ou manta asfáltica.
Outra forma de diminuir a infiltração de água nos taludes é uma drenagem superficial eficiente. As canaletas têm a função de interceptar e conduzir as águas das chuvas de forma ordenada até um ponto de descarga fora do talude, como um rio ou uma bacia de dissipação. Quando a declividade do talude é grande, o fluxo deve ser conduzido por descidas d’água, que podem ser em degraus, para diminuir a energia cinética e a velocidade do fluxo.
Quando o problema da água é profundo, como a criação de lençóis no maciço do talude, será necessário impor uma drenagem profunda por meio de tubos de PVC sub-horizontais, chamados de dreno horizontal profundo (DHP), o que diminuirá o nível d’água interna e as poropressões.
Caso o problema do talude seja na sua geometria, com taludes muito inclinados, por exemplo, os taludes podem ser feitos em etapas por meio de cortes e aterros, chamados de taludes escalonados.
Já quando o problema da geometria se encontra na região do pé do talude, pode-se construir bermas de equilíbrio, que são aterros de terra que adicionarão um peso estabilizante para a encosta.
Outras soluções para estabilidade de encosta são as estruturas de contenção, como as cortinas atirantadas e os muros de arrimo, que atuam como barreiras para o solo instável e/ou estabilizam os taludes que se movimentariam na ausência dessas estruturas. Apesar de muito eficientes, esses muros são custosos e sua construção exige mão de obra especializada.
MÓDULO 2
Reconhecer os métodos para prever os deslizamentos de terra
FATORES DE SEGURANÇA
A quantificação da estabilidade de taludes é importante para que se possa prever os deslizamentos de terra. Para tanto, em taludes naturais e artificiais, análises de estabilidade são utilizadas por meio de métodos que avaliam as tensões ou os métodos de equilíbrio-limite.
Nas análises que levam em conta as tensões, comparam-se as tensões solicitantes e resistentes, principalmente, quando estamos abordando taludes infinitos, onde as espessuras dos materiaissão pequenas em relação à ordem de grandeza do talude como um todo e devem ocorrer rupturas planares. No entanto, os métodos de equilíbrio-limite são mais comuns e gerais. Consistem em realizar equilíbrio de forças ou momentos fletores na massa de solo. Esse método parte do pressuposto de que o equilíbrio seja garantido até a iminência da ruptura, daí o nome “limite”, pois a partir daí haveria um deslizamento.
Como a ruptura dos solos se dá por cisalhamento, a relação entre a tensão cisalhante atuante (solicitante) e a resistência máxima que o solo pode mobilizar é chamada de fator de segurança (FS), dada por:
Onde s representa o esforço solicitante, e τ representa as forças internas que resistem ao movimento, traduzido matematicamente pela envoltória de resistência, dada para os solos principalmente pelo critério de Mohr-Coulomb
 Nessa equação 
Quando maior o FS, mais deve-se estar afastado da ruptura. Em taludes naturais formados por agentes de intemperismo por milênios, o FS deve estar próximo de 1, o que justifica as intensas rupturas observadas em épocas chuvosas.
Já em encostas artificiais, construídas por atividades de corte e aterros, o projeto geométrico dos taludes deve ser guiado por análises de estabilidade que resultem em FS satisfatórios, afastados de 1.
A NBR 11.682 estabelece valores de fatores de segurança a ser atingidos em encostas naturais e artificiais, segundo aspectos econômicos e sociais. Para obtê-los, parte-se primeiramente do nível de segurança, que pode ser alto, médio ou baixo.
· Alto
Critérios: 
· Áreas com intensa movimentação e permanência de pessoas, como edificações públicas, residenciais ou industriais, estádios, praças e demais locais, urbanos ou não, com a possibilidade de elevada concentração de pessoas.
· Ferrovias e rodovias de tráfego intenso.
· Médio
Critérios:
· Áreas e edificações com movimentação e permanência restrita de pessoas.
· Ferrovias e rodovias de tráfego moderado.
· Baixo
Critérios:
· Áreas e edificações com movimentação e permanência eventual de pessoas.
· Ferrovias e rodovias de tráfego reduzido.
Esse nível de segurança deve ser associado aos danos materiais e ambientais. Veja a seguir.
· Alto
Critérios:
· Danos materiais – Locais próximos a propriedades de alto valor histórico, social ou patrimonial, obras de grande porte e áreas que afetam serviços essenciais.
· Danos ambientais – Locais sujeitos a acidentes ambientais graves, tais como nas proximidades de oleodutos, barragens de rejeito e fábricas de produtos tóxicos.
· Médio
Critérios:
· Danos materiais – Locais próximos a propriedades de valor moderado.
· Danos ambientais – Locais sujeitos a acidentes ambientais moderados.
· Baixo
Critérios:
· Danos materiais – Locais próximos a propriedades de valor reduzido.
· Danos ambientais – Locais sujeitos a acidentes ambientais reduzidos.
E, finalmente, o fator de segurança mínimo admissível pode ser encontrado a partir do nível de segurança contra danos à vida humana, materiais e ambientais:
Caso um talude seja densamente habitado, por exemplo, o potencial de perdas de vidas, danos materiais e ambientais deve ser alto. Sendo assim, o FS mínimo a ser respeitado deve ser de 1,5.
Na ocasião de uma encosta a ser modificada ou no caso da estabilização de uma encosta preexistente, esse fator de segurança deverá ser considerado em projeto.
Métodos de equilíbrio-limite (MEL)
São os mais comuns para análise de estabilidade de taludes. As hipóteses desses métodos são que:
1. O solo possui comportamento rígido plástico, ou seja, se rompe bruscamente, sem deformar.
2. A superfície de ruptura é bem definida.
3. As equações de equilíbrio estático são válidas até a iminência da ruptura.
4. O fator de segurança é constante ao longo da superfície de ruptura.
Devido à sua simplicidade, grande parte dos métodos de equilíbrio-limite divide a massa de solo que compõe a superfície de ruptura em fatias ou lamelas, algo também chamado de método das fatias.
Para cada fatia, determina-se o diagrama de corpo livre, que possibilita escrever as equações de equilíbrio em que se baseiam o método:
Cada fatia é geometricamente caracterizada por sua largura (b), altura (h), comprimento da base (l) e o ângulo α formado entre o seu centro de gravidade e o centro da superfície de ruptura O.
As grandezas atuantes em uma fatia são o seu peso (W); a força normal atuante sobre a base (N), dividida em força normal efetiva (N’) e pressão neutra (u); as forças de cisalhamento nas faces (X); e os empuxos laterais (E).
Diversos são os métodos que levam em conta o equilíbrio-limite. A maioria desses métodos se difere quanto à forma da superfície da ruptura e às equações de equilíbrio consideradas. A tabela a seguir sumariza alguns desses métodos, evidenciando o tipo de superfície e quais equilíbrios são realizados.
As forças atuantes em cada fatia consistem em um sistema hiperestático, em que há mais incógnitas que equações. Desse modo, os métodos adotam algumas hipóteses simplificadoras que permitem a solução do problema, como a não consideração dos empuxos laterais, que é o caso do método de Fellenius, ou a desconsideração de tensões de cisalhamento nas faces, no caso do método de Bishop.
Para encontrar a superfície mais crítica, aquela na qual retornará o menor FS, deve-se definir uma malha de centros de círculos a pesquisar e determinar o valor de FS correspondente a cada centro O. Por se tratar de tentativa e erro, programas computacionais são utilizados para esse fim.
Embora os MEL sejam utilizados em projetos de obras de terra, deve-se sempre ter em mente que as hipóteses do modelo são simplificações do que realmente ocorre durante um movimento de massa. A não consideração das deformações é uma das mais severas críticas ao MEL, já que na realidade a ruptura dos solos é um processo progressivo e dinâmico.
Método de Fellenius
Este método foi desenvolvido em 1936 por Fellenius, considerando ruptura circular, poropressão nula nas faces da fatia e equilíbrio de forças na direção da normal à base da fatia. Veja a imagem a seguir.
O fator de segurança pode ser escrito desta forma:
 Nessa equação
Devido às suas hipóteses simplificadoras, o método de Fellenius obtém fatores de segurança muito conservadores e por vezes pouco confiáveis, principalmente em superfícies de ruptura profundas e que possuam altos valores de poropressão.
Método de Bishop simplificado
Tal método foi inicialmente desenvolvido em 1955 para superfícies circulares, admitindo forças horizontais entre as fatias, cuja força normal atuante pode ser calculada pelo somatório apenas de forças verticais, como podemos ver na imagem a seguir.
O fator de segurança pode ser calculado pela equação:
 Nessa equação 
Como o fator de segurança aparece nos dois lados da equação, o problema é resolvido por um processo iterativo, por tentativa e erro, que consiste em se adotar um FS para o lado direito da equação e obter o FS do lado esquerdo. O processo é finalizado quando os fatores à esquerda e à direita forem convergentes.
Método de Culmann
Este método parte das hipóteses de um plano de ruptura planar do pé do talude e talude seco (poropressão zero).
A ação instabilizadora do peso da cunha deve ser combatida pelas reações Cd e R, como vemos a seguir, correspondentes às tensões cisalhantes resistentes e normal.
A solução do problema é dada pela pesquisa do ângulo θ ilustrado na imagem anterior, até que o equilíbrio de forças seja atingido pelo fechamento do polígono para um fator de segurança crítico associado a θcrítico. Essa pesquisa pode ser realizada por um processo iterativo de tentativas e erros com uso de equações ou por solução gráfica.
Taludes infinitos
Neste caso, onde a ruptura é planar, o fator de segurança pode ser escrito como:
 Nessa equação 
A equação também pode ser reescrita como:
 Nessa equação 
São dados por:
 
