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Carlos Vinicius dos Santos Benjamim
AVALIAÇÃO EXPERIMENTAL DE PROTÓTIPOS DE ESTRUTURAS
DE CONTENÇÃO EM SOLO REFORÇADO COM GEOTÊXTIL
Tese apresentada à Escola de Engenharia de
São Carlos da Universidade de São Paulo,
como parte dos requisitos para a obtenção
do Título de Doutor em Geotecnia.
ORIENTADOR: Prof. Dr. Benedito de Souza Bueno
Universidade de São Paulo
CO-ORIENTADOR: Jorge G. Zornberg
Universidade do Texas em Austin
São Carlos
2006
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Livros Grátis
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Milhares de livros grátis para download.
Dedico esta tese aos meus pais,
pelo apoio em todos os momentos.
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AGRADECIMENTOS
A Deus, por ter-me concedido a oportunidade de crescer em espírito, através
desse “pequeno serviço ao próximo”.
Aos meus pais, Lúcio e Eunice, por terem sempre me incentivado no caminho dos
estudos e para tanto não mediram esforços para que esse objetivo fosse atingido.
Aos meus irmãos, Lucinho e Rogério, pelo incentivo e amizade durante todos os
momentos. À minha sobrinha Beatriz, por sua doçura e inocência.
Ao meu avô Antônio, com quem aprendi a transformar toda a dor da saudade em
esperança.
Ao meu orientador, Professor Benedito Bueno, que, como professor e amigo,
incentivou e possibilitou o desenvolvimento deste trabalho.
Ao professor Jorge Zornberg, por receber-me e orientar-me durante o estágio na
Universidade do Texas, em Austin.
Ao professor Orencio Monge Vilar, amigo e mestre, sempre presente nos
momentos mais importantes deste trabalho.
Ao Departamento de Geotecnia da Escola de Engenharia de São Carlos, por
oferecer-me a estrutura física e humana necessária à realização deste trabalho.
À Universidade de São Paulo e em especial ao Centro Acadêmico Armando Sales
de Oliveira, pela contribuição cultural e política.
Aos técnicos, José Luis, Oscar, Benedito, Antônio, Silvio, Clever, China e
Paulinho, por toda a prestatividade e amizade, desde a preparação da intrumentação e
caracterização dos materiais até as incessantes viagens para Nova Odessa.
À Maristela, Neiva e Alvaro, da secretaria do Departamento de Geotecnia, que
sempre me auxiliaram em todos os processos do meu doutorado.
À empresa OBER S/A pelo fornecimento dos geotêxteis não tecidos e auxílio
durante toda a construção dos protótipos. Um agradecimento especial aos engenheiros
Silvio Palma e Victor Pimentel, pela amizade e ajuda durante todo o tempo da pesquisa.
À empresa PROPEX, pelo fornecimento dos geotêxteis tecidos.
À Fundação de Amparo à Pesquisa do Estado de São Paulo (FAPESP), pela bolsa
auxílio que viabilizou a construção dos protótipos.
À Coordenação de Aperfeiçoamento de Pessoal de Nível Superior (CAPES), pela
concessão da minha bolsa de estudos no Brasil e no Exterior.
A todos os amigos do Departamento de Geotecnia que me ajudaram nas leituras
de instrumentação dos protótipos, principalmente durante o período de minha viagem aos
EUA.
Aos operários da construção civil que construíram os protótipos, José Roberto,
Pedro, Viana, Joel, João, Givaldo, Messias, Jair e Marcos.
Ao grande amigo e engenheiro Elétrico Raphael Pereira Moreno, pelo projeto e
construção das Caixas Comutadoras.
A special thanks to my good friends John, Jeff, Chunling, Christine, Chris and
Youngcheol, for all the good moments in Austin, and for their importants comments
during my seminars. Thanks are also to the folks from German House.
Com relação aos meus amigos de São Carlos, não citarei nomes, pois não
caberiam neste trabalho. Palavras não conseguiriam explicar a gratidão que tenho por
eles. Pessoas importantes que formaram minha família durante meus onze anos em São
Carlos. Amigos de república, Caaso, Geotecnia, basquete, cerveja, estudos, amigos por
nenhuma razão. Um agradecimento mais do que especial a todos, que de certa forma
contribuíram para eu chegar aqui.
“Tudo é importante para a nossa evolução, principalmente,
as frustrações, as desilusões, pois são elas que nos mostram
a verdade. Ainda que soframos, é importante amadurecer o
raciocínio, diante da vida, seguir avante, não esmorecer,
permanecer trabalhando, servindo”.
ROGÉRIO AMORIM
SUMÁRIO
LISTA DE FIGURAS........................................................................................................i
LISTA DE TABELAS...................................................................................................xiii
LISTA DE ABREVIATURAS, SIGLAS E SÍMBOLOS ..............................................xv
RESUMO....................................................................................................................... xx
ABSTRACT.................................................................................................................. xvi
CAPÍTULO 1 INTRODUÇÃO E JUSTIFICATIVAS
1.1 INTRODUÇÃO ................................................................................................... 1
1.2 OBJETIVOS DO TRABALHO........................................................................... 3
1.3 ORGANIZAÇÃO DO TRABALHO................................................................... 3
CAPÍTULO 2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA (parte I)
2.1 INTRODUÇÃO ................................................................................................... 6
2.2 GEOSSINTÉTICOS ............................................................................................ 8
2.2.1 Introdução .................................................................................................8
2.2.2 Geotêxteis................................................................................................13
2.2.3 Geogrelhas ..............................................................................................15
2.3 SOLO REFORÇADO........................................................................................ 16
2.3.1 Introdução ...............................................................................................16
2.3.2 Ação do reforço em uma estrutura de solo reforçado.............................18
2.3.3 Mecanismos de interação solo-reforço....................................................24
2.4 MÉTODOS DE PROJETO................................................................................ 28
2.4.1 Introdução ...............................................................................................28
2.4.2 Procedimentos de projeto........................................................................30
2.4.3 Fatores de redução...................................................................................32
2.4.4 Superfícies de ruptura .............................................................................34
2.4.5 Métodos de Cálculo ................................................................................35
2.5 FATORES QUE INFLUENCIAM NO COMPORTAMENTO DAS
ESTRUTURAS DE CONTENÇÃO EM SOLO REFORÇADO ...................... 43
2.5.1 Introdução ...............................................................................................43
2.5.2 Condições do subsolo..............................................................................45
2.5.3 Efeito da compactação ............................................................................46
2.5.4 Rigidez do reforço...................................................................................48
2.5.5 Efeito do confinamento...........................................................................51
2.5.6 Tipo de solo.............................................................................................52
2.5.7 Características geométricas da estrutura.................................................58
2.5.8 Rigidez da face........................................................................................61
2.5.9 Pressões de água no solo.........................................................................64
CAPÍTULO 3 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA (parte II)
3.1 INTRODUÇÃO ................................................................................................. 66
3.2 LIMITES DE DEFORMAÇÕES....................................................................... 68
3.3 COMPORTAMENTO DE CAMPO.................................................................. 70
3.3.1 Performance of a geosynthetics reinforced steep slope in residual
soil.......................................................................................................... 71
3.3.2 Instrumented soil reinforced retaining wall: analysis of
measurements......................................................................................... 73
3.3.3 Full scale test on a retaining wall with non-uniform reinforcements..... 75
3.3.4 Full scale testing of geosynthetic reinforced walls................................ 77
3.3.5 Long-term variations of force and strain in a steep geogrid-
reinforced soil slope............................................................................... 79
3.3.6 Measured behavior of a geosynthetic-reinforced segmental
retaining wall in a tiered configuration.................................................. 81
3.3.7 Instrumentation for a 12.6 m high geotextile-reinforced wall............... 83
3.3.8 Behavior of geogrid reinforced soil wall using box-type wall............... 85
3.3.9 Field behaviour of a geogrid-reinforced slope....................................... 87
3.3.10 Field performance test of a geosynthetic-reinforced soil wall with
rigid facing............................................................................................. 89
3.3.11 Design and measurements of a reinforced steep slope under
motorway Nuernberg – Berlin ............................................................... 91
3.3.12 Geogrid reinforcement for a steep road embankment slope, Kyushu
island, Japan........................................................................................... 93
3.3.13 Full scale geosynthetic reinforced retaining walls: a numerical
parametric study..................................................................................... 95
3.3.14 Monitored displacements of unique geosynthetic-reinforced soil
bridge abutments.................................................................................... 97
3.3.15 Design and construction reinforced soil structures earthworks in
Japan....................................................................................................... 99
3.3.16 Geogrid reinforced clay slopes in a test embankment .........................101
3.3.17 Evaluation of interaction properties of geosynthetics in cohesive
soils: LTRC reinforced-soil test wall................................................... 103
3.3.18 Design, construction, and monitoring of a 14.9 m high
geosynthetic reinforced segmental retaining wall in a seismically
active region......................................................................................... 105
3.3.19 Construction and instrumentation of a highway slope reinforced
with high strength geotextiles .............................................................. 107
3.3.20 Performance of instrumented large-scale unreinforced and
reinforced embankments loaded by a strip footing to failure .............. 109
3.3.21 An instrumented steep reinforced soil embankment at Andalsnes,
Norway................................................................................................. 111
3.3.22 Comportamento do aterro de solo reforçado da encosta do
Belvedere ............................................................................................. 113
3.3.23 Performance of two geotextile reinforced soil slopes.......................... 115
3.3.24 Full-scale test on a geotextile reinforced retaining structure............... 117
3.3.25 Instrumented field performance of a 6 m geogrid soil wall................. 119
3.3.26 Review of three instrumented geogrid reinforced soil retaining
walls ..................................................................................................... 121
3.3.27 Comportamento de um muro de solo reforçado................................... 123
3.3.28 Reinforced soil buttress to stabilize a high natural slope..................... 125
3.3.29 Instrumentação de um muro de solo reforçado com geotêxtil............. 127
3.3.30 Muros de contenção de solo reforçado com geogrelhas e
paramento de blocos pré-fabricados..................................................... 129
3.4 RESUMO DO COMPORTAMENTO DAS ESTRUTURAS
REFORÇADAS ............................................................................................... 131
CAPÍTULO 4 MATERIAIS E MÉTODOS
4.1 INTRODUÇÃO ............................................................................................... 138
4.2 PREPARAÇÃO DA FUNDAÇÃO ................................................................. 140
4.3 MÉTODO CONSTRUTIVO ........................................................................... 144
4.4 ATRITO LATERAL ENTRE O MACIÇO REFORÇADO E A
ESTRUTURA LATERAL............................................................................... 149
4.5 CARACTERÍSTICAS DOS SOLOS............................................................... 150
4.5.1 Ensaios de caracterização......................................................................150
4.5.2 Ensaios de resistência ao cisalhamento.................................................154
4.6 CARACTERÍSTICAS DOS GEOSSINTÉTICOS.......................................... 159
4.6.1 Ensaios de Gramatura e Espessura........................................................160
4.6.2 Ensaios de resistência à tração..............................................................160
4.6.3 Dano Mecânico .....................................................................................160
4.6.4 Ensaios de Fluência...............................................................................163
4.7 INSTRUMENTAÇÃO..................................................................................... 165
4.7.1 Medidores de deslocamento da face .....................................................166
4.7.2 Extensômetros magnéticos verticais.....................................................167
4.7.3 Medidor de Deslocamento horizontal dos reforços ..............................168
CAPÍTULO 5 ANÁLISE DO PROTÓTIPO 1 SOB CONDIÇÕES DE
TRABALHO
5.1 INTRODUÇÃO ............................................................................................... 170
5.2 RESULTADOS DE DESLOCAMENTO DOS TELL TAILS ......................... 172
5.3 DESLOCAMENTO DA FACE....................................................................... 175
5.4 CÁLCULO DE DEFORMAÇÃO DOS REFORÇOS..................................... 177
5.5 CÁLCULO DA FORÇA DOS REFORÇOS................................................... 187
5.6 MOVIMENTAÇÃO VERTICAL DO MACIÇO REFORÇADO................... 192
5.7 MOVIMENTAÇÃO VERTICAL DA FUNDAÇÃO...................................... 194
5.8 CONCLUSÕES ............................................................................................... 196
CAPÍTULO 6 ANÁLISE PARAMÉTRICA ENTRE OS PROTÓTIPOS
CONSTRUÍDOS
6.1 INTRODUÇÃO ............................................................................................... 198
6.2 EFEITO DO TIPO DE REFORÇO.................................................................. 199
6.2.1 Protótipos construídos com o solo arenoso...................................................... 199
6.2.2 Protótipos construídos com o solo areno siltoso.............................................. 205
6.2.3 Protótipos construídos com o solo argilo siltoso.............................................. 211
6.3 TIPO DE SOLO............................................................................................... 215
6.4 GEOMETRIA INTERNA................................................................................ 224
6.5 CONCLUSÕES ............................................................................................... 227
CAPÍTULO 7 ANÁLISE DE UMA ESTRUTURA SUB-DIMENSIONADA
7.1 INTRODUÇÃO ............................................................................................... 229
7.2 RESULTADOS DE DESLOCAMENTO DOS TELL TAILS........................ 232
7.3 DESLOCAMENTO DA FACE....................................................................... 232
7.4 CÁLCULO DE DEFORMAÇÃO DOS REFORÇOS..................................... 236
7.5 CÁLCULO DE T
máx
UTILIZANDO O K
o
STIFFNESS METHOD................ 241
7.6 COMPARAÇÃO DOS ENSAIOS DE FLUÊNCIA DE LABORATÓRIO
COM OS RESULTADOS OBTIDOS NO CAMPO....................................... 243
7.7 CONCLUSÕES ............................................................................................... 245
CAPÍTULO 8 ANÁLISE PÓS-CONSTRUÇÃO DE UM TALUDE EM ESCALA
REAL REFORÇADO COM GEOTÊXTIL NÃO TECIDO
8.1 INTRODUÇÃO ............................................................................................... 247
8.2 MATERIAIS E MÉTODOS............................................................................ 249
8.2.1 Solos..................................................................................................... 249
8.2.2 Geotêxteis............................................................................................. 249
8.2.3 Projeto da estrutura .............................................................................. 250
8.2.4 Construção ........................................................................................... 252
8.2.5 Instrumentação..................................................................................... 253
8.3 RESULTADOS E ANÁLISES DO COMPORTAMENTO DA
ESTRUTURA.................................................................................................. 257
8.3.1 Deformação dos reforços ..................................................................... 257
8.3.2 Deformações globais da estrutura........................................................ 263
8.3.3 Comprovação das medidas de deslocamento....................................... 266
8.4 CONCLUSÕES ............................................................................................... 267
CAPÍTULO 9 CONSIDERAÇÕES FINAIS
9.1 RESUMO......................................................................................................... 268
9.2 IMPLICAÇÕES EM PROJETO...................................................................... 268
9.2.1 Tipo de solo.......................................................................................... 268
9.2.2 Tipo de geossintético............................................................................ 269
9.2.3 Geometria interna das estruturas.......................................................... 270
9.2.4 Superfícies potenciais de ruptura......................................................... 271
9.2.5 Deslocamentos da face......................................................................... 272
9.2.6 Deformação dos reforços ..................................................................... 273
9.2.7 Movimentação vertical das estruturas reforçadas................................ 273
9.2.8 Fluência dos reforços ........................................................................... 274
9.2.9 Recalque da fundação ..........................................................................274
9.2.10 Métodos de Projeto .............................................................................. 275
9.3 SUGESTÕES PARA PESQUISAS FUTURAS.............................................. 277
CAPÍTULO 10 REFERÊNCIA BIBLIOGRÁFICAS
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS......................................................................... 278
LISTA DE FIGURAS
Figura 2.1 Zigurate de Ur 8
Figura 2.2 Grande Muralha da China 9
Figura 2.3 Terra armada 10
Figura 2.4 Campos do Jordão (CARVALHO et al., 1986) 12
Figura 2.5 Arranjo estrutural dos geotêxteis 14
Figura 2.6 Interação da geogrelha como solo envolvente 15
Figura 2.7 Comparação de custos (DER, 1986) 18
Figura 2.8 Deformações em um elemento de solo com e sem reforço 19
Figura 2.9 Reforço de um elemento de solo 20
Figura 2.10 Taludes com reforço e sem reforço 21
Figura 2.11
Elemento de ruptura idealizado (modificado de JEWELL &
WROTH, 1987)
21
Figura 2.12
Resistência ao cisalhamento vs. orientação do reforço
(JEWELL, 1996)
22
Figura 2.13
Diagrama de compatibilidade de deformação para o
equilíbrio em solo reforçado (modificado de JONES, 2000)
23
Lista de Figuras ii
Figura 2.14
Diagrama de compatibilidade de deformação para o
equilíbrio de uma argila plástica reforçada
24
Figura 2.15 Fenômenos de interação solo reforço em um talude reforçado 25
Figura 2.16 Modos de ruptura na análise da estabilidade externa 31
Figura 2.17 Definição da zona ativa e resistente 32
Figura 2.18 Maciço reforçado com geotêxtil e seu diagrama de empuxo 36
Figura 2.19 Ruptura em cunha bi-linear (SILVA, 1991) 39
Figura 2.20
Ábaco para a determinação da constante
q
K
Re
(JEWELL,
1991)
39
Figura 2.21
Representação das zonas ativa e resistente juntamente com o
comprimento inserido na zona ativa (L
r
) e o de ancoragem
(L
e
)
40
Figura 2.22 Análise da estabilidade externa (JEWELL, 1991) 41
Figura 2.23 Reorientação da força de tração no reforço 42
Figura 2.24
Ábaco para a determinação da força de tração no reforço
(LESHCHINSCKY & BOEDEKER, 1989)
43
Figura 2.25 Modelo de Broms (SARAMAGO, 2002) 47
Figura 2.26 Superfícies de ruptura linear e bi-linear 50
Figura 2.27
Exigências de graduação limite dentro da zona reforçada de
estruturas de contenção em solo reforçado com geossintéticos
(KOERNER, 1998)
56
Figura 2.28
Posição da superfície de ruptura de acordo com a relação L/H
(PORBAHA, 1998)
59
Lista de Figuras iii
Figura 2.29
Arranjos de reforços ensaiados (LANZ & PALMEIRA,
1994)
60
Figura 2.30
Ruptura progressiva iniciando a partir de uma ruptura local
por compressão do solo na estrutura em solo reforçado
(TATSUOKA, 1992)
62
Figura 2.31 Leituras de pressão neutra e precipitação (WEI, 2002) 64
Figura 3.1 Diagrama esquemático do talude proposto 71
Figura 3.2 Esquema da instrumentação 72
Figura 3.3 Desenvolvimento de deformação nos reforços 72
Figura 3.4
Superfície de ruptura dentro do muro reforçado com o
geotêxtil GG45PE
74
Figura 3.5
Superfície de ruptura dentro do muro reforçado com o
geotêxtil GG20PP
74
Figura 3.6 Seção transversal do talude reforçado 75
Figura 3.7 Comportamento do talude com a aplicação da sobrecarga 76
Figura 3.8 Superfície de ruptura observada após a escavação 76
Figura 3.9 Detalhes dos protótipos construídos 77
Figura 3.10 Deslocamentos da face com relação ao fim da construção 78
Figura 3.11
Deformação dos reforços e localização da superfície da
ruptura
78
Figura 3.12 Foto do talude e esquema da instrumentação 79
Figura 3.13
Variação das forças nas geogrelhas medidas com o tempo
(seção J)
80
Figura 3.14
Variação com o tempo das deformações nas geogrelhas
(seção J)
80
Figura 3.15 Geometria e instrumentação da estrutura 81
Figura 3.16 Distribuição de deformação nos reforços 82
Lista de Figuras iv
Figura 3.17
Deformação dos reforços com o tempo, ilustrando uma forte
chuva
82
Figura 3.18 Geometria, instrumentação e deformações dos reforços 84
Figura 3.19 Resultados de deslocamentos da instrumentação 84
Figura 3.20 Geometria, instrumentação e uma foto do muro construído 85
Figura 3.21 Distribuição das deformações de tração dos reforços 86
Figura 3.22 Distribuição do deslocamento horizontal dos blocos 86
Figura 3.23 Talude rompido e instrumentação utilizada na reconstrução 87
Figura 3.24 Geometria do talude 87
Figura 3.25
Forças de tração contra o tempo e altura do aterro para o
strain gage #6
88
Figura 3.26 Observações da instrumentação do talude 88
Figura 3.27
Seção transversal com detalhes da geometria e da
instrumentação
89
Figura 3.28 Deslocamento da face e deformação dos reforços 90
Figura 3.29 Distribuição do empuxo de solo atrás da face do muro 90
Figura 3.30 Geometria e instrumentação do talude 91
Figura 3.31 Resultado dos extensômetros instalados nas geogrelhas 92
Figura 3.32
Resultados dos deslocamentos globais medidos pelos
inclinômetros
92
Figura 3.33 Colocação das geogrelhas 93
Figura 3.34 Vista do talude reforçado 93
Figura 3.35
Distribuição de deformação nas geogrelhas (H é a altura total
do aterro)
94
Figura 3.36 Geometria do muro e plano de instrumentação 95
Figura 3.37 Deslocamentos internos e externos do maciço reforçado 96
Lista de Figuras v
Figura 3.38
Distribuição das deformações nos reforços medida pelos
strain gages
96
Figura 3.39 Geometria da estrutura 97
Figura 3.40
Distribuição da deformação dos reforços em diferentes
estágios
98
Figura 3.41
Deformações das geogrelhas durante o tempo de serviço da
ponte
98
Figura 3.42 Localização dos reforços e da instrumentação 99
Figura 3.43 Distribuição das cargas de tração nos geotêxteis 100
Figura 3.44 Deslocamentos horizontais da face 100
Figura 3.45 Detalhes construtivos, geometria e instrumentação do aterro 101
Figura 3.46
Deformação nas geogrelhas, deformação do solo e pressões
neutras desenvolvidas para o talude reforçado com uma
geogrelha uniaxial
102
Figura 3.47 Deslocamento horizontal da face 103
Figura 3.48 Distribuição de deformação nos reforços 104
Figura 3.49 Comportamento das estruturas instrumentadas 104
Figura 3.50
Geometria e da instrumentação da estrutura reforçada (sem
escala)
105
Figura 3.51 Resultados dos deslocamentos horizontais da face 106
Figura 3.52 Resultados dos deslocamentos medidos pelos inclinômetros 106
Figura 3.53 Detalhes do talude reforçado 107
Figura 3.54 Deslocamentos horizontais medidos pelos inclinômetros 108
Figura 3.55 Distribuição das deformações para o fim da construção 108
Figura 3.56 Caixa de testes e seção transversal típica do protótipo 2 109
Figura 3.57 Distribuição da instrumentação nas estruturas 110
Figura 3.58 Resultados da instrumentação dos protótipos 110
Lista de Figuras vi
Figura 3.59 Geometria da estrutura 111
Figura 3.60 Deformações do solo e dos reforços 112
Figura 3.61 Resultados das células de tensão total 112
Figura 3.62 Seção transversal de projeto 113
Figura 3.63 Resultados dos deslocamentos do maciço reforçado 114
Figura 3.64 Detalhes do muro de Campos de Jordão 115
Figura 3.65 Detalhes da construção e da instrumentação 116
Figura 3.66
Resultados da instrumentação – (a) geotêxtil tecido (b) não
tecido
116
Figura 3.67 Seção transversal e instrumentação da estrutura ensaiada 117
Figura 3.68 Resultados da instrumentação 118
Figura 3.69
Geometria, distribuição da instrumentação e deformação dos
reforços
120
Figura 3.70 Leituras dos inclinômetros 120
Figura 3.71 Resultados dos inclinômetros 121
Figura 3.72 Deformação nos reforços 122
Figura 3.73 Seção de projeto e instrumentação 124
Figura 3.74 Movimentos horizontais no Muro 1 124
Figura 3.75 Movimentos horizontais no Muro 2 124
Figura 3.76 Seção transversal existente do talude 125
Figura 3.77 Seção transversal adotada para uma das seções do talude 125
Figura 3.78 Resultados da instrumentação 126
Figura 3.79 Seção transversal da estrutura reforçada 127
Figura 3.80 Superfície potencial de ruptura para a estrutura reforçada 128
Figura 3.81 Vista frontal de um dos muros construídos 129
Figura 3.82 Vista frontal da estrutura instrumentada 130
Lista de Figuras vii
Figura 3.83 Deslocamentos da face 130
Figura 4.1 Vistas frontais dos protótipos 139
Figura 4.2 Precipitação e cronograma da construção dos protótipos 140
Figura 4.3 Esquema básico dos módulos 141
Figura 4.4
Disposição dos protótipos, com as fotos das faces frontais e
posteriores dos módulos
141
Figura 4.5 Nivelamento da área de construção dos muros 142
Figura 4.6 Ensaio de SPT para o solo de fundação 142
Figura 4.7 Caminhão encalhado próximo aos muros 143
Figura 4.8 Escavação da ficha 143
Figura 4.9 Detalhamento construtivo das fôrmas 144
Figura 4.10 Processo de compactação dos solos utilizados 145
Figura 4.11 Método construtivo de um muro de solo reforçado 145
Figura 4.12 Utilização de carriolas e retro-escavadeira, respectivamente 146
Figura 4.13
Processo do preenchimento do muro por meio de guincho e
baldes
146
Figura 4.14 Detalhamento construtivo do escoramento lateral dos muros 147
Figura 4.15 Construção do poço de instrumentação 148
Figura 4.16
Cilindro de controle da massa específica e speedy,
respectivamente
148
Figura 4.17 Instalação das lonas plásticas na lateral do muro 149
Figura 4.18 Trinca paralela à face do muro 150
Figura 4.19 Curva Granulométrica dos solos utilizados 151
Figura 4.20 Curvas de compactação dos solos coesivos 153
Figura 4.21 Ensaios de resistência ao cisalhamento com a areia 155
Figura 4.22 Variação da resistência ao cisalhamento 155
Lista de Figuras viii
Figura 4.23 Ensaio triaxial com a areia siltosa 156
Figura 4.24 Variação da resistência ao cisalhamento para a areia siltosa 157
Figura 4.25 Ensaio triaxial com a argila siltosa 158
Figura 4.26 Variação da resistência ao cisalhamento para a argila siltosa 158
Figura 4.27 Geotêxteis utilizados no projeto 159
Figura 4.28 Ensaios de fluência do geotêxtil G150 (PP) 163
Figura 4.29 Ensaios de fluência do geotêxtil G200 (PET) 163
Figura 4.30 Ensaios de fluência do geotêxtil G250 (PP) 164
Figura 4.31 Instrumentação do protótipo 166
Figura 4.32 Sistema para acompanhar o deslocamento da face 167
Figura 4.33
Medição dos deslocamentos da face utilizando equipamentos
de topografia
167
Figura 4.34 Extensômetro magnético utilizado 168
Figura 4.35 Esquema de uma manta instrumentada com tell tails 169
Figura 4.36 Extremidade livre do tell tail 169
Figura 5.1 Vista frontal do protótipo 1 171
Figura 5.2 Geometria adotada na construção do protótipo 1 171
Figura 5.3 Deslocamentos indicados pelos tell tails 173
Figura 5.4 Extensômetros alinhados como inclinômetros 174
Figura 5.5
Leituras de deslocamentos da face utilizando dois métodos
distintos
175
Figura 5.6 Resultados dos deslocamentos da face medidos pelos tell tails 177
Figura 5.7 Deformações dos reforços calculadas diretamente 179
Figura 5.8
Superfície potencial de ruptura obtida pelas deformações
calculadas diretamente
180
Figura 5.9 Características da função sigmóide 181
Lista de Figuras ix
Figura 5.10
Ajuste dos deslocamentos com a utilização da função
sigmóide
183
Figura 5.11 Curvas de deformação obtidas por meio da função sigmóide 184
Figura 5.12 Superfícies de ruptura obtidas pelos gráficos de deformação 185
Figura 5.13 Variação da deformação com o tempo 186
Figura 5.14 Localização da superfície de ruptura 187
Figura 5.15
Distribuição de D
tmax
com a profundidade abaixo do topo da
estrutura
189
Figura 5.16 Distribuição das cargas de tração nos reforços 191
Figura 5.17 Deslocamentos verticais do maciço reforçado do protótipo 1 191
Figura 5.18 Deformações verticais do maciço reforçado do protótipo 1 193
Figura 5.19 Deformações verticais do maciço reforçado (%) 194
Figura 5.20 Deslocamentos verticais da fundação 195
Figura 5.21 Deformações verticais da fundação 195
Figura 6.1 Aparência da face após a construção dos protótipos 199
Figura 6.2
Ensaios de tração não confinada para os geotêxteis utilizados
nos protótipos 1 (não tecido) e 8 (tecido)
200
Figura 6.3 Deslocamentos da face dos protótipos 202
Figura 6.4 Superfícies potenciais de ruptura para o protótipo 1 203
Figura 6.5 Superfícies potenciais de ruptura para o protótipo 8 204
Figura 6.6 Superfícies de ruptura para os protótipos 1 e 8 204
Figura 6.7 Saco compactador afundando no solo com alta umidade 206
Figura 6.8 Aparência da face após a construção dos protótipos 206
Figura 6.9
Ensaios de tração não confinada para os geotêxteis utilizados
nos protótipos 3 (não tecido) e 4 (tecido)
207
Figura 6.10 Ruptura local da última camada do protótipo 3 208
Lista de Figuras x
Figura 6.11 Deslocamentos da face dos protótipos 209
Figura 6.12 Superfícies potenciais de ruptura para os protótipos 3 e 4 210
Figura 6.13 Deformações verticais dos protótipos 211
Figura 6.14 Aparência da face após a construção dos protótipos 212
Figura 6.15
Formação de trincas de tração nos protótipos construídos
com o solo argiloso
213
Figura 6.16 Superfícies potenciais de ruptura para os protótipos 5 e 6 213
Figura 6.17 Deslocamentos da face dos protótipos 214
Figura 6.18 Deformações verticais dos protótipos 5 e 6 215
Figura 6.19 Curvas de deformação para os protótipos 1 e 5 217
Figura 6.20 Curvas de deformação para os protótipos 6 e 8 218
Figura 6.21 Curvas de deformação para os protótipos 3 e 4 219
Figura 6.22 Variação da umidade para a área não reforçada 220
Figura 6.23
Variação da umidade para os protótipos 3 e 4 durante o
período chuvoso
221
Figura 6.24
Deformações verticais dos protótipos construídos com
geotêxteis não tecidos
222
Figura 6.25
Deslocamentos da face dos protótipos construídos com
geotêxtil não tecido
223
Figura 6.26
Deslocamentos da face dos protótipos construídos com
geotêxtil tecido
223
Figura 6.27 Ruptura local do talude com espaçamento variável 225
Figura 6.28 Curvas de deformação obtidas pela função sigmóide (muro 2) 226
Figura 6.29
Superfícies de ruptura obtidas pelas deformações da função
sigmóide (protótipos 1 e 2)
227
Figura 7.1 Vista frontal do protótipo 7 229
Figura 7.2 Coeficientes de segurança obtidos com o programa Slope/W 230
Lista de Figuras xi
Figura 7.3 Ilustração da instrumentação do protótipo 231
Figura 7.4 Deslocamento dos tell tails 233
Figura 7.5 Extensômetros alinhados como inclinômetros 234
Figura 7.6 Resultados dos deslocamentos da face 235
Figura 7.7
Deslocamentos da face tendo como referência o fim da
construção
235
Figura 7.8 Aparência da face após a construção 236
Figura 7.9 Variação dos deslocamentos da face com o tempo 237
Figura 7.10 Ajuste dos deslocamentos por meio da função sigmóide 238
Figura 7.11
Curvas de deformação obtidas com a utilização da função
sigmóide
239
Figura 7.12 Superfície de ruptura obtida pelos gráficos de deformação 240
Figura 7.13 Localização da cunha de ruptura 241
Figura 7.14 Distribuição das cargas máximas de tração nos reforços 242
Figura 7.15
Comparação dos ensaios de fluência de laboratório com os
resultados obtidos no campo para todas as camadas de
reforço
243
Figura 7.16
Comparação dos coeficientes angulares das curvas de
fluência
245
Figura 8.1 Vista do talude após o fim da construção 248
Figura 8.2 Seção transversal do talude reforçado com geotêxtil 251
Figura 8.3 Vista do talude reforçado após a colocação da camada 25 252
Figura 8.4
Talude finalizado com a manta de proteção de erosão já
instalada
254
Figura 8.5
Seção transversal do talude reforçado apresentando o layout
da instrumentação
254
Figura 8.6 Vista dos tubos de inclinômetro 255
Lista de Figuras xii
Figura 8.7 Camada de geotêxtil instrumentada com extensômetros 256
Figura 8.8 Processo da construção da estrutura 257
Figura 8.9
Curvas de deslocamento (E1) – Pontos medidos e Curvas
sigmóides
258
Figura 8.10
Curvas de deslocamento (E2) – Pontos medidos e Curvas
sigmóides
259
Figura 8.11
Curvas de deslocamento (E4) – Pontos medidos e Curvas
sigmóides
259
Figura 8.12 Curvas de deformação (E1) – Método sigmóide 260
Figura 8.13 Curvas de deformação (E2) – Método sigmóide 261
Figura 8.14 Curvas de deformação (E4) – Método sigmóide 261
Figura 8.15 Deformações de pico para cada camada instrumentada 262
Figura 8.16
Distribuição das deformações em cada camada de geotêxtil
instrumentada
263
Figura 8.17 Deflexões horizontais do inclinômetro SI1 264
Figura 8.18 Deflexões horizontais do inclinômetro SI2 265
Figura 8.19
Cruzamento dos resultados dos extensômetros horizontais e
dos inclinômetros
266
LISTA DE TABELAS
Tabela 2.1
Tipos de geossintéticos e principais funções (KOERNER,
1994)
11
Tabela 2.2
Valores de atrito de interface solo-reforço em termos de
(tanδ/tanφ), usualmente empregados em muros de solo
reforçado (ABRAMENTO, 1998)
27
Tabela 2.3
Fatores de redução para danos de instalação (ELIAS et al.,
2001)
33
Tabela 2.4
Valores sugeridos para os fatores de redução por fluência,
quando não se dispõe de isócronas para calcular a tensão
característica (KOERNER, 1994)
34
Tabela 2.5
Fatores de redução para maciços reforçados (KOERNER,
1994)
37
Tabela 2.6 Fatores que influenciam no comportamento das estruturas 44
Tabela 2.7
Importância dos fatores que influenciam no comportamento
das estruturas de solo reforçado (JONES, 1990)
45
Tabela 2.8 Solos recomendados por alguns autores 56
Tabela 3.1
Deformações de Projeto dos Geotêxteis (PETRICK &
BASLÍK, 1988)
69
Tabela 3.2
Limites de deformações internas pós-construção (JONES,
1990)
70
Tabela 3.3 Tolerâncias de construção (JONES, 1990) 70
Lista de Tabelas xiv
Tabela 3.4 Propriedades mais importantes das estruturas avaliadas 132
Tabela 4.1
Características principais dos geotêxteis e dos solos
utilizados
138
Tabela 4.2 Resistência ao cisalhamento de interface 150
Tabela 4.3 Classificação dos solos segundo metodologias diferentes 152
Tabela 4.4 Limites de Atterberg para os solos coesivos 152
Tabela 4.5 Massa específica dos sólidos 153
Tabela 4.6 Resultados dos ensaios de compacidade da areia 153
Tabela 4.7
Parâmetros de resistência ao cisalhamento dos solos
ensaiados
159
Tabela 4.8 Resultados dos ensaios de gramatura e espessura 160
Tabela 4.9 Resultados dos ensaios de resistência à tração longitudinal 161
Tabela 4.10 Resultados dos ensaios de resistência à tração transversal 161
Tabela 4.11
Resultados dos ensaios de resistência à tração no sentido
longitudinal
162
Tabela 4.12
Resultados dos ensaios de resistência à tração no sentido
transversal
162
Tabela 4.13 Resultados ajustados para a função logarítmica 165
Tabela 7.1 Cálculo de T
max
utilizando o K
0
-Stiffness Method 242
LISTA DE ABREVIATURAS, SIGLAS E SÍMBOLOS
ζ
Reorientação da força de tração no reforço
mj
t
Forças de tração em cada nível de reforço
m
Inclinação da face para o método de Leshchinsky & Boedeker (1989)
λ
Coeficiente de interação entre a coesão do solo e a adesão de interface
do solo com o reforço
τ
Tensão cisalhante ou resistência de interface solo-reforço
θ
Orientação do reforço com respeito ao plano potencial de cisalhamento
φ
Ângulo de atrito interno do solo
δ
Ângulo de atrito de interface solo-reforço
σ
Tensão normal atuante sobre o plano do reforço
γ
Peso específico do solo
ε
Deformação do reforço
φ’
cv
Ângulo de atrito a volume constante
φ’
p
Ângulo de atrito de pico
ρ
d
Massa específica seca
ρ
d,máx
Massa específica seca máxima
φ
ds
Ângulo de atrito de pico obtido em ensaios de cisalhamento direto
Φ
fb
Fator de inclinação da face
Lista de Abreviaturas, Siglas e Símbolos xvi
Φ
fs
Fator de rigidez da face
σ
h
Tensão horizontal
Φ
local
Rigidez global dos reforços
ε
max
Magnitude do pico de deformação em cada reforço
θ
OPT
Orientação ótima para o reforço
φ
ps
Ângulo de atrito de pico obtido em ensaios de deformação plana
ε
r
Deformação na ruptura do reforço
φ
tx
Ângulo de atrito de pico obtido em ensaios triaxiais
σ
v
Tensão vertical
a Adesão entre o solo e o reforço
a
Coeficiente que é função da rigidez para o K
0
-Stiffness Method
a.C. Antes de Cristo
AASHTO American Association of State Highway and Transportation Officials
ABNT Associação Brasileira de Normas Técnicas
ASTM American Society for Testing and Materials
b Largura do reforço
b Parâmetro de ajuste das curvas sigmóides
BS British Standard
c Coesão do solo
c Parâmetro de ajuste das curvas sigmóides
c Parâmetro de ajuste das curvas sigmóides
CL Argila pouco plástica com areia
cos Co-seno
CS Coeficiente de segurança
c
v
Coeficiente de variação
Lista de Abreviaturas, Siglas e Símbolos xvii
d Deslocamento de cada ponto relativo à face
d Constante
d.C. Depois de Cristo
D
50
Diâmetro abaixo do qual se situam 50% em peso das partículas de solo
DER Departamento de Estradas de Rodagem
DNER Departamento Nacional de Estradas de Rodagem
D
tmax
Fator de distribuição empregado para estimar T
max
para cada camada
e Base natural logarítmica
f
Coeficiente de interação entre o ângulo de atrito interno do solo e o
ângulo de atrito de interface do solo com o reforço
di
FR
Fator de redução quanto a danos de instalação
cr
FR
Fator de redução quanto à fluência
dq
FR
Fator de redução quanto à degradação química
db
FR
Fator de redução quanto à degradação biológica
FHWA Federal Highway Administration
GCL Geosynthetic Clay Liner
H Altura vertical da face do muro
J
ave
Módulo de deformabilidade médio de todas as camadas de reforço em
toda a seção do muro
J
i
Módulo de deformabilidade de uma camada de reforço individual
K
0
Coeficiente de empuxo em repouso
K
a
Coeficiente de empuxo ativo
K
abh
Componente horizontal do coeficiente de empuxo ativo, que leva em
conta a inclinação da face do muro
K
avh
Componente horizontal do coeficiente de empuxo ativo, assumindo que
o muro seja vertical
Lista de Abreviaturas, Siglas e Símbolos xviii
K
Req
Constante de empuxo fornecido pelo método de Jewell (1991)
l Comprimento do reforço
L Comprimento do reforço
L
e
Comprimento de ancoragem
LL Limite de liquidez
LP Limite de plasticidade
L
r
Comprimento inserido na zona ativa
MEF Métodos dos Elementos Finitos
n
Número de camadas de reforço em toda a seção da estrutura
n/a Não se aplica
NBR Norma Brasileira Registrada
NCMA National concrete masonry association
p
a
Pressão atmosférica
PEAD Polietileno de alta densidade
PET Poliéster
PP Polipropileno
P
R
Força mobilizada no reforço
P
resistente
Resistência ao cisalhamento em uma superfície de ruptura
P
s
Carga horizontal atuante em um elemento de solo reforçado
P
v
Carga vertical atuante em um elemento de solo reforçado
PVC Policloreto de Vinila
r Raio
S Sobrecarga de solo média
sen Seno
S
global
Rigidez global dos reforços
Lista de Abreviaturas, Siglas e Símbolos xix
S
h
Espaçamento horizontal entre as camadas de reforços
SM Areia siltosa
SP Areia média a fina
SPT Standard Penetration Test
S
v
Espaçamento vertical entre as camadas de reforços
T Esforço de tração do reforço
T
adm
Força de tração admissível dos reforços
tan Tangente
T
max
Carga máxima em cada camada de reforço
T
mxmx
Valor máximo de T
max
para toda a estrutura
T
ult
Resistência à tração máxima, obtida do ensaio de tração não confinada
w Umidade do solo
x Distância entre cada ponto e a sua respectiva referência
x
max
Localização do pico de deformação, medida com relação à face do
talude
z Altura de solo acima do nível de reforço considerado
RESUMO
BENJAMIM, C. V. S. (2006). Avaliação experimental de estruturas de contenção em
solo reforçado com geotêxtil. Tese (Doutorado) - Escola de Engenharia de São Carlos,
Universidade de São Paulo, São Carlos, 2006.