Em taludes infinitos homogêneos, formados por um único solo, a superfície de ruptura crítica associada a um fator de segurançamínimo será correspondente a uma altura H máxima. Isso porque toda camada de solo deve escorregar no contato dessa camada com o solo firme ou manto rochoso.
Como o parâmetro de poropressão é constante em problemas hidrostáticos, quanto maior a espessura H da camada superficial de solo, menor é N e, consequentemente, menor é o FS. Assim, o número de estabilidade pode ser utilizado para uma avaliação expedida da estabilidade do talude.
Segundo Massad (2010), no caso de solos estratificados em taludes infinitos, com camadas de diferentes propriedades de resistência, a pesquisa da superfície crítica e do fator de segurança mínimo pode ser realizada da seguinte forma, como podemos ver na imagem a seguir:
Ábacos de estabilidade
Como o fator de segurança é uma função dos parâmetros de resistência do solo, da poropressão atuante e da geometria do talude, a avaliação do número de estabilidade de Taylor (N) e o parâmetro de pressão neutra permitem a elaboração de ábacos que proporcionam uma avaliação rápida do fator de segurança de taludes.
Segundo Massad (2010), o uso desses ábacos é prático quando se conhece a geometria do talude e se deseja determinar o ângulo de inclinação máximo permitido para um dado H e dado FS.
Os primeiros ábacos que surgiram foram elaborados por Taylor em 1948, para rupturas circulares e poropressão nula. Permitiram o desenvolvimento de ábacos mais sofisticados, que atualmente já tornam possível a incorporação da poropressão e de superfícies de rupturas não circulares e planares.
MÓDULO 3
Identificar as condicionantes de projeto de aterros sobre solos moles
CONTEXTUALIZAÇÃO
Solos moles são materiais argilosos, com baixa resistência ao cisalhamento, associados a golpes do ensaio de simples reconhecimento (standard penetration test – SPT) inferiores a 4. Esses solos são formados por deposição recente, do quaternário, em ambientes variáveis que dependem de litologia, clima, forma e velocidade de transporte de sedimentos. Comumente esses solos contam com a ação da água em sua formação, seja de rios, seja pelo movimento de regressão e transgressão de marés, formando solos aluvionares e marinhos, respectivamente.
· Solos aluvionares
Os solos aluvionares são aqueles formados em planícies de inundação ou várzeas de rios, pela decantação de sedimentos. Quando a deposição ocorre em intercalações com areias, formam-se finas lentes de areia, imprimindo heterogeneidade aos materiais. Esses solos são geralmente encontrados em espessuras de 1 a 7 metros, nas cores preta, cinza-escuro, amarela, vermelha, marrom ou cinza-esverdeado.
· Solos marinhos
Os solos marinhos são formados pelos movimentos das marés, durante centenas e milhares de anos, em espessuras que podem ultrapassar 70m. Podem conter fósseis, conchas e considerável matéria orgânica, que imprimem as cores cinza-claro, cinza-escuro, preta, marrom-escuro e cinza-esverdeado nesses materiais.
Além de possuírem baixa resistência, a alta compressibilidade sob a aplicação de cargas faz com que esses solos sofram adensamento, o que consiste na expulsão de água dos poros do solo no tempo, que levam a consideráveis recalques.
Devido à dificuldade de amostragem desses solos em condição indeformada para realização de ensaios em laboratório, a caracterização mecânica desses materiais é realizada rotineiramente em campo, por meio de ensaios de penetração de cone (CPT) e de palheta (vane test). Os parâmetros obtidos desses ensaios podem ser adotados para realização de análises de estabilidade dos aterros sobre solos moles utilizando métodos de equilíbrio-limite (MEL), geralmente adotando parâmetros em termos de tensões totais.
Problemas associados a solos moles
Devido à baixa resistência e alta compressibilidade dos solos moles, os problemas associados a obras de terra que envolvam esse material são de estabilidade global após a construção e recalques ao longo do tempo.
O aterro construído em um solo mole consiste em um acréscimo de carga nesse solo, que representa um acréscimo de poropressão na argila, já que há a impossibilidade de haver deformação volumétrica instantânea segundo a lei de Darcy. Esse acréscimo de poropressão deixa a água sob tensão, que sairá dos poros do solo no tempo. A esse fenômeno dá-se o nome de adensamento. A depender do coeficiente de permeabilidade da argila mole, esse processo pode levar anos ou décadas até que todo o acréscimo de poropressão seja dissipado.
Quanto à estabilidade global, o momento crítico que pode levar à ruptura do aterro é logo após a sua construção, já que nessa fase o solo está sendo solicitado sem que haja drenagem e sua resistência é a de curto prazo. Essa ruptura é dada com e sem a presença de trincas
Com o tempo e com a dissipação da poropressão, a tensão efetiva aumenta, assim como a resistência ao cisalhamento. Logo, é muito comum os geotécnicos considerarem que, se houver ruptura em um aterro construído sobre solo mole, ela deve ser logo após a sua construção. No entanto, há relatos de rupturas que ocorreram mesmo após a ocorrência do adensamento, devido ao fenômeno de fluência nos solos (creep).
O processo de adensamento e saída de água dos vazios da argila faz com que haja uma redução na espessura da camada, a qual chamamos de recalque. Como o adensamento se dá com o tempo, o recalque também é desenvolvido no tempo, de forma que, após vários anos, o deslocamento relativo pode ser grande a ponto de ser observados “degraus”, especialmente no caso de encontros de pontes e viadutos.
Para se conhecer e quantificar os recalques em aterros sobre solos moles, o método mais comum é a teoria do adensamento unidimensional de Terzaghi. Para estimar os parâmetros de compressibilidade e adensamento a ser adotados nesse método, é preciso realizar ensaios de adensamento em laboratório.
Outros efeitos técnicos relacionados aos solos moles são os empuxos de terra e o atrito negativo em fundações.
Processos construtivos
Os processos construtivos para aterros sobre solos moles são:
1. Lançamento de aterro em ponta sobre o terreno natural.
2. Lançamento de aterro em ponta após o tratamento do solo mole.
Em ambos os casos é importante investigar os problemas associados ao solo mole, devendo ser mais crítico quando o solo mole não é tratado.
Durante a construção, a influência do tráfego dos equipamentos deve ser considerada, fazendo-se uso de lastros e aterros de conquista, se necessário. Esses elementos consistem em camadas de aproximadamente 1m, construídos com material competente e sem preocupação com a compactação.
Atualmente, o uso de geotêxtil associado aos lastros também tem sido utilizado, com a intenção de melhorar não só a resistência, mas também como filtro em materiais contaminantes, como o caso de aterros sanitários.
No caso de aterros para passagem rodoviária ou ferroviária, também se faz importante considerar a carga dinâmica de tráfego durante a vida útil da estrutura.
Mitigação de problemas associados a solos moles
Em regiões onde o aterro é muito robusto ou as características do solo mole não permitem a construção da estrutura com segurança, métodos para aumentar a estabilidade ou tratar a compressibilidade e resistência do solo mole podem ser adotados.
Quanto à estabilidade, além do uso de geossintéticos, conforme anteriormente mencionado, bermas de equilíbrio podem ser associadas aos taludes do aterro, de forma a aumentar o peso do sistema. Embora aumentem o fator de segurança da obra, deve-se ter em mente que as bermas aumentam também a carga no solo mole, podendo aumentar consideravelmente a magnitude dos recalques.
Em camadas pouco espessas de solo mole, de aproximadamente 5m, e que estejam em superfície, a remoção do solo mole e a substituição por um solo de melhor competência podem ser consideradas, de forma que os problemas de estabilidade e deformação associados aos solos moles sejam eliminados.
Para essa atividade, pode-se adotar escavação mecânica ou explosivos. Este último, menos comum, consiste em promover rupturas por cargas de dinamite, que liquefazem o solo e provocamo escoamento do material. A problemática desse método é que nem sempre todo solo mole é expulso, e resquícios remanescentes de solo mole podem levar a recalques e ondulações no aterro e no terreno de fundação.
No caso em que o tempo disponível para a construção do aterro é grande, pode-se adotar a construção do aterro em etapas ou o uso de sobrecarga temporária. Essas estruturas servirão para desenvolver o adensamento, a fim de melhorar os parâmetros de resistência e deformabilidade, antes mesmo da construção do aterro final, de forma a não sofrer com os problemas associados aos solos moles.
· Aterro em etapas
A construção em etapas consiste em altear o aterro em partes, de maneira que uma próxima camada de aterro só é lançada quando a anterior se enrijeceu e ganhou resistência. Segundo Massad (2010), essa técnica não é eficiente para solos moles com coeficiente de adensamento relativamente alto.
· Sobrecarga temporária
Já a sobrecarga temporária, também chamada de pré-compressão, consiste na construção de um aterro temporário de carregamento maior que aquele previsto na região. Para atingir a cota do aterro definitivo previsto, parte do aterro temporário é removido, levando o solo mole para a sua condição sobreadensada. Logo, quando o aterro estiver em sua condição final, parte dos recalques já se desenvolveu, e espera-se que as deformações sejam menores.
Atualmente, com a finalidade de diminuir as atividades de terraplanagem e o uso de materiais, a sobrecarga temporária tem sido substituída por bombas de vácuo, que aplicam uma pressão capaz de acelerar os recalques.
Outro método para aceleração de recalques é a implantação de drenos verticais em areia ou brita. Adotados principalmente em camadas muito espessas de solos moles ou que possuem coeficiente de adensamento muito baixo, como esses materiais possuem coeficiente de permeabilidade superior ao da argila, formam caminhos preferenciais para a água sob pressão, tornando o fluxo radial e encurtando o caminho de drenagem.
Segundo Massad (2010), o uso de drenos verticais é eficiente quando o recalque por adensamento primário esperado é superior ao esperado por adensamento secundário. Quando da construção desses drenos, é preciso tomar cuidados especiais para evitar ou minimizar o amolgamento dos solos, o que diminui a resistência ao cisalhamento de argilas sensíveis e pode reduzir a eficiência dos drenos.
Os drenos verticais em areia, em geral, têm diâmetros entre 20cm e 45cm, espaçados em malhas triangulares ou retangulares em distâncias de 1m a 4,5m. Atualmente, tiras de plástico ou fibroquímicos de seção transversal triangular podem ser adotados com o mesmo fim, eliminando a necessidade de compra de materiais drenantes. Além de acelerar os recalques, os drenos verticais em brita trabalham como estacas de fundação para o aterro, aumentando a estabilidade do sistema. Esses drenos de brita são geralmente espaçados entre 1m a 2,5m e possuem diâmetro variável entre 70cm a 90cm, assentados em solo firme abaixo da camada de argila mole.
De forma a diminuir o acréscimo de carga nos solos moles e consequentemente a magnitude dos recalques, o material do aterro pode ser associado a materiais mais leves como o isopor (poliestireno expandido – EPS), pneus e serragem.
Quando os métodos aplicados aos solos moles modificam suas características de resistência e deformabilidade, diz-se que são métodos de tratamento de solos. Como exemplo, podemos citar as colunas de jet grouting.
Saiba mais: Jet grouting consiste na técnica de inserir concreto sob pressão no interior do solo mole, diminuindo seu índice de vazios.
Monitoramento de aterros sobre solos moles
Esse monitoramento de aterros serve não só para o controle de deslocamentos horizontais, verticais e poropressões, mas também para a validação de parâmetros e premissas adotados em projeto. Caso durante o monitoramento alguma anomalia ou algum desvio seja identificado, um plano de ação pode ser adotado de forma a evitar rupturas e demais problemas associados.
Esse monitoramento pode ser realizado com placas de recalques, que medem os deslocamentos verticais por meio de placas metálicas rígidas rosqueadas a hastes que ficam acima do aterro. Por meio de um marco de referência (benchmark), os deslocamentos são controlados ao longo do tempo.
Como as placas de recalque medem recalques totais, tassômetros ou extensômetros podem ser adotados para medidas de recalque em profundidade, dentro da argila mole.
Para a obtenção do perfil contínuo de deslocamentos, perfilômetros podem ser utilizados ao longo de uma horizontal.
Para monitoramento de deslocamentos horizontais, podem ser adotados inclinômetros, que consistem em tubos verticais chumbados em rocha firme e indeslocável, para medir os desvios relativos com a horizontal.
O monitoramento das poropressões pode ser realizado por meio de piezômetros, de tubo aberto (manuais) ou elétricos (automatizados). O controle da poropressão permite avaliar o desenvolvimento do adensamento e, consequentemente, do ganho de resistência do solo mole no tempo.
Para a correta interpretação das leituras fornecidas em instrumentações instaladas em aterros sobre solos moles, é importante que sejam definidos níveis de controle e faixas de alerta, que permitam tomada de decisões e medidas mitigadoras caso desvios com a segurança sejam identificados.
MÓDULO 4
Reconhecer os aspectos associados à compactação dos solos
O QUE É A COMPACTAÇÃO DOS SOLOS?
Quando um solo é manipulado com a finalidade de se atingir uma estrutura interna com o menor índice de vazios possível e maior homogeneidade, com consequente maior resistência ao cisalhamento, deve-se promover a densificação do solo, por meio de um processo chamado compactação.
A compactação ocorre quando equipamentos mecânicos promovem a saída de ar dos poros que compõem o solo, pelos motivos elencados a seguir.
1. Reorientação das partículas.
2. Fratura de grãos ou torrões, que irão preencher os vazios.
3. Dobramento ou distorção das partículas e das camadas de água adesiva.
Devido à grande diferença no coeficiente de permeabilidade dos solos, a compactação é atingida de diferentes modos em areias e argilas, e os mecanismos supracitados podem ser mais ou menos insignificantes para dado solo. Outro aspecto importante é a mineralogia, bem como a plasticidade do solo a ser compactado.
Enquanto em solos argilosos, que possuem partículas de pequeno diâmetro, a reorientação e distorção das partículas devem ser mais presentes, em solos arenosos, que possuem grãos de dimensões maiores, a compactação está mais associada à reorientação das partículas e à quebra dos grãos.
Atenção: É importante não confundir o processo de compactação com o de adensamento: enquanto o primeiro está relacionado à saída de ar dos poros do solo, geralmente induzida instantaneamente por equipamentos mecânicos, o fenômeno do adensamento ocorre pela expulsão de água dos poros do solo para dado tempo, devido à aplicação de uma carga estática.
A compactação dos solos é uma ação adotada em aterros compactos, como para a construção de barragens de terra e estradas, solo de apoio de fundações diretas, reaterro de muros de arrimo e escavações, e retaludamento de encostas.
Princípios da compactação
Para reconhecer qual o comportamento dos solos quando compactados, possibilitando o projeto de aterros compactos seguros e otimizados, o ensaio de compactação conduzido em laboratório deve ser realizado.
Entre os princípios da compactação, podemos citar:
1. Durante a compactação, a massa e o volume das partículas de solo são constantes, visto que se considera que os grãos são incompressíveis.
2. A compactação ocorre pelo aumento da massa específica, devido à diminuição do ar nos poros do solo.
3. A massa específica do solo é uma função de sua umidade.
4. Ao se compactar com baixa umidade, o atrito entre as partículas de solo é muito alto, e não se consegue uma significativa redução dos vazios.
5. Ao compactar com alta umidade, a água provoca um efeito de lubrificação entre as partículas,e o ar não consegue mais ser expulso.
Em outras palavras, para compactar o máximo possível um solo, obtendo as vantagens de homogeneidade e aumento da sua resistência ao cisalhamento, deve-se atingir uma umidade ideal na qual não haja nem o efeito de lubrificação, nem o de atrito. A essa umidade dá-se o nome de umidade ótima, que está associada a um peso específico máximo.
A imagem a seguir ilustra o comportamento do peso específico seco (γd) e da umidade (w), chamada de curva de compactação.
Nota-se que essa curva tem um comportamento parabólico, cujo pico deve representar a máxima compactação possível, associada à umidade ótima (wÓTIMA) e ao peso específico seco máximo (γd,máx).
Para umidades menores que a umidade ótima, têm-se pesos específicos menores que γd,máx e o atrito entre as partículas. Nesse caso, diz-se que a estrutura do solo está em condição floculada e ainda se está no ramo seco do solo. Nesse ramo, o aumento da umidade ocorre pela redução da coesão aparente no solo, ocasionada pela sucção, sendo ainda possível compactar o solo.
Aumentando o teor de umidade do solo, nota-se que o par γd,máx, wÓTIMA é atingido. Caso se acrescente ainda mais água a esse solo, as partículas passam a apresentar uma estrutura dispersa, sendo atingido o ramo úmido. Nesse ramo, o acréscimo de umidade ocasiona a diminuição do peso específico seco e o preenchimento dos vazios do solo por água (aumenta-se a saturação), dificultando a saída de ar e fazendo surgir o efeito lubrificante entre as partículas. A esse ramo, diz-se que o solo está em sua condição dispersa das partículas.
Idealmente, a compactação dos solos deve ser realizada para umidades próximas a wÓTIMA, que deve ser obtida por meio de ensaios de compactação em laboratório. A curva de compactação é uma característica de cada solo, influenciada principalmente pela mineralogia, granulometria e plasticidade dos solos. A figura 26 ilustra curvas de compactação para diferentes tipos de solo.
Ensaio de compactação
O ensaio de compactação para obtenção da curva de compactação, e consequentemente a umidade ótima, é realizado em laboratório. No Brasil, o procedimento e a padronização dos equipamentos a serem utilizados encontram-se normatizados na NBR 7.182.
O ensaio consiste em moldar camadas de solo em cilindros-padrão, sendo aplicada, para cada camada, uma energia dada por golpes de soquetes que expulsarão o ar dos poros do solo. É importante que a compactação em laboratório e em campo seja realizada por camadas, já que os golpes do soquete (que representam o equipamento de campo) só atingem a parte mais superficial da camada. Sendo assim, camadas muito espessas ficariam compactadas apenas próximas de onde foi inferida a energia, e fofas nas maiores profundidades.
O procedimento do ensaio consiste em destorroar e quartear uma amostra de solo seco ao ar, e definir no mínimo 5 (cinco) graus de umidade para o solo. Para o bom ajuste da curva de compactação, recomenda-se que estes pontos sejam definidos: um próximo da umidade ótima, dois acima e dois abaixo da wÓTIMA.
Como o ensaio ainda não foi realizado e o operador pode não ter experiência com o tipo de material com que esteja trabalhando, geralmente adota-se que:
Onde: LP= Limite de plasticidade, obtido de ensaios-limite de consistência ou limites de Atterberg
Definidas as umidades para o ensaio, deve-se calcular, por meio de índices físicos, qual a quantidade de água destilada a ser adicionada ao solo. Ao adicionar a água, o solo deve ser homogeneizado e uniformizado.
A norma brasileira prevê que o acréscimo de água seja feito por duas metodologias distintas: para o ensaio com reúso de material, em que se parte da umidade mais seca, realiza-se o ensaio, acrescenta-se água e repete-se o ensaio até realizar os 5 pontos; e pelo não reúso de material, quando para cada ponto de umidade deve-se tomar uma quantidade de solo virgem, ainda não ensaiado. Deve-se, então, montar o cilindro, o disco espaçado e o papel-filtro.
Procede-se colocando uma porção de solo no cilindro-padrão, de forma a ocupar um volume esperado para a quantidade de camadas, que depende do tipo de cilindro utilizado.
Ao preencher uma camada, deve-se aplicar o número de golpes indicado na tabela anterior, dependendo do tipo de cilindro, com o auxílio de um soquete manual ou automático. É importante que os golpes sejam distribuídos em toda a área ocupada pelo solo no cilindro, de forma a homogeneizar a compactação da camada o máximo possível.
Antes de prosseguir para a segunda camada de solo, deve-se promover ranhuras com régua biselada de forma a aumentar a aderência entre a camada já compactada e a que será compactada. O procedimento de preenchimento do cilindro e da compactação deve ser repetido até que o cilindro seja completado com o número de camadas padronizado.
Raspa-se o excesso na boca do cilindro e extrai-se a amostra para determinação do seu teor de umidade, massa e dimensões. O teor de umidade deve ser determinado em estufa, pela equação a seguir, onde a massa é determinada por meio de balança de precisão e as dimensões, com auxílio de paquímetro.
 
 
Para traçar a curva de compactação, deve-se conhecer o peso específico seco, que pode ser obtido da relação:
 
Caso o ensaio esteja sendo realizado com reúso de material, o solo deve ser destorroado e mais água acrescentada, a fim de atingir o próximo ponto de umidade. Caso o ensaio não esteja sendo realizado com reúso, deve-se pegar uma amostra virgem e repetir os procedimentos feitos para o ponto de umidade anterior.
Quando realizados os cinco pontos de umidade predeterminados, estarão disponíveis os pares w x γd, que devem ser plotados em um gráfico de escala natural, obtendo a curva de compactação. O ponto máximo da curva deve representar o par wÓTIMA, γd,máx, que representa o máximo de compactação que aquele solo pode atingir.
É comum representar, juntamente com a curva de compactação, as curvas de saturação, que representam lugares geométricos dos valores de umidade e peso específico seco em relação ao grau de saturação (S):
É importante ressaltar que as curvas de compactação não são um parâmetro intrínseco do solo, pois a compactação é inferida por uma energia imprimida em golpes. Caso essa energia seja alterada, os pares de teor de umidade x massa específica seca serão também distintos.
Para cada golpe dado, tem-se que a energia pode ser dada pela energia potencial, quando se levanta o soquete antes de ser liberado em queda livre:
 
Essa equação pode ser reescrita como:
 
Quando se altera a energia do ensaio de compactação, nota-se que as curvas de compactação apresentam mesmo formato, mas aparecem deslocadas, como podemos ver na imagem a seguir.
 
Para o ensaio original proposto pelo engenheiro Ralph Proctor, em 1933, diz-se que há uma energia normal ou Proctor Normal. Para variações de energia, dada pela modificação do número de camadas e do número de golpes, também são padronizadas as energias intermediária e modificada.
Atenção: Todos os ensaios de compactação são chamados de Proctor.
Compactação em campo
A compactação a ser realizada em campo deve partir de uma especificação de projeto, dada por meio da umidade ótima e por um grau de compactação (GC), que representa o mínimo de compactação a ser atingido em campo, dado por:
O grau de compactação dependerá da importância da obra e de características do material, sendo rotineiramente especificado para valores acima de 90%. Em projetos de engenharia, também é comum apresentar uma tolerância para o teor de umidade, geralmente cerca de ± 3 ou 5%.
A execução da compactação em campo deverá seguir os seguintes procedimentos:
1. Espalhar o solo de forma que a camada seja cerca de 20cm, para garantir a homogeneidade após compactação.
2. Acerto da umidade do solo em relação à umidade ótima, mas, caso o solo esteja seco, deve ser irrigado; se estiver úmido, deve ser promovida uma aeração do material (é importante que o solo seja revolvido até que esteja homogêneo).3. Compactar o solo.
A depender do tipo de material a ser compactado, a expulsão de ar dos poros deve ser imprimida por técnicas distintas. No caso de areias, a compactação é possibilitada por meio da vibração, sendo utilizados rolos vibratórios, placas vibratórias, soquete manual ou sapos mecânicos. Já no caso das argilas, a compactação é dada por amassamento, sendo utilizados rolos pé de carneiro (pata curta e longa), pé de elefante (pata chata) ou pneumáticos.
Saiba mais: Técnicas não tão comuns de compactação podem envolver uso de explosivos e inundação dos solos.
Para verificar se o grau de compactação foi atingido, o peso específico seco atingido após a compactação mecânica deve ser verificado em campo pelo método do frasco de areia ou por amostragem. Na amostragem, o solo compactado é removido em um volume conhecido com auxílio de um cilindro biselado. Com uma balança, determina-se a massa, e o peso específico pode ser calculado.
Já o método do frasco de areia, padronizado pela NBR 12.102, consiste em utilizar uma bandeja com abertura padrão de 10cm a 15cm. Através dessa abertura, escava-se um buraco de 15cm de profundidade e determina-se a massa do material escavado. O volume do buraco é determinado pelo preenchimento de uma areia seca e uniforme. Como a densidade dessa areia deve ser conhecida, determina-se a massa necessária para preencher o furo, e é possível determinar o volume escavado.
Para o conhecimento da umidade de campo, para verificar se o solo deve ser umedecido ou aerado, utiliza-se o método do Speedy Test ou da frigideira.
Clique nas barras para ver as informações.
MÉTODO DO SPEEDY TEST
O primeiro método consiste em inserir uma pequena porção de solo no interior de um cilindro, junto com ampolas de carbureto de sódio. O sistema é hermeticamente fechado e balançado até que as ampolas se rompam e o carbureto de sódio expande dentro do cilindro. Com auxílio de um manômetro acoplado acima do cilindro, mede-se a pressão interna, e por meio de curvas calibradas fornecidas pelo fabricante o teor de umidade pode ser estimado.
 
Tema 3: Contenções
MÓDULO 1
Reconhecer os muros de contenção, segundo sua classificação, bem como os muros de arrimo
CONCEITOS BÁSICOS
Muros de contenção são estruturas corridas, de parede vertical ou inclinada, apoiadas em fundação rasa ou profunda. Têm como objetivo conter um material que corra risco de romper e deslizar, como encostas, encontros de pontes e escavações.
Antes de começarmos nosso estudo, vamos conhecer a nomenclatura dos elementos que compõem uma estrutura de contenção. O material a ser contido é chamado de terrapleno ou reaterro. Já o muro em si pode ser separado nas seguintes partes:
Vamos conhecer melhor cada uma delas:
· Crista: Região mais alta do muro. Dependendo do projeto e do arranjo geométrico da estrutura, pode servir como acesso de veículos e equipamentos, desde que a sobrecarga gerada pelo tráfego seja adequadamente considerada no projeto.
· Base: Parte do muro apoiada no solo de fundação.
· Dente: Alongamento opcional na base do muro que engasta a estrutura no solo, com a finalidade de aumentar a estabilidade da estrutura quanto ao deslizamento.
· Corpo: Representa o maciço do muro.
· Tardoz: Face do muro que recebe o material do terrapleno.
CLASSIFICAÇÃO GERAL DOS MUROS DE CONTENÇÃO
Os muros de contenção podem ser classificados em relação ao seu material de construção, ao mecanismo de estabilização e à sua rigidez.
Em relação ao material de construção e ao mecanismo de estabilização podemos citar os pontos a seguir:
· Material de construção: Quanto ao material, podem-se citar os muros de pedra, alvenaria, concreto, sacos de solo-cimento e pneus.
· Mecanismo de estabilização: Já quanto ao mecanismo de estabilização, citam-se os muros de gravidade, muros de flexão, muros reforçados, as cortinas e a técnica de solo grampeado.
Vamos conhecer a classificação dos muros de contenções. Veja:
· CLASSIFICAÇÃO PELO MECANISMO DE ESTABILIZAÇÃO
Os muros de gravidade são aqueles em que o peso próprio da estrutura faz o papel de estabilizar o terrapleno, dispensando armaduras. Geralmente, são construídos com alturas de até 5,0m. Dentro dessa categoria, citam-se os muros de gabiões, tipo fogueira, sacos de solo-cimento e pneus.
Quando a estabilidade da estrutura do muro é garantida com o uso de concreto e armaduras, sejam essas passivas ou ativas, têm-se os muros de flexão. Por serem reforçadas com aço, são estruturas mais esbeltas e resistentes.
Existem ainda outras técnicas, tais como: muros atirantados, solos grampeados e muros de solos reforçados, que estabilizam o terrapleno de maneiras mais específicas, a serem exploradas posteriormente.
· CLASSIFICAÇÃO QUANTO À SUA RIGIDEZ
Classificando os muros quanto à rigidez, têm-se os muros rígidos e flexíveis. Os muros flexíveis são aqueles cujo material de construção admite maiores deformações, de modo que, caso ocorram recalques diferenciais, o próprio corpo do muro se adapta às novas condições.
Por outro lado, os muros rígidos apresentam menor tolerância às deformações. Desse modo, casos os recalques diferenciais esperados sejam altos, a aplicabilidade desse tipo de muro deve ser estudada, a fim de evitar rupturas.
MUROS DE GRAVIDADE
Muros de gravidade são mais comuns e numerosos na engenharia civil. Sua estabilização por meio do peso próprio da estrutura faz com que sua construção seja facilitada e não necessite de técnicas especiais. Basta posicionar o material do muro em campo, e ele já atuará como uma contenção. Chamados também de muros de arrimo, diferenciam-se entre si pelo tipo de material de construção empregado.
Os muros de alvenaria, construídos com tijolos ou pedras, são os primeiros que surgiram na história. Essas estruturas apresentam grande facilidade construtiva, geralmente alcançam alturas de até 2,0m e são construídos com base de 0,5 a 1,0m. Quando as peças são argamassadas, visando a uma maior rigidez e monoliticidade para o muro, o projeto deve se preocupar com dispositivos de drenagem eficientes para evitar rupturas.
Os muros de concreto que estabilizam o terrapleno por peso próprio são de concreto simples, ou seja, sem a inserção de armaduras. Geralmente, atingem alturas de até 4,0m, são construídos em seção trapezoidal com uma relação de base (B) e altura (H) de B = 0,5H. Devido à impermeabilidade do concreto, necessitam de sistema adequado de drenagem.
Os muros de gabiões são formados por gaiolas metálicas de aço galvanizado, de dimensão usual de 1,0 x 1,0 x 2,0m (largura x comprimento x altura), preenchidas com enrocamento. Geralmente, são utilizados em encostas de obras rodoviárias e ferroviárias, devido à boa integração paisagística com o entorno.
Os gabiões são vantajosos por apresentar grande flexibilidade, assim as deformações são acomodadas pela própria estrutura; ao contrário de estruturas rígidas, como os muros de alvenaria e concreto, que podem romper com pequenas deformações de recalques diferenciais. Outra vantagem do muro gabião é a drenabilidade, pois o enrocamento solto dentro das gaiolas permite o fluxo de água. Logo, nesse tipo de muro, é comum dispensar dispositivos de drenagem, a não ser em casos em que seja constatada a sua necessidade.
Os muros tipo fogueira, chamados também de cribwalls, são elementos pré-moldados de concreto armado, madeira ou aço. Esses elementos são montados no terrapleno em forma de fogueiras e interligados longitudinalmente. Nos vazios das peças, coloca-se material granular graúdo (brita) para proteção do solo do terrapleno.
Assim como os gabiões, os cribwalls apresentam grande integração paisagística, drenabilidade e flexibilidade.
Os muros de sacos de solo-cimento são formados pela colocação em camadas de sacos de poliéster ou material similar, sendo preenchidos com uma mistura de solo-cimento, geralmente a um traço de 10:1 a 15:1 em volume. Ou seja, para cada 10 unidades de volume de solo, mistura-se 1 unidade de volume de cimento. Após homogeneização dos materiais, aplica-se água até atingir a umidade ótima damistura, obtida de um ensaio de compactação (NBR 7182). Os sacos são colocados em camadas e compactados manualmente com auxílio de soquetes. O procedimento é repetido camada a camada, até se atingir a altura do muro estipulada em projeto.
A utilização do cimento tem o objetivo de aumentar o peso da mistura, podendo ser utilizados outros materiais com esse mesmo fim. Os muros de arrimo em sacos de solo-cimento apresentam algumas vantagens, tais como:
1. Baixo custo.
2. Sustentabilidade, já que podem ser aproveitados solos que apresentariam pouca aplicação na engenharia civil e seriam destinados a bota-fora, gerando impacto ambiental, como é o caso de solos argilosos.
3. Praticidade, pois não requererem mão de obra ou equipamentos especiais.
4. Facilidade executiva, inclusive para muros curvos.
5. Flexibilidade.
Os muros de pneus surgiram de uma visão sustentável de reciclar o material. Esse muro consiste no lançamento dos pneus horizontalmente em camadas, com amarração longitudinal e transversal com corda ou arame. Para aumentar o peso próprio do muro, os pneus são preenchidos com solo compactado.
Muros de pneus geralmente atingem alturas de até 5 metros e são construídos com uma relação de base igual a 0,4 a 0,6 da altura. A face do muro deve ser revestida com alvenaria, concreto projetado ou vegetação para evitar a erosão do solo compactado de preenchimento.
Além da vantagem de reutilizar pneus, tornando a estrutura sustentável, esse muro apresenta flexibilidade, alta resistência mecânica, baixo custo e, para sua construção, não necessita de mão de obra especializada e equipamentos muito robustos.
Tanto os muros de saco solo-cimento quanto os de pneus precisam de um sistema de drenagem eficiente para garantir a drenabilidade e estabilidade da estrutura. Embora resistentes, muitas vezes os muros de solo-cimento e de pneus são encarados como provisórios, e maiores estudos e pesquisas são desenvolvidos para o muro de alvenaria, de concreto e de gabião.
MÓDULO 2
Identificar outros tipos de muros e contenções
MUROS DE FLEXÃO
Os muros de flexão são estruturas de concreto armado, nas quais, para a estabilização do terrapleno, o tardoz trabalha a flexão pela ação solidária do concreto e da armadura. A inserção da armadura, além de aumentar a resistência da estrutura, faz com que o volume de concreto seja menor quando comparado aos muros de gravidade em concreto simples. Desse modo, os muros de flexão são mais leves e esbeltos. Geralmente, possuem seção transversal em L.
Quando o solo de fundação não apresenta capacidade de suporte suficiente, usam-se estacas para transferir as cargas da estrutura para solos em profundidade mais competentes, tendo-se assim os muros estaqueados.
Para o dimensionamento estrutural, pode-se desmembrar a estrutura em dois elementos: a laje vertical, que será o corpo do muro; e a laje horizontal, que será a base do muro. Enquanto a laje horizontal é apoiada diretamente no solo de fundação, a laje vertical será considerada como engastada na base e livre na extremidade superior. Definida a geometria das lajes horizontal e vertical, usualmente adotadas com a mesma espessura, são determinadas as seções transversais necessárias para resistir aos esforços de momento fletor e força cortante, seguindo as diretrizes da NBR 6118, de Projetos de Estruturas de Concreto. Caso esses muros tenham alturas superiores a 5m, podem ser construídos contrafortes para diminuir a possibilidade de tombamento da estrutura e minimizar as tensões transferidas da laje vertical para a horizontal, uma vez que aumenta a área de aplicação das cargas.
Os contrafortes são reforços, também construídos em concreto armado, geralmente espaçados a uma distância de 70% da altura do muro. Para o seu dimensionamento estrutural e a determinação da área de aço necessária, considera-se que os contrafortes estão engastados na laje horizontal e livres na extremidade superior, assim como são realizados na parede vertical do muro.
MUROS ATIRANTADOS
Quando são inseridos no solo tirantes que trabalham a tração, têm-se os muros atirantados ou cortinas atirantadas. Os tirantes consistem em barras ou cordoalhas inseridas no solo, pré-tracionadas (estruturas protendidas), e, posteriormente, chumbadas com injeção de calda de cimento na extremidade.
No dimensionamento de cortinas atirantadas, é importante que não haja ruptura da cortina, do tirante e do terrapleno a ser contido. Para garantir que a última ruptura citada não ocorra, o alcance do tirante no terrapleno deve ultrapassar a superfície de ruptura, obtida por meio de análises de equilíbrio limite, conforme ilustrado na imagem a seguir:
Apesar de custosas, as cortinas atirantadas são utilizadas, principalmente, quando se dispõe de pouco espaço para a construção de muros de gravidade ou de flexão, ou quando o material de fundação que receberá o muro não apresentar capacidade de suporte suficiente. Por serem estruturas ativas, não necessitam de deformação para que estabilizem o solo. São consideradas estruturas rígidas.
Podemos citar como as principais vantagens dos muros atirantados:
1. Aplicabilidade para qualquer altura de terrapleno.
2. Adaptação a quaisquer condições do terreno.
3. Estabilização eficiente, obtendo altos fatores de segurança.
4. Durabilidade.
SOLO GRAMPEADO
Solo grampeado é uma técnica de estabilização de taludes em que se inserem barras de aço no solo, com posterior injeção de calda de cimento. As barras usualmente possuem bitola variando de 12,5mm a 38,1mm e comprimento de 0,5 a 1,0 da altura do terrapleno.
Ao contrário dos muros atirantados, em que há uma pretensão nos elementos estabilizantes, os grampos são mobilizados apenas quando há uma deformação no solo, assim como ocorre para estruturas de concreto armado. Desse modo, o solo grampeado é admitido apenas quando as deformações são aceitáveis.
Assim como os tirantes, o comprimento do grampo deve ser tal a vencer a superfície de ruptura obtida de métodos de equilíbrio limite. Usualmente, adota-se um grampo a cada 3 a 6m² de face.
Os grampos podem ser cravados no terrapleno por meio de martelete, ou inseridos em furos abertos por meio de sondagens. No último caso, cita-se a necessidade de manter a estabilidade das paredes do furo. Em todos os casos, existe a dificuldade executiva de se colocar os grampos na horizontal, principalmente na etapa de injeção da calda de cimento, realizada por gravidade do fundo para a boca. Logo, construtivamente, os grampos são realizados com uma inclinação de 15° com a horizontal.
As principais vantagens do solo grampeado são:
· baixo custo;
· adoção de equipamentos construtivos leves;
· adaptação à topografia e às condições especiais do terreno;
· flexibilidade às deformações.
Em relação às limitações do solo grampeado, pode-se citar o alto custo no caso de necessidade de grampos de grande comprimento e numerosos, além da necessidade de deformações para a mobilização da resistência. Quando os grampos são aplicados para a estabilização de rochas, são chamados de chumbadores.
MUROS REFORÇADOS COM GEOSSINTÉTICOS
Os muros de solo reforçado são também chamados de terra armada, idealizados na França por Henry Vidal. O reforço consiste na associação de geossintéticos e tiras metálicas ao solo, inseridos a cada camada de construção do aterro em solo. Essa técnica não deve ser aplicável em encostas naturais, e sim em reaterros construídos pelo homem. Na imagem a seguir, vemos a construção de um muro de solo reforçado, constituído por reforços, solo de aterro, face e dispositivos de drenagem.
Algumas das vantagens da terra armada são:
1. Baixo custo.
2. Equipamentos construtivos leves.
3. Facilidade construtiva.
4. Estrutura flexível.
A cada camada lançada de solo, deve-se promover a compactação na umidade ótima por meio de equipamentos específicos, assim como a colocação do elemento de reforço. Esse processo é repetido até que a estrutura seja finalizada em altura. Posteriormente, deve-se dispor o elemento da face.
Os materiais de reforço adotados são usualmente as tirase grelhas, plásticas ou metálicas, e as mantas geotêxteis. Como são produtos fabricados, apresentam alta resistência e alto controle de qualidade. Esses elementos devem ser dispostos no solo onde a solicitação mecânica é máxima, e podem ser obtidos por diversos métodos empíricos e analíticos.
A face pode ser construída por envelopamento, painéis ou blocos. Estudos e pesquisas na área evidenciam que essas faces possuem maior função de proteção do terrapleno contra erosões do que estrutural.
MÓDULO 3
Reconhecer as teorias de empuxos de terra
CONCEITOS GERAIS
O esforço horizontal que ocorre no contato entre o solo e um muro de contenção é chamado de empuxo de terra. O conhecimento do empuxo de terra em magnitude, distribuição, resultante e ponto de aplicação é determinante para o dimensionamento de contenções.
Como qualquer interação solo-estrutura, o conhecimento do empuxo de terra é complexo, e varia durante todas as etapas de obra, causando deslocamentos e um processo de distribuição e redistribuição de esforços.
O empuxo de terra pode ser separado em três categorias: no repouso; ativo e passivo.
O empuxo no repouso está relacionado às tensões geostáticas, que aparecem na deposição natural do solo e são causadas pelo peso próprio do maciço de solo. Por se tratar de um processo natural e, portanto, aleatório, o cálculo do empuxo no repouso é complexo, principalmente em solos heterogêneos e onde a topografia é irregular.
Em situações em que a deposição deu origem a uma superfície horizontal, cujas camadas de solo apresentam pouca variação em suas propriedades e os estratos são também horizontais, as tensões cisalhantes nos planos verticais e horizontais são nulas, de modo que esses planos coincidem com os planos principais de tensões. Nesse caso, a relação entre a tensão efetiva horizontal e a tensão efetiva vertical pode ser descrita pelo coeficiente de empuxo no repouso, , dado por:
De acordo com o Princípio das Tensões Efetivas de Terzaghi, a tensão total 
 de um solo saturado é dividida em duas parcelas: tensão efetiva , atuante nos grãos do solo; e a poro-pressão , que atua na água intrínseca presente nos poros do solo. Ou seja: 
Logo, considerando o conceito de empuxo, essa equação pode ser reescrita com o coeficiente de empuxo no repouso:
O coeficiente depende de propriedades geotécnicas, como o ângulo de atrito efetivo , o índice de vazios (e) e o histórico de tensões, descrito por meio da razão de pré-adensamento (RSA ou OCR de overconsolidation ratio). A tabela a seguir apresenta valores típicos desse coeficiente.
A obtenção do coeficiente de empuxo no repouso por meio de ensaios é de complexa interpretação. Em campo, são realizados ensaios pressiométricos, dilatométricos ou de piezocone sísmico para obter esse coeficiente; já em laboratório, é obtido por meio de ensaios triaxiais. Quando não se dispõe de resultados desses ensaios, a Fórmula de Jaky é a mais utilizada:
De observações experimentais, sabe-se que o é constante para solos normalmente adensados e varia em função do grau de adensamento em solos sobreadensados. Note que, no primeiro caso, o OCR equivale a uma unidade, e a Fórmula de Jaky pode ser reescrita como:
Na condição de repouso, as tensões horizontais estão associadas à condição de deformação nula. Logo, em superfícies inclinadas, quando existe tendência de movimentação da massa de solo, há a geração de tensões cisalhantes nos planos, que deixam de ser principais.
Por outro lado, os empuxos passivo e ativo representam condições extremas de interação solo-estrutura:
· Empuxo ativo: Quando o solo “empurra” a estrutura, que se afasta do terrapleno. Essa condição implica que há uma diminuição na tensão efetiva horizontal do solo.
· Empuxo passivo: Quando o solo é “empurrado” pela estrutura. Essa condição implica que há um aumento na tensão efetiva horizontal do solo.
Essas condições podem ser identificadas pela tendência de deslocamento da estrutura, já que o empuxo ativo deve atuar no mesmo sentido desse deslocamento, enquanto o empuxo passivo atua no sentido oposto.
Como em qualquer estrutura, caso os deslocamentos atinjam valores limites para o material, ocorre a ruptura. Ou seja, há um limite no qual os casos ativo e passivo ocorrem, e esses casos representam, portanto, condições limites que o solo pode ser encontrado.
Para a mobilização do caso ativo, estima-se que o solo apresente deslocamentos de 0,1% a 0,4% da altura do muro. Já para a mobilização do caso passivo, esses deslocamentos são de cerca de 1% a 4% da altura do muro.
Atenção: Note que, para o caso passivo, há uma maior tolerância do solo em relação aos deslocamentos. Isso ocorre porque, nessa situação, o solo está sob compressão, apresentando considerável resistência. Com relação ao caso ativo, o solo poderá ser submetido à tração, esforço que não apresenta resistência e se rompe.
Os empuxos no repouso, tanto no caso ativo quanto no passivo, podem ser descritos por meio dos Círculos de Mohr de tensões ou deformações. A figura a seguir ilustra os círculos de tensões efetivas. Nota-se que o solo poderá ser encontrado entre as condições ativa (limite inferior) e passiva (limite superior), estando a condição geostática de repouso no intermediário desses limites.
 