Apesar das vantagens relacionadas ao uso de estruturas de contenção em solo reforçado,
a maioria das obras em nosso país ainda é executada por soluções convencionais. A
ausência de um conhecimento mais profundo sobre o real comportamento das estruturas
em solo reforçado, principalmente em termos de deslocamentos, certamente impede
uma utilização mais intensa desse tipo de obra no Brasil. Com isso, para contribuir para
um melhor entendimento do desempenho de estruturas em solo reforçado, foram
construídos oito protótipos de estrutura de contenção em solo reforçado com geotêxtil,
com 4,0 m de altura cada. Todas as estruturas foram instrumentadas, principalmente
visando os deslocamentos, para avaliar o comportamento de campo. Adicionalmente,
foi realizada a análise, em longo prazo, de um talude íngreme com 15,3 m de altura,
construído no estado americano de Idaho, em que foram realizadas leituras até cinco
anos após o fim da construção. Esse trabalho apresenta os resultados de cada protótipo
construído, juntamente com os resultados do talude íngreme em Idaho, tanto em curto,
quanto em longo prazo. As análises desenvolvidas compreendem, além da avaliação dos
resultados individuais de cada estrutura, uma análise paramétrica entre todos os
protótipos, investigando entre outros fatores, o tipo de solo, tipo de geossintético e
geometria interna das estruturas. Além disso, foi realizada uma abordagem especial
sobre a análise em longo prazo do protótipo 7. Dentre as conclusões mais importantes
obtidas nesta pesquisa, podem-se citar as grandes deformações de fluência registradas
no protótipo 7, a tendência de formação de uma superfície potencial de ruptura linear
para os protótipos construídos com solo granular e de espiral logarítmica para os
protótipos construídos com solos coesivos, a importância da coesão no bom
comportamento das estruturas e a redução das movimentações verticais das estruturas
com o acréscimo do teor de areia na granulometria do solo.
Palavras–chave: geossintéticos; geotêxteis; solo reforçado; estruturas de contenção;
taludes íngremes; instrumentação de campo
ABSTRACT
BENJAMIM, C. V. S. (2006). Field monitoring behavior of geotextile-reinforced soil
retaining wall prototypes. Tese (Doutorado) - Escola de Engenharia de São Carlos,
Universidade de São Paulo, São Carlos, 2006.
Despite the important advantages associated with the use of geotextiles as
reinforcement, most retaining walls in Brazil still use more conventional. The lack of
field monitoring data regarding the internal and face displacements of these structures
has certainly prevented broader use of this reinforced soil technology. This study
addresses several aspects related to the behavior of geotextile-reinforced soil structures,
such as the deformability of reinforcement materials under the confinement of soil, and
quantification of the actual failure mechanisms. To achieve these goals, eight 4.0 m high
geotextile-reinforced soil retaining wall prototypes were built and instrumented in order
to quantify their behavior under ambient atmospheric conditions. Granular and poorly
draining backfills were used in this study. Innovative construction methods and
instrumentation were developed specifically for this research program. A significant
laboratory testing program was conducted to quantify the stress-strain properties of the
soils and geosynthetics involved in the construction of the walls. As a reference, the
behaviors of these prototype structures were compared with that of a long term analysis
of a steep slope in Idaho, USA. This wall is 15.3 m high, with displacement
measurements carried out until five years after the end of the construction. A parametric
analysis was conducted for the prototypes, in order to investigate the effects of soil type,
reinforcement type and internal geometry of the structures. Among the most important
conclusions obtained in this research, it is the large creep strains observed in prototype
7, the tendency of a linear potential slip surface observed for the walls constructed with
granular backfills, and a log spiral slip surface for the prototypes constructed with
cohesive backfills, the importance of the apparent cohesion in the behavior of the
structures, and the reduction of the vertical movements of the structures with the
increase of the amount of sand in the grain size distribution of the soil.
Keywords: geosynthetics; geotextiles; reinforced soils; retaining walls; steep slopes
field instrumentation
Capítulo 1
INTRODUÇÃO E JUSTIFICATIVAS
1.1 INTRODUÇÃO
A utilização de geossintéticos em um maciço de solo compactado tem como
objetivo o aumento da resistência e a diminuição da compressibilidade do material
composto assim formado. Além do aspecto técnico, o uso de solo reforçado com
geossintéticos se justifica em vista da facilidade de aplicação, rapidez de construção e
redução significativa de custos em comparação com as soluções convencionais.
Entretanto, apesar das vantagens relacionadas à utilização de geossintéticos, a
maioria das estruturas de contenção em nosso país ainda é executada por meio de
soluções convencionais. A ausência de um conhecimento mais profundo sobre o real
comportamento de estruturas em solo reforçado, principalmente em termos de
deslocamentos, certamente impede uma utilização mais intensa dessas estruturas no
Brasil.
No caso de geotêxteis, principalmente os de polipropileno, o problema da
possibilidade de fluência tem representado um entrave para uma utilização mais ampla
dos mesmos. O desconhecimento sobre o real comportamento desses materiais, quando
inseridos no maciço compactado, tem levado à adoção de fatores de redução da
resistência à tração que variam geralmente, entre 2 e 5, só para levar em conta os efeitos
da fluência. Convém destacar que esses fatores de redução associados à fluência,
freqüentemente, inviabilizam o emprego de geotêxteis não tecidos em estruturas de
contenção com altura e/ou sobrecarga elevadas.
Além disso, alguns aspectos relevantes para o projeto de tais obras ainda
carecem de uma investigação mais aprofundada, tais como a distribuição de tensões no
Capítulo 1 – Introdução e justificativas
2
interior do maciço reforçado, deformabilidade do maciço (em particular os
deslocamentos horizontais da face da estrutura) e mecanismos de ruptura.
É importante relembrar que a questão do nível dos deslocamentos admissíveis da
face de uma estrutura de contenção em solo reforçado é bastante complexa e não possui
critérios de tolerância bem definidos. Estabelecer um limite pode ser até uma tarefa
fácil, difícil é prever tais movimentos.
Esse fato pode ser bem visto na dispersão dos resultados dos métodos de
previsão de deslocamentos encontrados na literatura. Um exemplo bem conhecido é o
experimento coordenado na Universidade do Colorado (EUA) por Jonathan Wu (WU,
1992), em que nenhuma previsão conseguiu atingir um resultado satisfatório sobre os
deslocamentos do protótipo construído.
Em nível nacional, Pedroso (2000) comparou valores de simulações numéricas
utilizando o Método dos Elementos Finitos (MEF) e resultados registrados em
protótipos instrumentados e concluiu que os valores previstos são no geral maiores do
que os valores observados. Além disso, as observações obtidas pelo autor em um
protótipo com 4,0 m de altura, reforçado com geotêxtil não tecido de PP, mostraram que
os deslocamentos por fluência pararam de ocorrer depois de três meses, quando se
supunham que durassem anos. Como esses, há muitos indícios na literatura
internacional e uns poucos na literatura brasileira de que as estruturas reais comportam-
se, no geral, melhor do que as previsões.
Quais seriam as causas dessas discrepâncias? Há certamente muitas. No Brasil,
em particular, uma delas seria o efeito da coesão, quase sempre desprezada nos cálculos.
Há aumento de rigidez das inclusões por efeito do confinamento do solo, especialmente
em geotêxteis não tecidos. Há conservadorismo dos métodos de dimensionamento, que
não consideram os verdadeiros mecanismos de ruptura e apresentam fatores de redução
muito elevados. Há a influência da rigidez da face em muitos casos. Há também efeito
do arqueamento, quase sempre esquecido nas análises. A essa lista ainda podem
agrupar-se outras fontes de discrepâncias.
A fim de contribuir para um melhor entendimento do desempenho de estruturas
em solo reforçado, são necessárias, entre outros, pesquisas e observações do
desempenho de obras, além de uma adequada caracterização dos materiais envolvidos.
De posse de um bom banco de dados, é possível realizar análises paramétricas,
simulações numéricas e desenvolvimentos analíticos que permitam avançar o estado do
conhecimento.
Capítulo 1 – Introdução e justificativas
3
Este trabalho consistiu na construção de oito protótipos de estrutura de
contenção em solo reforçado com geotêxtil, com 4,0 m de altura cada. Todas as
estruturas foram instrumentadas, principalmente visando os deslocamentos, para avaliar
os seus comportamentos de campo. Adicionalmente, foi realizada a análise de um talude
com 15,3 m de altura no estado americano de Idaho, com uma ênfase para o
comportamento em longo prazo dessa estrutura, em que foram realizadas leituras até
cinco anos após o fim da construção.
1.2 OBJETIVOS DO TRABALHO
Um extensivo programa de monitoramento foi projetado para avaliar os
seguintes objetivos:
a) montar um banco de dados com os resultados das observações dos protótipos;
b) investigar as movimentações e os mecanismos de ruptura das estruturas de
contenção em solo reforçado com geotêxteis;
c) melhorar o conhecimento a respeito da influência de diversos fatores sobre o
comportamento dessas estruturas;
d) realizar análises paramétricas entre os protótipos construídos;
e) investigar o desempenho em longo prazo das estruturas reforçadas com
geotêxtil;
f) verificar a viabilidade de utilizar os solos brasileiros em estruturas de solo
reforçado com geotêxtil, principalmente os solos coesivos com alto teor de finos.
g) aplicar as metodologias utilizadas nos protótipos em uma estrutura real;
h) fornecer uma base de referência para projetos futuros com a possibilidade de
melhorar os procedimentos de projeto e/ou redução dos custos.
1.3 ORGANIZAÇÃO DO TRABALHO
A tese divide-se em dez capítulos, quatro deles foram escritos no formato de
artigos (Capítulos 5, 6, 7 e 8). O Capítulo 2 apresenta a primeira parte da Revisão
Bibliográfica, com a discussão dos principais fatores que influenciam o comportamento
Capítulo 1 – Introdução e justificativas
4
das estruturas de contenção em solo reforçado com geossintéticos. Adicionalmente, uma
descrição sobre geossintéticos, conceitos de solo reforçado e os principais métodos de
cálculo também são apresentados.
O Capítulo 3 é uma seqüência do Capítulo 2, com a segunda parte da Revisão
Bibliográfica, quando são apresentados e comentados os comportamentos de campo de
trinta casos históricos de taludes íngremes e muros de contenção em solo reforçado com
geossintéticos; além da descrição detalhada, enumeram-se os pontos mais interessantes
observados pela instrumentação de cada estrutura. Procurou-se focalizar os pontos de
interesse, como por exemplo, os tipos de solo de aterro e de geossintético utilizado, a
metodologia de projeto, e conseqüentemente, os resultados obtidos pela instrumentação,
como os campos de deslocamento, incluindo deslocamento da face e do interior do
maciço, deformação dos reforços, localização da superfície potencial de ruptura e
fluência dos reforços.
O Capítulo 4 apresenta os Materiais e Métodos utilizados na construção dos oito
protótipos, com o detalhamento dos procedimentos utilizados na construção,
metodologia de cálculo utilizada, programa de instrumentação e caracterização dos
materiais envolvidos, como os solos e os geotêxteis.
No Capítulo 5 estão apresentados os resultados do protótipo 1, construído com
geotêxtil não tecido agulhado de poliéster e com um solo classificado, segundo a ABNT
6502, como uma areia média a grossa. Como existe um volume muito grande de dados
para cada protótipo construído, este capítulo, além de mostrar os resultados do protótipo
1, apresenta, em detalhes, a construção dos gráficos e metodologias empregadas, que
serão utilizados também nas análises das estruturas restantes.
O Capítulo 6 apresenta uma análise paramétrica envolvendo os protótipos
construídos, abordando os resultados mais importantes de cada estrutura, mostrando as
vantagens e desvantagens de cada combinação solo-reforço, com uma atenção especial
para três propriedades que influenciam no comportamento dessas estruturas: tipo de
reforço, tipo de solo e geometria interna da estrutura.
O Capítulo 7 apresenta os resultados da instrumentação do protótipo 7,
construído com um geotêxtil não tecido agulhado de polipropileno, e com uma areia
média a grossa. Esse protótipo foi sub-dimensionado, com a adoção de um coeficiente de
segurança global menor do que um, para forçar um maior comportamento de fluência dos
reforços. Por ter sido a estrutura que apresentou as maiores deformações, foi realizada uma
Capítulo 1 – Introdução e justificativas
5
abordagem das análises diferente dos outros protótipos. As leituras foram realizadas
periodicamente até dois anos após o fim da construção.
O Capítulo 8 apresenta o trabalho desenvolvido durante o programa de doutorado
sanduíche realizado junto ao Departamento de Engenharia Civil da Universidade do Texas
em Austin/EUA, onde um grande banco de dados sobre o comportamento em longo prazo
de um talude íngreme de 15,3 m de altura foi disponibilizado e analisado. Essa estrutura
completa informações fornecidas pelos protótipos construídos, tanto no que se refere ao
tipo de solo utilizado, como nas dimensões da própria estrutura. As análises e
metodologias aplicadas aos protótipos puderam ser aplicadas nessa obra que se constitui
uma construção real de grande porte.
As conclusões mais relevantes deste trabalho encontram-se listadas ao final de
cada capítulo. O Capítulo 9 faz um resumo destas conclusões realçando as suas
implicações em projeto. Além disso, sugestões para projetos futuros são apresentadas no
final desse capítulo. O Capítulo 10 apresenta as referências bibliográficas citadas ao
longo deste trabalho.
Estudos adicionais, contemplando análises numéricas com o método dos
elementos finitos, podem ser encontrados em Benjamim et al. (2003), Benjamim et al.
(2004), Bueno et al. (2005) e Benjamim et al. (2005).
Capítulo 2
REVISÃO DA LITERATURA (parte I)
2.1 INTRODUÇÃO
Atualmente, dispõe-se de uma série de alternativas viáveis para estabilizar cortes
em terrenos naturais ou taludes de aterros. Dentre as técnicas mais atrativas nessa última
área, destacam-se as em solo reforçado, cujo desempenho depende da interação
mobilizada entre as inclusões dispostas convenientemente no seio do maciço e o seu
solo constituinte.
O elenco de opções para estabilizar taludes em solo compactado engloba a terra
armada e suas variantes, que utilizam inclusões lineares, e as em solo reforçado que
empregam inclusões planas, sejam elas compostas de materiais geossintéticos
(geotêxteis e geogrelhas), sejam de outros tipos de materiais, como as malhas de aço,
por exemplo.
Além do aspecto técnico, o uso de solo reforçado com geossintéticos justifica-se
em vista da facilidade de aplicação, rapidez de construção e redução significativa de
custos em comparação com as soluções convencionais. Dentre as diversas áreas de
aplicação desses materiais em Geotecnia, destacam-se as estruturas de contenção, os
taludes íngremes e os aterros sobre solo mole.
Entretanto, alguns aspectos relevantes para o projeto de tais obras ainda carecem
de uma investigação mais aprofundada. A instrumentação de campo é vital para o avanço
da Engenharia Geotécnica, em contraste com a prática em outros ramos da engenharia, em
que as pessoas têm maior controle sobre os materiais com que lidam (PECK, 1988). Uma
instrumentação adequada, além de não ser cara em comparação com o custo final da
construção, fornece informações do desempenho de estruturas, que constituem uma forma
eficaz de se avaliar as hipóteses de projeto.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
7
Há vários trabalhos publicados que relatam o comportamento de modelos físicos
e numéricos em solo reforçado. Entretanto, são poucas as referências que descrevem o
comportamento de protótipos instrumentados com o objetivo de se estudarem fatores
que interferem no comportamento dessas estruturas. Dentre elas, pode-se citar a de
Christopher (1993), que construiu oito estruturas de contenção, variando o tipo de
reforço e o acabamento da face (gabião, terra armada, geossintético, etc.). A de Bathurst
et al. (1989), que construíram protótipos de solo reforçado com geogrelhas em
laboratório, e as executadas pelo Departamento de Estradas da Louisiana. Nessa
pesquisa foi executado um conjunto de estruturas de contenção apoiado em argila mole,
utilizando um silte argiloso como material de aterro. Três seções diferentes, com 6,1 m
de altura cada, foram instrumentadas. Em cada seção variou-se o tipo de reforço e a
geometria interna (FARRAG & MORVANT, 2004).
No Brasil, muitas pesquisas têm sido realizadas com o objetivo de se obter uma
visão clara do comportamento de muros reforçados. Dentre esses trabalhos, cita-se
Carvalho (1986), Palmeira (1999), Saramago & Ehrlich (2002), Abramento (1994) e
Vidal & Guimarães (1994). Porém, ainda não foi construída no Brasil uma série de
muros em escala real, com a possibilidade de se analisar o comportamento dessas
estruturas com os solos presentes no território brasileiro e, conseqüentemente, acumular
um compreensivo e quantitativo banco de dados de referência para as estruturas de
contenção em solo reforçado com geossintéticos, a partir do qual seja possível
quantificar os mecanismos de ruptura durante e após a construção, sob condições de
trabalho.
Com a construção dos oito protótipos de estruturas de contenção realizada nessa
pesquisa, juntamente com a análise em longo prazo do talude do estado americano de
Idaho, pretende-se investigar os diversos fatores que influenciam no comportamento
dessas estruturas, como o tipo de reforço e de solo, preenchendo desta forma algumas
lacunas que ainda existem na literatura.
Neste capítulo, serão discutidos os aspectos referentes a essas estruturas,
incluindo os materiais envolvidos, os métodos de projeto e os fatores que influenciam
no comportamento dessas estruturas.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
8
2.2 GEOSSINTÉTICOS
2.2.1 Introdução
Os solos são os materiais de construção mais abundantes e mais empregados
pela humanidade desde os tempos mais remotos. Porém, nem sempre os materiais
próximos ao local da obra apresentam características que atendam as especificações de
projeto. Em vista disso, tem sido prática freqüente melhorar as suas qualidades como,
por exemplo, pela adição de cal ou de cimento. Na natureza há inúmeros exemplos
práticos de reforço de solos, como os abrigos de animais, os ninhos de pássaros que
utilizam misturas de palha e lama, ou até mesmo a estabilização de taludes pelas raízes
de árvores.
A idéia de se associarem elementos de reforço, filtração, drenagem, separação e
proteção às obras geotécnicas teve início há milhares de anos. Uma das obras mais
antigas que se têm notícias é o Zigurate construído pelo rei de Ur em 2100 a.C. na
Mesopotâmia. Essa construção compreendia uma série de plataformas sobrepostas,
variando entre 10 e 20 m de altura, reforçadas com raízes. A Figura 2.1a apresenta um
esquema de como era a construção originalmente, enquanto a Figura 2.1b mostra uma
foto de como a mesma se encontra agora, parcialmente restaurada.
a) reconstrução do Zigurate de Ur-Nammu
(WOOLEY, 1939)
b) Zigurate em Ur, parcialmente
restaurado
Figura 2.1 – Zigurate de Ur.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
9
Os reforços geralmente utilizados nesta época eram materiais vegetais fibrosos.
Finas telas de bambu e fibras como as de coco foram freqüentemente utilizadas como
elemento de filtração. Por volta de 1000 a.C., hastes de bambu e junco foram
empregadas no reforço de tijolos de barro e também de solos granulares para auxiliar na
construção de diversas obras de terra. Em meados de 200 a.C., foram construídos alguns
taludes reforçados com raízes no extremo oeste da Grande Muralha da China (Figura
2.2), além de estradas persas e romanas também reforçadas com materiais naturais. Por
volta de 1500 d.C. no Peru, os Incas construíram as calçadas do Templo do Sol e da
Lua, reforçadas com misturas de lã e argila.
a) utilização de solo reforçado b) muralha da China nos dias atuais
Figura 2.2 – Grande Muralha da China.
No Brasil, há relato de uma zona reforçada com folha de piaçava na cidade baixa
de Salvador/BA. Escavações recentes revelaram esta camada bastante resistente, que
supostamente serviu de apoio para obras habitacionais.
Este procedimento milenar recebeu um primeiro tratamento empírico por Pasley,
militar inglês que, no século 19, construiu numerosos muros experimentais. (JONES,
1985). Em 1926, nos EUA, foram utilizadas mantas de algodão para o reforço de
camadas asfálticas (KOERNER, 1994).
Entretanto, a engenharia geotécnica não deu importância à utilização dessas
técnicas devida, entre outros fatores, à pouca durabilidade dos materiais envolvidos
(geralmente não podem sofrer ciclos de saturação e secagem), às dificuldades da
execução, praticamente artesanal e, sobretudo, devido à ausência ou à dificuldade de
avaliação dos parâmetros de comportamento e de controle de qualidade.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
10
No contexto moderno, as estruturas de contenção em solo reforçado começaram
a ser empregadas no início dos anos 70, quando o arquiteto francês Henry Vidal
patenteou a técnica denominada “Terra Armada”. O sistema de reforço patenteado por
Vidal (1966) consiste no uso de tiras de metal, dispostas em aterros executados com
solos de boa qualidade, capazes de gerar a resistência de atrito requerida entre o solo e o
reforço. Nesse caso, o reforço do maciço é conseguido pela introdução dessas fitas
metálicas conectadas a painéis de concreto, que constituem a face do maciço.
Os painéis permitem um movimento diferencial entre si sem desenvolver
concentrações de tensões capazes de provocar trincas no concreto. Um dreno de face,
geralmente de areia, é especificado. As características eletro-químicas do aterro são
controladas para minimizar as taxas de corrosão do reforço de aço galvanizado. A partir
do advento da Terra Armada, outros processos de reforço com elementos metálicos
foram desenvolvidos, cada qual com a sua patente específica (Figura 2.3).
Método “Concertina” Método “Telescope”
Figura 2.3 – Terra armada.
O desenvolvimento de materiais poliméricos ocorrido nas últimas décadas veio a
sanar as dificuldades relativas à durabilidade dos materiais e, além disso, adicionar
novas vantagens, como a inserção de elementos drenantes nos maciços reforçados como
função secundária, permitindo aproveitar ao máximo as vantagens destes produtos às
obras geotécnicas. Sua crescente utilização foi acompanhada pela evolução dos métodos
de dimensionamento e pela normatização para definir métodos de ensaio que
permitissem melhor caracterizá-los e determinar suas propriedades, tendo em vista as
funções que devem desempenhar.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
11
Os geossintéticos formam um grupo de materiais sintéticos empregados
principalmente em Geotecnia. O termo deriva da combinação de “geo”, referindo-se à
terra, e “sintéticos”, relacionando-se com a matéria prima com que são feitos. A
American Society for Testing and Materials (ASTM), na norma D 4439, define
geossintéticos como “elementos planares produzidos a partir de polímeros e utilizados
em combinação com solo, rocha ou outros materiais relacionados com a engenharia
geotécnica, como parte integral de um projeto, estrutura ou sistema”.
Entende-se por geossintético o material sintético manufaturado por indústrias
petroquímicas, além dos fabricados a partir da borracha natural, fibra de vidro e outros
materiais similares. Os geossintéticos podem ser manipulados durante a fabricação para
possuírem uma propriedade específica desejada (KOERNER, 1994).
As principais funções normalmente desempenhadas pelos geossintéticos em
obras de engenharia civil têm sido: separação, reforço de solos, filtração, drenagem e
barreiras impermeáveis. A Tabela 2.1 apresenta um resumo dos tipos de geossintéticos e
suas funções.
Tabela 2.1 – Tipos de geossintéticos e principais funções (KOERNER, 1994).
Função
Geossintéticos
Separação Reforço Filtração Drenagem
Barreira
impermeável
Geotêxtil 1 ou 2 1 ou 2 1 ou 2 1 ou 2 1 ou 2*
Geogrelha n.a 1 n/a n/a n/a
Georrede n.a n/a n/a 1 n/a
Geomembrana 2 n/a n/a n/a 1
Geocomposto 1 ou 2 n.a 1 ou 2 1 ou 2 1 ou 2
* Quando impregnado com asfalto
Legenda: 1 – função principal; 2 – função secundária; n/a – não se aplica.
Os geotêxteis foram os primeiros geossintéticos a serem utilizados
sistematicamente em Geotecnia. Os geotêxteis foram manufaturados pela primeira vez
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
12
na Holanda, em fevereiro de 1953, logo após uma enchente que inundou 150.000
hectares, quando 2000 pessoas perderam a vida. Foram confeccionados sacos de areia,
manufaturados com uma malha tecida a mão a partir de tiras nylon, com 100 mm de
largura e 1 mm de espessura. Após alguns anos de experimentação, a primeira grande
aplicação ocorreu em 1957, quando um dique com 8000 sacos de nylon preenchidos
com areia, com 100 kg cada, foi construído (VAN ZANTEN, 1986). Em 1971, na
França, reforços de geotêxtil foram utilizados para construir uma barragem, em que as
principais funções eram separação e reforço.
A técnica de reforço de solo com geossintéticos passou a ser ainda mais atrativa
com o desenvolvimento das geogrelhas, que ocorreu no início de 1980, e pela
introdução dos sistemas de blocos modulares, no final da mesma década. Muitos tipos
de blocos foram desenvolvidos durante os anos 80, sendo que a maioria desses blocos
teve como características principais serem de concreto, pequenos, e leves o suficiente
para serem facilmente manuseados. O tamanho, forma, conexão com o reforço, peso,
cor e textura variaram de uma marca para outra.