Embora o caso ativo e o passivo pareçam opostos e representem os limites no qual o solo pode ser encontrado, em algumas obras ambos podem ocorrer, como é o caso de estacas prancha:
Para a determinação do empuxo atuante em muros de contenção, levam-se em consideração os métodos de equilíbrio limite, nos quais o solo contido na superfície de ruptura e em contato com o paramento de contenção está em um estado de plastificação ativa ou passiva. Duas metodologias principais são utilizadas: o Método de Coulomb (1776) e o Método de Rankine (1957). Esses métodos ainda são os mais adotados em geotecnia, embora apresentem algumas limitações e, atualmente, já existam outros mais sofisticados.
MÉTODO DE COULOMB (1776)
O Método de Coulomb (1776) para estimativa dos empuxos de terra considera as seguintes hipóteses:
1. O solo é homogêneo.
2. O solo é isotrópico.
3. Há atrito entre o solo e o muro (delta).
4. A superfície de ruptura é plana.
5. A ruptura se dá como um bloco rígido sob um estado plano de deformação.
6. A ruptura ocorre em todos os pontos da superfície crítica simultaneamente.
Nesse método, a força de empuxo resultante pode ser estimada por meio de uma solução gráfica, por tentativas e erros até que seja encontrada a superfície crítica (ruptura). Para tal, devem-se arbitrar superfícies de deslizamento que delimitem a cunha de solo em contato com o muro. O equilíbrio das forças atuantes, sendo elas peso (P), atrito solo-muro (Cw) e empuxo (E), é realizado até que seja encontrada a condição crítica, na qual o valor limite do empuxo é atingido.
O ângulo de atrito entre o solo e o muro não afeta a magnitude do empuxo, apenas influencia na sua direção. A direção do empuxo é determinante para a determinação da largura da base do muro e para as verificações de estabilidade.
Uma limitação desse método é a consideração apenas equilíbrio de forças , desprezando-se o equilíbrio de momentos no muro . Além disso, não se têm informações sobre os deslocamentos e se obtém apenas a resultante do empuxo, sem se determinar a sua distribuição em profundidade.
MÉTODO DE RANKINE (1857)
O Método de Rankine (1857) é considerado um caso particular do Método de Coulomb. Para estimativa dos empuxos de terra, leva em consideração as seguintes hipóteses:
· o solo é homogêneo;
· o solo é isotrópico;
· o solo é granular e não apresenta coesão;
· o solo está submerso (saturado);
· a superfície do terreno é horizontal;
· o paramento de contenção é vertical;
· o atrito entre o solo e o muro é nulo;
· a ruptura ocorre em todos os pontos da superfície crítica simultaneamente;
· a ruptura ocorre sob o estado plano de deformação.
Supõe-se um estado limite, em que todos os pontos da superfície de ruptura estão plastificados, e o critério de ruptura de Mohr-Coulomb é válido.A solução do método leva em consideração o equilíbrio interno do maciço plastificado, em que as resistências são mobilizadas como uma reação das forças atuantes e do peso próprio da cunha de ruptura.
A fórmula a seguir apresenta a solução para o empuxo ativo (Ea) segundo Rankine:
 
Considerando esses mesmos parâmetros geotécnicos, apresenta-se a seguir o desenvolvimento para o empuxo passivo (Ep):
 
Para terraplenos horizontais sem sobrecarga, a distribuição do empuxo pode ser considerada triangular. Dessa maneira, a resultante do empuxo é uma força horizontal, aplicada a um terço da altura contado a partir da base.
Ressalta-se que, em 1910, Rèsal estendeu o Método de Rankine para solos que apresentem coesão. Nesse caso, o empuxo ativo e o passivo são dados, respectivamente, por:
 
Em terraplenos estratificados, o empuxo para cada solo deverá ser calculado considerando os parâmetros geométricos de cada camada, e o diagrama de empuxo será a soma da contribuição de cada solo. Nesses casos, a tensão efetiva horizontal será dada por:
Logo, o diagrama não será um triângulo, e o ponto de aplicação da resultante de empuxo deverá ser calculado com base no equilíbrio das forças resultantes de cada um dos diagramas.
MÓDULO 4
Reconhecer as condicionantes de um projeto de muro de arrimo
PROJETO DE MUROS DE CONTENÇÃO
Para o bom funcionamento de um muro de contenção, o projeto deve:
· Atender às diretrizes de dimensionamento para o material da estrutura, por exemplo: muros de concreto devem ser dimensionados conforme a NBR 6118 da ABNT.
· Atender às verificações de estabilidade global.
· Atender à verificação de estabilidade local.
· Contemplar um sistema de drenagem adequado e eficiente.
O primeiro passo do dimensionamento de muros de contenção é a definição do arranjo geométrico do muro, escolhendo sua forma, altura total (H), base (B) e altura da base (D).
Definida a geometria, deve-se realizar o diagrama de corpo livre das forças na estrutura, de modo a identificar as tensões atuantes e facilitar as próximas etapas do dimensionamento. A figura abaixo ilustra o diagrama de corpo livre de um muro de gravidade, em que as ações atuantes devem ser, basicamente, o peso do muro (P), o empuxo do terrapleno (ativo – Ea, e passivo – Ep) e o atrito entre a base do muro e o solo de fundação (S).
Sabendo a posição esperada para as ações atuantes, calculam-se os esforços associados. O peso (P) dos elementos deve ser calculado a partir do seu peso específico, enquanto os empuxos (Ea e Ep) podem ser calculados pela teoria de Rankine ou Coulomb. Geralmente, a solução de Rankine é mais simples, mas tende a fornecer valores mais elevados, enquanto a de Coulomb é uma solução mais geral.
Em casos de reaterros compactados, os esforços horizontais induzidos pela passagem dos equipamentos de compactação podem ser considerados majorando-se em 20% do empuxo calculado, ou alterando a posição da resultante do empuxo para uma posição entre 0,4 e 0,5 da altura, contado a partir da base do muro.
O esforço cisalhante na base do muro (S), no contato muro-solo, pode ser calculado considerando uma solicitação drenada ou não drenada. A resposta do solo em relação à drenagem depende da sua permeabilidade e da velocidade de aplicação da carga. As equações abaixo podem ser utilizadas para esse fim.
As verificações de estabilidade podem ser realizadas contra o(a):
O tombamento consiste na rotação indesejável do muro, que ocorre caso os momentos das forças que se opõem ao movimento sejam inferiores aos momentos instabilizantes que causam a rotação.
Como referência, esses momentos são calculados do pé do muro, no ponto identificado como A da imagem a seguir. Segundo a NBR 11.682, que abrange a estabilidade de taludes, para que se afaste da condição de possível tombamento, a relação entre o momento resistente e o momento instabilizante, chamado de fator de segurança, deve ser superior a 2,0, ou seja:
A segunda verificação a ser realizada é a do deslizamento, que seria o muro a ser “empurrado” ou escorregado horizontalmente, em razão de as forças horizontais solicitantes serem superiores às resistentes. Segundo a NBR 11.682, para que se afaste da possibilidade de deslizamento, o fator de segurança, ou a relação entre as forças resistentes e solicitantes, deve ser superior a 1,5. Ou seja:
Outra verificação a ser realizada é em relação à capacidade de carga da fundação. A tensão aplicada pelo muro sobre o solo não deve ultrapassar a capacidade de absorver do solo, no qual, caso contrário, poderia haver uma ruptura.
Essa verificação pode ser realizada conforme o cálculo de sapatas, considerando-se o muro como um corpo rígido, e a distribuição de tensões como sendo linear ao longo da base. O diagrama de tensões é trapezoidal. Para garantir que o solo esteja submetido apenas à compressão (o material não apresenta resistência à tração), a resultante deve estar localizada no terço central do muro, para excentricidade e ≤ B/6:
Para que não haja ruptura, a tensão solicitante não deve ser superior à capacidade de carga da fundação, que pode ser estimada pela Teoria da Tensão Admissível de Terzaghi:
 
 
Os parâmetros de resistência do solo, , podem ser obtidos a partir de ensaios de resistência, como triaxiais e de cisalhamento direto, enquanto o peso específico de ensaios de caracterização.
Segundo a NBR 6122, que estabelece os requisitos de projetos de fundações, quando a carga última não for obtida de ensaios de prova de carga, deve ser minorada por um fator de segurança de 3, obtendo-se a tensão admissível. Ou seja, a tensão máxima que pode ser aplicada em um solo de fundação deverá respeitar que:
Por fim, a última verificação a ser realizada no projeto de muros de contenções é em relação à estabilidade global do terrapleno, que deve seguir as diretrizes da NBR 11.682. Essa norma estabelece que o fator de segurança global a ser alcançado em uma encosta depende do nível de segurança contra danos materiais, ambientais e de vidas humanas segundo as tabelas abaixo:
 
A necessidade de construir um muro de contenção ocorre devido à constatação de o local oferecer fatores de segurança inferiores aos mínimos preconizados para o talude. Logo, naturalmente, a condição de estabilidade global com a implantação do muro é de que os fatores mínimos preconizados em norma sejam atingidos. Para essa análise, podem-se utilizar os métodos de equilíbrio limite para análise de estabilidade, como o método de Bishop, Spencer, Morgenstern-Price e Fellenius.
Caso todas as quatro verificações sejam satisfatórias, com , pode-se aceitar a geometria proposta para o muro. Caso contrário, deve-se voltar ao primeiro passo e modificar a geometria até que a estabilidade seja totalmente garantida.
Geralmente, o deslizamento é o fator condicionante nos projetos, pois é nessa verificação que os fatores de segurança costumam ser insatisfatórios. Nesses casos, mais eficiente do que aumentar o peso do muro, que demandaria mais volume de material, é construir um prolongamento na base, de modo que haja um engastamento do muro no solo de fundação. Esse é elemento é chamado de dente ou chaveta.
No caso dos muros de flexão, além das verificações de tombamento, deslizamento, capacidade de carga da fundação e estabilidade global dos taludes, haverá um passo a mais no dimensionamento para se determinar a armadura que irá atuar contra os esforços de tração. Essa armadura é necessária, pois o concreto não apresenta boa resistência a esse tipo de esforço.
A imagem a seguir apresenta um diagrama de corpo livre das ações atuantes em um muro de flexão e que devem ser consideradas no seu dimensionamento estrutural e verificações de estabilidade. Nota-se que esse diagrama é similar àquele apresentado para os muros de gravidade.
Dimensionamentos especiais devem ser realizados para muros atirantados, muros de solo grampeado e muros reforçados com geossintéticos. Por serem mais complexos, não iremos nos aprofundar a respeito deles neste conteúdo.
SISTEMA DE DRENAGEMA água consiste no principal mecanismo responsável por rupturas e acidentes em muros de arrimo.
O efeito da água pode ser direto, estando relacionado ao acúmulo de água junto ao tardoz, que aumenta a componente do empuxo; ou indireto, relacionado ao aumento da poro-pressão no solo, que reduz a tensão efetiva e a resistência ao cisalhamento do material. Importante ressaltar que esses dois mecanismos podem desencadear na ruptura do muro.
Para um projeto adequado de muros de contenção, um sistema de drenagem eficiente deve ser implantado. Esse sistema é projetado considerando que a presença da água pode ser superficial ou subsuperficial:
· Água Superficial: Água de precipitações (chuvas) que incidem diretamente sobre o muro e o terrapleno.
· Água Subsuperficial: Água que infiltra e acumula-se no solo.
O projeto de drenagem de águas superficiais deve captar e conduzir o fluxo de maneira ordenada do seu ponto de incidência até o afluente (um rio, por exemplo). Os elementos de drenagem superficial mais usuais são:
· CANALETAS: Captam diretamente a água da chuva e promovem o seu escoamento horizontal, devido à inclinação do elemento.
· DESCIDAS D’ÁGUA: Conduzem a água no sentido vertical (em altura). Quando se espera que a velocidade da água seja muito elevada, as descidas são realizadas em degraus, de modo que o impacto faça com que a água perca energia cinética e velocidade.
· CAIXAS DE PASSAGEM: Aumentam a área de passagem de água. Utilizadas quando as canaletas e descidas precisam mudar de direção ou de seção transversal.
· BACIA DE DISSIPAÇÃO: Recebe a contribuição dos demais elementos de drenagem, dissipando sua energia e fazendo a ligação com bueiros e galerias, que irão conduzir as águas até o seu destino, um rio ou córrego, por exemplo.
· PROTEÇÃO DO TALUDE: Diminui a infiltração e a possibilidade de erosão por meio de vegetação dos taludes ou impermeabilização com concreto projetado.
No caso de estruturas de drenagem dimensionadas para controlar as magnitudes de pressões de água e captar águas infiltradas no interior dos taludes, são utilizados drenos horizontais profundos (DHP), trincheiras drenantes longitudinais e drenos internos com filtros granulares.
A necessidade e o controle das águas subsuperficiais podem ser monitorados por meio de piezômetros, que consistem em instrumentos capazes de medir a poro-pressão em maciços de solo manualmente (piezômetros de tubo aberto) ou automaticamente (piezômetros elétricos). É importante que esses instrumentos sejam instalados antes da construção do muro, a fim de avaliar o comportamento da piezometria da região em todas as etapas de obra e durante a sua operação.
Para aliviar as poro-pressões no terrapleno, é comum a utilização de tubos de PVC no corpo do muro, os quais irão drenar as águas infiltradas. Esses tubos, chamados de barbacãs, devem ser posicionados a fim de minimizar o impacto visual consequente das manchas de fluxo de água na face exposta do muro.
Em alguns tipos de contenções, o material é provido de vazios, como os do tipo gabião, em que o enrocamento fica solto nas gaiolas metálicas. Assim, a água é facilmente drenada pelo corpo do muro, dispensando elementos de drenagem superficial e subsuperficial. Nesses casos, faz-se importante avaliar a possibilidade de o solo do terrapleno ser carreado pelo fluxo das águas, o que pode ocasionar no entupimento dos barbacãs. Esse entupimento é tecnicamente chamado de colmatação. Nesse mesmo raciocínio, também se faz importante avaliar a possibilidade de erosão do solo de fundação.
Para evitar a erosão e a colmatação, podem ser implantados filtros de areia e/ou materiais geossintéticos nos contatos terrapleno-muro, os quais atuarão como filtros e impedirão a passagem dos grãos de solo. Esses materiais geossintéticos também podem ser associados aos elementos de drenagem estudados, conferindo estanqueidade, resistência e filtragem.
Atenção: O dimensionamento de qualquer elemento de drenagem deve ser realizado conforme as teorias de hidrologia e hidráulica, considerando toda a bacia de captação e contribuição da estrutura em análise.
Ressalta-se que, em muros de contenção, o fluxo mais comum é decorrente das águas pluviais, mas em regiões urbanas podem ocorrer vazamentos em tubulações de água ou esgoto. Nesses casos, o dimensionamento dos dispositivos de drenagem deverá levar em consideração a probabilidade de ocorrência desses vazamentos e a agressividade química do fluido.
Para o bom funcionamento do muro de contenção, além do projeto estrutural e de drenagem adequados, é de extrema importância a manutenção dos dispositivos de drenagem, com a previsão de limpezas e inspeções periódicas.
As limpezas objetivam a remoção de galhos, materiais carreados e lixo acumulado, enquanto as inspeções buscam a identificação de patologias que comprometam a integridade dos dispositivos de drenagem, como trincas e desgastes. Naturalmente, a eficiência da drenagem de dispositivos de drenagem obstruídos não é conforme a estipulada em projeto, e transbordamentos podem ocorrer.
Tema 4: Estradas e Pavimentação
MÓDULO 1
Identificar os dados de projeto e ensaios necessários no solo.
Quando construímos uma estrada, seja ela uma rodovia ou uma ferrovia, temos que nos preocupar com vários dados que devem ser levantados. Entre eles, destacam-se:
· Tráfego da rodovia
· Tipos de composição e de arranjos de vagões
· Composição do tráfego
· Granulometria dos solos
· Plasticidade dos solos
· Compactação dos solos
· Capacidade de suporte dos solos
CONSTITUIÇÃO DOS SOLOS
Um solo compõe-se de partículas de várias formas, tamanhos e quantidades. Desse modo, a análise granulométrica tem como objetivo dividir essas partículas de várias formas, tamanhos e quantidades pelas suas dimensões, determinando suas proporções relativas ao peso total da amostra.
É fácil perceber que os solos naturais são uma mistura de partículas que não se enquadram apenas em um intervalo ou fração de solo. Então para se representar essa distribuição de grãos pelas várias categorias, recorre-se a uma distribuição percentual acumulada.
Para se traçar esta curva granulométrica, marca-se a percentagem de material com dimensões menores do que determinada dimensão versus essa dimensão de partícula numa escala logarítmica. Assim, pode-se obter informações sobre as características granulométricas do solo de acordo com a posição da curva na escala. Na figura a seguir, você verá como essa relação é traçada.
Existem dois processos distintos para a obtenção da distribuição granulométrica dos solos. São eles:
· ANÁLISE GRANULOMÉTRICA POR PENEIRAMENTO
O processo consiste em passar a amostra através de um conjunto de peneiras, empilhadas em ordem decrescente da abertura da malha, e pesar o material retido em cada peneira.
· ANÁLISE GRANULOMÉTRICA POR SEDIMENTAÇÃO
A análise granulométrica por sedimentação tem como objetivo definir a curva granulométrica dos solos que são muito finos para serem ensaiados por peneiramento. Nessa análise, as partículas são separadas por seus diâmetros, usando o processo físico da sedimentação.
Para continuarmos a identificação do solo, é necessário ainda os seguintes ensaios:
· LIMITE DE LIQUIDEZ (LL)
O limite de liquidez marca a transição do estado líquido para o estado plástico de um solo. Quando o LL não puder ser encontrado, diz-se que o solo é NL (não líquido).
· LIMITE DE PLASTICIDADE (LP)
O limite de plasticidade é o menor teor de umidade em que o solo se comporta plasticamente, definindo, portanto, a transição entre o estado plástico e o semissólido. Quando o LP não puder ser encontrado, diz-se que o solo é NP (não plástico). Define-se como índice de plasticidade (IP) a diferença entre o limite de liquidez (LL) e o limite de plasticidade (LP). Quanto maior o IP de um solo, mais plástico um solo será.
ENSAIO DE COMPACTAÇÃO
A compactação é um processo manual ou mecânico que visa a uma aproximação das partículas de solo com a atuação de energia mecânica sobre ele, reduzindo o volume de vazios do solo por meio da expulsãode ar e desenvolvendo um arranjo mais denso das partículas de solo.
Quando se compacta um solo em condições de laboratório, sob diferentes condições de umidade e para uma quantidade determinada de energia de compactação, pode-se traçar uma curva de variação das massas específicas aparentes secas em função da umidade, que se aproxima de uma parábola.
Ao vértice dessa parábola, que representa no eixo y a massa específica aparente seca máxima, corresponde a um teor de umidade no eixo x. Esse teor de umidade é chamado de umidade ótima de um solo.
À medida que cresce o teor de umidade a partir do estado natural do solo, ele torna-se mais trabalhável, resultando em massas específicas secas maiores e em teores de ar menores.
Observe, na figura, que a cada vez que é acrescentado água, o peso específico aparente seco aumenta.
Não é possível expulsar todo o ar existente nos vazios de solo. A partir da umidade ótima, a massa específica seca passa a diminuir ao invés de aumentar.
Observe, na figura, que a cada vez que é acrescentado água a partir da umidade ótima, o peso específico aparente seco passa a diminuir.
Atenção: Essa curva de compactação possui um ramo crescente sob adições sucessivas de umidade até chegar a um vértice em que se atinge a máxima densificação do solo. A partir desse ponto, ainda que se acrescente mais água ao solo, a massa específica passa a diminuir determinando assim um ramo decrescente da curva de compactação.
No ponto correspondente à umidade ótima, a quantidade de água adicionada ao solo é próxima à estritamente necessária para saturar os vazios correspondentes à máxima densidade possível de ser obtida com o esforço de compactação empregado.
O ensaio de compactação normatizado atualmente pela norma DNER-ME 119/94 (amostras não trabalhadas) e DNER-ME 162/94 (amostras trabalhadas), conhecido pelo nome de ensaio normal de Proctor, consiste em se compactar uma amostra dentro de um recipiente cilíndrico, com aproximadamente 1000cm3, de 15,2cm de diâmetro e 12,2cm de altura, em três camadas sucessivas. A ação de compactação é devida a um soquete pesando 2,5kg, caindo de 30,5cm de altura, que deve golpear o solo 25 vezes com o soquete de compactação.
O ensaio deve ser repetido para diferentes teores de umidade, determinando-se, para cada um deles, o teor de umidade (por meio de ensaios expeditos de determinação) e a massa específica aparente.
Definem-se ainda os chamados ensaios de energia intermediária e de energia modificada, com condições de execução e energia de compactação de acordo com a tabela a seguir.
ÍNDICE DE SUPORTE CALIFÓRNIA
O ensaio CBR (California Bearing Ratio), hoje, o parâmetro de projeto mais utilizado, expressa a relação entre a resistência à penetração de um cilindro padronizado numa amostra do solo compactado e a resistência do mesmo cilindro em uma pedra britada padronizada. O ensaio permite, também, obter-se um índice de expansão do solo durante o período de saturação por imersão do mesmo corpo de prova utilizado no ensaio de penetração.
A medição da resistência à penetração é feita por meio de uma punção na face superior da amostra, de um pistão com aproximadamente 5cm de diâmetro, sob uma velocidade de penetração de 1,25mm/min. Por meio dessas leituras e da curva de aferição do anel, obtém-se as cargas atuantes no pistão, a partir do qual podem-se obter as pressões aplicadas na amostra, dividindo as cargas pela área. A pressão assim obtida, expressa em porcentagem das “pressões padrões", denomina-se índice de Suporte California - ISC (ou CBR), adotando-se como valor final do CBR a maior dos percentuais obtidos para as penetrações de 0,1” e 0,2”.
Veja como calcular: 
A determinação da expansão do material, em decorrência da absorção de água, é feita colocando-se um papel filtro sobre o corpo de prova previamente compactado. Imerge-se em seguida o cilindro com a amostra compactada dentro de um depósito cheio d'água, durante 4 (quatro) dias. As leituras da expansão são feitas a cada 24 horas.
RECEBIMENTO DE EXECUÇÃO DE CAMADAS
Como acabamos de estudar, a curva de compactação de solos depende do teor de umidade e do peso específico aparente seco para ser traçada. Dessa forma, o controle de compactação dos solos deve ocorrer por meio dos seguintes procedimentos:
Controle do teor de umidade antes do início da compactação, de forma que o solo seja compactado na umidade ótima após as passagens do rolo compactador sobre o solo. A umidade pode ser determinada pela estufa, ou, se for realizado in loco, pelo aparelho speedy, pela sua simplicidade e acurácia. Em qualquer situação, a umidade é calculada pela fórmula a seguir: o peso de água é obtido diminuindo o peso do solo seco do peso do solo úmido, em que Ph é o peso de solo úmido e Ps, o peso de solo seco.
Controle do peso específico aparente seco, após a compactação, por meio de uma grandeza chamada grau de compactação (G), definido como a relação entre o peso específico obtido no campo e aquele obtido em laboratório.
MÓDULO 2
Reconhecer as camadas de pavimentação e os materiais relacionados.
PAVIMENTO
Existem várias definições sobre o que é o pavimento. Podemos considerá-lo como uma superestrutura construída por um sistema de camadas de espessuras finitas, assente sobre o material de fundação, considerado infinito.
Vejamos a definição de pavimento de acordo com o Manual de Pavimentação do DNIT (2006):
Para atender então aos requisitos da norma, os pavimentos são classificados em três tipos: flexíveis, semirrígidos e rígidos, que serão apresentados a seguir.
PAVIMENTOS FLEXÍVEIS
Os pavimentos flexíveis são constituídos por uma ou mais camadas, que não trabalham à tração, e a camada superior (revestimento), resistente à tração, normalmente, executada com materiais betuminosos.
As camadas que geralmente fazem parte de um pavimento flexível são o revestimento, a base, a sub-base e o reforço do subleito, conforme é mostrado na figura a seguir.
Vamos estudar, então, cada uma dessas camadas.
Revestimento
É a camada superficial dos pavimentos flexíveis. Constitui-se por uma associação entre agregados e materiais betuminosos. Possui geralmente as seguintes funções:
· Resistir diretamente às ações do tráfego.
· Impermeabilizar o pavimento.
· Melhorar as condições de rolamento.
· Transmitir de forma atenuada o carregamento proveniente do tráfego às camadas inferiores do pavimento.
Essa associação entre agregados pode ocorrer de duas formas clássicas: por penetração, que pode ocorrer de forma invertida ou de forma direta, ou por mistura, que, de acordo com o ligante asfáltico que é utilizado, pode ser realizada a frio ou a quente. Vamos ver cada uma dessas formas:
· REVESTIMENTOS POR PENETRAÇÃO INVERTIDA: Executados por meio de uma ou mais aplicações de material betuminoso sequenciadas por operações de lançamento, espalhamento e compressão de camadas de agregados que obedecem a granulometrias apropriadas. São os chamados tratamentos superficiais que, conforme o número de aplicações de ligante betuminoso e agregados sucessivos, podem ser chamados de tratamentos simples, duplos ou triplos.
· REVESTIMENTOS POR PENETRAÇÃO DIRETA: Executados por meio de espalhamento e compactação de camadas de agregados com granulometria apropriada, sendo ainda, após compactação de cada camada, submetida a uma aplicação de material betuminoso culminando com uma aplicação final de agregado miúdo. O exemplo mais claro desse tipo de revestimento é o macadame betuminoso.
· REVESTIMENTOS POR MISTURA: Executados por meio do envolvimento do agregado com o material betuminoso antes da compressão. Podem receber as designações de pré-misturado a frio (quando a mistura é realizada à temperatura ambiente e o ligante geralmente é a emulsão asfáltica) ou de pré-misturado a quente (quando o ligante e o agregado são misturados e espalhados na pista ainda quentes; o ligante utilizado é o cimento asfáltico de petróleo). O pré-misturado a quente é chamado de Concreto Betuminoso Usinado à Quente (CBUQ) quando tem graduação densa e obedece a exigênciasreferentes a equipamentos de construção e requisitos tecnológicos como granulometria, teor de betume, índices de vazios etc.
A camada superior do pavimento, que é mais rígida é chamada de capa, e a camada de ligação entre a base e a capa é chamada de binder.
Base
De acordo com a norma DNIT 141/2010-ES, base é a camada granular de pavimentação executada sobre a sub-base, o subleito ou reforço do subleito devidamente compactado e regularizado. A principal função da camada de base é resistir ao carregamento do tráfego e transmiti-lo de forma conveniente ao subleito. Podem ser classificadas em bases granulares ou estabilizadas quimicamente. Vamos estudá-las.
Bases estabilizadas granulometricamente
São as camadas constituídas por solos, britas ou por uma mistura desses materiais. São sempre flexíveis e são estabilizadas granulometricamente pela compactação de um material ou de uma mistura que atendam a requisitos de granulometria e de capacidade de suporte específicos.
Os requisitos para as camadas de bases são os seguintes, de acordo com a norma DNIT 141/2010-ES:
É também um requisito atender a uma das seguintes curvas granulométricas constantes da tabela a seguir:
Bases estabilizadas quimicamente
São as camadas constituídas pela adição de solo, britas ou por uma mistura desses materiais a um produto químico que lhe provê características melhores de resistência e de estabilidade. Dentre elas, destaca-se:
· Solo-cimento: Resultando um solo duro, cimentado e rígido à flexão.
· Solo melhorado com cimento: Provendo ao solo uma menor plasticidade e sensibilidade à água.
· Solo-cal: Provendo-lhe uma maior cimentação e uma menor suscetibilidade à plasticidade.
· Solo-betume: Provendo-lhe uma impermeabilização.
Macadames hidráulicos e secos
Consiste em um tipo de base que é formada por camada de brita de graduação aberta que, após compressão, tem os vazios preenchidos por um material de enchimento que pode ser solos granulares ou finos de britagem. No caso do macadame hidráulico, a mistura é irrigada; no caso do macadame seco, dispensa-se a irrigação.
O critério de recebimento de camadas de base é no mínimo 100% da massa específica aparente correspondente à umidade ótima.
Sub-base
De acordo com a norma DNIT 139/2010-ES, sub-base é a camada granular de pavimentação executada sobre o subleito ou reforço do subleito devidamente compactado e regularizado.
A principal função é transmitir o carregamento de forma conveniente ao subleito, reduzindo a espessura da base por motivos econômicos. Também podem ser classificadas em sub-bases granulares ou estabilizadas quimicamente.
Os requisitos para as camadas de sub-bases são os seguintes, de acordo com a norma DNIT 139/2010-ES:
O critério de recebimento de camadas de sub-base é no mínimo 100% da massa específica aparente correspondente à umidade ótima.
Reforço do subleito
De acordo com a norma DNIT 138/2010-ES, reforço do subleito é a camada granular de pavimentação executada sobre o subleito devidamente compactado e regularizado. Camada existente no caso de pavimentos muito espessos, ou quando o solo do subleito apresenta baixa capacidade de suporte. É utilizada para reduzir a espessura da base e sub-base e deve apresentar índice de CBR superior ao do subleito e a expansão menor que 2%.
Subleito
O Manual de Pavimentação do DNIT (2006) classifica subleito como a infraestrutura ou terreno de fundação sobre o qual será desenvolvida a pavimentação da rodovia. O subleito deve ser estudado até a profundidade onde atuam, de forma significativa, as cargas impostas pelo tráfego (0,60 a 1,50m).
O critério de recebimento de camadas de subleito é no mínimo 100% da massa específica aparente correspondente à umidade ótima. A exceção são as camadas de terraplenagem (de aterro), quando o critério de recebimento é de 95% da massa específica aparente correspondente à umidade ótima.
Os requisitos de CBR e de expansão máxima admitidas para cada uma das camadas de pavimentação estão resumidas no quadro a seguir.
PAVIMENTOS SEMIRRÍGIDOS
Sua utilização se restringe a pátios de estacionamento, vias urbanas e alguns acessos viários. As principais vantagens na sua utilização são, por exemplo, em trechos com rampas mais íngremes, para aumentar a aderência dos pneus, em locais mais povoados de estradas, onde estão previstas instalações de redes de água e de esgotos.
Existem dois tipos de pavimentação semirrígida mais utilizadas que podem ser consideradas como exemplo: a alvenaria poliédrica e o paralelepípedo, conforme veremos a seguir.
PAVIMENTOS RÍGIDOS
É constituído, predominantemente, por camadas que trabalham à tração, e conhecido por pavimentos de concreto de cimento Portland. O pavimento rígido apresenta basicamente duas camadas principais de pavimento: a laje de concreto (ou placa de concreto) e a sub-base.
A seguir, vamos estudar cada uma das camadas principais de pavimento:
Placa de concreto
A placa de concreto faz as funções das camadas de base e revestimento em um pavimento flexível. Ela tem uma geometria retangular e é formada por várias placas menores; a ligação entre elas é realizada por barras de transferência (que ajudam na transferência das cargas do tráfego entre uma e outra) e por barras de ligação (que ligam placas de concreto adjacentes).
Sub-base
Tem como principal função dar suporte uniforme e constante à placa de concreto, regularizando a superfície e distribuindo as cargas da placa de concreto ao subleito. Geralmente, são utilizados como sub-base: a brita graduada simples (BGS), a brita graduada tratada com cimento (BGTC), o concreto plástico e o concreto compactado a rolo (CCR), um concreto magro com pequeno consumo de cimento, mas com consistência apropriada à compactação.
Geralmente, deve-se adotar os seguintes requisitos para a sub-base de um pavimento rígido em concreto armado:
· Percentagem passante na peneira n° 200: 35%
· Índice de Plasticidade (IP) menor que 6%
· Limite de Liquidez (LL) máximo de 25%
· Faixas granulométricas recomendadas para sub-bases granulares, as mesmas já recomendadas para as bases de pavimentos flexíveis
Requisitos complementares para sub-bases estabilizadas com cimento:
PAVIMENTOS E SUSTENTABILIDADE
Para se construir uma via de transporte, é necessária a exploração de diversos materiais da natureza: solos, britas, jazidas e principalmente água, sem falar no gasto de combustível envolvido para abastecer os caminhões e equipamentos que são utilizados. Enfim, trata-se de um passivo ambiental que deve ser resolvido.
Da mesma forma, há cada vez menos disponibilidade desses materiais na natureza, isso quando não há escassez de jazidas desses materiais.
Exemplo: Em algumas regiões, como a Amazônica, não há jazidas de material pétreo explorável. Assim, busca-se trabalhar com materiais de pavimentação alternativos, que são objeto de pesquisas para que se sejam minimizados os efeitos negativos da construção.
Dentre essas formas alternativas, algumas podem ser destacadas, por exemplo:
· A pavimentação com solos finos de comportamento laterítico.
· Reutilização e reciclagem dos rejeitos oriundos da própria obra ou como os resíduos de construção e demolição (RCD).
· A estabilização química de solos (já apresentada aqui neste conteúdo).
MÓDULO 3
Descrever as noções relativas aos estudos e ao cálculo de cargas de tráfego.
TRÁFEGO E CARREGAMENTO VEICULAR
O tráfego é dimensionado em função dos veículos que passam pela estrada durante um período de projeto determinado. Vamos estudar agora as definições e cálculos necessários.
VOLUME DE TRÁFEGO
O volume de tráfego é realizado com o objetivo de se conhecer o número de veículos que passa através de determinado ponto da estrada durante certo período. Ele permite aglomerar dados essenciais para a obtenção de séries temporais para análise de diversos elementos, tais como a tendência de crescimento do tráfego e variações de volume.
Um valor importante para a determinação do tráfego é o volume médio durante o período P de vida útil da rodovia. A fórmula para isso é dada por:O volume total de tráfego Vt em um sentido, durante o período de cálculo, é dado por: 
Se considerarmos uma taxa percentual t% de acréscimo anual em progressão geométrica, o volume total de tráfego durante o período é dado por:
 