No Brasil, os geossintéticos têm sido empregados desde o início da década de
70, principalmente em sistemas de drenagem. No início da década de 80, foi executada
a primeira obra de porte de solo reforçado com geotêxtil no país, no km 35 da SP-123,
rodovia que liga Taubaté a Campos de Jordão (Figura 2.4).
Figura 2.4 – Campos do Jordão (CARVALHO et al., 1986).
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
13
A obra foi executada em 1984 para recuperar um aterro com aproximadamente
30 m de altura, construído para a travessia de um talvegue que sofreu ruptura, sendo
posteriormente afetado por processos erosivos, colocando em risco a plataforma da
rodovia (CARVALHO et al., 1986).
Nos anos 80 e 90, diversas obras de contenção foram executadas utilizando
geotêxteis como elemento de reforço, técnica que tem se difundido devido ao custo
relativamente baixo, face às outras estruturas convencionais de contenção, e também
devido à facilidade construtiva, como pôde ser visto em obras construídas por Ehrlich
(1997), Gomes & Martins (2002), Bueno & Aramaki (1998) e Ribeiro et al. (1999).
Os geossintéticos utilizados em reforço de estruturas de contenção são os
geotêxteis e as geogrelhas. Em vista disso, será apresentada a seguir, uma breve
descrição desses dois materiais.
2.2.2 Geotêxteis
Geotêxteis são produtos têxteis, flexíveis e porosos, cuja principal característica
relaciona-se com a sua capacidade de drenagem tanto através do plano (permissividade)
quando ao longo do mesmo (transmissividade).
Os geotêxteis são fabricados de materiais poliméricos, cuja produção deve ser
considerada em duas etapas distintas. A primeira consiste na fabricação de elementos
lineares, como filamentos, fibras ou fitas. O segundo processo consiste na combinação
desses elementos lineares na confecção de materiais planares.
Existem dois tipos diferentes de geotêxteis, tecidos e não tecidos, classificados
em função do arranjo estrutural de suas fibras (Figura 2.5). Os tecidos são compostos de
dois conjuntos perpendiculares de elementos lineares paralelos, sistematicamente
entrelaçados para formar uma estrutura plana. Os fios, filamentos ou laminetes são
entrelaçados segundo direções preferenciais com máquinas têxteis convencionais.
Os geotêxteis não tecidos são formados por filamentos ou fibras distribuídas
aleatoriamente e unidos para formar uma estrutura plana. Essa união pode ser realizada
por entrelaçamento mecânico com agulhas (agulhado), por fusão parcial (termoligado),
com o uso de produtos químicos (resinado) ou por reforço (reforçado).
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
14
a) geotêxtil tecido b) geotêxtil não tecido
Figura 2.5 – Arranjo estrutural dos geotêxteis.
Os geotêxteis são os geossintéticos com o maior campo de atuação, possuindo
uma gama de aplicação muito grande em toda a engenharia, não somente geotécnica,
como também em outras áreas, como estruturas e hidráulica. Como exemplo, os
geotêxteis podem ser utilizados como elementos de separação (construção de rodovias
com diferentes solos), como elementos de reforço (taludes íngremes e aterros sobre
solos moles), como elemento filtrante (substituição de filtros de areia naturais), ou até
mesmo como elemento impermeável a líquidos ou vapores, quando impregnados com
asfalto.
Dentre as diversas vantagens de se utilizarem os geotêxteis com a função de
reforço, podem-se citar, como exemplo, a sua flexibilidade e facilidade de manuseá-lo,
boa resistência a danos mecânicos de instalação, em especial os não tecidos, capacidade
de dissipação de pressões neutras geradas durante a compactação e, principalmente, o
baixo custo da construção quando comparado com as estruturas de arrimo
convencionais.
Entretanto, os geotêxteis apresentam algumas desvantagens que, dependendo de
sua aplicação ou tamanho da estrutura, poderão inviabilizar a sua aplicação, como por
exemplo, os deslocamentos que ocorrem durante a construção que podem comprometer
o alinhamento da estrutura, e a baixa resistência à tração da manta, quando comparada
com outros elementos de reforço como, por exemplo, as geogrelhas.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
15
2.2.3 Geogrelhas
As geogrelhas são geossintéticos com estruturas planas em forma de grelha, em
cujas aberturas se promovem o embricamento do solo, conforme ilustra a Figura 2.6. As
geogrelhas são mais rígidas que os geotêxteis e, portanto, seu emprego é quase que
exclusivamente para reforço, embora possam ser utilizadas em casos específicos como
elemento de separação. (ABRAMENTO, 1998).
a) geogrelha isolada b) interação da geogrelha com o solo
Figura 2.6 – Interação da geogrelha como solo envolvente.
As principais vantagens de se utilizarem geogrelhas, como elementos de reforço,
são: bom intertravamento com o solo, simples conexão com blocos segmentados, baixas
deformações durante a instalação e maior resistência à tração quando comparadas com
os geotêxteis.
Poucas desvantagens limitam o uso desse material, como por exemplo, a
necessidade de se utilizar algum sistema contra erosão em conjunto com a geogrelha em
muros com face envelopada. Em geral, para muros de pequenas alturas (4,0 m), as
geogrelhas apresentam um custo um pouco mais elevado do que os muros construídos
com geotêxtil.
As principais aplicações das geogrelhas são em estruturas que requerem um
elemento de reforço no maciço de solo, como por exemplo, estruturas de arrimo e
taludes íngremes, e reforços sobre solos moles. Elas também podem apresentar outras
funções, como reforço de pavimento asfáltico e de fundações.
Os polímeros geralmente empregados na produção de geogrelhas são: o
polietileno de alta densidade (PEAD) e o poliéster (PET). Mais recentemente,
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
16
começaram a ser produzidas geogrelhas de fibra de vidro que, além de apresentarem um
módulo de rigidez muito superior às geogrelhas fabricadas com polímeros, praticamente
eliminam o fenômeno de deformação sob carregamento constante (fluência).
2.3 SOLO REFORÇADO
2.3.1 Introdução
Os métodos de melhoria de solos com vista à estabilização e à contenção de
taludes têm sido objeto de inúmeras pesquisas nas últimas duas décadas. Esses estudos
são de suma importância, visto que os deslizamentos de terra acarretam gastos anuais
volumosos em obras de prevenção e correção, além das despesas indiretas provenientes
dos acidentes que freqüentemente ocorrem, principalmente durante os períodos
chuvosos. A construção de um muro de arrimo representa sempre um ônus no
orçamento total de uma obra. Há inúmeros casos em que essa etapa apresenta custo
superior ao da própria obra.
Há, no país, uma grande demanda por estruturas de arrimo de pequeno a médio
porte. Em regiões acidentadas, obras como platôs para implantação de edificações,
cortes e aterros de estradas e vias de acesso e, em regiões planas, os desníveis gerados,
por exemplo, para construção de trevos e encontros de viadutos, são alguns dos tipos de
obras que freqüentemente requerem algum tipo de contenção.
Estruturas de solo reforçado, uma alternativa para soluções de muro de
gravidade e de flexão, são utilizadas cada vez em mais larga escala com, basicamente,
duas finalidades: taludes em aterro e aterros de base para obras de infra-estrutura.
Os principais componentes de maciços de solo reforçado são o solo de aterro, os
elementos de reforço e os elementos da face. Os elementos de face não possuem função
estrutural, sendo empregados com objetivo estético e para evitar instabilizações locais
ou processos erosivos na face do muro.
O processo de reforço de solo consiste em se introduzir no maciço de solo,
elementos que possuam resistência à tração relativamente elevada (fitas metálicas,
mantas de geotêxteis, geogrelhas, malhas de aço, etc.). Em termos gerais, a estabilidade
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
17
da estrutura em solo reforçado é condicionada pela interação solo-reforço, a qual induz
uma redistribuição global dos campos de tensões e deformações no maciço.
A utilização de geossintéticos para reforço de estruturas de contenção e taludes
íngremes tem se tornado uma alternativa extensivamente utilizada. Esse sistema
constitui-se na aplicação de reforços planares e poliméricos, inseridos no maciço com
um espaçamento entre camadas definido em projeto. Esses reforços permitem a
construção de taludes estáveis com ângulos bem íngremes.
A técnica de reforço de solos por meio de inclusões de materiais sintéticos
constitui, atualmente, um dos campos mais estudados de pesquisa no âmbito da
engenharia geotécnica. O rápido desenvolvimento da tecnologia dos polímeros tem
originado uma grande variedade de materiais geossintéticos, resultando em diferentes
sistemas de reforço.
As vantagens técnicas associadas ao emprego de solos reforçados são muitas,
podendo ser citadas, entre outras: os métodos simplificados de cálculo, fácil adaptação a
vários tipos de taludes e condições de solo, não exigem mão de obra especializada e
equipamentos caros, flexibilidade da estrutura, permitindo construções sobre solos
relativamente moles ou deformáveis, diversas possibilidades para o acabamento da face,
sendo conveniente tanto para centros urbanos como, por exemplo, os blocos
segmentados, como também em áreas de preservação da natureza, em que a vegetação
pode crescer na face da estrutura.
As vantagens técnicas são muitas, mas o que tem mais despertado a atenção de
projetistas e construtores são as vantagens econômicas associadas a esse tipo de
estrutura, quando comparadas com outras formas de contenção. Em geral, muros e
taludes executados com solos reforçados custam de 30 a 50% menos do que as soluções
convencionais. Em geral, a economia aumenta com a altura da estrutura, conforme
ilustra a Figura 2.7 (DER, 1986).
As vantagens econômicas são devidas a diversos fatores, como por exemplo, a
possibilidade de utilização de quase todos os tipos de solo, com a conseqüente redução
da distância de transporte do material de empréstimo e, tempo de construção, pois não
necessita de tempo de espera para a cura de concreto.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
18
Custo por metro linear (OTN)
Altura (m)
120
100
80
60
40
20
0
Crib-Wall
Concreto armado
Cortina atirantada
Muro sigma
Terra armada
Aterro reforçado com
geotêxtil
Gabião, solo cimento,
pedra-argamassada
2 3 4 5 6 7 8
Figura 2.7 – Comparação de custos (DER, 1986).
2.3.2 Ação do reforço em uma estrutura de solo reforçado
As estruturas de solo reforçado são fundamentalmente diferentes das estruturas
de contenção convencionais que são estabilizadas externamente (gabiões, muros de
concreto, etc.). Um sistema de estabilização externa utiliza uma parede estrutural contra
a qual são mobilizadas forças de estabilização. Um sistema de estabilização interna
envolve os reforços instalados dentro da massa de solo e estendidos além da massa
potencial de ruptura.
Quando corretamente compactado, o solo desenvolve uma elevada resistência ao
cisalhamento para se tornar estruturalmente útil. Entretanto, o solo possui uma baixa
resistência à tração. O princípio do reforço de solo se assemelha ao do concreto armado;
em ambos os sistemas são empregados materiais com elevada resistência à tração para
restringirem as deformações que se desenvolvem no solo ou no concreto devido ao peso
próprio do material, associado ou não à aplicação de carregamentos externos.
Enquanto que no concreto armado, a transferência dos esforços para a armadura
é transmitida pela “aderência” existente na interface concreto-armadura, no solo
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
19
reforçado o processo de transferência de carga se dá principalmente pelo “atrito” entre o
solo e o elemento de reforço.
A técnica de reforço de solos baseia-se na existência de um sólido mecanismo de
interação entre o solo e a inclusão. Na maioria dos casos práticos a interação por atrito
requer um solo de aterro de boas propriedades mecânicas, em particular em termos de
ângulo de atrito interno, o que implica a maior adequabilidade dos solos granulares para
as obras de solo reforçado (LANZ, 1992).
Dentro desse sistema de transferência, mobilizando a capacidade de tração de
elementos de reforço pouco espaçados, é removida a necessidade de uma parede
estrutural. Uma face é recomendada em um sistema de estabilização interna, mas na
maioria dos casos isto é somente para prevenir erosão e vandalismo, sem possuir função
estrutural.
Os sistemas de estabilização interna possuem predominantemente elementos
horizontais de reforço, como tiras metálicas ou geogrelhas. O princípio básico do
funcionamento de um elemento de solo reforçado está apresentado na Figura 2.8.
p
osição
inicial
σ1
σ1
σ3
σ3
posição
inicial
σ3
σ3
σ1
σ1
p
osição
inicial
σ3
σ3
σ1
σ1
reforço
a) posição inicial b) solo sem reforço c) solo com reforço
Figura 2.8 – Deformações em um elemento de solo com e sem reforço.
Considere o elemento de solo sem reforço apresentado na Figura 2.8a. Se forem
aplicados esforços de compressão nesse elemento, sem atingir a sua ruptura, o elemento
sofrerá uma deformação, como ilustrado na Figura 2.8b. Por outro lado, se forem
introduzidas camadas de reforço nesse elemento, conforme mostra a Figura 2.8c, o
reforço inibirá a deformação do elemento em ambas as direções. Essa restrição das
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
20
deformações no elemento de solo é obtida graças ao desenvolvimento de esforços de
tração no elemento de reforço (ABRAMENTO, 1998).
Entretanto, se os esforços de compressão sobre o elemento de solo sem reforço,
aumentarem progressivamente, ocorrerá a ruptura do elemento por cisalhamento, como
apresentado pela Figura 2.9b. Nesse caso, surgirá uma cunha de ruptura no elemento,
que poderá ser interceptada pelo reforço. O reforço trabalhará no sentido de evitar que a
superfície de ruptura se desenvolva no solo, como ilustrado na Figura 2.9c.
posição
inicial
σ1
σ1
σ3 σ3
posição
inicial
σ1
σ1
σ3 σ3
σ3
posição
inicial
σ3
σ1
σ1
Superfície
de ruptura
reforço
a) posição inicial b) solo sem reforço c) solo reforçado
Figura 2.9 – Reforço de um elemento de solo.
Extrapolando esses conceitos a uma estrutura de contenção em escala real, tem-
se um esquema como ilustrado pela Figura 2.10, na qual são apresentados dois taludes,
o primeiro sem reforço e o segundo reforçado. No caso do talude sem reforço, quando
esse atingir uma situação crítica, ocorrerá um grande deslocamento da massa de solo
levando o sistema à ruptura. Por outro lado, uma vez que o talude possua reforços
dispostos no seio do maciço, o atrito entre o solo e o reforço gerará tensões de tração
nos reforços, que garantirá a estabilidade da estrutura pelo comprimento de ancoragem.
Se o elemento de solo não reforçado, ilustrado pela Figura 2.10a, for girado
aproximadamente 90
o
, pode-se idealizar uma caixa de cisalhamento direto, como
apresentado na Figura 2.11a. Nessa figura, fica claro que a resistência ao cisalhamento
que pode se desenvolver nesta superfície de ruptura pode ser descrita pela Equação 2.1,
em que P
v
é a carga vertical atuante, ou a carga normal na superfície de ruptura em um
talude sem reforço. Entretanto, em um elemento de solo reforçado, como mostrado na
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
21
Figura 2.10b, à maneira da caixa de cisalhamento, tem-se um esquema como
apresentado pela Figura 2.11b.
superfície de
ruptura
θ
a) sem reforço b) com reforço
Figura 2.10 – Taludes com reforço e sem reforço.
P
v
P
s
deformação de
tração
deformação de
compressão
Solo
cisalhado
Reistência ao cisalhamento
P
resistente
= P
v
tan φ
Solo, φ
a) sem reforço b) com reforço
Figura 2.11 – Elemento de ruptura idealizado
(modificado de JEWELL & WROTH, 1987).
P
resistente
= P
v
tan φ (2.1)
Do equilíbrio de forças no elemento de solo reforçado, podem ser identificados
dois efeitos benéficos na resistência ao cisalhamento da massa de solo reforçado. O
primeiro consiste na redução da força resultante de cisalhamento, tendo em vista a
P
v
P
s
Solo
cisalhado
Reistência ao cisalhamento
P
resistente
= P
v
tan φ + P
R
(sen θ + cos θ tan φ)
Solo, φ
reforço
P
P
R
cos θ
P
R
sen θ
θ
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
22
componente horizontal da força de tração no reforço (P
R
sen
θ
). O segundo consiste no
aumento da força normal aplicada à superfície de cisalhamento (P
R
cos
θ
), de tal forma
que a resistência ao cisalhamento do elemento de solo reforçado sofra um acréscimo
para a apresentada pela Equação 2.2.
P
resistente
= P
v
tan φ + P
R
(sen θ+ cos θ tan φ) (2.2)
Estudos fundamentais mostram que o reforço é mais efetivo se estiver alinhado à
direção da deformação de tração no solo, de tal forma que a força de tração se
desenvolva no reforço (McGOWN et al., 1978). A orientação do reforço com respeito
ao plano potencial de cisalhamento (
θ
na Figura 2.11b) é a única geometria variável na
Equação 2.2 e, conseqüentemente, fica claro que a inclinação do reforço é o fator que
governa a magnitude da resistência ao cisalhamento adicional que é gerada pelo reforço.
A Figura 2.12 mostra a variação do acréscimo de resistência com respeito aos ângulos
θ
e
φ
(ângulo de atrito interno do solo).
-30 0 30 60 90
Orientação do reforço θ
Acréscimo de resistência (senθ + cosθ tanφ’)
θ
opt
= (90 - φ’)
2
0
1
φ
’
=
5
0
o
φ
’
=
4
0
o
φ
’=
3
0
o
θ
Figura 2.12 – Resistência ao cisalhamento vs. orientação do reforço (JEWELL, 1996).
A Figura 2.12 mostra que a orientação ótima para o reforço é
θ
OPT
= 90° -
φ
(JEWELL, 1996). Essa inclinação é possível de se obter para os casos dos reforços
inclusos no solo in situ, tal como a técnica de solo pregado executada em taludes em
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
23
corte, em que é possível variar sua inclinação buscando uma maior eficiência. Porém,
no caso de aterros compactados, o processo construtivo determina que esses sejam
instalados na posição horizontal ou quase horizontal.
Na prática, o grau de melhoria é extremamente dependente da magnitude da
força mobilizada no reforço (P
R
). Essa máxima força que o reforço pode suportar é
governada, na verdade, pela interação entre o solo e o reforço. A interação é máxima
quando a máxima tensão de compressão no solo atua perpendicular ao plano do reforço,
resultando em menores comprimentos de ancoragem (JONES, 2000).
A Figura 2.13 apresenta um diagrama de compatibilidade de deformação para o
equilíbrio de um elemento de solo reforçado, com a representação de duas massas de
um mesmo solo reforçado por elementos de rigidezes diversas.
Como pode ser visto pela Figura 2.13, as tensões horizontais no solo tendem a
diminuir com a deformação, caminhando-se da condição em repouso (K
o
) para a
condição ativa (K
a
). Quanto ao reforço, as tensões inicialmente nulas, aumentam com as
deformações, até que o equilíbrio de estabeleça. No solo reforçado com inclusões mais
rígidas, o equilíbrio é atingido com menores deformações, e as tensões no solo e no
reforço são mais elevadas.
Tensão
Deformação
Tensão no reforço
Deforma
ç
ão
Flexível
Rígido
Tensão disponível no reforço
Tensão requerida no reforço
Ponto de equilíbrio
fofo
denso
Rigidez do
geotêxtil
Flexível
Rígido
a) comportamento do geotêxtil b) diagrama de compatibilidade de deformação
Figura 2.13 – Diagrama de compatibilidade de deformação para o equilíbrio em solo
reforçado (modificado de JONES, 2000).
A Figura de Jones (2000) ilustra o caso de um solo rígido como, por exemplo,
areias compactas ou argilas normalmente adensadas. Os solos compactados de natureza
argilosa podem apresentar curvas de forma plástica. Nesse caso, a curva da força
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
24
requerida pode ser assintótica, como ilustrado pela Figura 2.14. Embora as deformações
variem para diferentes reforços, a força requerida nos reforço será constante.
Tensão
Deformação
Tensão no reforço
Deforma
ç
ão
Flexível
Rígido
Tensão disponível no reforço
Tensão requerida no reforço
Ponto de equilíbrio
Rigidez do
geotêxtil
Flexível
Rígido
a) comportamento do geotêxtil b) diagrama de compatibilidade de deformação
Figura 2.14 – Diagrama de compatibilidade de deformação para o equilíbrio de uma
argila plástica reforçada.
2.3.3 Mecanismos de interação solo-reforço
O mecanismo de interação desenvolvido em um elemento de solo reforçado por
inclusões que trabalham principalmente sob tração é caracterizado pela mobilização de
forças de atrito (tensões de cisalhamento) ao longo do comprimento das inclusões,
resultando em uma geração de forças de tração nos reforços (SCHLOSSER & BUHAN,
1990).
Analisando-se o equilíbrio de um elemento de reforço, as tensões cisalhantes na
interface solo-reforço, relacionam-se com as tensões de tração no reforço, pela Equação
2.3, em que b é a largura do reforço, l o comprimento do reforço, T o esforço de tração e
τ
a tensão cisalhante na interface (VIDAL, 1966).
dl
dT
b
⋅=
2
1
τ
(2.3)
A máxima tensão cisalhante
τ
que pode se desenvolver na interface é função da
tensão normal no elemento, do ângulo de atrito solo-reforço
δ
e do comprimento L. Para
que ocorra mobilização da tensão cisalhante
τ
, é necessário que haja uma tendência de
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
25
deslocamento relativo entre o reforço e o solo que o circunda. Entretanto, não é
necessário que ocorra deslizamento na interface entre os dois materiais.
O mecanismo que governa a interação solo/geossintético em uma estrutura de
solo reforçado é afetado pela mobilização da resistência de atrito do solo/reforço e a
resistência passiva do solo. Esse mecanismo de interação pode ser simplificado como:
9 escorregamento do solo sobre o reforço (mecanismo de cisalhamento direto);
9 arrancamento do reforço do solo (mecanismo de arrancamento).
Ensaios de cisalhamento direto e de arrancamento são usados para simular esses
dois mecanismos, respectivamente. Os ensaios de cisalhamento direto proporcionam
uma relação local entre as tensões de cisalhamento e as deformações causadas pelo
cisalhamento, enquanto que os ensaios de arrancamento integram a variação na tensão
de cisalhamento e os deslocamentos ao longo do reforço (BERGADO et al., 1992).
As características de atrito têm uma grande importância nos geossintéticos
utilizados para reforço de solos. Na verdade, um elevado atrito reduz a possibilidade de
movimentos relativos entre reforço e solo, e permite a perfeita transferência de tensões
do solo para os elementos de reforço (CANCELLI et al., 1992).
A Figura 2.15 apresenta uma estrutura típica de solo reforçado. Assumindo que a
linha tracejada na figura é uma superfície potencial de ruptura, o comportamento do
reforço situado atrás desta superfície, posição A, será submetido ao mecanismo de
arrancamento e, na posição B, de cisalhamento direto.
Figura 2.15 – Fenômenos de interação solo reforço em um talude reforçado.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
26
A determinação acurada dos parâmetros de interação entre solos e geossintéticos
é de fundamental importância no dimensionamento de obras reforçadas com esses
materiais. O mecanismo de interação entre o solo e o reforço pode ser bastante
complexo, dependendo da natureza e características dos materiais em contato.
Os parâmetros que exprimem a resistência de interface entre o solo e o
geossintético são a adesão (a) e o ângulo de atrito de interface (δ). Assim, a resistência
de interface pode ser descrita pela Equação 2.4:
δ⋅σ+=τ tana (2.4)
em que:
τ
- tensão de aderência entre o solo e o reforço;
a - adesão entre o solo e o reforço;
σ
- tensão normal atuante sobre o plano do reforço;
δ
- ângulo de atrito de interface com o solo.
Os valores de a,
δ
e
σ
podem ser expressos e/ou obtidos em termos de tensões
totais ou efetivas, dependendo do tipo de análise que se deseja realizar (PALMEIRA,
1999). Os coeficientes de interação entre o solo e o reforço são definidos pelas
Equações 2.5 e 2.6.
c
a
=λ (2.5)
φ
δ
=
tan
tan
f (2.6)
em que
c e
φ
são os parâmetros de resistência ao cisalhamento do solo que está em
contato com o elemento de reforço.
No caso de reforços planares contínuos (geotêxteis tecidos e não tecidos, por
exemplo), o valor de
f tende à unidade, no caso de solos granulares, ou mesmo solos
mais finos sob condições drenadas de cisalhamento (TUPA & PALMEIRA, 1995). Já o
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
27
valor de
λ
está sujeito a uma significativa variabilidade, dependendo das características
do solo fino.
No caso de geogrelhas,
δ
é um ângulo de atrito aparente, pois dependendo de sua
geometria, o mecanismo de interação da resistência por ancoragem (passiva) dos seus
membros transversais pode ser muito mais importante do que o atrito nas superfícies
superior e inferior da geogrelha.
Palmeira (1999) observa que a resistência por ancoragem de uma geogrelha é
função do grau de interferência entre os membros de ancoragem. Sendo assim, a carga
de arrancamento de uma geogrelha imersa no solo e o valor de
δ
será função do
comprimento a ser arrancado.
Os resultados de
δ
encontrados na literatura variam geralmente entre 0,6 e 1,0,
dependendo do tipo de geossintético e do tipo de solo. Gomes (1992) apresentou
resultados dos parâmetros de atrito de interface de geotêxteis tecidos e não tecidos, em
contato com areias e argilas. Os resultados apresentam grande variabilidade e são
dependentes diretamente da granulometria do solo, tipo de geossintético, grau de
saturação do solo, massa específica seca do solo e plasticidade da argila.
Uma tentativa de sistematização desses valores de atrito foi apresentada por
Abramento (1998), em função do tipo de solo e do geossintético (Tabela 2.2).
Tabela 2.2 – Valores de atrito de interface solo-reforço em termos de (tanδ/tanφ),
usualmente empregados em muros de solo reforçado (ABRAMENTO, 1998).
Tipo de solo
Tipo de Reforço
Solos finos Solos arenosos grosseiros
Geotêxtil tecido 0,70-0,75 0,65-0,70 0,60-0,70
Geotêxtil não tecido 0,80 0,75 0,70
Geogrelhas tecidas 0,90 0,85 0,80
Geogrelhas rígidas 1,00 0,90 0,80
Geocélulas 1,00 1,00 1,00
Geobarras (lisas) 0,50-0,60 0,50-0,60 0,50
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
28
2.4 MÉTODOS DE PROJETO
2.4.1 Introdução
Muitos dos métodos de projeto utilizados atualmente, para o cálculo de
estruturas em solo reforçado, mostraram ser aceitáveis e econômicos, o que permitiu
uma rápida aceitação dos geossintéticos. Entretanto, alguns dos parâmetros utilizados
nesses métodos de cálculo ainda têm se mostrado muito conservadores, resultando em
estruturas superdimensionadas.
A força de tração nos reforços e os deslocamentos internos e externos de muros
de solo reforçado, medidos durante e após a construção, são usualmente menores do que
os impostos pelos métodos de projeto. Em muitos casos, essas menores forças medidas
em campo devem-se ao processo de fluência e/ou relaxação dos reforços. Além disso, o
arqueamento do solo na zona ativa acarreta um decréscimo na tensão vertical,
reduzindo-a a valores menores que o
γ
.H usualmente calculado pelos métodos de
cálculo.
Pesquisas nessa área são de suma importância, uma vez que sem dados do
desempenho de estruturas reais, torna-se imprudente modificar ou sugerir mudanças nos
métodos atuais de cálculo. De forma geral, o desempenho de um maciço reforçado
depende principalmente da interação entre o solo e o reforço. Segundo Abramento
(1994), existem três metodologias básicas que são corriqueiramente utilizadas em
estudos dessa interação:
9 métodos de homogeneização;
9 cálculos com base em equilíbrio limite;
9 modelagem explícita do maciço reforçado (como exemplo, o MEF).
Os métodos de homogeneização supõem que o solo seja reforçado com inclusões
pouco espaçadas, comportando-se, macroscopicamente, como um material composto
homogêneo e anisotrópico. Esses métodos simplificam enormemente a representação da
interação solo-reforço, e não consideram os efeitos do espaçamento entre reforços.
A maioria dos métodos para projeto de solos reforçados empregados baseia-se
em análises de equilíbrio limite. Os métodos de equilíbrio limite têm sido
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
29
convencionalmente usados na análise de taludes de solo reforçado para determinar o
espaçamento das camadas de geotêxtil e a tensão nos reforços. Esses métodos são técnicas
para análises de estabilidade de taludes convencionais, adaptadas para levar em conta os
momentos estabilizantes gerados pelos reforços. A localização da superfície potencial de
ruptura para a verificação da estabilidade interna tem sido geralmente identificada como o
local da máxima força (ou deformação) nos reforços.
Esse tipo de análise permite avaliar a estabilidade global da estrutura, em que a
estabilidade interna e externa são consideradas. A análise da estabilidade interna
considera superfícies de ruptura passando por dentro do bloco de solo reforçado,
enquanto que a estabilidade externa considera um corpo rígido e procura por
mecanismos de ruptura passando, parcialmente ou totalmente, por fora do bloco
reforçado.
Cálculos que se baseiam em métodos de equilíbrio limite não são confiáveis para
se determinar a magnitude e a distribuição das tensões ao longo do reforço sob
condições de trabalho, já que, em geral, não consideram a compatibilidade de
deformações entre o reforço e o solo, bem como não consegue avaliar o efeito da
dilatância. Para suprir as deficiências desses métodos, foram desenvolvidas outras
formas de abordagem para o dimensionamento desse tipo de estrutura que consideram o
equilíbrio da estrutura sob condições de trabalho. Uma proposta nesse sentido foi
proposta por Juran et al. (1990), em que os autores propõem uma análise de
compatibilidade de deformações para estruturas de contenção em solo reforçado com
geossintéticos.
Análises sob condições de trabalho consideram tanto as tensões como as
deformações que são antecipadas na estrutura de solo reforçado. Duas diferentes
análises podem ser feitas. A análise de deformação permite determinar as forças de
tração em diferentes camadas de reforço e as tensões no solo. A análise
tensão/deformação avalia recalques e deslocamentos horizontais. Tanto o MEF como
modelos matemáticos, como por exemplo, Jewell & Milligan (1989), são utilizados para
ambas as análises.
O método dos elementos finitos permite analisar tanto a distribuição de tensões
quanto deformações em muros de solos reforçados. Essas análises oferecem grande
flexibilidade para simular geometrias complexas e métodos construtivos, além de
também ser possível modelar explicitamente as propriedades constitutivas do solo, do
reforço e da interface. A conveniência do MEF para se modelar o comportamento de
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
30
muros reforçados tem sido demonstrada pela comparação entre o comportamento da
estrutura calculada e observada, tanto para modelos de centrífuga, quanto para
estruturas em escala real (WU, 1992 e ROWE & HO, 1998).
Uma das principais vantagens das técnicas dos elementos finitos é que é possível
executar estudos paramétricos, para explorar a relação entre o comportamento do muro
e as características dos componentes do muro (face, reforço e solo), podendo ser
identificadas, por exemplo, as deformações na zona reforçada, deformações na zona não
reforçada, deformações devido à compactação, deformações devido aos movimentos da
fundação e deformações pós-construção.
2.4.2 Procedimentos de projeto
Quando o aterro não apresenta estabilidade, contando apenas com a resistência
ao cisalhamento do solo, é necessário reforçá-lo. O estudo da estabilidade de maciços
reforçados envolve a determinação da máxima solicitação no reforço, o seu
comprimento e o espaçamento vertical entre eles, de forma a garantir o equilíbrio
externo e interno da estrutura.
A estabilidade externa, assim como a das estruturas convencionais de contenção,
pressupõe que o aterro reforçado age como um corpo rígido. Uma vez dimensionada a
estrutura, deve-se verificar se não há risco de ruptura global ou outro mecanismo de
colapso devido às solicitações externas e às condições do solo de fundação, analisando
os fatores de segurança ao tombamento em torno do pé do muro, ao deslizamento da
base da estrutura reforçada, capacidade de carga do solo de fundação e ruptura global
por uma superfície envolvendo todo o maciço reforçado (Figura 2.16).
Em geral, os coeficientes de segurança mínimos recomendados para essas
estruturas são:
a)
deslizamento: 1,5;
b)
tombamento: 2,0;
c)
capacidade de carga do solo de fundação: 2,0;
d)
estabilidade global do talude: 1,5.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
31
d) ruptura global
a) escorregamento
b) tombamento
c) Capacidade de carga do solo de fundação
Figura 2.16 – Modos de ruptura na análise da estabilidade externa.
A estabilidade interna considera dois modos de ruptura para os reforços:
arrancamento devido a um comprimento de ancoragem insuficiente, e ruptura por tração
no plano da força de tração máxima. Essa análise considera, como o próprio termo
sugere, a integridade interna da estrutura e os riscos de colapso. A verificação da
estabilidade interna consiste no dimensionamento propriamente dito, uma vez que é
nesta fase de projeto que se determinam as necessidades de reforço, no que se refere às
forças resistentes de estabilização.
Essa etapa de projeto consiste na divisão do maciço reforçado em duas zonas:
uma zona “ativa” e uma zona “passiva” (Figura 2.17). O solo da zona ativa encontra-se
na iminência do colapso, cuja integridade física é mantida pela presença dos reforços,
que transferem os esforços para a zona “passiva”. Os elementos de reforço na zona
passiva funcionam como elementos de “ancoragem” da zona ativa.