 
CONTAGEM DE TRÁFEGO
Entende-se como eixo simples padrão (ESP) ao eixo simples com roda dupla com carga total de 8,2tf (82KN ou 18000lbf) e pressão de pneu de 5,6kgf/cm2 (560kPa ou 80psi).
Entretanto, diferentes configurações de eixos, veículos e cargas produzem deformações diferenciadas no pavimento, reduzindo sua vida remanescente. Desse modo, os fatores de equivalência de cargas por eixo são utilizados para fazer conversões das várias possibilidades de carga dos eixos em número de eixos simples padrão.
Vamos então conhecer os principais tipos de eixos existentes nos veículos brasileiros. Em vermelho, está a carga máxima suportada por eles:
Da mesma forma, o DNIT também possui uma classificação para os veículos de acordo com seu número de eixos. Trata-se de uma classificação da forma NXM, em que:
· N-Número: Refere-se sempre ao número de eixos na unidade tratora (a unidade principal da cabine ou o cavalo mecânico).
· M-Número: Refere-se sempre ao número de eixos nas unidades rebocadas (as caçambas e os reboques).
· X-Letra: Refere-se ao tipo de veículo, conforme o quadro a seguir.
Veja os exemplos a seguir (a carga máxima de cada veículo está entre parênteses):
Para se chegar ao número N, deve-se então contar os veículos que passam por um posto de controle de tráfego. Essa contagem é realizada por meio de planilhas, que relaciona os tipos de veículos à sua quantidade em determinado período do dia.
Planilha de contagem de veículos.
A conversão de uma contagem de tráfego formada por veículos de vários tipos diferentes em um número equivalente de operações de um eixo padrão é efetuada por meio dos chamados fatores de cargas (FC). São esses fatores que convertem a aplicação de um eixo com determinada carga em um número de aplicações do eixo-padrão que deverá produzir um efeito equivalente.
Os fatores de carga podem ser determinados de acordo com as equações a seguir:
Os fatores de eixos são definidos como o número que, multiplicado pelo número total de veículos, resulta o número de eixos correspondentes. Corresponde numericamente à média ponderada dos percentuais dos diversos tipos de eixos que atuam no pavimento.
O fator de eixo transforma o tráfego de veículos em números de passagens de eixos equivalentes, de acordo com a fórmula a seguir:
 
Aplicando as fórmulas acima aos eixos de cada veículo-tipo, tem-se os seguintes fatores de equivalência de carga e seus respectivos fatores de veículos.
CÁLCULO DO CARREGAMENTO VEICULAR
Conhecido Vt e os fatores de veículos, deve-se calcular o número N, que é o número equivalente de operações do eixo simples padrão durante o período de projeto e o parâmetro de tráfego utilizado. A fórmula é:
 
MÓDULO 4
Identificar as metodologias de dimensionamento de pavimentos flexíveis e rígidos.
DIMENSIONAMENTO DE PAVIMENTOS FLEXÍVEIS
O método de dimensionamento de pavimentos flexíveis, desenvolvido a partir de engenheiros do Corpo de Engenheiros do Exército dos Estados Unidos, tem as seguintes considerações que devem ser obedecidas:
· Cálculo do número de solicitações do eixo padrão (N): Deve ser calculado a partir de dados do tráfego calculado obedecendo à metodologia já apresentada em nosso estudo. O pavimento é dimensionado em função do número equivalente (N) de operações do eixo simples de roda simples com carga de 8,2t.
· Espessuras mínimas de revestimento betuminoso: A fixação da espessura mínima a adotar para os revestimentos betuminosos é determinada e sugerida pela tabela a seguir, que contém a relação entre o número N com a espessura de revestimento.
Espessuras mínimas de camadas de solo
A espessura mínima para camadas granulares é de 10cm. A espessura total mínima para estas camadas é de 15cm. A espessura máxima para compactação é de 20cm.
Coeficientes de equivalência estrutural
Os coeficientes de equivalência estrutural para os diferentes materiais constitutivos do pavimento a serem utilizados no dimensionamento das espessuras do pavimento são os seguintes:
O gráfico a seguir dá a espessura total do pavimento em função do número N e do CBR. A espessura fornecida por este gráfico é em termos de material com k = 1,0, ou seja, em termos de base granular. Entrando-se em abcissas, com o valor de N, traça-se uma vertical até encontrar reta representativa da capacidade de suporte e, em seguida, traça-se uma horizontal, encontrando-se em ordenadas a espessura do pavimento.
As espessuras máxima e mínima de compactação das camadas granulares são de 20cm e 10cm, respectivamente. Por outro lado, a espessura construtiva mínima para essas camadas é de 15cm.
Dimensionar um pavimento flexível consiste em resolver um sistema de três inequações, em que o procedimento acima descrito deve ser repetido até que as inequações possam ser resolvidas.
Mesmo se o CBR da sub-base seja superior a 20, a espessura do pavimento necessária para protegê-la é determinada como se esse valor fosse 20. Por isso, designa-se H20 e h20 como a espessura de pavimento sobre a sub-base e a espessura de sub-base, respectivamente.
DIMENSIONAMENTO DE PAVIMENTOS RÍGIDOS
As principais características dos pavimentos rígidos são:
· Melhor distribuição da carga ao subleito (elevada rigidez da placa).
· Capacidade estrutural comandada pela resistência da placa.
· Principal mecanismo de ruptura: fadiga do concreto.
Assim, os métodos de dimensionamentos existentes são:
· PCA 66, adotado pela ABCP, para concreto simples.
· PCA 84, adotado pela ABCP, para concreto simples e armado.
Vamos conhecer então o método do PCA/84, que se divide basicamente em dois subcritérios:
· Fadiga: O entendimento da Lei de Miner, que determina que a parcela da resistência à fadiga não consumida por certa classe de carga fica disponível para uso por outras cargas.
· Erosão: A perda de material da camada de suporte direto da placa de concreto, por ação da passagem de cargas.
O processo de dimensionamento a partir da fadiga e da erosão pode ser consultado no Manual de Pavimentos Rígidos do DNIT.
Tema 5: Barragens
MÓDULO 1
Identificar os principais elementos e tipos de barragens
BREVE HISTÓRICO DAS BARRAGENS
Há registros de que as barragens são obras civis presentes na humanidade desde civilizações mais antigas, situadas no Egito, Médio Oriente e na Índia, geralmente, com a finalidade de reservar água, controlar cheias e inundações de cidades.
Desde então, suas características, tipos de materiais, finalidade e técnicas construtivas se desenvolveram na Engenharia, bem como o nosso conhecimento sobre o comportamento dos materiais envolvidos nessas estruturas.
A Tabela 1 apresenta alguns dados históricos sobre barragens, que evidenciam a evolução dessas estruturas.
As primeiras barragens brasileiras foram construídas com terra, no século XX, no Nordeste, como um plano de ação para combate à seca.
Saiba mais: Nessa época, não possuíamos todo o conhecimento sobre mecânica dos solos que temos hoje, de forma que essas estruturas foram construídas com conhecimento empírico (a partir da observação).
Nas décadas de 60 e 70, o avanço das hidrelétricas impulsionou a construção de barragens no Brasil e, atualmente, temos centenas de barragens em operação no país, de diversificadas características e aplicações.
O esquema a seguir apresenta alguns registros de barragens construídas no Brasil, que representam marcos acerca das técnicas construtivas dessas estruturas no país:
· 1908
· Barragem do Guarapiranga - São Paulo
· Técnica de aterro hidráulico e solo compactado por carneiros
· 1942
· Barragem de Coremas - Paraíba
· Aplicação de novos conhecimentos da Mecânica dos Solos
· Terra zoneada com cortina central de concreto armado
· Altura: 47m
· Extensão: 1,55km
· 1947
· Barragem de Terzaghi - Rio de Janeiro
· Técnicas modernas para o projeto e construção de barragens de terra, coma utilização de filtros verticais
· 1982
· Itaipu - Fronteira Brasil-Paraguai
· Uma das Sete Maravilhas do Mundo Moderno
· Altura: 196m
· Extensão: 7,919km
· 1984
· Barragem de Tucuruí - Pará
· Barragem de terra
· Altura: 78m
· Extensão: 11km
· 1996
· Barragem Serra da Mesa - Goiás
· Barragem de enrocamento com núcleo de argila
· Altura: 154m
· Extensão: 1,5km
Hoje, mundialmente, contamos com técnicas avançadas que nos permitem um controle tecnológico rigoroso para a construção e operação de barragens cada vez maiores, mais seguras e de maior eficiência.
ELEMENTOS PRINCIPAIS DE UMA BARRAGEM
Uma barragem é composta basicamente pelos seguintes elementos:
Crista
Atenção: Para referenciar uma barragem, chamamos a região do reservatório de montante, e a oposta de jusante. Ou seja, teremos os taludes de montante e de jusante.
Usualmente, as barragens podem ser construídas em várias etapas, de forma que o talude seja escalonado. Assim, separa-se cada talude por bermas, que podem servir de acesso para inspeções visuais e manutenções periódicas da estrutura.
 
A geometria da barragem é então definida pela altura dos taludes e pela inclinação dos taludes, sejam essas globais ou entre bermas. Além das larguras das bermas e da crista.
Outros elementos importantes em uma barragem, os quais estudaremos em maior profundidade posteriormente, são:
· Drenagem interna (filtro)
· Drenagem superficial
· Reservatório
· Extravasor
· Instrumentação
· Revestimento dos taludes e bermas
TIPOS DE BARRAGENS
As barragens podem ser classificadas principalmente de acordo com seu porte, seu material de construção, material de contenção e sua técnica construtiva.
As barragens de grande porte são aquelas que possuem altura superior a 15m, ou entre 10 e 15m, desde que um dos seguintes critérios sejam atendidos:
· O comprimento da crista seja igual ou superior a 500m.
· O reservatório possua capacidade volumétrica superior a 1.000.000m³.
· O vertedouro possua capacidade de vazão superior a 2.000 m³/s.
· A fundação possua criticidades.
· O projeto seja não convencional.
Em relação ao material de contenção, as barragens podem servir para a retenção de água, sedimentos ou rejeitos, sendo esses dois últimos muito comuns em barragens de mineração.
As possíveis técnicas construtivas serão abordadas posteriormente; por ora, veremos a classificação das barragens pelo seu material de construção.
Barragens de terra
As barragens de terra são as mais comuns no Brasil. Para a construção, o solo compõe o aterro formando o maciço da barragem. O empréstimo de material pode ser de materiais disponíveis não convencionais, por exemplo, o rejeito, um subproduto do beneficiamento de minérios.
Barragens de terra e enrocamento
Barragens de terra e enrocamento são estruturas cujo maciço é construído com enrocamento (pedra de mão) e um núcleo argiloso, que imprime estanqueidade à barragem. Como o enrocamento é um material que apresenta alta resistência, barragens desse tipo tendem a ser mais estáveis, permitindo serem construídas com taludes mais íngremes quando comparadas com as barragens de terra.
Barragem de enrocamento com septo a montante
Outra técnica para garantir a estanqueidade de barragens de enrocamento é a implantação de septos no talude de montante que impermeabilizem essa face. Podem ser citados septos de placas de concreto ou material geotêxtil.
Barragem de concreto
As barragens de concreto funcionam como muros de arrimo, contendo o material a montante por peso próprio ou por compressão.
Estruturas que trabalham com peso próprio, também chamadas de muros de gravidade, são aquelas em que o peso próprio da estrutura (P) é responsável por equilibrar as ações instabilizadoras do sistema: o empuxo do material de montante (E); e a subpressão da fundação (U).
A fim de se reduzir as ações atuantes na barragem, pode-se adotar barragens de concreto estrutural formadas por lajes inclinadas associadas a contrafortes. A inclinação fará com que o empuxo do material de montante seja decomposto em duas parcelas: uma vertical, que se somará ao peso próprio e será estabilizante; e outra horizontal, que será desestabilizante.
Assim como estruturas de contenções, as barragens de concreto devem passar por verificações estáticas de deslizamento, tombamento e capacidade de suporte da fundação.
Arco com dupla curvatura
Barragens em arcos são possíveis devido à possibilidade de moldagem do concreto no formato desejado. Essas estruturas trabalham à compressão (solicitação que o concreto resiste bem), e devem ser engastadas em vale fechado de formação rochosa.
Ressalta-se que as barragens de concreto, embora em um primeiro momento não pareçam ser pertencentes ao curso de Obras de Terra, são construídas sobre um solo de fundação e, portanto, recaem em um problema clássico de geotecnia.
ESCOLHENDO UM TIPO DE BARRAGEM
O engenheiro civil, diante de tantas opções para construir barragens, pode ter dúvida de qual o tipo mais adequado quando deve resolver um problema de engenharia específico. Para nortear a tomada de decisão, esse profissional deve avaliar, principalmente, os aspectos:
Exemplo das Barragens de Capivari-Cachoeira e Rio Verde
Massad (2010) cita que a Barragem Capivari-Cachoeira, próximo à cidade de Curitiba – Paraná, levou 5 anos para ser construída, uma vez que a alta pluviosidade da região impossibilitou uma maior produtividade na execução da estrutura.
Nessa mesma região, também se relata a Barragem Rio Verde, que possuía um prazo de construção de apenas 2 anos, mas o material de empréstimo apresentava teor de umidade acima da ótima para compactação, além de ter sido identificado solo mole na fundação.
A solução nada convencional para essa estrutura foi utilizar uma barragem em aterro úmido, com núcleo compactado 5% acima da umidade ótima, associada a bermas de equilíbrio, de forma a não atrasar o cronograma da obra.
Saiba mais: Devido aos materiais disponíveis e experiência acumulada, as barragens mais comuns no Brasil são as de terra e de terra-enrocamento.
A Tabela 2 apresenta alguns dados para conhecimento e tomada de decisões, que leva em conta a geometria e o volume usual de barragens em relação à altura (H), associados ao custo relativo estimado.
MÓDULO 2
Identificar os possíveis métodos construtivos e modos de falhas de barragens
MÉTODOS CONSTRUTIVOS DE BARRAGENS
Além dos tipos de barragens já explorados em relação ao material do maciço, as barragens também podem ser classificadas de acordo com o seu método construtivo, que pode ser por aterro hidráulico ou aterro compactado.
Alteamentos
Em barragens de mineração para contenção de rejeitos, a fim de se aumentar a capacidade volumétrica do reservatório, sucessivos alteamentos podem ser empregados a partir de um dique de partida de enrocamento ou solo compactado. Esses alteamentos podem ser construídos:
 