A linha que divide as zonas ativa e passiva corresponde à superfície potencial de
ruptura do maciço reforçado. Essa linha divisória pode corresponder também aos pontos
de máximos esforços de tração nos elementos de reforço. A posição dessa linha depende
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
32
de diversos fatores, tais como geometria do sistema, cargas aplicadas e deformabilidade
dos elementos de reforço.
H
z
S
v
zona não
reforçada
L
superfície de
ruptura
zona ativa
zona resistente
L
r
L
e
Figura 2.17 – Definição da zona ativa e resistente.
Via de regra, o espaçamento e o tipo de reforço são escolhidos pela comparação
entre a resistência admissível e a tensão requerida pelo sistema, resguardando-se de um
fator de segurança cuja magnitude é função do tipo de estrutura, de sua funcionalidade e
da conseqüência do colapso (AZAMBUJA, 1999).
A resistência admissível é determinada pela aplicação de um fator de redução
sobre a resistência característica dos reforços, geralmente desdobrados em uma série de
fatores secundários (INGOLD, 1993). A resistência característica é definida como a
resistência última para um determinado tempo (vida útil) e temperatura de projeto. Isso
porque os polímeros, como materiais visco-plásticos que são, desenvolvem mecanismos
de fadiga estática, ou seja, ruptura por fluência. Os fatores secundários contemplam os
efeitos que alteram as características químicas ou estruturais dos reforços.
2.4.3 Fatores de redução
Os geossintéticos podem sofrer alterações mecânicas durante o período
construtivo, seja devido a danos mecânicos ou a ataques químicos e biológicos, tanto do
solo como da água subterrânea. Podem ocorrer também, em longo prazo, devido à
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
33
fluência do material. Uma apropriada combinação desses fatores deve ser considerada
quando é realizada a seleção das propriedades do geossintético para o projeto.
Dano mecânico é toda transformação da estrutura do geossintético resultante de
esforços ocorridos durante o seu manuseio, instalação e compactação do solo
sobrejacente. O dano mecânico é maior para solos de granulometria grosseira, camadas
de solo pouco espessas, mecanização intensa de terraplenagem e energias de
compactação mais elevadas (AZAMBUJA, 1994).
Essas alterações nas propriedades mecânicas dos geossintéticos não são
avaliadas usualmente e, como conseqüência disso, os fatores de redução ainda
permanecem conservadores. Elias et al. (2001) publicaram fatores de redução para o
dano mecânico, para serem utilizados quando não houver ensaios disponíveis. A Tabela
2.3 apresenta esses resultados.
Tabela 2.3 – Fatores de redução para danos de instalação (ELIAS et al., 2001).
N
o
Geossintético
tamanho máx. 102 mm
D
50
aprox. 30 mm
tamanho máx. 20 mm
D
50
aprox. 0,7 mm
1
geogrelha uniaxial
PEAD
1,20 - 1,45 1,10 - 1,20
2
geogrelha biaxial
polipropileno
1,20 - 1,45 1,10 - 1,20
3
Geogrelha
PET coberta com PVC
1,30 - 1,85 1,10 - 1,30
4
Geogrelha
PET coberta com acrílico
1,30 – 2,05 1,20 - 1,40
5
geotêxtil tecido
(PP e PET)
(1)
1,40 - 2,20 1,10 - 1,40
6
geotêxtil não tecido
(PP e PET)
(1)
1,40 - 2,50 1,10 - 1,40
7
Geotêxtil tecido de laminete
polipropileno
(1)
1,60 - 3,00 1,10 - 2,00
(1)
Gramatura mínima igual a 270 g/m
2
A resistência de materiais poliméricos e suas propriedades tensão-deformação
(módulo de rigidez) variam com o tempo, apresentando uma deformação contínua e
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
34
irrecuperável sob carregamento constante. A deformação por fluência é influenciada por
diversos fatores, como por exemplo, tipo de polímero, nível de carregamento e
temperatura.
A Tabela 2.4 apresenta alguns valores de fator de redução para fluência,
sugeridos por Koerner (1994), quando não se dispõe de isócronas para calcular a tensão
característica.
Tabela 2.4 – Valores sugeridos para os fatores de redução por fluência, quando não se
dispõe de isócronas para calcular a tensão característica (KOERNER, 1994).
Polímero Fator de Redução para Fluência
Poliaramida 1,1
Poliéster 2,0
Polipropileno 4,0
Polietileno orientado de alta densidade 5,0
Polietileno de alta densidade 10,0
Polietileno de baixa densidade não admitido em obras permanentes
2.4.4 Superfícies de ruptura
A localização da superfície hipotética de ruptura é um dos principais fatores de
projeto para otimizar o volume de reforço empregado na zona reforçada. O mecanismo
mais simples e, muito utilizado pelos métodos de cálculo, corresponde ao de uma
superfície plana passando pelo pé do muro, orientada segundo um ângulo de 45
o
+ φ/2
com a horizontal. Ou seja, as deformações horizontais do maciço reforçado permitem
que o solo atinja um estado de plastificação de Rankine. A adequabilidade deste
mecanismo é razoável para taludes verticais com utilização de reforços poliméricos,
com baixo módulo de rigidez axial, permitindo que o solo caminhe para o estado ativo.
O mecanismo em cunha bi-linear pode ser empregado na determinação do
mecanismo crítico em taludes não verticais e na análise de superfícies potenciais de
ruptura que sejam mais críticas para a estabilidade externa. O equilíbrio estático dessa
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
35
superfície de ruptura requer a sua divisão em duas lamelas com diferentes considerações
sobre as forças atuando na superfície interlamelar (SILVA & ABRAMENTO, 1995).
Alguns métodos de cálculo utilizam uma superfície potencial de ruptura igual a
uma espiral logarítmica. Este tipo de superfície geralmente resulta em resultados mais
precisos, quando comparado com o resultado de instrumentação de estruturas reais
observadas.
2.4.5 Métodos de Cálculo
As metodologias convencionais de dimensionamento de estruturas de solo
reforçado são baseadas em métodos de fundamentação empírica ou em métodos que
admitem a condição de ruptura da estrutura.
Um dos primeiros métodos foi o de Mitchell & Villet (1987), originalmente
desenvolvido para o cálculo da estabilidade interna de maciços reforçados com fitas
metálicas, mas posteriormente adaptado para maciços reforçados com geossintéticos. O
grande atrativo deste método são as suposições bem simples que ele admite.
O método contém quatro hipóteses básicas para a estabilidade interna das
estruturas de solo reforçado: a massa de solo reforçado é dividida em duas zonas, uma
zona ativa e outra resistente; o estado de tensões na massa reforçada é determinado por
γ
.H para as tensões verticais e
γ
.H.K
a
para as tensões horizontais (solos granulares), em
que
γ
é o peso específico do solo, H é a altura de solo e K
a
é o coeficiente de empuxo
ativo; e um coeficiente de aderência entre o solo e os elementos de reforço é assumido.
Nesse método, admite-se que o solo atinja o estado de plastificação de Rankine,
ou seja, a superfície hipotética de ruptura é plana e orientada segundo um ângulo de 45
o
+ φ/2 com a horizontal. Disso resulta que a distribuição de empuxo no maciço reforçado
seja admitida linear e crescente com a profundidade (Figura 2.18).
Na estabilidade interna, cada camada de reforço é analisada de forma
independente. Nessa fase, duas condições devem ser verificadas: ruptura do reforço e
arrancamento do reforço. Como resultado, a análise da estabilidade interna fornece o
espaçamento vertical e o comprimento das camadas de reforço.
Em cada nível de reforço, espera-se que as tensões de tração cresçam
progressivamente da face da estrutura para um valor máximo e depois diminuam até
zero na extremidade enterrada do reforço.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
36
H
z
L
S
v
L
e
L
r
45
o
+φ/2
Empuxo
Figura 2.18 – Maciço reforçado com geotêxtil e seu diagrama de empuxo.
O fator de segurança (FS) quanto à ruptura do reforço, em cada camada, é a
relação entre a resistência admissível do geotêxtil e a força de tração gerada no geotêxtil
pelo maciço. Essa relação é mostrada pela Equação 2.7, sendo que a resistência
admissível é dada pela Equação 2.8.
... .
adm
avh
T
FS
kzSS
γ
=
(2.7)
...
ult
adm
di cr dq db
T
T
FR FR FR FR
=
(2.8)
em que:
K
a
- coeficiente de empuxo ativo;
γ - peso específico do aterro reforçado;
z - altura de solo acima do nível de reforço considerado;
S
v
- espaçamento vertical entre as camadas de reforços;
S
h
- espaçamento horizontal entre as camadas de reforços (S
h
=1 para inclusões
planares);
T
ult
- resistência à tração máxima, obtida do ensaio de tração não confinada.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
37
Os fatores de redução utilizados para determinar a força de tração admissível do
reforço estão apresentados na Tabela 2.5, em casos que a fluência não puder ser
caracterizada por ensaios de laboratório (KOERNER, 1994).
Tabela 2.5 – Fatores de redução para maciços reforçados (KOERNER, 1994).
Tipo de fator de redução da resistência à tração Símbolos Valores
Fator de redução quanto a danos de instalação
di
FR
1,1 a 2,0
Fator de redução quanto à fluência
cr
FR
2,0 a 4,0
Fator de redução quanto à degradação química
dq
FR
1,0 a 1,5
Fator de redução quanto à degradação biológica
db
FR
1,0 a 1,3
Mitchell & Villet (1987) propõem um coeficiente de segurança quanto à ruptura
do reforço variando entre 1,3 a 1,5, e um coeficiente de segurança quanto ao
arrancamento no intervalo de 1,50 a 1,75. Com isso, obtém-se o espaçamento vertical da
estrutura de contenção pela Equação 2.9.
...
adm
v
a
T
S
FS k z
γ
=
(2.9)
A análise do arrancamento do reforço tem como objetivo fornecer o
comprimento total da inclusão, que pode ser dividido em duas parcelas: o comprimento
inserido na zona ativa e o comprimento de ancoragem. A definição dessas parcelas irá
depender do mecanismo de ruptura adotado. Para esse método, o comprimento do
reforço,
r
L , inserido na zona ativa, pode ser obtido pela Equação 2.10, em que H é a
altura do maciço reforçado e
z é a altura de solo acima do nível de reforço considerado
(Figura 2.18).
()
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−−=
2
45.
0
φ
tgzHL
r
(2.10)
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
38
De acordo com o método de Mitchell & Villet (1987), para realizar o cálculo do
comprimento de ancoragem, inicialmente se avalia a força horizontal em cada inclusão,
conforme a Equação 2.11. Em seguida, majora-se a tensão horizontal por um fator de
segurança, FS, entre 1,50 a 1,75, igualando em seguida essa força horizontal, devida ao
empuxo, com a força de atrito disponível ao longo da interface solo geotêxtil, na
profundidade do reforço. O ângulo de atrito de interface, δ, na ausência de um valor
definido experimentalmente, é considerado de forma que
2
tan tan
3
δ
φ
= .
Igualando as Equações 2.11 e 2.12, tem-se o comprimento de ancoragem
necessário para que não ocorra ruptura ao arrancamento, conforme a Equação 2.13. O
valor do comprimento de ancoragem (L
e
) deverá ser no mínimo igual a 1,0 m. O
comprimento total do reforço será igual à soma de L
r
e L
e
, conforme a Figura 2.18.
... .
ha v
FKzSCS
γ
= (2.11)
2.
2. . . .
3
e
zL tg
φ
τγ
⎛⎞
=
⎜⎟
⎝⎠
(2.12)
... .
1, 0
2.
2. . .
3
av
e
KzSCS
L
m
ztg
γ
φ
γ
=≥
⎛⎞
⎜⎟
⎝⎠
(2.13)
Outro método bastante conhecido é o elaborado por Jewell (1991), que permite a
determinação do comprimento dos reforços e dos espaçamentos verticais, a partir dos
parâmetros geométricos do maciço, das características geotécnicas do solo e das
características mecânicas dos reforços, apresentando como desvantagem a não
utilização da coesão no dimensionamento, limitando-se a solos granulares.
Neste método os cálculos são simplificados com o auxílio de ábacos. O autor
descreve com detalhes os possíveis modos de interação solo/reforço e a metodologia
empregada para a obtenção dos ábacos. Os mecanismos de interação não interferem
diretamente na obtenção dos parâmetros fornecidos pelos ábacos, mas condicionam o
dimensionamento final do aterro reforçado.
O método permite a consideração de eventuais pressões neutras existentes no
aterro com o uso do parâmetro de pressão neutra r
u
, admitido como um valor constante
ao longo de toda a altura do maciço. Esse método também permite a consideração de
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
39
uma sobrecarga uniformemente distribuída sobre o terrapleno com o uso de uma altura
equivalente.
Nesse método, a superfície potencial de ruptura se desenvolve segundo uma
cunha bi-linear, conforme a Figura 2.19. Ela é encontrada por meio de uma pesquisa
iterativa, em que se variam os ângulos θ1 e θ2 e o ponto (X
n
, Y
n
), até se obter o fator de
segurança mínimo.
A verificação da ruptura do reforço consiste em determinar o espaçamento
vertical entre os reforços pela Equação 2.14, em que a constante K
Req
é determinada
pelo ábaco da Figura 2.20. A força de tração admissível,
adm
T , juntamente com os
fatores de redução são os mesmos apresentados por Mitchell & Villet (1987).
H
cunha 2
cunha 1
θ
1
θ
2
β
(X
n
, Y
n
)
Figura 2.19 – Ruptura em cunha bi-linear (JEWELL, 1991).
30 40 50 60 70 80 90
K
Req
Ângulo do talude (β
o
)
φ’
0,5
0,4
0,3
0,2
0,1
0,0
20
o
25
o
30
o
35
o
40
o
45
o
50
o
Figura 2.20 – Ábaco para a determinação da constante
q
K
Re
(JEWELL, 1991).
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
40
Req
adm
v
γ.H.K
T
S =
(2.14)
O reforço deve possuir um comprimento tal que esteja suficientemente ancorado
no solo de forma a resistir aos esforços de tração provenientes da zona ativa (Figura
2.21). Para verificar a estabilidade contra o arrancamento do reforço, é preciso
determinar a resistência total ao arrancamento e a força solicitante.
H
z
S
v
zona não
reforçada
L
superfície de
ruptura
zona ativa
zona resistente
L
r
L
e
reforço
Figura 2.21 – Representação das zonas ativa e resistente juntamente com o
comprimento inserido na zona ativa (L
r
) e o de ancoragem (L
e
).
Além da análise da estabilidade externa, que é verificada considerando-se os
mecanismos clássicos, verifica-se também a possibilidade de deslizamento de um bloco
de solo sobre cada camada de reforço, como mostra a Figura 2.22. Com isso, determina-
se o comprimento de reforço de tal forma que a força de deslizamento seja menor ou
igual à
adm
T . O comprimento final do reforço será o maior valor obtido das análises da
estabilidade interna e externa.
Como desvantagem, esse método não permite variações do tipo de reforço e
espaçamento entre as camadas, resultando em estruturas com um custo superior aos
outros métodos de cálculo. Dessa forma, Leshchinsky & Volk (1986) desenvolveram
um método em que é possível calcular as forças individuais dos reforços.
Esse método de projeto também utiliza equilíbrio limite e apresenta algumas
similaridades com o método de Jewell (1991). O reforço total requerido é de novo
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
41
calculado com base na força horizontal requerida para manter a estabilidade de um
talude íngreme, porém nesse modelo é adotada uma superfície de ruptura espiral
logarítmica.
H
zona não
reforçada
L
σ
v
deslizamento
P
des
Figura 2.22 – Análise da estabilidade externa (JEWELL, 1991).
Outro método que também admite que as superfícies potenciais de ruptura
tenham a forma de uma espiral logarítmica é o de Leshchinsky & Boedeker (1989). Os
autores calcularam valores das forças de tração em cada nível de reforço (
mj
t
) para
vários aterros reforçados com diversos valores de (
φ
) e de inclinação do talude (m ). Os
valores das forças de tração foram obtidos por instrumentações de protótipos em escala
real e por dados de simulações numéricas. Dessa forma, os autores desenvolveram um
ábaco para calcular a força de tração (
m
T ), em que
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
−
FS
m
φ
φ
tan
tan
1
, como
apresentado pela Figura 2.23.
Esse método utiliza técnicas de minimização analítica para a determinação da
superfície crítica, em lugar do processo iterativo de determinação da superfície crítica
que é utilizado por outros métodos. Essa técnica consiste em desenvolver equações que
fornecem diretamente a geometria da superfície crítica e o correspondente valor
máximo do empuxo. Para realizar a determinação da geometria da superfície e o
empuxo máximo, é preciso conhecer a geometria do maciço reforçado, a resistência ao
cisalhamento do solo, o número de camadas de reforço e a correspondente força de
tração em cada nível de reforço.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
42
Figura 2.23 – Ábaco para a determinação da força de tração no reforço
(LESHCHINSCKY & BOEDEKER, 1989).
Leshchinsky & Perry (1989) desenvolveram um método de dimensionamento
que leva em conta a reorientação do reforço na superfície de ruptura, quando a sua
resistência à tração é mobilizada pelo deslocamento do maciço. Os autores observaram
que o reforço não permanece na direção horizontal ao longo do processo de interação,
devido à pouca rigidez do geossintético, mas sofre uma reorientação com inclinação
(
ζ
), como mostrada na Figura 2.24.
Segundo os autores, em análises convencionais, que se considera a posição
horizontal do reforço
()
0=
ζ
, a força de tração a ser resistida pelo reforço pode ser
superestimada e o comprimento de reforço necessário subestimado. Com a aplicação
deste método, pode-se melhorar a estimativa dos valores das forças de tração e dos
comprimentos dos reforços.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
43
Zona ativa
Zona resistente
y
q
Sv
H
Le
Lr
θ
cr
ζ
tj
Figura 2.24 – Reorientação da força de tração no reforço.
Ehrlich & Mitchell (1994) desenvolveram um método de cálculo que considera o
equilíbrio da estrutura sob condições de trabalho, em que os principais fatores que
influenciam as forças nos reforços são os parâmetros de resistência do solo, a
profundidade da camada em referência, a rigidez relativa solo-reforço e a compactação.
Este método foi desenvolvido a partir de dados de instrumentação obtidos de
cinco estruturas de contenção em escala real. Resultados de instrumentação mostraram
que as forças de tração, atuantes nos reforços, sofreram acréscimos com o aumento da
rigidez do reforço e também devido ao processo de compactação.
2.5 FATORES QUE INFLUENCIAM NO COMPORTAMENTO DAS
ESTRUTURAS DE CONTENÇÃO EM SOLO REFORÇADO
2.5.1 Introdução
A estabilidade das estruturas de contenção em solo reforçado é afetada por
vários fatores que, se levados em conta na fase de projeto, garantem a economia e
segurança da obra.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
44
Dentre eles, podem-se citar a altura da estrutura, o comprimento e espaçamento
das inclusões, a forma de ligação do reforço na face (engastada ou envelopada), a
disposição das mantas ao longo da altura do muro, a espessura da camada de
compactação, a energia e forma de compactação, a existência ou não de face, que pode
ser construída antes, durante ou após a execução do maciço, o escoramento do muro e o
tipo de solo. A Tabela 2.6 ilustra os principais fatores que estão diretamente ou
indiretamente envolvidos no comportamento das estruturas de contenção em solo
reforçado.
Tabela 2.6 – Fatores que influenciam no comportamento das estruturas.
Propriedades dos
Reforços
Distribuição dos
Reforços
Construção
composição polimérica
processo de fabricação
rigidez
durabilidade
densidade
comprimento dos reforços
posição
orientação
método construtivo
método de compactação
conexão do reforço na face
tipo de face
Tipo de solo Estado do solo Propriedades da estrutura
granulometria
forma das partículas
durabilidade
disponibilidade
peso específico
estado de tensões
grau de saturação
permeabilidade
geometria
estética
vida útil
O fim que a estrutura se destina provavelmente é o fator de maior influência na
escolha do seu tipo e o método construtivo adotado. Alguns materiais, por exemplo,
podem ser utilizados tanto para permitir a construção de uma estrutura com face vertical
quanto para o reforço (face envelopada), embora a aparência da estrutura resultante
possa não ser adequada para alguns casos. Jones (1990) elaborou uma tabela para
mostrar a importância dos fatores que interferem no comportamento das estruturas de
solo reforçado (Tabela 2.7).
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
45
Tabela 2.7 - Importância dos fatores que influenciam no comportamento das
estruturas de solo reforçado (JONES, 1990).
Fatores
Aplicação
Estruturas
Temporárias
Vida Curta
Estruturas
Permanentes
Estruturas
Industriais
Estruturas
Costeiras
Estruturas
Militares
Drenagem *** *** *** *** *** ***
Distorção * * *** * * *
Condições do subsolo ** ** ** ** *** ***
Propriedades do aterro * ** *** ** *** **
Propriedades do
reforço
* ** *** ** *** **
Face * * *** * ** **
Estética * * *** * ** *
Durabilidade * * *** * *** ***
Velocidade de
construção
*** ** ** ** ** ***
* Importância secundária ** Importante *** Muito Importante
Com isso, a seguir serão apresentados os fatores mais importantes que
influenciam no comportamento das estruturas de contenção em solo reforçado com
geossintéticos, como a influência que cada fator exerce no desempenho das estruturas.
2.5.2 Condições do subsolo
Os parâmetros de resistência e as propriedades de compressibilidade do subsolo
são parâmetros de projeto importantes em estruturas de solo reforçado. Dentre as
inúmeras características que as estruturas de contenção em solo reforçado com
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
46
geossintéticos têm demonstrado está a capacidade em resistir aos recalques da fundação
devido à sua alta flexibilidade.
Essas estruturas são inerentemente flexíveis. Por essa razão, elas são capazes de
suportar a grandes recalques da fundação, totais ou diferenciais. Entretanto, o efeito dos
recalques das fundações no desempenho dessas estruturas de contenção não está ainda
esclarecido. Na realidade, nenhum dos métodos de projeto existentes levam em conta o
efeito dos recalques da fundação.
A função do geossintético em uma estrutura de solo reforçado é garantir a
estabilidade do aterro compactado e não necessariamente de combater os seus recalques.
Nesse sentido, mesmo os geossintéticos teoricamente mais rígidos, como as geogrelhas,
têm-se mostrado pouco eficientes para cumprir essa finalidade, embora possam
minimizar os recalques diferenciais do aterro (BUENO & ARAMAKI, 1998).
A rigidez da fundação também afeta o mecanismo de deformação. Um muro
construído sobre uma fundação rígida gira sobre o seu pé, enquanto um muro construído
sobre argila mole gira pelo seu topo, devido a um significante movimento da fundação.
Um muro com uma fundação rígida exibe menores deformações de tração nos
reforços. Para um muro construído sobre uma fundação de baixa resistência, o processo
de construção em estágios pode ser bem efetivo para aumentar a estabilidade e reduzir
as deformações laterais dos muros.
Fahel et al. (1999) mostraram o potencial do uso de geossintéticos como um
material de reforço em estruturas de contenção em problemas de aterros em que
recalques diferenciais possam ocorrer. A flexibilidade das estruturas minimizou os
danos provocados por recalques diferenciais, em comparação a outras estruturas mais
rígidas.
Apesar da ocorrência de recalques elevados, os muros reforçados se comportam
bem, observando-se, no geral, apenas pequenos danos nos elementos de face. Os
reforços não sofrem muitos danos com as movimentações, assimilando de forma
satisfatória as novas condições de trabalho.
2.5.3 Efeito da compactação
A compactação de um solo é um processo manual ou mecânico que visa a
redução do volume de vazios do solo, acarretando em uma melhora de suas
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
47
características, como resistência ao cisalhamento, permeabilidade, compressibilidade e
absorção de água.
A compactação pode influenciar no comportamento de um muro reforçado de
várias formas. Além do dano mecânico, que já foi citado anteriormente, a compactação
do maciço também acarreta um aumento das tensões horizontais próximas à face e,
portanto, maiores deslocamentos horizontais da estrutura de solo reforçado.
Alguns autores propuseram métodos para quantificar o acréscimo das tensões
horizontais sobre estruturas de contenção devido à compactação, como por exemplo,
Broms (1971), Duncan & Seed (1986), Ehrlich & Mitchell (1994) e Ingold (1979).
Karpurapu & Bathurst (1992) realizaram simulações numéricas e elaboraram ábacos
que permitem prever as tensões e os deslocamentos da face de estruturas reforçadas para
diversos tipos de solo, largura da faixa compactada e grau de compactação dessa faixa.
Broms (1971) elaborou um modelo para muros indeslocáveis com um conceito
histerético de carregamento e descarregamento para a obtenção das tensões horizontais
induzidas pela compactação. Saramago (2002) apresentou uma simplificação gráfica
deste modelo, como ilustrado pela Figura 2.25.
Figura 2.25 – Modelo de Broms (SARAMAGO, 2002).
Na figura, o ponto A representa um elemento de solo em seu estado inicial de
tensões. Ao se aplicar um carregamento, ocorrerá um acréscimo da tensão vertical
σ
’
v
até alcançar a linha correspondente a
K
o
no gráfico, sem ocorrer nenhum acréscimo da
tensão horizontal (ponto B). Com a continuidade do carregamento, haverá um
acréscimo da tensão horizontal
σ
’
h
, pela equação
σ
’
h
= K
o
σ
’
v
(ponto C). Um
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
48
descarregamento, a partir do ponto “C”, resultará em uma redução da tensão vertical
sem modificação da tensão horizontal até uma condição limite (ponto D), a partir da
qual ocorrerá redução também da tensão horizontal pela equação
σ
’
h
= K
1
σ
’
v
.
Andrade et al. (1999) realizaram um estudo numérico e verificaram que a
compactação provoca um aumento significativo das forças de tração nos reforços,
comparando o método de Mitchell & Villet (1987), sem levar em conta o efeito da
compactação, e o método de Ehrlich & Mitchell (1994), levando em conta esse efeito.
Eles constataram que o primeiro método apresentou resultados de tração nos reforços
bastante inferiores aos valores numéricos obtidos pelo método de Ehrlich & Mitchell
(1994).
Para reduzir o efeito da compactação, alguns autores sugerem reduzir o grau de
compactação do solo em uma faixa próxima à face. Com isso, haveria uma redução do
empuxo lateral e, conseqüentemente, dos deslocamentos da estrutura. Andrawes et al.
(1990), Karpurapu & Bathurst (1992) e Marques et al. (1994) demonstraram a
viabilidade do uso dessa camada compressível, localizada entre o aterro e o muro, para
controlar as deformações laterais e, com isso, atrair o mínimo de tensões atuando no
muro.
Marques et al. (1994) concluíram que a largura de 50 cm foi a mais eficaz dentre
as larguras testadas. A Tensar indica que, em um espaço de 1,5 m atrás do muro, a
compactação deve ser feita apenas com equipamentos manuais (placa vibratória ou sapo
mecânico). Além dessa distância, podem ser utilizados equipamentos de compactação
mais pesados sem problema algum, desde que sempre haja uma camada de ao menos 15
cm de solo cobrindo os geossintéticos, particularmente se o equipamento em questão for
do tipo pé de carneiro (RECCIUS, 1999).
2.5.4 Rigidez do reforço
Os geossintéticos utilizados como elementos de reforço possuem características
geométricas e propriedades variadas, que dependem do tipo de polímero utilizado e do
seu processo de fabricação. Assim, uma ampla gama de valores de rigidez à tração pode
ser encontrada de forma a atender os requisitos da obra. Em geral, quanto mais rígido o
reforço, menores serão as deformações.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
49
O tipo de inclusão influencia na magnitude dos deslocamentos horizontais, na
mobilização das forças nas inclusões e na localização da superfície de ruptura. O
comportamento de sistemas de solo reforçado com reforços extensíveis é
significativamente diferente do comportamento de sistemas de solo reforçado com
reforços de metal relativamente inextensíveis (FUKUDA et al., 1992).
Zornberg et al. (1998) elaboraram um critério para caracterizar se os reforços são
extensíveis ou inextensíveis, estabelecido pela relação da deformação horizontal em um
elemento de solo reforçado submetido a uma certa carga, com a deformação requerida
para desenvolver um estado plástico ativo em um elemento do mesmo solo sem reforço.
Portanto, um reforço é classificado como extensível, se a deformação de tração
no reforço, no momento da ruptura, exceder a deformação horizontal requerida para
desenvolver um estado plástico ativo no solo e, inextensível, se a deformação de tração
na ruptura no reforço for significativamente menor do que a deformação horizontal
requerida para desenvolver um estado plástico ativo no solo.
As deformações do solo adjacente às inclusões são uma função da
extensibilidade da inclusão. Entretanto, uma das vantagens de se utilizar um reforço
planar extensível é que, quando comparado com tiras de metal inextensíveis, o
comprimento de ancoragem requerido para resistir aos empuxos de terra pode ser bem
menor por causa da ampla área de contato com o solo (TATSUOKA et al., 1989).
McGown et al. (1978) realizaram uma série de ensaios com células unitárias de
deformação plana com amostras de areia seca reforçadas com folhas de alumínio,
malhas de alumínio e um geotêxtil não-tecido. O reforço de geotêxtil resultou em algum
enrijecimento, porém foi mais significante a ductilidade adquirida e a pequena perda de
resistência pós-pico quando comparado com o solo isolado ou quando comparado com
areias reforçadas com metais de alta rigidez. Em geral, a inclusão de geotêxtil aumenta a
resistência de pico, a deformação axial na ruptura e a ductilidade. Além disso, reduz a
dilatação e a perda de resistência pós-pico.
Patias (2005) realizou ensaios parecidos, porém em células triaxiais, utilizando
como elementos de reforço folhas de alumínio e geotêxteis não tecidos. Os solos
utilizados foram duas argilas silto-arenosas, uma de comportamento laterítico e outra
não laterítico, e uma areia fina com 40% de finos, com comportamento não laterítico.
Verificou-se que a combinação de solos finos com reforços permeáveis resultou em um
ganho de resistência, ora em termos de ângulo de atrito interno, ora em relação à coesão,
sendo que apenas a areia fina obteve ganho de resistência ao ser reforçada com o papel
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
50
alumínio. Observou-se que a argila silto-arenosa, com comportamento laterítico, e a
areia fina apresentaram uma interação mais eficiente com os reforços de geotêxtil.
Constatou-se ainda que os reforços permeáveis promoveram a drenagem da água dos
corpos de prova.
Quanto à mobilização das forças de tração ao longo da altura da estrutura,
pesquisas sobre o comportamento de muros de solo reforçado têm mostrado que as
tensões desenvolvidas nos reforços são altamente dependentes da rigidez axial dos
reforços, ou seja, quanto mais rígido o reforço, maiores serão as tensões de tração
desenvolvidas. Além disso, as forças de tração aumentam com o acréscimo das tensões
geostáticas provocadas pelo aumento da altura da estrutura (HO & ROWE, 1996).
Um aumento da rigidez da inclusão produz reduções dos deslocamentos
horizontais das estruturas de contenção em solo reforçado, pois os reforços mais rígidos
precisam sofrer menores deslocamentos para que mobilizem maiores forças de tração
(ADIB et al., 1990 e ROWE & HO, 1998). Além disso, no que se refere à definição do
mecanismo de ruptura, Mitchell & Villet (1987) mostraram que um dos fatores que
afeta a forma da superfície de ruptura é a rigidez da inclusão.
No caso de reforços inextensíveis, ou seja, inclusões metálicas, a superfície de
ruptura hipotética é bi-linear. Para reforços extensíveis, ou seja, geogrelhas e geotêxteis,
ela assume a forma linear. A Figura 2.26 apresenta esquematicamente a forma desses
dois tipos de superfícies de ruptura.
H
z
L
S
v
região não
reforçada
superfície de
ruptura bilinear
superfície de
ruptura linear
face da
estrutura
Figura 2.26 – Superfícies de ruptura linear e bi-linear.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
51
Adib et al. (1990) mostraram que, com o aumento da rigidez do reforço, a
superfície de ruptura fica mais próxima da face. Zornberg et al. (1998), no entanto,
realizaram ensaios em modelos reduzidos em centrífuga variando a rigidez do solo e das
inclusões e observaram que a localização das superfícies de ruptura é aproximadamente
a mesma, independente dos valores de rigidez utilizados.
2.5.5 Efeito do confinamento
Nos geotêxteis tecidos e geogrelhas, as propriedades das fibras constituintes
podem governar o comportamento global da estrutura reforçada. No entanto, para os
geotêxteis não tecidos, o fator dominante pode ser a sua estrutura interna (arranjo dos
fios), o que provoca alterações substanciais na resposta do geossintético quando
ensaiado sob condições de confinamento.
Basicamente, a ação do confinamento consiste em dificultar o processo de
reorientação das fibras têxteis na direção do esforço aplicado. Esse mecanismo está
intimamente associado à estrutura interna dos geotêxteis, tendendo a ser majorado no
caso de geotêxteis não tecidos, para os quais as propriedades resistentes das fibras
constituintes condicionam o comportamento global à tração (GOMES, 1992).
McGown et al. (1982) observaram um aumento significativo na rigidez de
geotêxteis não tecidos ensaiados sob confinamento e praticamente nenhuma alteração
no comportamento de geotêxteis tecidos.