RUPTURA DE BARRAGENS
Segundo Massad (2010), de um levantamento realizado na década de 60 para 1620 barragens na Espanha, cerca de 19% apresentaram problemas, em que:
Do levantamento realizado pelo International Committee on Large Dams (ICOLD), de 236 incidentes envolvendo barragem, 70% estavam relacionados às barragens de terra, sendo os problemas associados a:
Saiba mais: Também, segundo pesquisas realizadas pelo ICOLD, o percentual de ruptura de barragens é de 2,2% para estruturas construídas até 1950, e de 0,5% para barragens construídas após essa data. Outra estatística é que cerca de 70% das rupturas ocorreram em barragens durante os 10 primeiros anos de operação.
Principais falhas em barragem
Diz-se que uma falha é a perda de desempenho estrutural ou da funcionalidade de uma estrutura de engenharia. Os principais modos de falha em barragem são: galgamento, piping, instabilização e liquefação. As causas relacionadas estão associadas a eventos hidrológicos, problemas geológico-geotécnicas e ocorrência de sismos.
· Galgamento: O galgamento é a superação da crista pelo material do reservatório.
· Piping: O piping é uma erosão interna progressiva do maciço, que passa a serum caminho preferencial de percolação com carreamento de partículas. Esse fenômeno pode ser evitado pela implantação de filtro no maciço da barragem.
· Instabilização: A instabilização é a ruptura clássica de taludes ou do material de fundação, devido à perda de resistência por saturação ou pela mobilização de uma carga a qual o material não consegue suportar.
· Liquefação: A liquefação é o fenômeno no qual o solo, devido a uma solicitação não drenada em um material de comportamento contrátil quando submetido ao cisalhamento, perde tensão efetiva e se comporta como um fluido, que não possui resistência ao cisalhamento e escoa até o repouso.
A tabela a seguir apresenta a incidência dos modos de ruptura em percentual, para 1462 barragens de grande porte construídas até 1982. Observa-se que o piping no maciço da barragem é o principal modo de falha que ocorre nessas estruturas.
Saiba mais: Além dessas falhas, cita-se a possibilidade de erosões nos taludes do barramento, que podem ser combatidos com a implantação de rip-rap, que são camadas de enrocamento e transição, ou de pedriscos e vegetação por biomantas ou hidrossemeadura.
RISCOS ASSOCIADOS
Não é desejável que a barragem apresente as rupturas já exibidas neste conteúdo. No entanto, no projeto dessas estruturas, é importante levantar quais são os possíveis riscos associados, de forma que, caso a ruptura venha a ocorrer, a mitigação dos problemas causados seja rápida e eficiente.
Alagamento
Um dos riscos associados à ruptura de barragens é o alagamento. Barragens de água ou de sedimentos, quando rompidas, podem desencadear no carreamento do material reservado por vários quilômetros, alterando o ecossistema local, afetando a fauna e a flora, alterando o microclima da região, causando eutrofização, além de alterar a dinâmica hidrológica da região como um todo. Infelizmente, o alagamento também pode estar associado a perdas materiais e de vidas.
Contaminação do meio ambiente
Outro risco associado às rupturas de barragens é a contaminação do meio ambiente, seja no solo ou lençóis freáticos, principalmente, quando o material contido é contaminante e/ou possui metais pesados.
Dam break
A análise do impacto de ruptura de barragens pode ser realizada por meio de programas computacionais. Conhecido como “dam break”, a análise é hidrodinâmica e realizada a partir da alimentação do programa com dados sobre os materiais da barragem e do material reservado, dados topográficos do entorno e do modo de falha mais provável.
A partir de parâmetros reológicos e geotécnicos desses materiais, o programa simula a propagação dos materiais como consequência da ruptura. O resultado dessa análise são mapas de inundação que dão uma ideia da magnitude da ruptura: sua extensão, altura e velocidade.
Essa modelagem é muito útil para o conhecimento dos riscos associados às eventuais rupturas, e permite que sejam elaborados planos de ações e emergência caso venham ocorrer. A partir dessas análises, definem-se, dentre outros aspectos, a Zona de Autossalvamento (ZAS) e a Zona de Segurança Secundária:
Saiba mais: Além dos riscos associados às rupturas, outras consequências que podem ser citadas são os impactos financeiros e da imagem do empreendedor da barragem.
CASOS DE RUPTURA DE BARRAGENS
Para exemplificar as causas e consequências associadas às rupturas de barragens, vamos tomar conhecimento sobre alguns casos históricos.
Barragem de Fort Peck (EUA): Construída no final do século XIX com a finalidade de abastecimento de água pela técnica do aterro hidráulico, possuía 70m de altura, inclinação dos taludes de 1V:5H (aproximadamente 6,4km de extensão e capacidade de conter um volume de 100.000.000m³. A fundação era composta por aluvião arenoso de 40m de espessura.
A ruptura ocorreu em 1938, durante a sua construção, devido à liquefação do talude de montante. A ruptura deu-se em uma extensão de cerca de 500m de comprimento e volume de aproximadamente 6.500.000m³.
O material rompido deslocou-se por 450m em poucos minutos até alcançar o repouso a uma inclinação de 1V:20H (aproximadamente 2,9˚ 2,9°). Essa barragem culminou o início do estudo dos materiais quanto à suscetibilidade à liquefação.
Barragem de Malpasset (França): 
A barragem era construída em arco de dupla curvatura, apresentava 60m de altura, largura de crista de 1,5m, base de 6,8m e capacidade de contenção do volume de 50.000.000m³ de água para abastecimento da população e controle de cheias.
O rompimento deu-se em 1959, e é relato que a causa foi a ruptura por cisalhamento na rocha de apoio que apresentava descontinuidades, além da formação de uma zona argilosa na base da barragem, que diminuiu a permeabilidade da fundação.
A onda do material atingiu 40m de altura a uma velocidade de 70km/h, causando a morte de 423 pessoas, além de ter afetado cerca de 7000 habitantes e ter causado graves danos materiais na cidade de Fréjus. Ressalta-se que há relatos de que algumas semanas antes da ruptura dessa barragem, trincas e fendas foram identificadas na barragem, próximo à fundação.
Barragem de Vajont (Itália): Na época, era a maior barragem do mundo construída em arco de dupla curvatura, apresentando cerca de 265m de altura, 160m de comprimento e capacidade volumétrica de reservar 150.000.000m³ de água. Sua finalidade era a geração de energia elétrica.
A ruptura deu-se em 1963 devido ao escorregamento no maciço rochoso, muito fraturado. Relata-se que o volume de 260.000.00m³ de material escoou em apenas 45 segundos, formando uma onda de 250m de altura sobre a barragem. Entre 2000 e 2600 pessoas faleceram nesse acidente, e foram identificados sismos em diversas cidades europeias.
Barragem de Baldwin Hills (EUA): Esta barragem de terra foi construída em 1951, com altura média de 22m e máxima de 71m, reservatório com capacidade volumétrica de sob uma região com falhas geológicas, solos colapsíveis e erodíveis.
A ruptura deu-se em 1963, após 12 anos de operação da estrutura, devido, provavelmente, ao fraturamento da impermeabilização entre o contato entre a barragem e a fundação, que causou piping e cavernas locais.
No dia do rompimento, foi identificada uma infiltração na barragem, quando se tentou iniciar o esvaziamento do reservatório. Após 4 horas e meia após a identificação da anomalia, uma brecha formou-se e levou a barragem à ruptura.
Barragens de Banqiao e Shimantan (China): 
O complexo de barragens possuía a função de controle de cheias e geração de energia elétrica. A ruptura deu-se em 1975, devido à ação de fortes chuvas e do Furacão Nina, causando o óbito de mais de 25 mil pessoas por afogamento, além de outras 145 mil devido à fome e epidemias decorrentes da inundação.
Barragem Fundão (Brasil): A barragem de Fundão, localizada no município de Mariana – Minas Gerais, alteada com rejeitos de mineração com a técnica a montante com uma altura de 150m, rompeu-se em novembro de 2015.
A barragem passava por um processo de alteamento para aumento da capacidade do reservatório, quando apresentou um vazamento. Em menos de uma hora, após a identificação dessa anomalia, a ruptura ocorreu causando a mobilização de 62.000.000m³ de lama, 19 óbitos, diversos desaparecimentos e 600 desabrigados.
Na lama, foram identificados metais pesados, como arsênio, chumbo e mercúrio, que atingiram o Rio Doce nos estados de Minas Gerais e Espírito Santo, causando a interrupção do abastecimento de água para milhares de pessoas e danos severos ao ecossistema da região afetada.
Barragem 1 – Córrego do Feijão (Brasil): Localizada em Brumadinho, município de Minas Gerais, essa barragem foi construída em 1976 seguida por alteamentos com a técnica de montante com rejeitos de mineração. A ruptura ocorreu em janeiro de 2019, e a onda de rejeito alcançou uma velocidade de 80km/h.
As sirenes de alerta da região não funcionaram, causando a morte de cerca de 260 pessoas. Além do efeito social de perdas materiais e de vidas, o rompimento causou grande impacto ambiental e econômico na região. Trabalha-se com a hipótese de liquefação dos materiais comocausa da ruptura.
Os casos aqui estudados de ruptura de barragens reforçam a importância dos estudos geológico-geotécnicos que antecedem à elaboração do projeto de barragens. A identificação de materiais críticos deve ser tratada e, após a construção da estrutura, o comportamento deve ser monitorado a fim de se avaliar a eficiência do tratamento empregado.
Também é importante observar que grande parte das rupturas se deram com um “aviso prévio” e, nos mínimos sinais de que alguma catástrofe pode ocorrer, o sinal deve ser tratado com seriedade.
Essas rupturas devem ser encaradas como lições aos engenheiros civis, de forma a evitar novos desastres por causas já conhecidas no meio técnico.
MÓDULO 3
Reconhecer os princípios de projetos de barragens
FASES DE UM PROJETO
Antes da construção de uma barragem, o projeto e o planejamento de uma barragem passam por várias etapas de estudo que se diferem quanto ao nível de detalhamento e de informações disponíveis.
Essas fases, descritas a seguir, devem ser seguidas sempre que possível, já que ignorar ou “pular” uma dessas fases poderá ocasionar problemas encontrados durante a execução e a operação da barragem, que poderiam ter sido identificados e tratados previamente.
· Viabilidade: O estudo de viabilidade consiste na primeira etapa do projeto. É quando se deve reunir todas as informações e dados necessários para se investigar se existem particularidades ou criticidades que devem ser observadas nas demais fases de projeto. 
· Projeto conceitual: No projeto conceitual, sendo constatada a viabilidade da barragem, são realizados estudos de alternativas com a proposição de alguns arranjos para a estrutura e seus métodos construtivos. Também são realizados estudos preliminares de estabilidade geotécnica e são definidos quais serão os dispositivos de drenagem necessários.
· Projeto básico: No projeto básico, deve-se avançar com o arranjo escolhido no projeto conceitual. Os elementos da barragem como extravasor, drenagem interna, drenagem superficial e acessos devem ser dimensionados a partir de procedimentos e normas consagradas nas boas práticas de engenharia.
· Projeto executivo: O projeto executivo compreende ao tempo de construção até a finalização da obra, em que pequenos ajustes são realizados no projeto básico, em atendimento às necessidades e possíveis alterações identificadas em campo.
ESTUDOS DE ARRANJO
O arranjo da estrutura consiste nas características geométricas dos elementos da barragem.
Barragem de concreto: Para o maciço de uma barragem de concreto, é usual a utilização de uma base que seja de 70 a 80% da altura. Caso seja a barragem de concreto e dupla curvatura, é usual a utilização de uma razão entre a largura e a altura da barragem inferior a 2,5.
Barragens de terra: As barragens de terra possuem características que dependem do tipo de material que será empregado no maciço, pois essas serão importantes para a sua estabilidade geotécnica. É comum, por exemplo, adotar uma inclinação dos taludes de montante de 3H:1V (aproximadamente 18°), e de 2,5H:1V (aproximadamente 22°) para o talude de jusante. Já quando se associa o enrocamento às barragens de terra, é possível ter taludes mais íngremes, de inclinação de 1V:1,6H a 1V:2,2H(de 32° a 24°).
Barragens de aterro hidráulico: Barragens construídas com o método de aterro hidráulico são mais abatidos, da ordem de 1V:5H (cerca de 11°). Dessa forma, barragens desse tipo consomem mais material e exigem uma maior área para a formação do maciço.
Largura da crista e das bermas: A crista e as bermas das barragens, geralmente, servem de acesso para os veículos e equipamentos de operação da barragem. Portanto, suas larguras, normalmente, são superiores a 3,0 ou 5,0m, considerando o tráfego em mão única.
Atenção: A escolha das larguras deverá ser pautada pelo tipo de veículo que se espera trafegar na barragem.
Altura da barragem: Quando a altura da barragem é tal que a distância entre o pé e a crista forma um talude de inclinação superior aos supracitados, escalona-se o talude de jusante em pequenas alturas, geralmente, de no máximo 10m.
Definindo-se a geometria, pode-se estimar o volume de material necessário para a implantação da barragem, onde devem ser avaliados aspectos construtivos importantes, como volume de terraplanagem ou de concreto bombeado, região da área de empréstimo, dentre outros.
As disposições construtivas dadas neste item são orientativas. Para a validação de uma geometria, é importante realizar os estudos que seguem.
ESTUDOS GEOLÓGICOS
Os estudos geológicos compreendem, principalmente, o reconhecimento da fundação do barramento. Para tal, além de dados documentados por mapas geológicos regionais, deve-se realizar um mapeamento de campo que visará reconhecer, por análise táctil visual, quais são os horizontes superficiais encontrados na região.
Para uma investigação profunda, empregam-se métodos de sondagem, como o de simples reconhecimento (SPT), penetração de cone (CPT), ensaio dilatométrico (DMT) e sondagens rotativas. Algumas dessas técnicas permitem que sejam recolhidas amostras para caracterização completa em laboratório. Para este fim, também podem ser utilizadas outras técnicas de amostragens, como abertura de poços e trincheiras de inspeção.
Ao final do estudo geológico, será possível obter o mapeamento da área onde a barragem será implantada, inclusas possíveis estruturas geológicas, como falhas, intrusões e famílias que possam afetar na estabilidade da barragem.
Com o arranjo da estrutura definido, poderão ser traçadas seções para avaliar a estabilidade geotécnica para validação da geometria do barramento. O sobrepeso causado pelo sistema da barragem também poderá ser utilizado para avaliar a hidrodinâmica da região após a construção da barragem, de forma que as subpressões e o nível freático possam ser antevistos e possam guiar a locação da instrumentação necessária para o monitoramento da estrutura.
ESTUDOS GEOTÉCNICOS
Os estudos geotécnicos de um projeto de barragem envolvem, principalmente: o tratamento da fundação, a estabilidade e a drenagem interna.
Tratamento da fundação
O tratamento da fundação consiste em melhorar as condições de suporte da fundação. Caso na etapa de estudos geológicos sejam identificados materiais moles ou inconsolidados, o engenheiro geotécnico deverá estudar a possibilidade de remover o material crítico por meio de um projeto específico de escavação. As escavações são vantajosas do ponto de vista de eliminar o material crítico. No entanto, só serão viáveis caso o material esteja em superfície e não sejam muito espessos.
Atenção: A atividade de escavação deve ser planejada com cautela, levando em consideração a estabilidade das paredes e a segurança dos funcionários envolvidos na operação.
Em um caso de fundação que não seja possível a remoção do material, pode-se aplicar técnicas de melhoramento, como a injeção de calda de cimento (jetgrouting).
Caso o material a ser disposto seja contaminante, será necessário impermeabilizar o contato com a fundação, para isso, é comum a utilização de argila compactada ou de material geotêxtil.
Estabilidade
Após garantir que a fundação da barragem é adequada para receber o sobrepeso, deve-se validar a geometria escolhida para a barragem. Para tal, a forma mais comum é realizar análises de estabilidade com a utilização da Teoria de Equilíbrio Limite, a partir da seção geológica com a implantação da barragem, do conhecimento do comportamento da superfície freática e dos parâmetros geotécnicos dos materiais que compõem a seção.
De posse das seções geotécnicas e do coeficiente de permeabilidade dos materiais, também é possível realizar análises de percolação, em que será possível obter vazões, além de antever como a freática e as poro-pressões irão se comportar após a construção da barragem.
Atenção: Esse modelo poderá ser confrontado com a análise hidrogeológica dinâmica Já vista.
Em programas mais sofisticados, que utilizam elementos finitos, é possível realizar também análises de tensão x deformação, de formaa prever os deslocamentos e recalques esperados para os materiais da fundação.
Saiba mais: Diversos são os programas disponíveis para a realização dessas análises geotécnicas. Os mais comuns são em 2D, cujo resultado das análises de estabilidade são os fatores de segurança. Esses fatores devem ser confrontados com os mínimos estabelecidos em norma, de forma a validar ou não a geometria proposta.
Caso a geometria da barragem seja validada, deve-se partir para o detalhamento da barragem.
Drenagem interna
O próximo passo dos estudos geotécnicos consiste em dimensionar a drenagem interna da estrutura. Esse elemento tem a finalidade de agir como o caminho preferencial da água dentro da barragem, controlando as poro-pressões e evitando o carreamento de material e erosões.
Dos tipos de drenagem interna mais usuais, os mais comuns encontram-se ilustrados nas figuras abaixo:
 