Tupa (1994) realizou ensaios de tração confinada com um solo siltoso e um
geotêxtil não tecido com gramatura igual a 300g/m
2
, em que foi possível observar que, à
medida que a deformação aumentava, os fios do geotêxtil estendiam-se, o que
provocava uma redução na rigidez secante dos ensaios com confinamento, tendendo ao
valor obtido no ensaio sem confinamento. O autor observou que, para baixos níveis de
deformação, o aumento da rigidez secante em relação ao valor sem confinamento foi da
ordem de 10 vezes, para tensões de até 150 kPa. Ele também observou que o solo
siltoso, mesmo sendo um material mais fino e plástico, apresentou maior confinamento
do que o solo arenoso, principalmente para deformações maiores que 5%.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
52
2.5.6 Tipo de solo
O uso de geossintéticos de elevada resistência à tração e com capacidade de
drenagem planar tem permitido empregá-los para reforçar solos de baixa qualidade
geotécnica. Pode-se afirmar que hoje é possível construir muros reforçados com
geossintéticos com todos os tipos de solo, até mesmo com materiais provenientes de
rejeitos (KUTARA et al., 1990).
O solo ideal, para estruturas em solo reforçado com geossintéticos, deve ser
granular, com baixo teor de finos e bem graduado. Além disso, a preferência por solos
com ângulos de atrito interno elevados deve-se ao fato de que, quanto menor o ângulo
de atrito interno do solo reforçado, maior será o esforço horizontal a ser resistido pelos
reforços e menor será o atrito de interface com o reforço.
O uso de solos finos em estruturas de solo reforçado tem sido desaconselhado
por diversos autores desde o estágio inicial do desenvolvimento dessa técnica. Esses
solos são reputados por terem drenagem deficiente; além disso, argilas plásticas podem
apresentar movimentos significativos ao longo da vida útil da obra, em comparação com
os solos granulares.
Segundo Ehrlich (1998), geralmente não há necessidade de limitar o emprego da
técnica de solo reforçado com geossintéticos a solos arenosos. Esta orientação tem
origem em condições particulares de países de clima temperado, principalmente em
obras públicas dos EUA e da Europa, onde se tem muito cuidado com o desempenho
desse tipo de obra, financiada pelo contribuinte.
Nessas regiões, os solos finos, geralmente de origem sedimentar, apresentam em
geral um elevado grau de saturação e plasticidade, o que dificulta o emprego em aterros
compactados, em vista da elevada deformabilidade e baixa resistência. No caso de
reforços metálicos, tem-se também que estes solos apresentam-se na corrosão como
potencializadores do processo.
Em regiões tropicais, no entanto, existem extensos depósitos de solos de origem
coluvionar ou residual. Estes solos, apesar de apresentarem com freqüência elevada
porcentagem de finos, têm baixa saturação e plasticidade, e comportamento mecânico
adequado para uso em aterros compactados. Estudos demonstram que, em vista do
processo de laterização típico em regiões tropicais, esses solos também apresentam
baixa corrosividade.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
53
Do ponto de vista técnico, não restam dúvidas sobre as vantagens que os solos
granulares possuem sobre os solos coesivos. Porém, do ponto de vista prático,
dependendo da localidade, poderá ser necessário importá-lo de longe, com o
conseqüente ônus econômico e logístico. Com isso, a utilização de solos coesivos em
estruturas de solo reforçado, abundantes no Brasil e em diversos países de clima
tropical, tem grande repercussão no custo final dessas obras, em virtude da diminuição
das distâncias de transporte. Além disso, a falta de materiais granulares convencionais
em alguns países, como o Japão, tem conduzido ao uso de materiais coesivos em grande
parte das estruturas de solo reforçado, como foi mostrado por Tatsuoka et al. (1990) e
por Tatsuoka (1992).
Pela grande experiência acumulada na construção de barragens e aterros
rodoviários no território brasileiro, tem-se que os solos tropicais, de maneira geral,
desde que devidamente compactados, apresentam resistência suficiente para serem
utilizados em aterros reforçados com geossintéticos. Em geral, sob aspecto mecânico,
um solo adequado para construção de aterros não reforçados, também será satisfatório
para aterros reforçados.
A prática da engenharia brasileira mostra que, se forem tomados os devidos
cuidados com a drenagem e a compactação, as estruturas de solo reforçado com solos
coesivos podem apresentar um comportamento igual ou até mesmo superior comparado
com os muros com solos puramente granulares.
Quando se utiliza um solo com alto teor de finos, medidas apropriadas devem
ser levadas em conta garantir a estabilidade do talude, como por exemplo, realizar a
compactação do solo no ramo seco da curva de compactação de Proctor. A geração de
pressões neutras no solo, tanto durante a fase construtiva como também por infiltração
pós-construção, pode ser evitada com a adoção de técnicas adequadas de drenagem e,
particularmente, com o uso de reforços permeáveis atuando no sentido de dissipação do
excesso de pressões neutras. Com isso, a função de drenagem do geotêxtil se torna
essencial.
Os reforços como os geotêxteis não tecidos agulhados podem consideravelmente
aumentar a estabilidade de muros construídos com solos argilosos. Quando são
utilizados geotêxteis não tecidos, dependendo do grau de saturação de compactação,
suas características drenantes permitem que um solo fino envolvido pelos mesmos
permaneça sob elevada sucção, o que aumenta sua resistência ao cisalhamento e,
portanto, sua estabilidade (ZORNBERG & MITCHELL, 1994).
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
54
Jewell & Jones (1981) mostraram que a resistência ao cisalhamento, tanto a
curto prazo, quanto a longo prazo, de solos coesivos pode ser melhorada pelo reforço.
Segundo Tatsuoka et al. (1990), para um solo coesivo, um composto de geotêxteis
tecidos e não tecidos podem ser utilizados para facilitar a drenagem e garantir a rigidez
e a resistência à tração.
A preocupação com os solos com baixa permeabilidade na zona reforçada é um
dos assuntos que vem sendo mais estudados, já que diversos problemas de ruptura ou de
serviço têm acontecido devido à falta de atenção a essa propriedade. (KOERNER &
SOONG, 2001). Segundo Christopher (2005), se for realizado um bom sistema de
drenagem e um bom controle da compactação, a porcentagem de solo, com partículas
menores que 0,075 mm, pode alcançar 100%.
Para a utilização em obras públicas, Leshchinsky e Perry (1987) propõem que o
solo a ser utilizado em estruturas de solo reforçado com geotêxteis deve ser drenante e
não plástico, indicando uma escala decrescente de solos a serem escolhidos para esse
propósito, identificados por suas siglas no Sistema Unificado de Classificação de Solos:
SW, SP, GW, GP e por último, qualquer dos anteriores que se situe na fronteira entre
duas classes, tais como GM ou SM. Indicam ainda que o teor de finos, passante na
peneira n
o
200, não deve exceder 12%, temendo com isso que a percolação de água
provoque seu carreamento e acumulação na malha do reforço (geossintético) ou nos
horizontes inferiores do aterro, criando eventualmente zonas de baixa permeabilidade.
Muitos códigos internacionais, incluindo a BS8006 (BSI 1995), não permitem o
uso de solos puramente coesivos na construção de estruturas de solo reforçado em obras
públicas, como razões para esta exclusão: baixa resistência, alto teor de umidade, alta
fluência e baixa resistência de ligação entre o solo e o reforço. Porém, o uso de
materiais atritivos-coesivos é permitido. A BS8006 (1995) exige um aterro com um
ângulo de atrito efetivo maior do que 25
o
e com menos que 15% de solo passando na
peneira com abertura igual a 63µ.
A norma brasileira para Terra Armada, NBR 9286 (1986), apresenta
recomendações para o tipo de solo dependentes da geometria da estrutura e também do
tipo de fita metálica utilizada, nervurada ou lisa. A norma divide os solos em 5 grupos,
dependendo do diâmetro correspondente à porcentagem passante na curva
granulométrica e do ângulo de atrito interno do solo. Os critérios mecânicos
apresentados pela norma limitam-se a uma porcentagem de finos de 40% para
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
55
armaduras nervuradas e 20% para armaduras lisas, sendo que acima desta porcentagem
a utilização depende de estudos adicionais.
A AASHTO (American Association of State Highway and Transportation
Officials) exige que não mais que 50% do solo passe na peneira n
o
200 e que o índice de
plasticidade não ultrapasse 20. Essa preocupação com o índice de plasticidade é porque
quanto maior a plasticidade do solo reforçado, maior a possibilidade de fluência do
mesmo, principalmente associado a elevações de umidade.
As recomendações da NCMA (1997) são extremamente abrangentes, permitindo
mais de 35% de solo passando na peneira n
o
200. Elias et al. (2001) já são bem mais
conservadores, permitindo somente 15% passando na peneira n
o
200. Enquanto a
NCMA não coloca nenhuma restrição às características desse material que passa na
peneira n
o
200, Elias et al. (2001) estabelecem que o material passando na peneira n
o
200 deve ter um índice de plasticidade menor do que 6, deve ser livre de matéria
orgânica, e o tamanho das partículas não deve exceder 19 mm para minimizar os danos
de instalação.
Koerner (1994) recomenda que a quantidade de solo passando na peneira n
o
200
seja igual a zero, sendo que uma areia limpa é o material mais fino permitido. Ele ainda
afirma que se os finos (argila e/ou silte) forem permitidos no solo de aterro da zona
reforçada, qualquer fluxo de água na frente, atrás ou embaixo da zona reforçada deve
ser cuidadosamente coletado e descarregado em outro local. Além disso, o topo dessa
zona reforçada deve ser impermeabilizado, com uma geomembrana ou um GCL, para
prevenir a água de entrar da superfície na zona reforçada. A Tabela 2.8 apresenta um
resumo com as recomendações feitas por alguns autores, enquanto a Figura 2.27
apresenta a graduação limite dentro da zona reforçada para estruturas de contenção em
solo reforçado com geossintéticos.
Com relação aos parâmetros de resistência ao cisalhamento dos solos utilizados
em estruturas reforçadas com geossintéticos, um resumo, realizado por Pang (1990),
indica que os valores de projeto são geralmente menores do que os obtidos de ensaios
de realizados em laboratório.
Os valores adotados em projeto são definitivamente menores do que os valores
reais de pico para os solos compactados em estruturas de contenção em solo reforçado
com geossintéticos. Entretanto, esses valores são similares aos valores residuais de
atrito para solos granulares. O uso de ângulos de atrito conservadores tem se mostrado
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
56
razoáveis para estruturas reforçadas, impedindo possíveis efeitos de ruptura progressiva
do aterro e certas incertezas da compactação no projeto (TATSUOKA, 1998).
Tabela 2.8 – Solos recomendados por alguns autores.
Exigências da porcentagem que passa
Tamanho da
peneira
Tamanho dos
grãos (mm)
Koerner (1994) Elias et al. (2001) NCMA (1997)
___ 100 ___ ___ 75 – 100
n
o
40 4,8 100 100 20 – 100
n
o
10 2,0 90 – 100 ___ ___
n
o
40 0,42 0 – 60 0 – 60 0 – 60
n
o
100 0,15 0 – 5 ___ ___
n
o
200 0,075 0 0 – 15 0 – 35
Diâmetro (mm)
Percentagem de finos por peso
pedregulho areia silte/argila
Figura 2.27 – Graduação limite dentro da zona reforçada para estruturas de contenção
em solo reforçado com geossintéticos (KOERNER, 1994).
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
57
Outro ponto de conservadorismo vem da resistência adicional proveniente da
coesão aparente originada a partir dos capilares dentro do solo. Os solos não saturados
usualmente exibem uma parcela de resistência independente da tensão normal. Tal
resistência deve-se à capilaridade que, como se sabe, origina pressões neutras negativas.
Essa “coesão” é circunstancial e desaparece quando o solo é totalmente saturado, visto
que isso elimina os meniscos. (MACHADO et al., 2001).
A propriedade mais importante dos materiais granulares, quando aplicados em
estruturas de solo reforçado, é a relação entre o ângulo de atrito mobilizado e a
deformação de tração no solo, sob condições de deformação plana. Um equipamento de
deformação plana deveria ser utilizado para determinar essa relação, mas isso acontece
raramente. Mais comumente, são utilizados os ensaios triaxiais ou uma caixa de
cisalhamento direto para se determinar o ângulo de atrito de pico, (φ’
p
), e o ângulo de
atrito a volume constante, (φ’
cv
).
Os ângulos de atrito obtidos pelos ensaios submetidos à deformação plana são
maiores do que os resultados obtidos com os ensaios de cisalhamento direto e triaxiais
e, com isso, são menos conservadores para o projeto, pois representam de uma forma
mais realista o comportamento de uma estrutura de solo reforçado.
Estudos atuais comprovam que, para estruturas reforçadas com geossintéticos, a
utilização nos cálculos dos resultados obtidos com ensaios de deformação plana fornece
uma melhor estimativa das cargas nos reforços (Allen & Bathurst, 2003). O ângulo de
pico para deformação plana pode ser estimado por meio de resultados de ensaios
triaxiais (Lade & Lee, 1976) e de cisalhamento direto (Bolton, 1986; Jewell & Wroth,
1987), conforme ilustrado pelas Equações 3.14 e 3.15.
1, 5 17
ps tx
φ
φ
=−
(2.14)
1
tan (1,2 tan )
ps ds
φ
φ
−
=
(2.15)
1,1
ps triaxial
φ
φ
=
(2.16)
McGown et al. (1998) concluíram que o ângulo de atrito de pico (φ’
p
) de solos
granulares ocorre com deformações laterais de tração entre 3 a 6%, e o ângulo de atrito
a volume constante (φ’
cv
) ocorre com deformações laterais de tração variando entre 6 a
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
58
12%. Na prática, a máxima deformação medida em elementos de reforço é geralmente
menor do que 2%.
A decisão sobre qual ângulo de atrito utilizar, o de pico ou o residual, é motivo
de grande discussão entre pesquisadores da área. Muitos autores têm sugerido que, no
projeto do estado limite de muros de solo reforçado com geotêxteis, utilize-se o ângulo
de atrito no estado crítico (φ
cv
) em lugar do pico do ângulo de atrito interno do solo (φ).
Zornberg et al. (1998), entretanto, apresentam uma opinião diferente. Com seus
resultados de ensaio de laboratório, os autores concluíram que a estabilidade de
estruturas reforçadas é governada pela resistência ao cisalhamento de pico e não pela
resistência no estado crítico. Yoshida & Tatsuoka (1997), baseados em 12 ensaios de
compressão de deformação plana com areia média a fina sem reforço, com pressões de
confinamento menores que 100 kPa, demonstraram que a superfície de ruptura média é
ligeiramente menor do que o consagrado 45 + φ
pico
/2, ou seja, a resistência a ser
utilizada é a de pico.
Porém, os dois procedimentos apresentam resultados quanto à margem de
segurança com relação à ruptura do solo, pois quando se utiliza o ângulo de atrito de
pico, um fator de segurança é utilizado e, no caso do ângulo de atrito residual, esse fator
de segurança não é aplicado (
cv
p
d
FS
φ
φ
φ
=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
= arctan
). Jewell (1991) sugere que a
utilização do ângulo de atrito no estado crítico (φ
cv
) conduz a um resultado semelhante
quando se utiliza o ângulo de atrito de pico (φ
p
) com coeficiente de segurança entre 1,3
e 1,5.
A discussão sobre o coeficiente de atrito interno a ser utilizado não é somente
técnica, mas também de custo. O uso da resistência residual tem claramente implicações
no custo final da estrutura. A resistência requerida do reforço aumenta; além disso, o
comprimento requerido aumenta significativamente desde que uma superfície de ruptura
mais longe da face será formada.
2.5.7 Características geométricas da estrutura
Quando uma estrutura possui inclinação superior a 80º com a horizontal, ela é
classificada como muro e, se inferior, é denominada talude íngreme. Koerner et al.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
59
(2001) classificam as estruturas de contenção com relação à altura, definindo como altas
se a altura é maior 9,0 m, médias se a altura varia entre 4,5 e 9,0 m, e baixas se a altura
é inferior 5,0 m.
As características geométricas das estruturas (comprimento do reforço,
distribuição dos reforços, altura do muro, etc.) têm grande influência no comportamento
das estruturas reforçadas com geossintéticos, como pôde ser comprovado por modelos
de muros monitorados em laboratório (ANDRAWES et al., 1990) e em protótipos de
campo (FANNIN & HERMANN, 1991).
Ho & Rowe (1996) estudaram o efeito do comprimento do reforço (L) e a altura
do muro (H) sobre o comportamento de um muro em solo reforçado. As forças
desenvolvidas nas inclusões foram em grande parte independentes do comprimento dos
reforços para a relação L/H maior ou igual a 0,7. Neste caso, ocorreu somente uma
pequena variação da força no reforço. Para esquemas de reforços truncados com L/H
inferior a 0,7, as forças nos reforços aumentaram com a redução do comprimento dos
reforços. Além disso, o efeito da tensão lateral atrás do bloco de solo reforçado se
tornou significante.
Quanto aos deslocamentos horizontais, Rowe & Ho (1998) mostraram, por
simulações numéricas, que a relação L/H exerce grande influência nos deslocamentos
horizontais das estruturas. Eles observaram que os deslocamentos diminuíram, quando
se aumentou a relação L/H. Por outro lado, os deslocamentos aumentaram
significativamente para valores de L/H menores do que 0,45.
Porbaha (1998) mostrou por meio de modelos ensaiados em centrífuga que a
relação entre o comprimento do reforço e a altura do muro (L/H) influencia na posição
da superfície de ruptura (Figura 2.28). À medida que essa relação cresce entre os limites
de 0,50 e 0,75H, a superfície de ruptura se move em direção à face.
H
0,50H
0,67H 0,75H
Figura 2.28 – Posição da superfície de ruptura (PORBAHA, 1998).
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
60
As inclusões dão contribuição máxima para a estabilidade interna da estrutura,
quando a superfície de ruptura está inteiramente situada dentro da zona reforçada e
simultaneamente apresentam comprimento de ancoragem suficiente ao longo de toda a
altura do muro. Essa condição aconteceu quando a relação (L/H) foi igual a 0,75.
Murata et al. (1990) concluíram que o comprimento planar do geotêxtil pode ser
relativamente pequeno (30% da altura da estrutura) sem perder a estabilidade, quando é
utilizado com uma face contínua e rígida. Segundo os autores, esse método pode ser
mais econômico que os métodos de reforço convencionais.
O arranjo dos geossintéticos no interior do maciço também é um fator
importante que merece destaque no projeto e na construção de estruturas de contenção
em solo reforçado. Lanz & Palmeira (1994) apresentaram um estudo em modelos
reduzidos sobre o comportamento de estruturas de contenção em solo reforçado com
geossintéticos. Vários arranjos dos reforços foram utilizados e medidas de
deslocamentos da face, no seu interior e distribuição de pressões na base do maciço
reforçado foram efetuadas. Comparações entre resultados obtidos e previsões teóricas
foram feitas. Os arranjos estudados estão apresentados na Figura 2.29.
LL
S
v
L1
Lb
L
Lb
L
Arranjo 1
Arranjo 2
Arranjo 3
Arranjo 4
H
H
H
H/2
H/2
Arranjo 5
Arranjo 6
L
L
H
H
S
v
S
v
S
v
S
v
/
2
S
v
/
2
S
v
Figura 2.29 – Arranjos de reforços ensaiados (LANZ & PALMEIRA, 1994).
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
61
Os autores chegaram às seguintes conclusões:
9 quanto maior a densidade dos reforços, menores serão os deslocamentos;
9 nas regiões com menores comprimentos dos reforços, maiores serão os
deslocamentos;
9 nas regiões que ocorreu uma redução de 50% no comprimento de reforço, os
deslocamentos aumentaram em 100%;
9 quanto maior o espaçamento entre os reforços, maiores serão os
deslocamentos.
Segundo Ho & Rowe (1996), o número de camadas de reforço não afeta
significativamente a força total requerida para o equilíbrio, contanto que a densidade
dos reforços seja a mesma. O esquema com espaçamento constante dos reforços
resultou em menores deformações do que o esquema com espaçamento variável, pois
neste caso promove uma distribuição mais uniforme das forças nas camadas de reforço.
Pinto et al. (1998) realizaram um estudo com estruturas de contenção reforçadas
com geotêxteis e face segmentada. Eles concluíram que o espaçamento dos reforços é
mais importante do que o comprimento das inclusões, tanto para o movimento do muro
quanto para o desenvolvimento das tensões de tração nos reforços.
2.5.8 Rigidez da face
A face de uma estrutura de contenção em solo reforçado pode ser construída
com a finalidade de aumentar a durabilidade, melhorar a estética, facilitar a construção
da estrutura e melhorar o desempenho estrutural do sistema. Uma face rígida contínua
pode ser utilizada para estabilizar e/ou reduzir as deformações de um muro,
particularmente os deslocamentos no topo do aterro, aumentando a zona reforçada e
trabalhando como uma estrutura monolítica.
Existem vários tipos de face e cada uma possui uma rigidez distinta. Dentre os
principais tipos, podem ser citados: lâminas metálicas, sacos de areia, painéis de
concreto como os de Terra Armada, blocos de concreto, laje contínua, entre outras.
Os empuxos atuantes nas estruturas envelopadas com geotêxtil podem não ser
suportados adequadamente pelas mesmas. Isso se deve ao confinamento insuficiente do
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
62
solo nessa região e à conseqüente pequena resistência ao cisalhamento do solo, nas
partes mais próximas da face provocadas pela ausência de uma face externa
(TATSUOKA, 1992).
A introdução de uma face aumenta o confinamento do solo, e parte das tensões
horizontais geradas no maciço reforçado é transferida para ela. Isso diminui a
possibilidade de uma ruptura localizada. O autor mostrou que pode haver uma ruptura
por compressão local, do solo, imediatamente atrás da face, induzindo uma ruptura
progressiva em direção ao interior do maciço e causando o aparecimento de fissuras
com posterior ruptura global do muro (Figura 2.30).
Figura 2.30 – Ruptura progressiva iniciando a partir de uma ruptura local por
compressão do solo na estrutura em solo reforçado (TATSUOKA, 1992).
O efeito da rigidez da face foi observado por Tatsuoka et al. (1989) com a
construção de dois muros de arrimo em solo reforçado com geotêxteis. Um dos muros
possuía menor rigidez que o outro. Foram observadas maiores deformações na face do
muro com uma face menos rígida. Além disso, foi observado que as forças de tração
próximas à face do muro mais rígido foram maiores do que as do menos rígido. Isso
mostra que existe uma transferência de tensões para a face, reduzindo os deslocamentos
horizontais do maciço reforçado.
Tatsuoka (1992) mostrou por modelos reduzidos e modelos em tamanho natural
que a face aumenta o confinamento do solo adjacente e absorve esforços em sua
superfície. Por isso, a face exerce grande influência na estabilidade das estruturas em
solo reforçado. No entanto, a contribuição da rigidez da face ainda não é considerada
pelos métodos convencionais de dimensionamento de estruturas de contenção
reforçadas com geossintéticos.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
63
Bolton & Pang (1982) observaram, por meio de ensaios realizados em
centrífuga, uma redução das tensões verticais na fundação do maciço reforçado, quando
foram utilizadas faces rígidas. O atrito entre a face e o solo permitiu o desenvolvimento
de tensões cisalhantes na superfície da face, com a conseqüente redução das tensões
verticais nas fundações do maciço reforçado. Esses autores também concluíram que essa
redução dependia do atrito face-solo, ou seja, quanto maior o atrito de interface, maior a
redução de tensões verticais na fundação.
Jaber (1989) realizou ensaios em centrífuga e mostrou que faces de painéis
rígidos contínuos são mais rígidas do que faces de blocos de concreto. Entretanto, essas
faces de painéis rígidos contínuos têm, como desvantagem, um processo executivo mais
difícil do que as faces de blocos de concreto. Por isso, as faces de blocos de concreto
são atualmente mais utilizadas do que faces rígidas contínuas.
Bathurst et al. (1988) construíram dois muros de arrimo de 3 m de altura que
foram reforçados com geogrelhas. O primeiro possuía uma face em laje contínua e o
segundo uma face de painéis de concreto. As faces foram escoradas durante o período
de execução dos muros e, em seguida, os muros foram levados à ruptura por uma
sobrecarga aplicada no topo do aterro reforçado. A face em laje contínua funcionou
melhor que a face de painéis de concreto, apresentando menores deslocamentos
horizontais e maior transmissão de tensões horizontais para a face. Observou-se também
que antes e após a aplicação das sobrecargas, nas proximidades da base do muro, grande
parte das tensões verticais foi transferida para a face.
Murata et al. (1990) realizaram ensaios de laboratório para analisar o
comportamento de um talude reforçado com geotêxtil com uma face rígida e contínua.
Para confirmar os resultados, eles construíram dois muros em tamanho natural e
analisaram o seu comportamento em longo prazo; em seguida carregaram os muros até
a ruptura. Eles concluíram que o uso de uma face rígida e contínua é bem efetivo para
aumentar a estabilidade de taludes e reduzir as suas deformações.
Os dados apresentados indicam que as faces que possuem maior rigidez
fornecem um comportamento mais estável do que as menos rígidas. Além disso, pode-
se dizer que as estruturas em solo reforçado, que possuem reforços conectados a uma
face rígida, comportam-se numa posição intermediária entre as estruturas em solo
envelopado e as estruturas de contenção convencionais de concreto.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
64
2.5.9 Pressões de água no solo
A habilidade de um sistema dissipar o excesso de pressão neutra rapidamente
tem sempre sido uma preocupação na construção de estruturas em solo reforçado. A
inclusão de um geossintético com alta transmissividade é muito importante para uma
rápida dissipação das pressões neutras.
Esse fato pode ser comprovado por Wei et al. (2002), que construiriam uma
estrutura com 12,0 m de altura, e mesmo após um período de chuvas muito intenso, os
piezômetros ainda apresentaram valores elevados de sucção, como apresentado pela
Figura 2.31.
Figura 2.31 – Leituras de pressão neutra e precipitação (WEI et al., 2002).
Zornberg (1994) mostrou que as pressões neutras no solo foram desprezíveis
durante o período monitorado em um talude instrumentado, com 15,0 m de altura, no
estado americano de Idaho. Esses resultados indicaram que nenhuma configuração de
fluxo desestabilizante, originado do maciço de rocha fraturada atrás do talude reforçado,
ocorreu dentro da massa de solo reforçada. As pressões neutras, monitoradas até a
primeira primavera depois da construção, confirmaram que um sistema de drenagem
adicional não foi necessário atrás do talude, já que geotêxteis com alta capacidade de
drenagem através de seu plano foram utilizados para essa finalidade.
Capítulo 2 – Revisão da literatura (parte I)
65
Ali (1993) instalou piezômetros no interior de um maciço reforçado e mostrou
que em nenhum deles foi detectada água, o que indicou que o sistema de drenagem
funcionou adequadamente.
Ehrlich et al. (1994) construíram um muro de solo reforçado com geotêxtil em
Petrópolis, na região serrana do estado do Rio de Janeiro. A estrutura foi construída
utilizando um solo com mais de 60% das partículas com diâmetros inferiores à abertura
da peneira n
o
200. O piezômetro instalado não mediu pressões neutras positivas durante
todo o período de leituras, nem mesmo durante as chuvas de verão. Reccius (1999)
também instrumentou diversas estruturas de solo reforçado com piezômetros e em
nenhum deles foi registrada alguma pressão neutra positiva durante o período de
monitoramento.
Um balanço permanente entre a infiltração de água e a drenagem lateral
fornecida pelo geotêxtil pode ser mantido em uma condição de fortes chuvas.
Evidências adicionais que o bom desempenho da estrutura é dependente da manutenção de
uma baixa umidade nos aterros de baixa permeabilidade também foram mostradas por
Tatsuoka et al. (1990), Burwash & Frost (1991), Huang (1992) e Ehrlich et al. (1997).
Capítulo 3
REVISÃO DA LITERATURA (parte II)
3.1 INTRODUÇÃO
Uma adequada previsão das forças e deformações nos reforços resulta em uma
melhor estimativa da resistência requerida nos mesmos, espaçamento entre eles, e o
comprimento necessário para evitar que ocorra arrancamento.
Geralmente, em uma análise de estabilidade de uma estrutura de solo reforçado,
as forças requeridas para o equilíbrio no solo são calculadas para que a distribuição dos
reforços seja encontrada, para fornecer forças disponíveis que excedam os valores
requeridos (JEWELL, 1996). Porém, análises para estimar os deslocamentos esperados
em estruturas de solo reforçado ao fim da construção, e durante o restante da vida útil da
estrutura, são fortemente recomendadas para o projeto. A forma mais simples de se
realizar a análise do estado limite de utilização é adotar um limite para a deformação
máxima permitida, para que a resistência do reforço em serviço possa ser encontrada,
correspondente ao tempo de projeto e à temperatura média a que a estrutura estará
submetida.
Alguns métodos já utilizam o conceito de Estado Limite, como a AASHTO e o
Eurocode, porém eles ainda não estão bem estabelecidos para estruturas de contenção
em solo reforçado.
Um dos primeiros métodos para calcular os deslocamentos de estruturas de solo
reforçado com geossintéticos foi desenvolvido por Murray (1980). Esse método é
composto por equações que levam em conta considerações convencionais do equilíbrio
de forças. A magnitude das deformações que ocorrem em uma camada do reforço é
governada pela tensão no material. Com isso, é necessário fazer uma suposição relativa
à forma de distribuição das tensões. Para simplificar, Murray (1980) assumiu que o pico
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
67
de tensões ocorre adjacente à face do muro e as tensões reduzem linearmente até zero na
extremidade do reforço.
Jewell & Milligan (1989) desenvolveram um modelo numérico para realizar o
cálculo das movimentações horizontais e verticais de estruturas de solo reforçado, sendo
possível levar em consideração a fluência dos reforços e os carregamentos externos.
Como resultado das análises, os autores elaboraram ábacos para facilitar os cálculos.
Segundo os autores, os ábacos apresentam uma grande concordância com os resultados
registrados no campo. Entretanto, esse método avalia somente a parcela das
deformações devido à distensão dos reforços e considera na análise somente a influência
das tensões geostáticas.
Ehrlich (1995) desenvolveu uma nova sistemática para análise de deformações
em muros de solo reforçados. A metodologia proposta foi desenvolvida com base na
teoria da elasticidade e utiliza o método apresentado por Ehrlich & Mitchell (1994) para
determinação de tensões de trabalho em muros de solo reforçado.
Allen & Bathurst (2003) desenvolveram um método de cálculo empírico,
denominado pelos autores como K
o
-Stiffness Method, que pode ser utilizado para limitar
as deformações para que não ocorra a ruptura do maciço reforçado. Além disso, a carga
nos reforços pode ser prevista com a utilização desse método, sendo possível, dessa
forma, estimar a resistência requerida do reforço para evitar a ruptura e também
respeitar os estados limites de serviço. Porém, os autores afirmam que ainda é
necessária a realização de mais pesquisas de campo para aferir esse método,
principalmente com relação ao comportamento, em longo prazo, da estrutura reforçada.
Com isso, diversos fatores ainda precisam ser melhor compreendidos,
justificando desta forma a realização de estudos para se entender de uma melhor forma
o desempenho e os limites dessas estruturas. Assim, verifica-se a necessidade de se
observar o comportamento das estruturas de solo reforçado, já que são poucas as
informações disponíveis no meio técnico.
A instrumentação de obras em escala real tem uma grande importância para a
engenharia geotécnica, pois além de fornecer informações importantes sobre o
comportamento as estruturas reforçadas, também servem para calibrar os métodos de
projeto. Entretanto, tais obras são caras, construídas nem sempre com o controle
desejado e as informações obtidas abrangem aspectos limitados dos objetos de interesse.
Sob esse aspecto, os modelos físicos apresentam algumas vantagens, tais como,
versatilidade, controle de execução, grande número de aspectos investigados em curto
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
68
prazo e possibilidade de ocorrência de ruptura. Os modelos reduzidos são
particularmente úteis para a calibração de métodos teóricos e programas
computacionais.
Realizar a medição das deformações em reforços extensíveis é mais difícil do
que reforços inextensíveis. Diversos métodos têm sido reportados para se medirem as
deformações nos geossintéticos, como exemplo, strain gages e, constantemente ligados
a tell tails, extensômetros mecânicos e LVDTs. O strain gage pode medir a deformação
em um ponto localizado enquanto os extensômetros podem obter a média de
deformações entre os pontos de extensômetros vizinhos. Entretanto, a confiabilidade
das deformações medidas depende das propriedades dos instrumentos e do
procedimento de instalação (BERGADO et al., 1992).
3.2 LIMITES DE DEFORMAÇÕES
As estruturas de solo reforçado podem sofrer pequenos movimentos durante a
construção e com isso é necessário fornecer uma folga para permitir que a estrutura
atinja a sua configuração de estabilidade e também garantir que os movimentos pós-
construção estejam dentro dos limites aceitáveis. Essas deformações são normalmente
devidas à fluência dos materiais de reforço ou às sobrecargas na superfície. Submetidos
a altas forças de serviço, os reforços devem possuir baixa deformabilidade, pois altas
deformações resultarão em grandes movimentos no solo e provocarão a ruptura do
aterro.
No passado, a ruptura era definida como a ruptura do reforço, assumindo que
todos os componentes do muro alcançassem o estado de ruptura ao mesmo tempo
(equilíbrio limite). Para estruturas reforçadas com geossintéticos, o solo irá romper
primeiro e, eventualmente depois disso, se as forças desestabilizantes forem grandes o
suficiente, o reforço também irá romper.
Com isso, o estado limite que deve ser considerado para muros de solo reforçado
é a ruptura do solo do aterro. A ruptura do reforço é um estado limite secundário que
também deve ser considerado. Na maioria dos casos, pelo menos para solos granulares,
se as deformações dos reforços puderem ser mantidas abaixo de 3 a 5%, a ruptura do
solo será evitada (ALLEN & BATHURST, 2003).
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
69
Medidas de estruturas de campo instrumentadas têm, consistentemente, sido
registradas com valores muito baixos de deformação nos reforços (menores que 1%),
quando comparadas com os resultados dos métodos analíticos de cálculo. Além disso,
até que haja um consenso para um determinado método de cálculo, é recomendado que
as exigências de limite de deformação não sejam impostas nos reforços.
Jones (1992) sugere o limite de 1% de deformação para movimentos pós-
construção, com relação à altura da estrutura. Códigos de obra como o da Inglaterra, por
exemplo, limitam os deslocamentos da face de muros em solos reforçados em 1% como
um critério de serviço, enquanto que as deformações pós-construção podem chegar a
5% para aterros. Segundo Van Zanten (1986), geralmente 5 a 6% podem ser aceitas
como deformações máximas sob condições de trabalho.
Vanicek & Skopek (1989) indicam que uma estrutura de solo reforçado não deve
ser projetada com mais de 25% da carga última, ou a deformação não deve ultrapassar
2-8%, dependendo da importância da obra. Petrick & Baslík (1988) indicaram valores
limites de deformação para estruturas reforçadas com geotêxtil (Tabela 3.1).
Tabela 3.1 – Deformações de Projeto dos Geotêxteis (PETRICK & BASLÍK, 1988).
classe
importância
social da
estrutura
tipo de estrutura
deformação de
projeto dos
geotêxteis (%)
i extraordinário
estruturas principais de engenharia de
tráfego e água (rodovias, estradas de ferro,
barragens, unidades industriais)
3-5
ii grande
rodovias de 1
a
classe, unidades de água
públicas e industriais
5-8
iii pequeno
rodovias de 2
a
e 3
a
classe, rodovias locais,
vida útil maior que cinco anos
8-11
iv pequeno
rodovias de 2
a
e 3
a
classe, rodovias locais,
vida útil menor que cinco anos
11-15
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
70
Jones (1990) também propõe tolerâncias e limites de serviço, que se encontram
nas Tabelas 3.2 e 3.3.
Tabela 3.3 – Tolerâncias de construção (JONES, 1990).
Localização da estrutura plana
± 50 mm
Verticalidade
± 20 mm por metro de altura
Deslocamento vertical e
Inclinação da face (horizontal)
± 20 mm em 4,5 m de gabarito
Degraus nas juntas
± 10 mm
Alinhamento ao longo do topo
± 15 mm do alinhamento de referência
Tabela 3.2 – Limites de deformações internas pós-construção (JONES, 1990).
Estrutura Deformação (%)
Encontro de Pontes 0,5
Muros 1,0
3.3 COMPORTAMENTO DE CAMPO
Para que o leitor possa ter uma visão ampla do comportamento de estruturas em
solo reforçado, a seguir são apresentados os resultados de 30 casos, com a descrição
detalhada de cada um, incluindo os pontos mais interessantes realçados pelos resultados
da instrumentação de cada estrutura.
Nos casos analisados, procurou-se focalizar nos pontos de maior interesse, como
por exemplo, o tipo de solo, geossintético utilizado, metodologia de projeto, e
conseqüentemente, os resultados obtidos pela instrumentação, como os campos de
deslocamento, incluindo deslocamento da face e do interior do maciço, deformação dos
reforços, localização da superfície potencial de ruptura e deformação com o tempo.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
71
3.3.1 Performance of a geosynthetics reinforced steep slope in residual soil
J. Wei, K.C. Chua, S.K. Lim, S.H. Chew, G.P. Karunaratne, S.A. Tan, Y.T. Seah (2002)
Um corte com 12,0 m de altura, 60,0 m de comprimento e com 60º de inclinação
com a horizontal, necessitou ser executado para a construção de uma nova estrada no
distrito de Bukit Panjang, em Singapura. A solução mais econômica e com menor
impacto ambiental foi a construção de um talude reforçado com geotêxtil não tecido de
polipropileno. Além de fornecer alta capacidade de drenagem no plano, o reforço com
geotêxtil permitiu utilizar o próprio solo residual originado da escavação. Esse solo
variou ao longo do seu perfil entre um silte arenoso e uma areia siltosa, com os
parâmetros de resistência médios, obtidos em ensaios triaxiais CD, iguais a 33º para o
ângulo de atrito, e 19 kPa para a coesão.
A construção do talude durou 25 semanas. Uma intensiva instrumentação de
campo, incluindo strain gages colados nos geotêxteis, células de tensão total,
piezômetros pneumáticos, tensiômetros e placas de recalque, foi instalada no talude para
medir o seu comportamento em curto e em longo prazo. A Figura 3.1a apresenta a
geometria do talude, enquanto a Figura 3.1b mostra a instrumentação utilizada.
Posição para
arrancamento
Placa de recalque
Inclinômetro
Piezômetro
Célula de tensão total
Tensiômetro
a) geometria b) instrumentação
Figura 3.1 – Diagrama esquemático do talude proposto.
As placas de recalque registraram recalques médios da ordem de 50 mm durante
o período de construção do talude (Figura 3.2a). Os recalques próximos da face foram
maiores do que aqueles registrados na zona mais distante no interior da massa reforçada.
Isso foi devido principalmente ao movimento lateral de solo próximo da face, onde
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
72
ocorreu um menor confinamento do solo. Os deslocamentos medidos em ambos
inclinômetros apresentaram deslocamentos máximos no topo da estrutura, atingindo 11
mm (Figura 3.2b), que segundo os autores se encontram dentro de uma faixa permitida.
Analisando a Figura 3.3, observa-se que ocorreu a formação de superfícies
potenciais de ruptura localizadas para cada berma de equilíbrio, muito próximas da face.
Uma outra superfície potencial de ruptura também pôde ser observada, mais afastada da
face, porém não muito definida devido às baixas deformações dos reforços (menores
que 4%).
Deslocamento mm
a) recalques dentro da zona reforçada b) deslocamentos horizontais do talude
Figura 3.2 – Esquema da instrumentação.
Superfície potencial
de ruptura
Superfície potencial
de ruptura localizada
Deformação %
Deformação %
Deformação %
Distância (m)
Cota (m)
Figura 3.3 – Desenvolvimento de deformação nos reforços.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
73
3.3.2 Instrumented soil reinforced retaining wall: analysis of measurements
P. Carrubba, N. Moraci, F. Montanelli (1999)
Uma estrutura de contenção vertical reforçada com geogrelhas, com 4 m de
altura e 10 m de comprimento, foi construída com um propósito experimental perto da
cidade de Veneza, na Itália. O objetivo da obra foi obter um melhor entendimento sobre
o comportamento dessas estruturas, em particular sobre o desenvolvimento das
superfícies de ruptura e forças de tração atuando nos reforços. Para garantir a
estabilidade da face e manter a geometria de projeto, foram utilizadas telas soldadas de
aço como fôrma construtiva, permanecendo no local após a construção.
As camadas de reforço foram instrumentadas com strain gages, transdutores de
carga e sensores de deslocamentos horizontais. Além disso, células de tensão total
foram instaladas no solo para monitorar o estado de tensão do muro reforçado. Os dados
da instrumentação, juntamente com os dados meteorológicos, foram coletados por um
período superior a 10.000 horas (417 dias) até o momento da ruptura, atingida por meio
de uma sobrecarga de 3,5 m de solo aplicada no topo da estrutura.
A estrutura foi construída com um solo classificado como pedregulho argiloso
(GC). Foram utilizadas duas geogrelhas diferentes, uma em cada metade do muro. Uma
das seções, com 5,0 m de largura, foi construída com uma geogrelha de polietileno de
alta densidade (PEAD), enquanto a outra seção com uma geogrelha de polipropileno
(PP).
Os muros foram projetados utilizando um método baseado em equilíbrio limite
(LESHCHINSKY, 1995), com a utilização do software RESLOPE. O dimensionamento
da estrutura foi realizado sem considerar a sobrecarga, para conseqüentemente atingir a
ruptura no momento de sobrecarga. Todos os fatores de redução adotados no projeto
foram iguais a 1,0.
A altura do muro foi mantida constante em ambas as seções, porém a geometria
interna do muro apresentou um espaçamento diferente para cada tipo de geogrelha. A
seção com a geogrelha de polietileno de alta densidade, por apresentar uma resistência
superior (45 kN/m), foi composta por três inclusões de 2,0 m de comprimento,
instaladas nas cotas de 0,0 m, 0,8 m e 2,4 m. A seção com a geogrelha de polipropileno
(20 kN/m) apresentou o mesmo comprimento, porém os reforços foram instalados nas
cotas de 0,0 m, 1,3 m e 2,9 m.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
74
As Figuras 3.4 e 3.5 apresentam a distribuição das deformações internas dos
muros reforçados. Nas mesmas figuras estão apresentadas as superfícies potenciais de
ruptura utilizadas nas análises. O primeiro muro, reforçado com uma geogrelha de
polietileno, mostrou um mecanismo de ruptura por arrancamento, enquanto o segundo,
reforçado com uma geogrelha de polipropileno, indicou um mecanismo de ruptura por
quebra dos reforços, como indicado pela alta deformação de tração nas inclusões (4%).
Além disso, os resultados mostraram que o efeito de fluência foi mais significativo para
a geogrelha de polipropileno do que para a geogrelha de polietileno de alta densidade.
Figura 3.4 – Superfície de ruptura dentro do muro reforçado com o geotêxtil GG45PE.
Figura 3.5 – Superfície de ruptura dentro do muro reforçado com o geotêxtil GG20PP.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
75
3.3.3 Full scale test on a retaining wall with non-uniform reinforcements
V.N. Ghionna, V. Fioravante, M. Vicari (2002)
Uma estrutura em solo reforçado com 3,6 m de altura e 70º de inclinação com a
horizontal foi construída e instrumentada no laboratório de Engenharia Civil da ENEL-
HYDRO, na cidade de Seriate, Itália. O muro foi construído utilizando uma areia e dois
elementos diferentes de reforço, no caso uma geogrelha (30 kN/m) e uma tela metálica
(50 kN/m). Após o fim da fase construtiva, o muro foi deixado em repouso por 840
horas e, depois desse tempo, foi levado à ruptura com a aplicação da carga de uma
sapata instalada no topo da estrutura (L:1,90 m; B:1,10 m). Segundo os autores, esta
técnica construtiva, intercalando materiais de reforço mais rígidos e mais fracos, quando
dimensionada adequadamente, reduz o custo final da construção. Porém, esse tipo de
geometria interna deve ser muito bem estudado para evitar concentrações de tensão nos
reforços mais rígidos. A Figura 3.6 ilustra a geometria do muro e a instrumentação.
a) geometria b) instrumentação
Figura 3.6 – Seção transversal do talude reforçado.
A sobrecarga sobre o muro foi sofrendo acréscimos em estágios de 107kN, até
atingir 1638kN (784kPa), quando o recalque da sapata aumentou de 40 para 68 mm em
um curto espaço de tempo, indicando o colapso da estrutura de solo reforçado. A Figura
3.7a ilustra o deslocamento horizontal da face para cada etapa de carregamento,
enquanto a Figura 3.7b mostra a distribuição de deformação nos reforços após a ruptura.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
76
leituras manuais
deslocamentos da face (mm)
distância do topo da estrutura (m)
camada 6
camada 5
camada 4
camada 3
deformação (%)
deformação (%)
deformação (%)
deformação (%)
placa de aço
quebra
quebra
quebra
medidas feitas pelos trandutoresmedidas feitas durante a exumação
a) deformação horizontal da face b) distribuição de deformação dos
reforços
Figura 3.7 – Comportamento do talude com a aplicação da sobrecarga.
Os deslocamentos medidos na face foram maiores do que os medidos no interior
da estrutura, alcançando valores próximos a 100 mm para o fim do carregamento. Esses
deslocamentos diminuíram quase linearmente até o pé da estrutura, onde esses valores
ficaram próximos de 10 mm no momento do colapso. Com uma retro-análise, utilizando
a superfície de ruptura verificada no protótipo e selecionando o ângulo de atrito de pico
fornecido por ensaio triaxial, subestimou-se a carga de ruptura em aproximadamente
14% com relação ao calculado em projeto. A análise dos resultados da instrumentação,
juntamente com as observações da integridade dos reforços e dos tubos inclinométricos,
permitiu a determinação da superfície de ruptura. Como ilustrado pela Figura 3.8, a
superfície de ruptura possui a forma espiral logarítmica, começando atrás da sapata de
sobrecarga e atingindo, em sua extremidade inferior, a terceira camada.
SUPERFÍCIE DE RUPTURA
DISTÂNCIA DA PARTE TRASEIRA DA CAIXA DE TESTES (mm)
2000 3000 4000 5000
Figura 3.8 – Superfície de ruptura observada após a escavação.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
77
3.3.4 Full scale testing of geosynthetic reinforced walls
R.J. Bathurst, D. Walters, N. Vlachopoulos, P. Burgess, T.M. Allen (2000)
Esse trabalho apresenta o resultado de quatro protótipos de solo reforçado com
geossintéticos, construídos como parte de uma pesquisa ampla que foi desenvolvida no
Royal Military College do Canadá. Três desses muros foram construídos utilizando
blocos segmentados de concreto, e o outro, com face envelopada, todos com 3,6 m de
altura, 3,4 m de largura e 6,0 m de comprimento (Figura 3.9a). Todas as estruturas
foram carregadas a níveis excedentes aos das condições de trabalho. O material de
aterro utilizado foi uma areia de praia com grãos arredondados de tamanho uniformes,
com φ
cv
= 35º e φ
ps
= 44º. Cerca de 300 instrumentos de medição foram utilizados em
cada teste, como ilustrado pela Figura 3.9b, mostrando uma seção típica para as
estruturas.
Os resultados apresentados darão uma ênfase maior para as análises da estrutura
n
o
2, que foi construída utilizando uma geogrelha de polipropileno com baixa resistência
à tração e baixo módulo de rigidez, com o objetivo de permitir maiores deslocamentos e
deformações da estrutura.
Seção
instrumentada
isolada com
1m de largura
a) vista geral da caixa de testes b) geometria e disposição da instrumentação
Figura 3.9 – Detalhes dos protótipos construídos.
A Figura 3.10 mostra o perfil de deslocamento da face considerando como nulos
os deslocamentos ao fim da construção. O movimento máximo registrado foi de 70 mm,
que corresponde aproximadamente a 2% da altura do muro. O perfil de deflexão para o
muro mostra uma saliência a aproximadamente ¾ da altura do muro.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
78
Os triângulos pretos na Figura 3.11 mostram a localização da superfície de
ruptura encontrada após a exumação do muro. Essas medidas confirmam a localização
dos picos de deformação registrados pelos strain gages e extensômetros. O plano de
ruptura observado apresentou a forma de uma superfície espiral logarítmica, para um
ângulo de atrito de pico para deformação plana igual a φ
ps
= 44º. Entretanto, de uma
maneira simplista, a superfície de Coulomb, utilizando o mesmo ângulo, é
razoavelmente precisa.
Os autores afirmam que a utilização nas análises do ângulo de atrito no estado
crítico é uma importante fonte de conservadorismo para essas estruturas. Eles
recomendam utilizar o ângulo de atrito de pico para deformação plana, que apesar de
ainda conservador, fornece resultados mais razoáveis para o projeto de estruturas de
solo reforçado com geossintéticos.
30 40 50 60 70 85 kPa
Deslocamento (mm)
Elevação (m)
0 kPa
Movimento do
pé do talude
Figura 3.10 – Deslocamentos da face com relação ao fim da construção.
Figura 3.11 – Deformação dos reforços e localização da superfície da ruptura.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
79
3.3.5 Long-term variations of force and strain in a steep geogrid-reinforced soil
slope
R.J. Fannin (2001)
Um talude íngreme reforçado com geogrelhas (2V:1H), com 20 m de
comprimento e 4,8 m de altura, foi monitorado durante 10 anos (Figura 3.12). Foram
feitas medidas da temperatura do solo, força e deformação. O solo utilizado foi uma
areia bem graduada, média a fina, com uma quantidade baixa de silte (D
50
= 0,2 mm). A
construção do talude foi finalizada em julho de 1987. Uma berma com 3,0 m de altura
(2V:1H) aplicou uma sobrecarga permanente na estrutura igual a 49 kN/m
2
.
a) foto do talude reforçado a) (a) vista geral da instrumentação; (b)
termômetros; (c) células de carga e extensômetros
Figura 3.12 – Foto do talude e esquema da instrumentação.
Um crescimento não linear das forças, nos reforços, ocorreu durante certo tempo
até se atingir um equilíbrio com 2,5x10
4
horas (aproximadamente três anos), como pode
ser visto pela Figura 3.13. Segundo os autores, a sobrecarga aplicada causou uma força
aproximada nas geogrelhas cuja magnitude variou entre 2 e 3 kN/m. As observações em
longo prazo mostraram que essas forças continuaram aumentando, porém essa taxa de
crescimento reduziu-se com o tempo.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
80
As deformações nas geogrelhas exibiram uma complexa variação com o tempo
(Figura 3.14). Os autores acreditam que três fatores podem ter contribuído para este
fenômeno. O primeiro é que o crescimento não linear das forças causou um crescimento
não linear nas deformações. Outra possível causa foi que a fluência da geogrelha
provocou uma deformação adicional e, por último, as flutuações sazonais da
temperatura teriam induzido deformações adicionais.
Figura 3.13 – Variação das forças nas geogrelhas medidas com o tempo (seção J).
Figura 3.14 – Variação com o tempo das deformações nas geogrelhas (seção J).
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
81
3.3.6 Measured behavior of a geosynthetic-reinforced segmental retaining wall in
a tiered configuration
C. Yoo, H.S. Jung (2004)
Uma estrutura de contenção reforçada com geogrelhas e com face segmentada,
com 5,6 m de altura, foi construída e instrumentada na Coréia, com o objetivo de se
examinar o comportamento da estrutura e coletar informações relevantes, a fim de se
melhorarem os métodos de projeto atuais. O muro possuía duas seções diferentes, uma
inferior com 3,4 m de altura e uma superior com 2,2 m. Onze camadas de reforço com
espaçamento constante de 60 cm foram utilizadas. As geogrelhas, manufaturadas com
poliéster e revestidas com PVC, possuíam uma resistência à tração igual a 55 kN/m para
uma deformação máxima igual a 12,5%. Um solo residual de granito, classificado
segundo a USCS (Unified Soil Classification System) como sendo SW-SM (areia bem
graduada com argila), foi utilizado como material de aterro. A Figura 3.15 ilustra a
geometria do muro juntamente com a disposição da instrumentação.
Figura 3.15 – Geometria e instrumentação da estrutura.
Apesar de não tão aparente, uma superfície potencial de ruptura composta pôde
ser observada ao fim da construção (Figura 3.16). O muro apresentou uma significante
movimentação pós-construção, da mesma ordem de grandeza das deformações
desenvolvidas durante a construção. Essas podem ter sido causadas pelos recalques da
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
82
fundação do muro. As deformações do muro continuaram a crescer, principalmente
durante um intenso período chuvoso, sugerindo que existe uma forte correlação entre as
deformações do muro com as fortes chuvas (Figura 3.17).
Os resultados mostrados na Figura 3.17 permitem verificar o crescimento da
taxa de deformação após o intensivo período chuvoso, mostrando que o aumento da
umidade do solo teve um efeito muito importante na magnitude das cargas atuantes nos
geossintéticos.
superfície
potencial
de ruptura
fim da
construção da
parte superior
Distância da face do muro (m)
Altura acima da base do muro (m)
Figura 3.16 – Distribuição de deformação nos reforços.
Figura 3.17 – Deformação dos reforços com o tempo, ilustrando uma forte chuva.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
83
3.3.7 Instrumentation for a 12.6 m high geotextile-reinforced wall
B.R. Christopher, R.D. Holtz, T.M. Allen (1990)
O Departamento de Transportes do Estado de Washington (EUA) coordenou a
construção de um muro com uma altura igual a 12,6 m em que foi aplicada uma
sobrecarga de 5,3 m de aterro sobre o seu topo. Como o muro era mais alto do que
qualquer outra estrutura construída antes com este tipo de reforço, um extensivo
programa de monitoramento foi desenvolvido para avaliar o seu desempenho.
Ensaios triaxiais no solo revelaram um ângulo de atrito variando entre 43º e 47º.
Esses parâmetros resultaram em um projeto com espaçamento constante igual a 0,38 m,
utilizando o método das cunhas. O geotêxtil apresentou resistências variáveis com a
altura, resultando em quatro zonas distintas com 3 m de altura cada, possuindo da zona
superior para a inferior, respectivamente, as seguintes resistências: 31, 62, 92 e 186
kN/m. A Figura 3.18a ilustra a geometria do talude e o esquema da instrumentação.
A Figura 3.18b mostra a distribuição das deformações de cada camada
instrumentada, medida com o uso de strain gages e extensômetros. As deformações
máximas medidas com a utilização de strain gages foram próximas de 0,5%, e as
medidas pelos extensômetros entre 0,7% e 1,0%. Essa variação se deve provavelmente
ao comprimento dos extensômetros que incorporam o efeito da macroestrutura do
geotêxtil e defeitos locais, como dobras e pregas. A sobrecarga causou relativamente
baixas deformações adicionais nas camadas inferiores (menos que 0,05%), porém um
acréscimo maior nas camadas superiores (0,1 a 0,2%).
A Figura 3.19a mostra os deslocamentos medidos pelo inclinômetro situado
próximo da face. O pico da curva, na cota 26 m, corresponde, com bastante exatidão, à
localização da superfície de ruptura teórica ilustrada na Figura 3.18b. As leituras com o
inclinômetro afastado da face não ultrapassaram 4 mm. Os deslocamentos medidos com
uma referência externa apresentaram um comportamento diferente, como ilustrado pela
Figura 3.19b, apresentando os maiores deslocamentos próximos da altura média do
muro. Isso ocorre porque os inclinômetros medem os deslocamentos totais, enquanto as
leituras externas medem deslocamentos incrementais. Os deslocamentos totais podem
ser comparados com os deslocamentos globais da estrutura, enquanto as medidas
externas podem ser comparadas com as deformações dos geotêxteis. A Figura 3.19b
também mostra os recalques verticais medidos na base do muro. Os recalques próximos
da face foram duas vezes maiores que os recalques no meio da seção reforçada.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
84
a) seção instrumentada do muro b) distribuição das deformações
Figura 3.18 – Geometria, instrumentação e deformações dos reforços.
a) deslocamentos medidos pelos
inclinômetros (base na cota 19,7 m)
b) recalque da base e deslocamentos
da face utilizando referência externa
Figura 3.19 – Resultados de deslocamentos da instrumentação.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
85
3.3.8 Behavior of geogrid reinforced soil wall using box-type wall
T. Hirai, J. Otani (2000)
Para analisar um novo tipo de face para estruturas de solo reforçado com
geossintéticos, foi instrumentada uma estrutura, em Kyushu, no Japão, em 1997 (Figura
3.20a). Essa obra arrima um corte para a construção de uma estrada. O plano de
instrumentação contemplou células de tensão total, inclinômetros, para medirem os
deslocamentos do maciço, strain gages, para registrarem as deformações das
geogrelhas, e piezômetros, para fornecerem as pressões neutras que ocorrem durante a
construção. O talude possui 8,0 m, de altura na área reforçada, e mais 5,0 m de altura de
maciço sem reforço, como ilustrado na Figura 3.20b. O solo utilizado como material de
aterro possuía um ângulo de atrito interno igual a 35º e uma coesão igual a 4,9 kPa.
a) vista do muro concluído b) geometria e instrumentação adotada
Figura 3.20 – Geometria, instrumentação e uma foto do muro construído.
A Figura 3.21 mostra a distribuição das deformações em cada reforço
instrumentado após o fim da construção. As duas camadas inferiores foram as que
apresentam as maiores deformações, com pico bem definido. Juntamente com a camada
n
o
5, essas duas camadas apresentam valor máximo de deslocamento registrado muito
próximo de uma superfície de ruptura hipotética idealizada em projeto, igual a 43,7º. As
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
86
outras camadas apresentaram deformações menores, com pontos de máxima
deformação não muito bem definidos e mais próximos da face da estrutura.
No.7
No.6
No.5
No.4
No.3
No.2
camada No.1
No.0
Distribuição das deformações de tração nos reforços
1,0%
0,0%
ω = 43,7º
ponto de máxima
deformação
Figura 3.21 – Distribuição das deformações de tração dos reforços.
A Figura 3.22 ilustra a distribuição dos deslocamentos horizontais dos blocos da
face no final da construção e também para um mês após o término, mostrando que não
houve mudanças significativas de um período para o outro. A partir dessas medições, os
autores concluíram que a direção dos deslocamentos do muro é para fora para os blocos
n
o
1 a n
o
4, e para dentro para os blocos n
o
5 a n
o
7.
No.7
No.6
No.5
No.4
No.3
No.2
No.1
Deslocamento do muro (mm)
C
on
c
lu
s
ão
d
o
at
e
r
r
o
U
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s
a
p
ó
s
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c
o
n
c
l
u
s
ã
o
d
o
a
t
e
r
r
o
-20 0 20
-20 0 20
Figura 3.22 – Distribuição do deslocamento horizontal dos blocos.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
87
3.3.9 Field behaviour of a geogrid-reinforced slope
F.H. Ali (1993)
Um talude reforçado com geogrelhas, com 70º de inclinação, foi projetado,
instrumentado e construído na Malásia para recompor um talude rompido de 16 m de
altura. A instrumentação teve como objetivo a medição das forças nos reforços com
strain gages, movimentos horizontais com inclinômetros e verticais com placas de
recalque, células de tensão total e piezômetros. A Figura 3.23 apresenta uma vista geral
do talude rompido juntamente com a instrumentação adotada, enquanto a Figura 3.24
mostra a seção transversal do talude recomposto.
a) vista geral da ruptura do talude b) detalhe da instrumentação
Figura 3.23 – Talude rompido e instrumentação utilizada na reconstrução.
Figura 3.24 – Geometria do talude.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
88
As forças de tração nos reforços foram medidas desde o início da construção até
alguns meses após o seu término. As cargas nas geogrelhas aumentaram linearmente de
acordo com a elevação do talude até o fim da construção, quando atingiram os valores
máximos e, logo após, permaneceram constantes com o tempo (Figura 3.25). A
distribuição das forças de tração está apresentada na Figura 3.26a. O nível inferior de
reforço não apresentou um resultado esperado das forças de tração, provavelmente
devido a algum recalque diferencial da fundação. Já as outras duas camadas superiores
apresentaram resultados coerentes com os utilizados em projeto, com a indicação de
uma superfície potencial de ruptura próxima de uma espiral logarítmica. Os resultados
dos deslocamentos horizontais estão apresentados na Figura 3.26b. O inclinômetro fora
da área reforçada foi o que apresentou maiores deslocamentos, atingindo 30 mm ao fim
da construção, enquanto os maiores deslocamentos foram registrados na zona reforçada
e não ultrapassaram 6 mm. Os maiores deslocamentos aconteceram na cunha de ruptura
hipotética e, após alguns meses, esses deslocamentos tornaram-se desprezíveis.
Figura 3.25 – Forças de tração contra o tempo e altura do aterro para o strain gage #6.
a) forças de tração nos reforços b) movimentos horizontais
Figura 3.26 – Observações da instrumentação do talude.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
89
3.3.10 Field performance test of a geosynthetic-reinforced soil wall with rigid
facing
Y. Tsukada, Y. Ochiai, H. Miyatake, N. Tajiri (1998)
Um protótipo experimental com 8 m de altura foi construído com o objetivo de
se melhorar o conhecimento a respeito de estruturas de solo reforçado com
geossintéticos e de face segmentada com blocos de concreto. O protótipo sofreu uma
sobrecarga de 9,8 kN/m
2
, e o seu comportamento foi observado durante dois anos após
o fim da construção. Durante esse período, o muro foi exposto a chuvas muito fortes e a
terremotos de baixa intensidade. Foi utilizado, como material de aterro, um solo arenoso
com ângulo de atrito interno (φ
s
’= 29º) e peso específico (γ = 18,6 kN/m
3
). A estrutura
foi dimensionada utilizando o método de Leshchinsky (1993) e a geometria adotada está
apresentada na Figura 3.27, juntamente com o detalhamento da instrumentação.
A Figura 3.28a apresenta os deslocamentos da face do muro durante o período
de observação. O deslocamento horizontal máximo medido no fim da construção foi
aproximadamente igual a 70 mm, logo antes da aplicação da sobrecarga. Esses
deslocamentos se desenvolveram com o tempo até atingir um valor máximo aproximado
igual a 100 mm, estabilizando-se com aproximadamente 200 dias. O perfil dos
deslocamentos da face do muro apresentou um formato curvo com o seu pico próximo
da meia altura do muro.
Figura 3.27 – Seção transversal com detalhes da geometria e da instrumentação.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
90
A Figura 3.28b mostra a distribuição de deformação dos reforços, apresentando
seus valores máximos bem próximos à face da estrutura. Segundo os autores, este
comportamento é típico das estruturas com faces mais rígidas. Após o término da
construção, as deformações nos reforços foram aproximadamente iguais a 1%, ou 8,8
kN/m em termos de força de tração, atingindo um valor bem menor do que a resistência
de projeto (29,4 kN/m). A Figura 3.29 apresenta a distribuição do empuxo de solo atrás
da face do protótipo, durante e após a construção, mostrando que em comparação com
os resultados calculados pela teoria de empuxo de solo de Coulomb, os valores obtidos
foram maiores na zona superior e menores na zona inferior.
a) deslocamentos horizontais da face b) distribuição de deformação nos reforços
Figura 3.28 – Deslocamento da face e deformação dos reforços.
3.29 – Distribuição do empuxo de solo atrás da face do muro.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
91
3.3.11 Design and measurements of a reinforced steep slope under motorway
Nuernberg – Berlin
R. Floss, R. Stiegeler (2000)
Para realizar o prolongamento de uma rodovia com seis faixas de tráfego,
autovia Nuernberg-Berlin, foi construído um aterro reforçado com geogrelhas com 15 m
de altura. Sobre a sua crista foi executado um talude com 8 m de altura. O talude
reforçado, com 250 m de comprimento e uma inclinação da face igual a 60º, foi
finalizado em julho de 1998. Foi utilizado, na construção do aterro reforçado, um solo
arenoso juntamente com uma geogrelha com resistência última à tração igual a 110
kN/m, disposta no maciço com um espaçamento vertical constante igual a 60 cm.
Foi realizado um programa de instrumentação, para se avaliar o comportamento
da estrutura, incluindo células de tensão total, extensômetros para medir os
deslocamentos nas geogrelhas, pontos de referência externos e inclinômetros (Figura
3.30).
Figura 3.30 – Geometria e instrumentação do talude.
A Figura 3.31 apresenta resultados dos extensômetros F1 a F4. Esses
deslocamentos são muito menores do que os obtidos pelos medidos na face do talude,
onde atingiram valores da ordem de 35 mm. Os deslocamentos maiores, como o de
todas as outras camadas, ficaram próximos da face. As deformações nos reforços,
correspondentes às distâncias relativas entre dois pontos consecutivos, apresentaram os
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
92
maiores resultados entre os extensômetros F1 e F2, que é onde possui um maior
“degrau” entre as curvas, indicando que a superfície potencial de ruptura deve possuir
uma forma próxima da espiral logarítmica. A deformação máxima obtida para todos os
reforços não ultrapassou 0,33%.
deslocamento (mm)
empuxo de terra (kN/m
2
)
Figura 3.31 – Resultado dos extensômetros instalados nas geogrelhas.
A Figura 3.32 apresenta os resultados obtidos com os inclinômetros. Os
maiores resultados foram registrados no topo do aterro. Porém, ao contrário do que é
usualmente visto, os deslocamentos se iniciaram desde a fundação, indicando que possa
estar ocorrendo algum movimento relativo à estabilidade global do talude.
3.32 – Resultados dos deslocamentos globais medidos pelos inclinômetros.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
93
3.3.12 Geogrid reinforcement for a steep road embankment slope, Kyushu island,
Japan
T. Yamanouchi, N. Fukuda, M. Ikegami (1993)
Em 1984, pela primeira vez no Japão, uma geogrelha foi utilizada como material
de reforço em um talude íngreme de uma rodovia. Para verificar os parâmetros de
projeto, as deformações das geogrelhas e o movimento do talude foram medidos. A
geometria do talude variou entre 3 a 7 m de altura, com 60 m de comprimento. Uma
inclinação da face com 1H:5V foi adotada com o objetivo de se aumentar a área
disponível do local. As Figuras 3.33 e 3.34 apresentam fotos tiradas durante a fase
construtiva do talude reforçado.
Figura 3.33 – Colocação das geogrelhas.
Figura 3.34 – Vista do talude reforçado.
O talude foi projetado utilizando o Método de Jewell et al. (1984). Foi utilizada
uma geogrelha uniaxial com resistência de projeto igual a 31 kN/m, correspondente a
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
94
40% da carga última dos ensaios de tração devido aos fatores de redução para fluência,
com o pico de resistência em 10%. Os parâmetros do solo utilizado em projeto foram: c
= 0 kPa, φ’ = 41º e γ = 17,7 kN/m
3
. Como resultado do dimensionamento, foi adotado
um comprimento de reforço igual a 4,5 m e um espaçamento de 1 m para todo o talude.