Dreno de fundo
Para o bom funcionamento do dreno de fundo, além de captar e servir como um caminho preferencial de água, deve-se garantir que não haja carreamento de finos. Assim sendo, os drenos internos também são chamados de filtros, e o dimensionamento deve ser realizado levando em consideração os critérios de:
· Permeabilidade: O dreno deve ter alta condutividade hidráulica para impedir a geração de grandes forças de percolação e pressões hidrostáticas.
· Contenção: Os vazios formados entre grãos do dreno devem ser suficientemente pequenos para reter partículas maiores do material protegido.
Para o dimensionamento de drenos internos, deve-se determinar a vazão esperada, seja à mão, por meio de redes de fluxo, ou por modelagens em programas computacionais. Daí, determina-se o intervalo aceitável para o coeficiente de permeabilidade dos filtros e calcula-se a espessura necessária, seja pela Lei de Darcy ou pela Equação de Dupuit.
Para atuar como filtro, os drenos são compostos por transições geotécnicas, que são materiais de diversificadas e controladas granulometrias, conforme ilustrado na figura abaixo. Formam-se, assim, os drenos sanduíches, que podem ser associados a materiais geotêxteis.
Dreno sanduíche
Também como parte dos estudos geotécnicos, deve-se definir a instrumentação necessária para o monitoramento da barragem. Isso será tratado posteriormente.
ESTUDOS HIDROLÓGICOS E HIDRÁULICOS
Os estudos hidrológicos e hidráulicos envolvem a boa operação de todos os elementos da barragem.
As possíveis cheias e transbordamentos que podem ocorrer na barragem como consequência de altos índices pluviométricos podem ser evitados por meio de um sistema extravasor eficiente, que seja capaz de captar e conduzir o excedente de água até a disposição final de modo ordenado.
No projeto, são então definidos níveis d’água: de operação, para quando o reservatório estiver em nível normal; e máximo, que representa o máximo aceitável antes de um transbordamento. A distância entre o nível d’água normal e a elevação de crista da barragem é chamado borda livre operacional, ou borda livre remanescente no caso do nível d’água máximo. Para garantir a saída de água pelo extravasor, em um caso de cheia, a soleira do extravasor deve coincidir com o nível d’água normal.
Níveis d’água e borda Livre.
As chuvas também podem causar erosões dos taludes e das bermas, que podem ser controladas por meio de um sistema de drenagem superficial eficiente associado à vegetação dos taludes e proteção das bermas.
Em geral, os estudos hidrológicos e hidráulicos envolvem:
Os dados sobre as chuvas intensas são obtidas de dados históricos disponibilizados pela Agência Nacional de Águas (ANA). Os dispositivos devem ser calculados por teorias e métodos de hidráulica consolidados; geralmente, adota-se a Metodologia de Manning para escoamento permanente e uniforme.
O sistema de drenagem superficial de uma barragem é usualmente de concreto armado e composto por:
· Bermas com inclinação transversal e longitudinal com caída para as canaletas de berma, que evitam a concentração de água em pontos específicos (empoçamentos).
· Canaletas de berma, que captam as águas superficiais e conduzem até as descidas.
· Descidas de água, que recebem a drenagem das bermas e taludes, conduzindo até pontos mais baixos. As descidas podem ser executadas em degraus para diminuir a velocidade da água.
· Canais periféricos, que coletam o escoamento superficial proveniente do terreno natural e descarta a jusante.
· Bacias de dissipação de energia, que reduzem a velocidade da água proveniente de canais periféricos, evitando que ocorram processos erosivos no terreno natural.
· Sump, que consiste em um sistema para retenção de sólidos carreados pela água e evita a contaminação da água a jusante.
ESTUDOS AMBIENTAIS
Os estudos ambientais envolvem a região que será diretamente afetada pela construção da barragem e seu entorno. Possíveis nascentes e córregos que sejam impactados pelo empreendimento devem ser levantados, bem como a área de vegetação que deverá ser suprimida.
Atenção: Toda documentação legal, licenças cabíveis e outorgas de utilização de recursos hídricos envolvidos nessas atividades são de responsabilidade do empreendedor junto aos órgãos ambientais pertinentes.
MÓDULO 4
Listar os principais aspectos para garantir a segurança de barragens
OPERAÇÃO DE BARRAGENS
Para garantir o bom funcionamento de barragens, a estrutura deve passar por rotinas de inspeções e manutenção. O Plano ou Manual de Operação é o documento responsável por toda sistemática da operação, além de conter algumas características geométricas do empreendimento para rápida consulta:
· Crista: cota, comprimento e largura
· Altura da barragem
· Reservatório: capacidade volumétrica total, cota do nível d’água em condição normal e em condição máxima
· Área do espelho d’água
· Área de drenagem da bacia de contribuição
· Tempo de retorno para cálculo de cheias
O Manual de Operação deve conter qual deve ser a frequência das inspeções nos elementos da barragem e como a identificação de anomalias devem ser registradas em Fichas de Inspeções, para serem posteriormente tratadas.
É possível citar como prováveis anomalias em barragens: deslizamentos, trincas, erosões, surgências de água, deterioração de estruturas de concreto, obstrução de estruturas de drenagem, identificação de “água suja” na saída do dreno de fundo etc.
As inspeções que buscam a identificação de anomalias podem ser: de rotina, regulares, especiais ou de emergência:
· Inspeção de rotina: Realizadas pela equipe de operação da barragem, tendo em vista detectar possíveis anomalias.
· Inspeção de segurança regular: Objetiva identificar anomalias que possam afetar a segurança e operação da barragem e seu estado de conservação.
· Inspeção de segurança especial: Realizada por equipe multidisciplinar e objetiva avaliar as condições de segurança do empreendimento em situações específicas durante a construção, operação e desativação.
· Inspeção de emergência: Realizada sempre que uma anomalia potencial que coloque em risco a segurança da estrutura seja identificada.
Inspeções adicionais podem ser realizadas caso o engenheiro responsável julgue necessário. Como inspeções preventivas, que podem ser realizadas antes de épocas conhecidamente chuvosas, e podem ser úteis para se verificar a condição da estrutura antes de eventos que possam levar a erosões e a cheias.
Em condições normais de operação, as inspeções de rotina devem ser realizadas:
· Logo após o enchimento do reservatório
· Semanalmente, no primeiro mês após o enchimento do reservatório
· Quinzenalmente, no segundo e terceiro mês após o enchimento do reservatório
· Mensalmente, do quarto ao 12° mês após o enchimento do reservatório
· Trimestralmente, partir do primeiro ano após o enchimento do reservatório
Atenção: No Manual de Operações, também deve constar a periodicidade indicada para a leitura dos instrumentos da barragem. As leituras devem ser analisadas por um engenheiro habilitado, que verificará se o barramento pode estar associado a algum risco de ruptura.
O documento no qual associam-se as leituras de instrumentaçãocom níveis de operação normal, de alerta e de emergência é a Carta de Risco, também elaborada para cada empreendimento e indica níveis de leitura para cada um de seus instrumentos. Caso alguma leitura seja identificada fora da normalidade, é importante avaliar o índice pluviométrico recente, a integridade do instrumento e se os instrumentos próximos ao anômalo apresentam mesma criticidade, de forma a antever problemas de segurança no barramento.
Para garantir a boa operação de uma barragem, também se faz necessária a manutenção da estrutura, que envolve, por exemplo, ações de limpeza, remoção de entulhos e de vegetação, testes de vida e calibração de instrumentos. Essas ações também devem constar no Manual de Operações.
INSTRUMENTAÇÃO
Com a finalidade de se monitorar o desempenho de uma barragem, bem como diagnosticar possíveis desvios da normalidade, a instrumentação geotécnica é implementada para acompanhamento, principalmente, de anomalias, deformações, deslocamentos, sismos, condições piezométricas e freáticas da estrutura.
Como identificar anomalias?
· Drones: Para identificação e avaliação de anomalias, principalmente, em áreas inacessíveis para inspeção visual de campo, pode-se utilizar drones, que, a partir do registro de múltiplas fotos, permitem a inspeção visual do estado de conservação de todos os elementos da barragem.
· Réguas linimétricas: Para o monitoramento da elevação do nível d’água dentro do reservatório, podem ser utilizadas réguas linimétricas, que permitem a leitura direta a partir de suas graduações. A medição do nível do reservatório pode ser complementada por levantamentos batimétricos, principalmente, quando o material reservado não é a água.
Instrumentos de monitoramento e controle
Alguns dos instrumentos utilizados para monitoramento e controle de deformação e controle de barragens são:
· Marcos superficiais: Por meio de levantamentos topográficos e comparação com um marco de referência (benchmark) instalado em um local sem movimentações. Os marcos superficiais permitem a identificação de deslocamentos horizontais e verticais.
· Placas de recalque: Chapa quadrada de aço galvanizado fixada na haste de transferência, que, na sua ponta superior, possui calota esférica para apoio de mira topográfica. A leitura é realizada por topografia a partir de um marco de referência (benchmark), e podem ser associadas várias placas para uma mesma haste, a fim de se medir o recalque em vários níveis.
· Inclinômetros: Instrumento que mede deslocamentos angulares no maciço da barragem. Consistem em tubo metálico ou de plástico instalado em um material indeslocável (a fundação em maciço rochoso, por exemplo) que serve de caminho para a passagem de torpedo que mede a inclinação do tubo em relação à vertical.
· Radar orbital: Consiste em radar de imageamento de superfície com uso de ondas eletromagnéticas por satélites. O radar registra múltiplas fotos que, quando comparadas, permitem a identificação de deslocamentos com precisão milimétrica.
· Geofones: Para a avaliação de sismos na região da barragem, pode-se empregar geofones, que consistem em sensores colocados na superfície dos elementos da barragem e medem a velocidade de ondas sísmicas, sejam essas naturais ou induzidas.
· Medidores ou indicadores de nível d’água: A posição da superfície freática é medida por meio de medidores ou indicadores de nível d’água. Esses instrumentos são compostos por tubos de PVC e conexões, filtro de areia, bentonita e geotêxtil para selagem. A célula de leitura se constitui em um trecho perfurado do tubo, que permite a entrada de água.
· Piezômetros: A carga piezométrica pode ser monitorada por meio de piezômetros, que podem ser de diversos tipos, sendo os mais comuns os de tubo aberto (tipo Casagrande) e o elétrico de corda vibrante. O primeiro consiste em um tubo que liga o bulbo que contém areia e selo de bentonita ou solo-cimento e a superfície. O corpo do instrumento é preenchido com solo natural, e as leituras são realizadas com utilização de pio elétrico, que consiste em uma trena com ponteira elétrica a qual emite som assim que atinge a água. A carga piezométrica será dada conhecendo-se a distância da boca do tubo e a água, e a cota de instalação.
O piezômetro elétrico mede diretamente a poro-pressão por meio da medida por sensores da deformação de um diafragma interno. A altura da coluna d’água é somada à cota de instalação, obtendo-se a carga piezométrica no ponto medido. Esses instrumentos são mais sensíveis, acurados e, por serem automatizado, permitem que as leituras sejam realizadas remotamente para a frequência de tempo desejada.
· Medidores de vazão: Dentre os instrumentos mais comuns em barragens, podemos citar também os medidores de vazão. Os mais utilizados são de Calha Parshall, locados na saída do dreno de fundo para medida de vazão e avaliação da turbidez da água de saída.
· Poços de monitoramento: Outra forma de se avaliar a água subterrânea é a utilização de poços de monitoramento, que permitem a amostragem para caracterização hidráulica (química, física e biológica), descrição litológica do local, medição de nível d’água e identificação de contaminantes no lençol freático.
As leituras e as imagens obtidas dos instrumentos devem ser regularmente analisadas por engenheiro geotécnico experiente, de forma que possíveis desvios de segurança e tomadas de decisões possam ser conduzidas adequadamente.
Atenção: Ressalta-se a importância da calibração e manutenção dos instrumentos da barragem, para que estejam sempre em condições favoráveis de funcionamento.
CLASSIFICAÇÃO DE BARRAGENS
A preocupação com a segurança de barragens se iniciou após as diversas rupturas dadas a partir da década de 50.
No Brasil, a Política Nacional de Segurança de Barragens (PNSB) estabelecida pela Lei nº 12.334/2010 – Lei de Segurança de Barragens tem o objetivo de garantir que os padrões e ações que garantam a segurança da barragem sejam seguidos, a fim de se reduzir a probabilidade de acidentes.
Além disso, a política regulamenta as ações de segurança para as fases de planejamento, projeto, construção, primeiro enchimento e vertimento, operação, desativação e usos futuros da estrutura. A Lei de Segurança de Barragens é aplicável a barragens de acumulação de água, rejeitos e resíduos industriais, de qualquer uso.
Nessas normativas, são atribuídas classificações para as barragens, de forma que se tenham indicadores entre o volume do material contido e as condições de segurança da barragem.
Os níveis para as barragens são:
· Nível 0 - Nível normal.
· Nível 1 - Indicativo de alguma instabilidade. Deve-se aumentar o monitoramento da estrutura.
· Nível 2 - Deve-se acionar as sirenes e evacuar as pessoas que estejam na ZAS.
· Nível 3 - Os cuidados devem ser estendidos para a ZSS.
As barragens também passam por um Sistema de Classificação por categoria de risco e por dano potencial associado, tendo como base critérios estabelecidos pelo Conselho Nacional de Recursos Hídricos (CNRH).
A categoria de risco está relacionada aos aspectos da barragem que possam influenciar na probabilidade da ruptura, como: projeto, integridade, estado de conservação, operação, manutenção e atendimento do Plano de Segurança da Barragem. Os riscos classificatórios podem ser: alto, médio ou baixo, dado pela equação:
Em que CRI é a categoria de risco, CT são as características técnicas, EC o estado de conservação e OS o plano de segurança da barragem.
Chega-se, então, às classificações:
O dano potencial associado (DPA), por sua vez, representa o dano esperado com o rompimento, vazamento, infiltração no solo ou mau funcionamento de uma barragem. Esse parâmetro é independente da probabilidade de ocorrência da ruptura, e é função do potencial de perdas de vidas humanas e dos impactos sociais.
Os DPAs podem ser:
A partir do CRI e do DPA, classifica-se a barragem em cinco categorias dadas pelas letras de A até E. As barragens que apresentam maior risco associado e dano potencial são as do tipo “A”, e nessas, o plano de segurança mereceuma atenção especial, assim como as revisões de segurança.
DOCUMENTOS DE SEGURANÇA DE BARRAGENS
Após os desastres ocorridos em Minas Gerais com o rompimento de barragens, a exigência e a importância de documentos que comprovem e atualizem as seguranças e ações de barragens têm se tornado cada vez mais amplos. Alguns dos documentos necessários para a legalização de barragens são:
Atenção: O PSB e o PAE devem estar disponíveis no local da barragem e na sede do dono da barragem, além de serem distribuídos para a defesa civil local do empreendimento.
DESATIVAÇÃO DE BARRAGENS
Após a barragem cumprir seu papel ao qual foi designada ou por questões técnicas e legislativas, para encerrar a sua operação, ela deve passar por processos conhecidos como descomissionamento e descaracterização.
· Descomissionamento: O descomissionamento de uma barragem ocorre quando o reservatório não recebe mais aporte de material, não sendo obrigatória a modificação dos elementos da barragem, desde que a longo prazo o conjunto apresente estabilidade geotécnica, hidráulica e ambiental.
· Descaracterização: Quando há um projeto de modificação da estrutura, seja por construção de reforços, remoção do maciço ou do material armazenado no reservatório, diz-se que a barragem está sendo descaracterizada. Nesse caso, também é importante que a área seja estável a longo prazo.
Nos dois casos de desativação de barragem, vê-se que a estabilidade do entorno é de suma importância. Caso a barragem não apresente segurança adequada, ela pode ser atingida por meio de rebaixamentos freáticos e construção de bermas de equilíbrio.
Além da estabilidade, o empreendedor deve aplicar medidas de remediação da área afetada e tratamento do entorno para reincorporação ao relevo e ao meio ambiente. Para tal, é preciso que haja estudos ambientais, hidrológicos e socioeconômicos na região, a fim de que haja o reestabelecimento da fauna e flora local.
Com a conclusão da desativação de uma barragem, a área poderá servir de lazer, reaproveitamento imobiliário, restauro ambiental, pesquisa, turismo, valorização à cultura, dentre outras aplicações.
Atenção: Ressalta-se que o Plano de Fechamento de uma barragem deve ser idealizado preferencialmente ainda durante o seu projeto, antes mesmo da construção.