Os deslocamentos horizontais e verticais máximos do talude, após o término da
construção, foram 120 mm e 180 mm, respectivamente. Depois disso, esses
deslocamentos atingiram 170 e 240 mm, respectivamente, após a estrutura estar exposta
a chuvas durante oito meses, provando, segundo os autores, que o aterro é resistente
mesmo em condições climáticas severas. Em outras palavras, os autores concluíram que
em aterros dessa natureza, mesmo com a estrutura apresentando certos deslocamentos,
eles tendem a se direcionar para uma condição estável, uma vez que os as tensões dos
reforços só são mobilizadas quando ocorre certo movimento do solo.
A distribuição de deformação nos reforços, medida por meio de strain gages,
está apresentada na Figura 3.35. O resultado das medições indicou deformações
máximas variando dentre 0,15 a 0,30%. O acréscimo de deformação após o término da
construção foi insignificante.
Distância da face do talude (m)
Altura (m)
deformação
geogrelha
distribuição das deformações
3.35 – Distribuição de deformação nas geogrelhas (H é a altura total do aterro).
A partir das deformações obtidas, conforme ilustrado a Figura 3.35, verificou-se
que as tensões atuantes nos reforços são na verdade muito menores do que as previstas
utilizando o método de Jewell et al. (1984). Esse fenômeno ocorreu provavelmente
devido ao fato de que o solo e a geogrelha estarem integrados como um corpo rígido.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
95
3.3.13 Full scale geosynthetic reinforced retaining walls: a numerical parametric
study
W.F. Lee, R.D. Holtz, T.M. Allen (1999)
Como os métodos de cálculo mais utilizados para o dimensionamento de
estruturas de contenção em solo reforçado com geossintéticos tendem a superestimar a
carga nos reforço, foi desenvolvido um trabalho com o objetivo de melhorar o
conhecimento sobre o comportamento dessas estruturas. Nesse trabalho são
apresentados e discutidos os resultados de campo dessa estrutura, que faz parte de uma
ampla pesquisa desenvolvida pela U.S. Federal Highway Administration (FHWA) em
Algonquin, Illinois (CHRISTOPHER, 1993). O solo utilizado foi uma areia bem
graduada com pedregulho, juntamente com uma geogrelha estudada de polietileno, com
resistência de pico igual a 67,7 kN/m e uma deformação na ruptura igual a 16,0%. A
Figura 3.36 apresenta a geometria do muro e o plano de instrumentação.
Figura 3.36 – Geometria do muro e plano de instrumentação.
Os deslocamentos foram medidos de duas formas distintas, incrementalmente
utilizando as leituras externas, ou com relação a uma referência fixa, utilizando
inclinômetros. A Figura 3.37a apresenta os resultados de deslocamento da face,
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
96
indicando um valor de pico próximo da cota 2 m, mantendo-se praticamente constante
até o seu topo com o valor igual a 30 mm. Já os resultados apresentados pelos
inclinômetros (Figura 3.37b), indicam os maiores deslocamentos próximos de 2/3 da
altura da estrutura e não no topo, como é típico para os deslocamentos globais deste tipo
de estrutura. A Figura 3.38 apresenta os resultados de deformação dos reforços, com
valores não superiores a 1,0%, indicando uma superfície potencial de ruptura bem
próxima da face, com o formato de uma espiral logarítmica.
a) deslocamento da face b) deslocamento interno do maciço
Figura 3.37 – Deslocamentos internos e externos do maciço reforçado.
Figura 3.38 – Distribuição das deformações nos reforços medida pelos strain gages.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
97
3.3.14 Monitored displacements of unique geosynthetic-reinforced soil bridge
abutments
N. Abu-Hejleh, J.G. Zornberg, T. Wang, J. Watcharamonthein (2002)
Uma estrutura de solo reforçado com geossintéticos foi construída como
encontro de pontes perto de Denver (EUA), em 1999. Essa foi a primeira estrutura nos
EUA construída com as sapatas diretamente apoiadas sobre o solo reforçado,
eliminando o uso de fundações profundas tradicionais para esse tipo de construção.
Além disso, essa nova técnica apresenta como grande vantagem, a redução dos
recalques diferenciais entre a ponte e o seu encontro, além de permitir a construção por
estágios e uma área de trabalho comparativamente menor. A geometria do talude,
juntamente com a instrumentação, está indicada na Figura 3.39. As geogrelhas
utilizadas sob a sapata (UX6) apresentam resistência última igual a 157,3 kN/m. Foi
aplicado um fator de redução global igual a 5,82 sobre esta resistência. O solo utilizado
foi uma areia bem graduada com silte e pedregulho, com 10,6% de finos. Foi utilizado
no projeto um ângulo de atrito igual a 34º e uma coesão igual a 0 kPa.
Figura 3.39 – Geometria da estrutura.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
98
A Figura 3.40 apresenta as deformações das geogrelhas ao longo das camadas 6
e 10 ao fim da construção da seção frontal do encontro da ponte (estágio I) e também
para a instalação da superestrutura (estágios III a VI). As deformações obtidas foram
muito baixas, alcançando valores máximos próximos de 0,4%. A localização do ponto
de máxima deformação é coerente com o adotado em projeto. A Figura 3.41 apresenta
as deformações dos reforços com o tempo, coletadas a partir dos strain gages durante
28 meses após a abertura para o tráfego. Os resultados mostram que apesar de serem
relativamente baixas, as deformações pós-construção não são desprezíveis.
Camada 6
Camada 10
Figura 3.40 – Distribuição da deformação dos reforços em diferentes estágios.
Deformação (%)
Tempo (número de dias a partir de 01 de janeiro de 1999)
Camada 6, Local C
Camada 6, Local B
Camada 10, Local B
Jun. 1999
Dez. 1999
Jun. 2000
Dez. 2000
Jun. 2001
Out. 2001
Figura 3.41 – Deformações das geogrelhas durante o tempo de serviço da ponte.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
99
3.3.15 Design and construction reinforced soil structures earthworks in Japan
S. Naemura, H. Miki (1996)
Uma estrutura em solo reforçado foi construída em Yamagata, Japão, entre
setembro de 1992 e setembro de 1993, para estabilizar o talude de uma barragem,
principalmente durante a fase de enchimento do reservatório. A geometria do talude foi
composta por um aterro com uma altura máxima igual a 5,6 m e uma inclinação de
1,0V:0,5H. A face foi composta por sacos preenchidos com resíduos de uma escavação
de um túnel e envelopada com geotêxtil.
O aterro reforçado foi construído com um material escavado do próprio local
cujo ângulo de atrito interno é igual a 30º e a coesão nula. Como estava prevista a
instalação de máquinas pesadas no topo da estrutura, ela foi dimensionada com uma
sobrecarga igual a 26 kN/m. A instrumentação foi composta por medidores de
deslocamentos horizontais, piezômetros, medidores de recalque e medição dos
deslocamentos da face (Figura 3.42).
blocos de concreto
geotêxtil
placas de recalque
strain gauges
barras de aço para
ancoragem
deslocamento
da face
Figura 3.42 – Localização dos reforços e da instrumentação.
As forças de tração nos reforços foram relativamente menores nas camadas
inferiores, mas mesmo assim, essas forças foram muito menores do que a resistência de
projeto, como pode ser visto na Figura 3.43. Esse fato pode ser atribuído à coesão que
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
100
foi ignorada no projeto, a qual por meio de ensaios realizados após a construção do
talude, foi verificada ser igual a 36 kPa.
A face do muro de solo reforçado com geotêxtil apresentou um movimento para
dentro do maciço e não para fora, como usualmente acontece (Figura 3.44). Isso é
devido aos recalques da massa reforçada e também à dissipação das pressões neutras.
Após 40 dias, os deslocamentos horizontais passaram a ocorrer para fora do terrapleno.
Figura 3.43 – Distribuição das cargas de tração nos geotêxteis.
Tempo (dias)
dentro fora
Deslocamento horizontal da face (mm)
Figura 3.44 - Deslocamentos horizontais da face.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
101
3.3.16 Geogrid reinforced clay slopes in a test embankment
Y. Liu, J.D. Scott, D.C. Sego (1994)
Um aterro experimental com 12 m de altura, reforçado com geogrelhas e com
45º de inclinação, foi construído em Devon, Alberta, Canadá. O aterro consiste em
quatro diferentes seções: três reforçadas com diferentes geogrelhas, e uma outra não
reforçada. O aterro foi instrumentado com strain gages, extensômetros, inclinômetros e
piezômetros (Figura 3.45). Esse trabalho reporta os resultados referentes aos sete anos
seguintes após o término da construção, que ocorreu em 1987.
Com o objetivo de provocar deslocamentos suficientes no solo, para induzir
deformações nas geogrelhas, foi utilizada uma argila siltosa, selecionada na área
próxima do aterro, com 28º de ângulo de atrito e 13 kPa de coesão, parâmetros esses
obtidos por meio de um ensaio triaxial CD. Trata-se de uma argila inorgânica, de baixa
a média plasticidade. As geogrelhas utilizadas apresentaram resistência última igual a
22, 65 e 90 kN/m. Será dado um enfoque maior para os resultados do talude construído
com uma geogrelha uniaxial com resistência igual a 65 kN/m, fabricada com PEAD.
b) layout das seções reforçadas com
geogrelhas
a) vista geral do aterro c) detalhe da instrumentação
Figura 3.45 – Detalhes construtivos, geometria e instrumentação do aterro.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
102
As deformações de tração nas geogrelhas e os deslocamentos do aterro reforçado
se desenvolveram quase na sua totalidade durante a construção. Como pode ser visto
pela Figura 3.46, a deformação máxima alcançada foi aproximadamente igual a 1,8%,
distante 5 m da face, e se refere a uma camada instrumentada próxima à altura média do
talude. Os resultados são coerentes, pois as deformações eram nulas na face do talude,
atingindo um valor máximo a 5 m de distância da face, e reduzindo novamente para as
distâncias mais afastadas da face. Durante os anos que se seguiram, após o término da
construção, observou-se que não ocorreram deformações dependentes do tempo. A
geração de pressões neutras ocorreu somente na fase construtiva, não sendo observado
nenhum acréscimo durante os períodos chuvosos.
Figura 3.46 – Deformação nas geogrelhas, movimentação do solo e pressões neutras
desenvolvidas para o talude reforçado com uma geogrelha uniaxial.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
103
3.3.17 Evaluation of interaction properties of geosynthetics in cohesive soils:
LTRC reinforced-soil test wall
K. Farrag, M. Morvant (2004)
Foi finalizada, em junho de 1998, pelo Departamento de Estradas da Louisiana,
a construção de um conjunto experimental de estruturas de contenção sobre uma
fundação em argila mole. O solo utilizado foi um silte argiloso (72% silte e 19% argila),
com 24º de ângulo de atrito, 30 kPa de coesão e índice de plasticidade igual a 15. Foram
instrumentadas três seções diferentes, com 6,1 m cada, variando o tipo de reforço e
geometria interna, com face de blocos segmentados de concreto em todas as seções. Os
deslocamentos da face foram medidos em três cotas diferentes (0,8, 2,8 e 4,9 m), como
apresentado na Figura 3.47. Os deslocamentos foram maiores no topo da estrutura para
a seção 1, enquanto para as outras seções, os deslocamentos foram maiores à meia
altura.
deslocamento (polegada) deslocamento (polegada)
deslocamento (polegada)
altura do muro (pé)
altura do muro (pé)
altura do muro (pé)
Seção UX750
Seção UX1400
Seção UX1500
fim da construção
fim da construção
fim da construção
a) seção 1 b) seção 2 c) seção 3
Figura 3.47 – Deslocamento horizontal da face.
A Figura 3.48 ilustra a distribuição de deformação para cada muro. As
deformações máximas ocorreram na seção 1 (3,5% a 1/3 da altura do muro), que foi a
que possuía as geogrelhas de menores resistências à tração, porém com os menores
espaçamentos entre as camadas. A seção 2, que possui geogrelhas mais resistentes e
com maiores espaçamentos, apresentou um pico de deformação igual a 2% a meia altura
do muro. A seção 3, intermediária, apresentou uma deformação máxima igual a 1,2% a
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
104
1/3 da altura da estrutura. Os picos de deformação, de forma geral, encontraram-se nas
camadas inferiores do muro, porém as camadas superiores mobilizaram mais os reforços
ao longo do comprimento. Os locais de máximas deformações para todas as seções
formaram um ângulo menor do que a superfície teórica de ruptura de Rankine (45
o
+
φ/2), porém apresentaram certa semelhança para os resultados medidos na metade
inferior da estrutura, como ilustrado pela Figura 3.49a. A Figura 3.49b mostra que as
maiores deformações ocorreram durante a construção e os movimentos pós-construção
foram mínimos, apresentando até certa relaxação do reforço para algumas camadas.
a) seção 1 b) seção 2 c) seção 3
Figura 3.48 – Distribuição de deformação nos reforços.
a) localização da superfície de ruptura b) deformação com o tempo
3.49 – Comportamento das estruturas instrumentadas.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
105
3.3.18 Design, construction, and monitoring of a 14.9 m high geosynthetic
reinforced segmental retaining wall in a seismically active region
D. Sandri, G. Silver, R. Trazo (2000)
Uma estrutura em solo reforçado com geossintéticos, com a altura variando de
5,0 m até 14,9 m, foi construída no sul da Califórnia, em uma área ativa de terremotos.
O muro construído com face segmentada de blocos de concreto foi a opção
economicamente mais viável. A estrutura foi dimensionada segundo o manual da
NCMA (National Concrete Masonry Association). A estrutura foi instrumentada com o
objetivo de se conseguir medir o comportamento da estrutura após um terremoto. A
geometria do muro, juntamente com o plano de instrumentação, encontra-se na Figura
3.50. Um total de 23 camadas de reforço, com espaçamento variando de 0,30 a 0,61 m,
e comprimento de reforço variando entre 3,0 e 9,1 m, foi utilizado na construção.
Duas geogrelhas diferentes foram utilizadas, uma com 115,3 kN/m e outra com
136,6 kN/m, e com suas respectivas resistências de projeto igual a 38,1 kN/m e 45,1
kN/m. O solo utilizado variou entre uma areia argilosa e uma argila arenosa, com um
ângulo de atrito igual a 32º e uma coesão igual a 24 kPa. A instrumentação da estrutura
consistiu da medição dos deslocamentos da face por meio de estações de topografia e
também os deslocamentos internos com a utilização de inclinômetros.
SI-2
SI-1
zona
reforçada
zona não
reforçada
Maciço
rochoso
talude 2:1
talude 2:1
pontos de
deslocamento da face
inclinômetros
Figura 3.50 – Geometria e plano da instrumentação da estrutura reforçada
(sem escala).
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
106
Os deslocamentos da face atingiram valores máximos horizontais da ordem de
2,5 cm (Figura 3.51), e verticais próximos de 4,0 cm. Com relação aos inclinômetros, os
deslocamentos não ultrapassaram 1,0 cm (Figura 3.52). Os movimentos horizontais e
verticais totais da estrutura foram da ordem de 0,2% a 0,3% da altura total da estrutura,
com a maioria dos deslocamentos ocorrendo nos primeiros oito meses. Esses
deslocamentos foram muito menores do que os previstos, principalmente os
deslocamentos em longo prazo, sendo justificados pelos autores devido ao alto
conservadorismo dos métodos de cálculo. Os autores justificaram esses deslocamentos
em longo prazo devido à consolidação primária característica do tipo de solo utilizado.
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450
número de dias após o fim da construção
deslocamento horizontal total (mm)
3,0
2,5
2,0
1,5
1,0
0,5
0,0
ponto 1 (elevação inicial = 173,3m)
ponto 2 (elevação inicial = 175,9m)
ponto 3 (elevação inicial = 179,8m)
ponto 4 (elevação inicial = 182,7m)
estação 4+50
Figura 3.51 – Resultados dos deslocamentos horizontais da face.
Ladera SI-1 Ladera SI-2
profundidade (m)
profundidade (m)
deslocamento
aculumado (cm)
deslocamento
aculumado (cm)
0,0 0,5 1,0 0,0 0,5 1,0
39 dias
88 dias
107 dias
170 dias
204 dias
256 dias
317 dias
39 dias
170 dias
204 dias
256 dias
317 dias
Figura 3.52 – Resultados dos deslocamentos medidos pelos inclinômetros.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
107
3.3.19 Construction and instrumentation of a highway slope reinforced with high
strength geotextiles
J.G. Zornberg, R.J. Barrows, B.R. Christopher, M.H. Wayne (1995)
A FHWA projetou e supervisionou um talude reforçado com geotêxtil e com
inclinação da face igual a 45
o
, transformando o existente talude não reforçado 2H:1V em
um reforçado 1H:1V. Os 172 m de comprimento e 15,3 m de altura do talude foram
vegetados, causando um mínimo impacto ambiental (Figura 3.53a). O talude foi projetado
utilizando geotêxtil como reforço, requerido para ter não somente uma apropriada
resistência à tração, mas também uma adequada capacidade de drenagem no plano, para
dissipar as pressões neutras que pudessem ser geradas no aterro.
A resistência especificada do geotêxtil variou com a altura do talude seguindo
exigências de resistência de manuais atuais. Como mostrado pela Figura 3.53b, o projeto
final adotou duas zonas reforçadas com espaçamento constante de 0,3 m. Na seção
transversal mais alta da estrutura, o talude reforçado apresenta um total de 50 camadas com
o geotêxtil não tecido. A parte superior foi reforçada com um geotêxtil com resistência
igual a 24,4 kN/m, enquanto a inferior com um geotêxtil com resistência igual a 104,7
kN/m. Como parte desse programa de instrumentação, extensômetros mecânicos
horizontais foram instalados nos geotêxteis, dois inclinômetros foram instalados para
monitorarem os movimentos horizontais dentro da zona reforçada, e piezômetros foram
instalados para avaliarem a geração e dissipação de pressões de água no solo (Figura
3.53b). Solos da própria escavação do alinhamento da rodovia (granito decomposto) foram
utilizados como material de aterro.
a) vista do talude finalizado b) geometria e instrumentação
Figura 3.53 – Detalhes do talude reforçado.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
108
A Figura 3.54 mostra o desenvolvimento dos deslocamentos laterais medidos
pelos inclinômetro SI1 em diferentes elevações após a construção do talude. O talude
apresentou uma rotação de 0,2º, com um deslocamento horizontal máximo igual a 25
mm, correspondente a 0,16% da altura do talude. O inclinômetro SI2 também
apresentou deslocamentos muito pequenos, atingindo um valor máximo igual a 19 mm,
correspondente a uma rotação de 0,1º. Uma das possíveis localizações da tensão
máxima no reforço pode ser inferida pela Figura 3.55. Apesar de os níveis de
deformação serem muito baixos, não ultrapassando 0,2%, a localização máxima
coincidiu com a superfície crítica definida pela análise convencional por equilíbrio
limite, apresentando uma forma parecida com uma espiral logarítmica.
Figura 3.54 – Deslocamentos horizontais medidos pelos inclinômetros.
Figura 3.55 – Distribuição das deformações para o fim da construção.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
109
3.3.20 Performance of instrumented large-scale unreinforced and reinforced
embankments loaded by a strip footing to failure
R.J. Bathurst, J.A. Blatz, M.H. Buerger (2003)
Uma investigação experimental foi realizada para averiguar a carga de ruptura
de uma protótipo com uma sapata corrida apoiada no topo da estrutura. Foram testadas
três estruturas diferentes, duas reforçadas (protótipos 2 e 3) e uma não reforçada
(protótipo 1). A Figura 3.56a ilustra a caixa de testes, enquanto a Figura 3.56b mostra a
seção transversal para o protótipo 2, com uma inclinação da face igual a 51º.
O protótipo 2 foi construído com uma geogrelha de polipropileno relativamente
extensível, com resistência última igual a 19 kN/m, enquanto o protótipo 3 foi
construído com uma mais rígida de PEAD, com resistência igual a 54 kN/m. Foi
utilizada uma areia com resistência de pico variando entre 60º (baixa tensão confinante)
e 50º (alta tensão confinante), e um ângulo de atrito no estado crítico igual a 38º. Foi
realizado um extensivo plano de instrumentação, como ilustrado pela Figura 3.57.
a) vista geral da caixa de testes b) seção transversal do protótipo 2
Figura 3.56 – Caixa de testes e seção transversal típica do protótipo 2.
Cada aterro foi construído em um tempo aproximado de 300 h. O processo de
carregamento era mantido até a estrutura atingir o colapso, sendo que cada estágio de
carregamento foi mantido por 24 h para monitorar o comportamento de fluência. A
carga de ruptura para cada protótipo está apresentada na Figura 3.58a, mostrando que os
protótipos reforçados apresentaram cargas de ruptura superiores ao não reforçado. As
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
110
cargas de colapso sofreram um acréscimo de 1,6 vez para o reforço mais fraco e de 2,0
vezes para o reforço mais rígido. Os autores consideraram colapso, como sendo um
puncionamento bem definido da sapata para dentro do solo. A deformação nos reforços
aumentou com o aumento da sobrecarga, e o ponto de máximo ficou muito próximo do
local de aplicação da carga. As deformações foram maiores para o reforço de PP do que
o de PEAD, para o mesmo carregamento. A Figura 3.58b ilustra a distribuição das
deformações para camada do protótipo 3, obtidas pelos extensômetros.
a) estrutura não reforçada (protótipo 1) a) estruturas reforçadas (protótipos 2 e 3)
Figura 3.57 – Distribuição da instrumentação nas estruturas.
a) carregamento da sapata b) protótipo 3 (HDPE com alta resistência)
Figura 3.58 – Resultados da instrumentação dos protótipos.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
111
3.3.21 An instrumented steep reinforced soil embankment at Andalsnes, Norway
S. Hermann, H.J. Burd (1989)
Em novembro de 1985, um aterro com taludes íngremes foi construído e
instrumentado em Andalsnes, Noruega, com o objetivo de funcionar como uma barreira
para avalanches de neve. O aterro com 6 m de altura e 55 m de comprimento, foi
construído sob uma fundação composta por areia com pedregulhos (Figura 3.59). O solo
utilizado como material de aterro possuía boa drenagem e foi classificado como uma
areia média uniformemente graduada, com o ângulo de atrito no estado crítico igual a
35º e a coesão igual a 0 kPa. O solo foi reforçado com 4 camadas principais de uma
geogrelha com uma resistência última igual a 29 kN/m, dimensionada segundo o
método de Jewell et al. (1984). Um outro tipo de geogrelha, com uma resistência mais
fraca, foi instalado perto da superfície do talude para garantir a estabilidade global da
estrutura. A face do talude foi composta pelo envelopamento da grelha, anexada a uma
malha com uma abertura bem pequena com o objetivo de proteger o solo contra erosão.
Um amplo programa de instrumentação foi aplicado no aterro durante a
construção, com o objetivo de se analisarem os mecanismos de reforço atuantes na
estrutura. Foram instalados células de tensão total, extensômetros magnéticos para
medir os deslocamentos do solo, medidores de deformação das geogrelhas e
termômetros para corrigir a leitura dos instrumentos.
Figura 3.59 – Geometria da estrutura.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
112
A Figura 3.60a ilustra a deformação do solo medida pelos extensômetros
magnéticos. Os resultados medidos são substancialmente menores do que os
antecipados pelos autores. A Figura 3.60b apresenta os resultados das deformações dos
reforços, nove meses após a conclusão da obra, mostrando mais uma vez as baixas
deformações obtidas na estrutura. Devido aos baixos valores, não foi possível identificar
claramente o mecanismo de ruptura da estrutura. A Figura 3.61 apresenta os resultados
das células de tensão total. As tensões medidas foram comparadas com σ
v
, a tensão
vertical média no plano medido calculada com base no peso unitário do solo igual a 17
kN/m
3
. Em todos os casos, a tensão vertical medida excedeu o valor médio calculado.
Segundo os autores, isso é consistente devido ao fato de que todas as medições foram
realizadas perto do centro do aterro, onde se espera que as tensões sejam maiores que o
valor médio, desde que essas sejam iguais a zero na extremidade.
a) deformação do solo b) deformação das geogrelhas
Figura 3.60 – Deformações do solo e dos reforços.
Figura 3.61 – Resultados das células de tensão total.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
113
3.3.22 Comportamento do aterro de solo reforçado da encosta do Belvedere
T.S.M. Ribeiro, M.C. Vincenzo Júnior, J.V. Pires (1999)
Uma estrutura de contenção foi construída e instrumentada como parte de uma
solução de proteção de uma encosta na cidade de Presidente Epitácio/SP (Figura 3.62a),
constituindo-se de um maciço de solo reforçado com geotêxtil não tecido de poliéster,
com gramatura igual a 300g/m
2
. O solo utilizado foi um aluvião de empréstimo (argila
siltosa), e os parâmetros de resistência do material foram: c’= 10 kPa e ø’= 29°. O
aterro, com 7,0 m de altura e comprimento dos reforços igual a 4,8 m, apresentou
camadas com 30 cm de espaçamento na parte inferior do talude, e 60 cm nas camadas
superiores. Sobre o aterro reforçado foi construído um aterro sobrejacente não reforçado
com 5,4 m de altura. O monitoramento da estrutura foi iniciado em meados de abril de
1998. Os instrumentos foram instalados em duas seções transversais, denominadas
seções D e F, cada uma com duas camadas instrumentadas (1/3 e 2/3 da altura da
estrutura). Pela instrumentação instalada nesse aterro, acompanharam-se as deformações
horizontais (extensômetros mecânicos, Figura 3.62b) e verticais (placas de recalque)
decorrentes da construção do maciço e 160 dias após o término.
Figura 3.62 – Seção transversal de projeto.
A Figura 3.63a apresenta os resultados da fase construtiva, a Figura 3.63b os
deslocamentos horizontais para 1/3 da altura da estrutura e a Figura 3.63c os
deslocamentos verticais. Os deslocamentos medidos no aterro reforçado foram
pequenos (23 mm horizontal e 45 mm vertical), sendo que os extensômetros instalados
a 2/3 da altura foram os que apresentaram os maiores deslocamentos. Para ambos os
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
114
extensômetros, os deslocamentos foram maiores bem próximos à face, reduzindo para
dentro do aterro. Durante um período de paralisação da construção sobrejacente,
verificou-se a existência de deslocamentos horizontais em todos os extensômetros,
sugerindo a ocorrência de um processo de fluência. Os deslocamentos verticais
cresceram de maneira uniforme durante a construção, estabilizando-se durante a
paralisação e, mesmo após a continuação da construção, esses permaneceram estáveis.
a)
b)
c)
Figura 3.63 – Resultados dos deslocamentos do maciço reforçado.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
115
3.3.23 Performance of two geotextile reinforced soil slopes
M. Ehrlich, D. Vidal, P.A. Carvalho (1997)
No Brasil, o muro pioneiro de solo reforçado, com 10 m de altura, foi construído
em 1984 para recompor o deslizamento de um talude de 30 m de altura. Construiu-se ao
longo dessa encosta, o aterro de recomposição em três etapas, sendo que a do meio foi
construída em solo reforçado. Esse trecho totaliza mais de 500 m² de área de paramento,
com espaçamento vertical entre as inclusões de 0,6 m e comprimento dos reforços igual
a 7,0 m. Foram utilizados dois tipos de geotêxteis, um tecido e um não tecido, ambos
com resistência à tração não confinada de 22 kN/m, porém com rigidezes diferentes. O
solo utilizado foi um granito decomposto, classificado como uma areia silto argilosa.
Ensaios não drenados de cisalhamento direto resultaram em uma coesão igual a 22 kPa
e um ângulo de atrito igual a 35º. A Figura 3.64 ilustra a geometria do talude reforçado.
a) seção transversal do muro b) seção do aterro e vista frontal
Figura 3.64 – Detalhes do muro de Campos de Jordão.
Foram instaladas células de tensão total, piezômetros, placas de recalque e
extensômetros horizontais acoplados nos reforços (Figura 3.65b). Demonstrou-se que a
estrutura se manteve estável durante e após a construção, mesmo em períodos chuvosos.
Por meio dos piezômetros, durante todo o processo de observação, constatou-se que o
maciço permaneceu isento de pressões neutras positivas. Os movimentos horizontais
medidos na terceira camada de geotêxtil (8,2 m), para onze meses depois da construção,
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
116
foram iguais a 113 mm e 76 mm para o geotêxtil tecido e não tecido, respectivamente,
sendo o ponto de medida distante 1,0 m da face (Figura 3.66). A partir dos resultados,
constatou-se que os deslocamentos se estabilizaram depois de um mês do fim da
construção. A partir desses resultados, os autores concluíram que a movimentação foi
menor para a estrutura reforçada com geotêxtil não tecido do que para aquela com
geotêxtil tecido.
a) vista geral do talude em construção b) extensômetros mecânicos
Figura 3.65 – Detalhes da construção e da instrumentação.
a) medidas dos deslocamentos horizontais b) medidas das tensões totais
Figura 3.66 – Resultados da instrumentação – (a) geotêxtil tecido (b) não tecido.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
117
3.3.24 Full-scale test on a geotextile reinforced retaining structure
B.R. Thamm, B. Krieger, J. Krieger (1990)
Foram construídos quatro muros experimentais com 3,6 m de altura utilizando
geotêxteis e geogrelhas como elementos de reforço. Os muros foram instrumentados
com o objetivo de se monitorarem os deslocamentos da face da estrutura, tensão
horizontal e deformação dos reforços. O solo utilizado foi uma areia com pedregulho,
com um coeficiente de uniformidade menor que 6 e um ângulo de atrito de pico obtido
de ensaios de cisalhamento direto igual a 39º. Foram utilizados dois tipos diferentes de
geogrelha, uma utilizada como reforço principal com resistência à tração última igual a
67 kN/m, e uma outra geogrelha secundária utilizada para estabilidade local da face
durante a construção com uma resistência última igual a 31,5 kN/m. Ensaios de ensaios
de cisalhamento direto foram realizados para determinar a interação solo-reforço,
obtendo-se resultados entre 35º e 36º para o ângulo de atrito de interface.
Os resultados a seguir referem-se a um muro construído com cinco camadas de
reforço, face envelopada, 3,6 m de altura, espaçamento variando entre 0,8 a 1,0 m, e
comprimento constante dos reforços igual a 2,7 m (Figura 3.67). Após a construção, foi
feita a aplicação de uma sobrecarga com um bloco de concreto (2,9 m x 0,9 m)
localizado a 0,5 m da face do muro, no qual se poderia aplicar uma carga de até 2000
kN, com a utilização de um sistema de reação montado no topo da estrutura.
Figura 3.67 – Seção transversal e instrumentação da estrutura ensaiada.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
118
A sobrecarga foi aumentada até atingir uma carga igual a 960 kN, quando o
recalque sobre o bloco de concreto cresceu de 22 para 28 mm, indicando que esse
aumento dos deslocamentos, sem o aumento das cargas, mostra que a construção se
encontra perto da ruptura para esse nível de carregamento.
Durante a construção, foram medidas as máximas tensões horizontais devido
principalmente à compactação das camadas de solo. Essas tensões horizontais, segundo
os autores, decresceram com o tempo, estendendo-se até depois da construção. Após a
construção, a distribuição de tensões mostrou-se muito próxima a um valor constante
com a profundidade. Os autores também ressaltaram que a deformação das camadas
reforçadas mostrou-se praticamente nula ao fim da construção.
A Figura 3.68a apresenta a distribuição dos deslocamentos horizontais da face
durante a fase de carregamento para várias sobrecargas diferentes (96 kN até 1066 kN).
A Figura 3.68b apresenta a distribuição da deformação nos reforços para três camadas
instrumentadas, para as diferentes sobrecargas aplicadas no topo da estrutura.
Para as sobrecargas inferiores a 100 kN, a deformação dos reforços mostrou-se
muito próxima a zero. O ponto de máxima deformação ocorreu a 1,2 m de distância da
face do muro para as duas camadas mais altas. Para a segunda camada, o ponto de
máxima deformação ocorreu a 0,6 m da face do muro.
a) deslocamento horizontal da face b) deformação dos reforços
Figura 3.68 – Resultados da instrumentação.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
119
3.3.25 Instrumented field performance of a 6 m geogrid soil wall
M.R. Simac, B.R. Christopher, C. Bonczkiewicz (1990)
Um muro de solo reforçado com geogrelhas e face de blocos de concreto, com
6,1 m de altura e 15 m de comprimento foi construído com caráter experimental em
Algonquin, Illinois. O monitoramento do comportamento da estrutura foi realizado com
uma extensiva instrumentação, incluindo inclinômetros, extensômetros, strain gages e
células de tensão total. As leituras foram realizadas durante cinco meses, sendo que, nos
três primeiros, foi sem a aplicação da sobrecarga e, nos dois meses restantes, com a
aplicação de uma sobrecarga de 2,1 m de altura com inclinação igual a 1,0V:1,5H. A
geometria do muro está apresentada na Figura 3.69a.
A estrutura foi dimensionada utilizando fatores de redução muito baixos,
inferiores a 1,1 para a estabilidade interna, considerando a estrutura sem sobrecarga,
com o objetivo de se maximizarem as deformações, e com isso forçar o
desenvolvimento de uma superfície de ruptura e aumentar as cargas nos reforços. O solo
utilizado foi uma areia bem graduada com pedregulho, com ângulo de atrito igual a 39º
e uma coesão igual a 0 kPa. O reforço utilizado foi uma geogrelha de poliéster com
resistência à tração última igual a 39 kN/m, com uma deformação igual a 15%.
A Figura 3.69b mostra a distribuição das deformações em cada reforço. A
máxima deformação foi igual a 0,95% a 2,0 m de altura, após a aplicação da sobrecarga,
resultado em uma carga antecipada no reforço igual a 9,2 kN/m. A localização da
superfície potencial de ruptura para o fim da construção se aproximou muito da
distribuição de Rankine. Porém, após a aplicação da sobrecarga, uma superfície espiral
logarítmica ficou mais acentuada. Os autores sugerem a partir desses resultados que a
distribuição de tensões de Rankine é a forma mais apropriada para se calcular a
magnitude e a localização da força máxima nos reforços.
A Figura 3.70a apresenta os resultados dos inclinômetros durante a construção,
atingindo resultados máximos no topo da estrutura iguais a 37 e 20 mm para os
inclinômetros da face e mais distantes da face, respectivamente. Os deslocamentos
máximos indicam que ocorreu uma movimentação correspondente a 1,0% da altura da
estrutura, que já é suficiente para criar um estado ativo de tensões (maior que 0,5%). A
Figura 3.70b apresenta os resultados pós-construção, juntamente com a aplicação da
sobrecarga, mostrando que ocorreu uma significativa movimentação da estrutura,
mesmo antes da aplicação da sobrecarga.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
120
a) geometria e instrumentação b) deformação dos reforços
Figura 3.69 – Geometria, distribuição da instrumentação e deformação dos reforços.
a) durante a construção b) após a construção
Figura 3.70 – Leituras dos inclinômetros.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
121
3.3.26 Review of three instrumented geogrid reinforced soil retaining walls
R.J. Bathurst, M.R. Simac (1991)
Esse trabalho apresenta os resultados de duas estruturas de campo e uma em
laboratório construídas na América do Norte. A seguir serão apresentados os resultados
da primeira estrutura descrita pelos autores, reforçada com geogrelhas, localizada em
London Ontario, no Canadá, como parte do alargamento de uma avenida.
Essa estrutura, com 125 m de comprimento, teve como elementos de face placas
pré-fabricadas de concreto, com altura variando entre 1,25 m e 7,10 m. O solo de aterro
foi composto por uma areia grossa, reforçada por uma geogrelha uniaxial de polietileno
da Tensar (UX1600).
Um total de três painéis foi instrumentado, sendo que, em cada seção, dois
inclinômetros foram instalados até uma profundidade de 2,0 m abaixo do nível do
terreno. Um inclinômetro foi instalado logo atrás da face, e outro a 1,5 m distante da
face, com o objetivo de cruzar a superfície potencial de ruptura de Rankine. Os
resultados dos inclinômetros estão apresentados na Figura 3.71.
Figura 3.71 – Resultados dos inclinômetros.
Os resultados mostram que somente pequenos deslocamentos aconteceram
durante o primeiro mês, e esse fenômeno pode ser explicado devido ao congelamento da
água dentro do solo que aconteceu logo após a estrutura ser finalizada. Após o degelo
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
122
do inverno, deslocamentos mais visíveis puderam ser observados, mas ao final do verão
todos os deslocamentos já se encontravam estabilizados.
O deslocamento máximo medido pelos inclinômetros foi igual a 29 mm, que
corresponde a um deslocamento de aproximadamente 0,4% da altura total da estrutura.
Segundo os autores, os movimentos máximos do muro ficaram dentro dos limites
típicos esperados para estruturas de contenção reforçada com geossintéticos.
As deformações dos reforços foram medidas com strain gages instalados
diretamente nas geogrelhas (limite de 10%), e seus resultados estão ilustrados na Figura
3.72. As máximas deformações registradas foram de aproximadamente 3,5% que,
segundo os autores, encontra-se bem dentro do limite de deformação do material. Em
outras palavras, nesse nível de deformação, a fluência do reforço tende a diminuir com o
tempo, baseado em parâmetros de ensaios de fluência fornecidos pelo fabricante.
As altas tensões na conexão das placas de concreto com os reforços, como
ilustrado pela Figura 3.72, são causadas pelos movimentos relativos entre as placas e
solo adjacente. Como resultado, as máximas deformações registradas foram nas
conexões, em vez de serem mais para dentro do maciço, associadas à superfície
potencial de ruptura de Rankine, como é característico para esse tipo de estrutura.
camada
deformação (%)
7,1m
1
2
3
5
4
7
6
9
8
camada 8
camada 6
camada 4
camada 2
distância da face (m)
10/12/89
29/03/90
19/07/90
24/08/90
Figura 3.72 – Deformação nos reforços.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
123
3.3.27 Comportamento de um muro de solo reforçado
M. Ehrlich, A.J.D. Vianna, F. Fusaro (1994)
Como parte de um programa de recuperação de encostas em Petrópolis/RJ,
visando à reconstrução de uma via de acesso urbano, foi realizada a construção de dois
muros de solo reforçado com geotêxtil não tecido, com gramatura igual a 300 g/m
2
, e
uma argila arenosa como material de aterro Ensaios triaxiais não saturados efetuados
definiram a coesão e o ângulo de atrito do solo iguais a 50 kPa e 33º, respectivamente.
A Figura 3.73 apresenta a seção definida no projeto, com 4 m de altura, 20 m de
comprimento, 2,8 m de comprimento da base, inclinação da face igual à 1H:8V e
espaçamento constante igual a 30 cm entre as camadas de reforço. Blocos de concreto
foram utilizados para proteger a face do talude contra danos mecânicos e evitar a ação
dos raios UV. Além disso, envolvendo a massa de solo argiloso foi prevista uma
camada de material drenante de forma a garantir a não saturação da massa reforçada.
Foram utilizadas placas magnéticas para a detecção dos movimentos verticais,
barras de aço para a determinação dos movimentos horizontais e piezômetros para
verificar a eficiência do material drenante que envolve a massa de solo reforçado na
dissipação das pressões neutras. A Figura 3.73 ilustra a distribuição da instrumentação.
As Figuras 3.74 e 3.75 apresentam os movimentos horizontais medidos a 0,60 m
e 1,60 m da face, com relação a uma barra instalada a 2,4 m da face, respectivamente
para duas seções diferentes do muro, denominadas pelos autores como sendo muro 1 e
muro 2. Os movimentos horizontais nos dois muros foram muito pequenos (inferiores a
1 cm). Além disso, o inclinômetro instalado no muro 1 e as placas magnéticas de
recalque não acusaram quaisquer movimentos perceptíveis. Com relação aos
piezômetros, não se mediram pressões neutras positivas durante o período de leituras.
Análises de estabilidade global, utilizando o método das cunhas, demonstraram
que a massa de solo argiloso compactada poderia manter-se estável sem a presença dos
reforços, apresentando coeficiente de segurança igual a 3,9. Tal condição se verifica
devido a não saturação do solo, originando pressões negativas oriundas das tensões
capilares, que conferem ao material maior resistência ao cisalhamento. Essa é uma das
vantagens do emprego de solos com frações granulométricas finas nesse tipo de projeto,
principalmente os provenientes de países com clima tropical como o Brasil. Porém,
ainda não é prática normal confiar integralmente, em longo prazo, na resistência do solo
não saturado.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
124
Figura 3.73 – Seção de projeto e instrumentação.
Figura 3.74 – Movimentos horizontais no Muro 1.
Figura 3.75 – Movimentos horizontais no Muro 2.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
125
3.3.28 Reinforced soil buttress to stabilize a high natural slope
R. Bonaparte, G.R. Schmertmann, D. Chu, V.E. Chouery-Curtis (1989)
Um talude íngreme reforçado foi construído em Jolla, Califórnia, em 1987, com
o objetivo de se estabilizar um talude natural, uma vez que as análises de estabilidade
não alcançaram o coeficiente de segurança mínimo exigido, igual a 1,5. A Figura 3.76
apresenta a seção transversal pré-existente do talude.
Figura 3.76 – Seção transversal pré-existente do talude.
A estabilidade interna foi realizada utilizando o Método Modificado de Bishop.
O processamento dessa análise teve como resultado a utilização de até 48 camadas de
reforço em uma mesma seção, com espaçamento vertical variando entre 0,3 e 1,8 m, nos
400 m de comprimento da estrutura. A inclinação dos taludes variou entre 35º e 50º, e a
altura entre 18 e 50 m (Figura 3.77).
Figura 3.77 – Seção transversal adotada para uma das seções do talude.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
126
Foi utilizado, como material de aterro, um xisto argiloso proveniente do próprio
talude natural, possuindo parâmetros de resistência igual a 29º para o ângulo de atrito
(φ’) e 19 kPa para a coesão (c’). Uma geogrelha uniaxialmente orientada de polietileno
foi utilizada, possuindo resistência à tração última igual a 110 kN/m.
O programa de instrumentação incluiu dois inclinômetros verticais, um
inclinômetro horizontal, placas de recalque e strain gages acoplados nas geogrelhas. Os
resultados dos inclinômetros verticais estão apresentados na Figura 3.89a. Os
deslocamentos máximos durante a construção foram da ordem de 10 mm no
inclinômetro mais próximo da face, com movimentos pós-construção muito baixos, não
ultrapassando 5 mm. Com relação ao inclinômetro mais afastado da face, esse forneceu
resultados menores ainda quando comparados com o inclinômetro instalado na parte
frontal da estrutura, não atingindo valores superiores que 6 mm.
As deformações nos reforços foram medidas em três elevações diferentes do
aterro. A Figura 3.78b apresenta os resultados para os dois níveis inferiores. Os
resultados registrados foram muito baixos, mostrando que as maiores deformações
ocorreram durante a construção, com valores máximos iguais a 0,4%, e o restante com
um valor médio igual a 0,2%. Os recalques verticais registrados no topo da massa de
solo reforçado variaram entre 3 e 18 mm.
a) deslocamentos medidos pelos inclinômetros b) deformações das geogrelhas
Figura 3.78 – Resultados da instrumentação.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
127
3.3.29 Instrumentação de um muro de solo reforçado com geotêxtil
A.C. Bruno (1997)
Nesse trabalho são apresentados resultados de instrumentação e análise de um
muro de solo reforçado com geotêxteis, executado pela prefeitura da cidade do Rio de
Janeiro, pela Fundação Geo-Rio, com o objetivo de promover a contenção de um talude
instável da Rua Comandante Luís Souto, em Jacarepaguá, no ano de 1995, que havia
sido parcialmente danificado por sucessivos escorregamentos de terra.
O muro possui 13 m de extensão, altura média de 3,9 m e espaçamento vertical
entre os reforços igual a 60 cm. O reforço utilizado foi um geotêxtil não tecido de
poliéster com gramatura igual a 300 g/m
2
. O solo constituinte é uma argila siltosa, em
parte obtida pela escavação realizada para a regularização da seção transversal de
projeto, e outra parte oriunda de uma jazida próxima, ambas com características
bastante semelhantes, com parâmetros efetivos médios iguais a 35º para o ângulo de
atrito e coesão nula. O revestimento da face foi feito com tijolos de concreto e o
acabamento nas laterais do muro com concreto projetado sobre tela metálica fixada com
chumbadores. A Figura 3.79 apresenta detalhes da geometria do muro, juntamente com
a distribuição da deformação.
Figura 3.79 – Seção transversal da estrutura reforçada.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
128
A instrumentação, instalada numa seção central da extensão do muro, consistiu
de 3 inclinômetros e 3 diferentes níveis de reforços onde foram colados extensômetros
elétricos, o que permitiu acompanhar a evolução das movimentações e das tensões
atuantes nos reforços, durante a obra e cerca de 6 meses após a sua conclusão.
Os inclinômetros moveram-se em direções opostas durante a obra, evidenciando
a influência dos esforços de compactação. O inclinômetro instalado próximo à rua
(interior do maciço) movimentou-se 35 mm em direção à mesma, e o instalado junto à
face movimentou-se 27 cm. Considerando que nessa seção o muro tem 3,9 m de altura,
pode-se considerar que a movimentação percentual da face foi igual a 6,92%.
Os resultados dos strain gages foram transformados para força de tração nos
reforços por uma correlação realizada pelo autor utilizando a rigidez de cada reforço
fornecida pelas calibrações em laboratório. Os valores máximos obtidos foram
aproximadamente iguais a 3,0 kN/m para o reforço 1, 2,5 kN/m para o reforço 2, e 3,8
kN/m para o reforço 3. Com isso, a tensão máxima nos reforços obtida pelo autor foi
para a terceira camada instrumentada, ao contrário do que usualmente é encontrado na
literatura. Uma possível causa para esse fenômeno é que a calibração foi feita com o
reforço não confinado e, com isso, o menor confinamento da última camada, em
comparação com as outras camadas, pode ter sido o responsável por essa discrepância
nos resultados. Entretanto, foi possível obter os locais onde os reforços sofreram as
máximas deformações, como ilustrado pela Figura 3.80. Pela figura, é possível observar
a formação de uma superfície potencial de ruptura bem parecida com uma espiral
logarítmica. Fortes chuvas atingiram Jacarepaguá em fevereiro de 1996, causando
grandes estragos na região, mas mesmo assim a obra realizada se manteve estável com
excelente desempenho.
reforço 3
reforço 2
reforço 1
Figura 3.80 – Superfície potencial de ruptura para a estrutura reforçada.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
129
3.3.30 Muros de contenção de solo reforçado com geogrelhas e paramento de
blocos pré-fabricados
G. Reccius (1999)
O muro apresentado faz parte de um conjunto de cinco estruturas de contenção
construído na ampliação das vias de acesso a uma zona industrial na zona norte de São
Paulo, no ano de 1998. Esses muros atingiram alturas máximas da ordem de 9 m,
totalizando 1800 m
2
de face construída. A face dos muros, reforçados com geogrelhas
de polietileno de alta densidade (PEAD), foi composta por blocos segmentados de
concreto. A Figura 3.81 apresenta uma vista de um dos muros construídos neste projeto.
Figura 3.81 – Vista frontal de um dos muros construídos.
Os resultados, a seguir, mostram o comportamento do muro 3, com 5 m de altura
na seção mais alta. No projeto em questão, foi utilizada, como material de aterro, uma
argila siltosa, pouco arenosa, com 26º de ângulo de atrito, coesão nula, 80% de finos
passando pela peneira n
o
200, índice de plasticidade igual a 20 e limite de liquidez igual
a 40%. As propriedades mecânicas das geogrelhas utilizadas não foram fornecidas pelo
autor.
O projeto da instrumentação consistiu na instalação de dois piezômetros
pneumáticos e 24 prismas de reflexão para monitorar as leituras dos deslocamentos
verticais e horizontais da face da estrutura durante a fase construtiva. A Figura 3.82
apresenta uma vista frontal do muro reforçado, juntamente com a disposição dos
piezômetros pneumáticos e dos prismas de controle dos deslocamentos.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
130
prismas de controle
de deslocamentos
piezômetros
pneumáticos
Figura 3.82 – Vista frontal da estrutura instrumentada.
Os piezômetros apresentaram sistematicamente leituras nulas durante todo o
período de monitoramento, indicando que o sistema de drenagem funcionou
adequadamente, uma vez que não ocorreu a formação de pressões neutras positivas. Os
deslocamentos da face foram muito baixos para toda a estrutura, tanto os verticais,
quanto os horizontais, não ultrapassando 13 mm.
A Figura 3.83 apresenta os deslocamentos horizontais e verticais medidos duas
semanas após o fim da construção, para duas seções da estrutura, praticamente com a
mesma altura e seção transversal. Verifica-se que os maiores deslocamentos foram na
metade da altura da estrutura; entretanto, os resultados apresentaram certa divergência
quando comparados os resultados das duas seções, mostrando que os deslocamentos são
de certa forma função da acomodação dos blocos da face.
0
0,5
1
1,5
2
2,5
3
3,5
4
4,5
5
02468101214
deslocamento (mm)
cota (m)
seção P.7 (vertical) seção P.9 (vertical) seção P.7 (horizontal) seção P.9 (horizontal)
A
B
C
Figura 3.83 – Deslocamentos da face.
Capítulo 3 – Revisão da literatura (parte II)
131
3.4 RESUMO DO COMPORTAMENTO DAS ESTRUTURAS REFORÇADAS
A Tabela 3.4 faz um resumo das propriedades mais importantes de cada
estrutura apresentada. Verificou-se que a grande maioria das estruturas (23 casos) foi
construída com solos granulares. Em geral, todas as estruturas apresentaram um bom
comportamento, independente do tipo de solo.
Com relação às superfícies potenciais de ruptura, ocorreu uma grande tendência
de uma forma espiral logarítmica, já que 12 das 30 estruturas analisadas apresentaram
esse formato. Em cinco estruturas, verificou-se uma superfície potencial de ruptura com
a inclinação próxima de Rankine (45º+φ/2), sendo que em todas essas cinco estruturas o
solo utilizado era de composição granulométrica predominantemente granular. Também
foi observado que nas estruturas que utilizaram faces mais rígidas, principalmente
placas de concreto, a superfície potencial de ruptura se encontrou muito próxima à face
da estrutura.
As deformações máximas nos reforços, para as estruturas que não sofreram a
ação de sobrecarga em seu topo, apresentaram valores baixos, variando entre 0,2% até
2,0%. Já as estruturas que tiveram a aplicação de uma sobrecarga apresentaram valores
maiores, dependendo do tipo de reforço e da dimensão da carga aplicada no topo da
estrutura.
O deslocamento da face foi o parâmetro que apresentou maior variabilidade. Os
resultados variaram de 3 mm até 270 mm, não representando com fidelidade a
deformação dos reforços. Os deslocamentos da face sofrem grande influência do
método construtivo e da precisão da instrumentação utilizada.
A relação entre o deslocamento da face e a altura da estrutura (δ/H) apresentou a
mesma discrepância dos deslocamentos da face, não sendo possível observar uma
tendência para esses resultados. Entretanto, das 26 estruturas que forneceram esses
resultados, 23 apresentaram deformações laterais maiores ou iguais que 0,1% com
relação à altura das estruturas que, segundo Lambe & Whitman (1979), é o valor
mínimo para um maciço de areia densa atingir a sua condição ativa. Em duas das três
estruturas que apresentaram valores inferiores a 0,1%, a face da estrutura era composta
por blocos ou placas de concreto, o que auxiliou a reduzir os deslocamentos.
132
Tabela 3.4 – Propriedades mais importantes das estruturas avaliadas.
seção
autores
país
altura da
estrutura
tipo de solo
tipo de
geossintético
tipo de face
sobrecarga
superfície
potencial de
ruptura
deformação
máxima
deslocamento
máximo
δ/H (%)
3.3.1
Wei et al.
(2002)
Singapura
12,0 m
(60º)
areia siltosa
(φ’=33º;
c’=19kPa)
geotêxtil não
tecido (PP)
(75 a 200
kN/m)
geocélulas
preenchidas
com turfa
NR*
espiral
logarítmica
3,0% 11 mm 0,09%
3.3.2
Carruba et
al. (1999)
Itália
4,0 m
(85º)
pedregulho
argiloso
(φ
cv
=40º;
c’=0kPa)
geogrelha
(PEAD)
45kN/m
(PP) 20kN/m
envelopada
com
geotêxtil e
tela soldada
3,5 m
(ruptura)
Rankine 4,0% NR* NR*
3.3.3
Ghionna et
al. (2002)
Itália
3,6 m
(70º)
areia
(φ’=43º;
c’=0kPa)
geogrelha
(30kN/m)
tela soldada
(50kN/m)
envelopada
sapata
(750 kPa)
espiral
logarítmica
30,0%
(ruptura)
60 mm 1,67%
3.3.4
Bathurst et
al. (2000)
Canadá 3,6 m
areia de
praia
(φ’=44º;
c’=0kPa)
geogrelha
(PP)
segmentada ___
espiral
logarítmica
0,6% 70 mm 1,9%
3.3.5
Fannin
(2001)
Canadá
4,8 m
(2V:1H)
areia siltosa
geogrelha
(PEAD)
envelopada
com
geotêxtil
não tecido
3,0m
(2V:1H)
NR* 1,2% NR* NR*
NR* – não registrado; δ - deslocamento máximo da face; H – altura da estrutura
133
Tabela 3.4 – Propriedades mais importantes das estruturas avaliadas (continuação).
seção
autores
país
altura da
estrutura
tipo de solo
tipo de
geossintético
tipo de face
sobrecarga
superfície
potencial de
ruptura
deformação
máxima
deslocamento
máximo
δ/H (%)
3.3.6
Yoo & Jung
(2004)
Coréia 5,0 m
areia
argilosa
(φ’=35º;
c’=5kPa)
geogrelha
(PET)
(55kN/m)
segmentada 5,0 m bi-linear 0,8% 75 mm 1,50%
3.3.7
Christopher
et al. (1990)
EUA
12,6 m
(20V:1H)
areia com
pedregulho
(φ’=45º;
c’=0kPa)
geotêxtil
tecido
(31kN/m a
186kN/m)
envelopada 5,3 m Rankine 0,5% 70 mm 0,56%
3.3.8
Hirai &
Otani
(2000)
Japão 8,0 m
(φ’=35º;
c’=5kPa)
geogrelha
(PEAD)
caixas de
concreto
5,0 m
(1V:1,5H)
Rankine 1,0% 15 mm 0,19%
3.3.9
Ali (1993) Malásia
7,0 m
(70º)
areia com
pedregulho
(φ’=30º;
c’=0kPa)
geogrelha
(PEAD)
vegetação
9,0 m
(25º)
espiral
logarítmica
NR* 6 mm 0,09
3.3.10
Tsukada et
al. (1998)
Japão 8,0 m
solo
arenoso
(φ’=29º;
c’=0kPa)
geogrelha
(PEAD)
(55kN/m)
segmentada 9,8 kPa
próxima da
face
1,0% 100 mm 0,80%
NR* – não registrado; δ - deslocamento máximo da face; H – altura da estrutura
134
Tabela 3.4 – Propriedades mais importantes das estruturas avaliadas (continuação).
seção
autores
país
altura da
estrutura
tipo de solo
tipo de
geossintético
tipo de face
sobrecarga
superfície
potencial de
ruptura
deformação
máxima
deslocamento
máximo
δ/H (%)
3.3.11
Floss &
Stiegeler
(2000)
Alemanha
15,0 m
(60º)
areia
(φ’=35º;
c’=0 kPa)
geogrelha
(PEAD)
(110 kN/m)
envelopada 8,0 m
espiral
logarítmica
NR* 33 mm 0,22%
3.3.12
Yamanouchi
et al. (1993)
Japão
7,0 m
(5V:1H)
solo
granular
(φ’=41º;
c’=0 kPa)
geogrelha
(PEAD)
(31 kN/m)
envelopada ___
espiral
logarítmica
0,3% 120 mm 1,71%
3.3.13
Lee et al.
(1999)
EUA 6,1 m
areia com
pedregulho
(φ’=40º;
c’=0 kPa)
geogrelha
(PEAD)
(68 kN/m)
placas de
concreto
___
espiral
logarítmica
1,0% 33 mm 0,54%
3.3.14
Abu-Hejleh
et al. (2002)
EUA 7,9 m
areia bem
graduada
(φ’=34º;
c’=0 kPa)
geogrelha
(PEAD)
(157 kN/m)
segmentada
115 kPa
(valor
estimado)
NR* 0,4% 6 mm 0,08%
3.3.15
Naemura &
Miki (1996)
Japão
5,6 m
(2V:1H)
talus
(φ’=30º;
c’=36 kPa)
geotêxtil não
tecido
envelopada ___
espiral
logarítmica
2,0% 3 mm 0,05%
NR* – não registrado; δ - deslocamento máximo da face; H – altura da estrutura
135
Tabela 3.4 – Propriedades mais importantes das estruturas avaliadas (continuação).
seção
autores
país
altura da
estrutura
tipo de solo
tipo de
geossintético
tipo de face
sobrecarga
superfície
potencial de
ruptura
deformação
máxima
deslocamento
máximo
δ/H (%)
3.3.16
Liu et al.
(1994)
Canadá
12,0 m
(45º)
argila
inorgânica
(φ’=28º;
c’=13 kPa)
geogrelha
(PEAD)
(65 kN/m)
vegetação ___ NR* 1,8% 120 mm 1,0%
3.3.17
Farrag &
Morvant
(2004)
EUA 6,1 m
silte
argiloso
(φ’=24º;
c’=30 kPa)
geogrelha
(PEAD)
(seção 2)
segmentada ___
espiral
logarítmica
2,0% 13 mm 0,21%
3.3.18
Sandri et al.
(2002)
EUA 14,9 m
areia
argilosa
(φ’=32º;
c’=26 kPa)
geogrelha
(126 kN/m)
segmentada
3,2 m
(1V:2H)
NR* NR* 25 mm 0,17%
3.3.19
Zornberg et
al. (1995)
EUA
15,3 m
(1V:1H)
granito
decomposto
geotêxtil não
tecido e
geotêxtil
composto
vegetação ___
espiral
logarítmica
0,2% 25 mm 0,16%
3.3.20
Bathurst et
al. (2003)
Canadá
4,0 m
(51º)
areia
(φ’=55º;
c’=0 kPa)
geogrelha
(PEAD)
(54 kN/m)
sem face
crescente
(viga de
reação)
Rankine
18%
(850kN)
NR* NR*
NR* – não registrado; δ - deslocamento máximo da face; H – altura da estrutura
136
Tabela 3.4 – Propriedades mais importantes das estruturas avaliadas (continuação).
seção
autores
país
altura da
estrutura
tipo de solo
tipo de
geossintético
tipo de face
sobrecarga
superfície
potencial de
ruptura
deformação
máxima
deslocamento
máximo
δ/H (%)
3.3.21
Hermann &
Burd (1988)
Noruega
6,0 m
(2V:1H)
areia média
(φ’=35º;
c’=0 kPa)
geogrelha
(PEAD)
(29 kN/m)
envelopada,
com malha
contra
erosão
___ NR* 0,8% NR* NR*
3.3.22
Ribeiro et
al. (1999)
Brasil
7,0 m
(2V:1H)
argila
siltosa
(φ’=29º;
c’=10 kPa)
geotêxtil não
tecido
(PET)
concreto
projetado
5,4 m
(1V:2H)
NR* NR* 23 mm 0,33%
3.3.23
Ehrlich et
al. (1997)
Brasil 10,0 m
areia silto
argilosa
(φ’=35º;
c’=22 kPa)
geotêxtil
tecido e não
tecido
(22 kN/m)
blocos de
concreto
10,0 m
(1V:2H)
NR* NR*
113 mm
tecido
76 mm
não tecido
1,13%
tecido
0,76%
não tecido
3.3.24
Thamm et
al. (1990)
Alemanha 3,6 m
areia com
pedregulho
(φ’=39º;
c’=0 kPa)
geogrelha
(67 kN/m)
envelopada
crescente
(sapata)
espiral
logarítmica
2,0%
(1000kPa)
20 mm
(1000kPa)
0,56%
3.3.25
Simac et al.
(1990)
EUA 6,1 m
areia com
pedregulho
(φ’=39º;
c’=0 kPa)
geogrelha
(PET)
(39 kN/m)
segmentada
2,1 m
(1V:1,5H)
Rankine 0,95% 37 mm 0,61%
NR* – não registrado; δ - deslocamento máximo da face; H – altura da estrutura
137
Tabela 3.4 – Propriedades mais importantes das estruturas avaliadas (continuação).
seção
autores
país
altura da
estrutura
tipo de solo
tipo de
geossintético
tipo de face
sobrecarga
superfície
potencial de
ruptura
deformação
máxima
deslocamento
máximo
δ/H (%)
3.3.26
Bathurst &
Simac
(1991)
Canadá 7,1 m areia grossa
geogrelha
(PEAD)
placas de
concreto
___ NR* 3,5%
29 mm
(8meses)
0,40%
3.3.27
Ehrlich et
al. (1994)
Brasil 4,0 m
argila
arenosa
(φ’=33º;
c’=50 kPa)
geotêxtil não
tecido
(PET)
blocos de
concreto
___ NR* NR* 10 mm 0,03%
3.3.28
Bonaparte et
al. (1989)
EUA
24,0 m
(1V:1H)
xisto
argiloso
(φ’=29º;
c’=19 kPa)
geogrelha
(PEAD)
(110 kN/m)
vegetação ___ NR* 0,4% 10 mm 0,04%
3.3.29
Bruno
(1997)
Brasil 3,9 m
argila
siltosa
(φ’=35º;
c’=0 kPa)
geotêxtil não
tecido
(PET)
blocos de
concreto
___
espiral
logarítmica
NR* 27 cm 6,92%
3.3.30
Reccius
(1999)
Brasil 5,0 m
argila
siltosa
(φ’=26º;
c’=0 kPa)
geogrelha
(PEAD)
segmentada ___ NR* NR* 13 mm 0,26%
** potencial; NR* – não registrado; δ - deslocamento máximo da face; H – altura da estrutura
Capítulo 4
MATERIAIS E MÉTODOS
4.1 INTRODUÇÃO
Foram construídos e instrumentados oito protótipos de estruturas de contenção
em solo reforçado, utilizando geotêxteis tecidos e não tecidos, e três diferentes tipos de
solos. A Tabela 4.1 apresenta um resumo das principais características de cada
estrutura, enquanto a Figura 4.1 mostra as vistas frontais dos oito protótipos
construídos.
Tabela 4.1 – Características principais dos geotêxteis e dos solos utilizados.
Geotêxtil Geometria* Solo
Muro
Nome
comercial
Processo de
fabricação
Polímero
Espaçamento
vertical
Granulometria
ABNT 6502
1
Ober
G200
não tecido PET
constante
40 cm
areia média a
grossa
2
Ober
G200
não tecido PET
variável
30 até 60 cm
areia média a
grossa
3
Ober
G250
não tecido PP
variável
de 30 até 50 cm
areia siltosa
4
Propex
10x50
tecido PP
variável
de 30 até 50 cm
areia siltosa
5
Ober
G250
não tecido PP
constante
40 cm
argila siltosa
6
Propex
10x50
tecido PP
constante
40 cm
argila siltosa
7
Ober
G150
não tecido PP
constante
36 cm
areia média a
grossa
8
Propex
10x50
tecido PP
constante
40 cm
areia média a
grossa
* Comprimento das inclusões igual a 3,0 m para todos os reforços.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
139
protótipo 1 protótipo 2
protótipo 3 protótipo 4
protótipo 5 protótipo 6
protótipo 7 protótipo 8
Figura 4.1 – Vistas frontais dos protótipos.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
140
Os muros foram construídos aos pares em unidades confinadas com estruturas de
madeira denominadas módulos. Os muros 1 e 2 foram construídos no módulo 1. Oito
meses após o fim da construção desse módulo, esses muros foram desmanchados para
dar lugar aos protótipos 7 e 8. Os protótipos restantes foram construídos em outros
módulos, sendo possível assim dispor de um tempo maior para analisar o
comportamento, em longo prazo, dessas estruturas. O cronograma da construção dos
muros, juntamente com os dados pluviométricos durante esse período, está apresentado
na Figura 4.2.
0
50
100
150
200
250
300
350
J FMAMJ J ASOND J FMAMJ J ASOND J FMAMJ J ASOND
mês
precipitação (mm)
F
onte: Esal
q
/USP
SPT muros 1 e 2 muros 3 e 4
muros 5 e 6
muros 7 e 8
2002
20042003
última leitura de fluência
desmanche dos muros 1 e 2
Figura 4.2 – Precipitação e cronograma da construção dos protótipos.
A Figura 4.3 apresenta um esquema geral dos módulos básicos, com as
dimensões médias que foram atribuídas a quase todos os protótipos. A Figura 4.4 ilustra
a disposição desses protótipos no local da construção.
4.2 PREPARAÇÃO DA FUNDAÇÃO
Antes do início da construção dos muros, foi feito o nivelamento do terreno com
a equipe de Topografia da Escola de Engenharia de São Carlos/USP, utilizando-se uma
Capítulo 4 – Materiais e métodos
141
estação total. Em seguida, foi realizado o serviço de terraplenagem do terreno com o
auxílio de uma pá carregadeira (Figura 4.5).
Furos de sondagem (SPT) executados no solo de fundação indicaram a presença
de um solo residual de basalto, basicamente composto por uma argila vermelha. Um
perfil simplificado do subsolo pode ser visto na Figura 4.6.
Figura 4.3 – Esquema básico dos módulos.
Figura 4.4 – Disposição dos protótipos, com as fotos das faces frontais e posteriores
dos módulos.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
142
Figura 4.5 – Nivelamento da área de construção dos muros.
Sondagem a percurssão Amostrador tipo Terzagui & Peck
Data: 11/04/02
φ
externo: 34,9mm
Cota: 99,74m
φ
interno: 34,9mm
Revestimento:
φ
63,5mm
N
1
2
2
2
3
2
4
4
5
4
6
6
7
6
8
6
9
9
10
10
11
9
12
8
13
9
14
12
15
12
16
11
17
14
18
29
19
34
Profundidade do nível d'água Avanço a trado: 0,00m a 14,45m
Inicial: 14,00m em 11/04/02 Avanço por lavagem: 14,45m a 19,45m
Final: 12,80m em 12/04/03 Profundidade do revestimento: 18,00m
0 10203040
Número de golpes
Cota em relação ao R.N.
Argila silto arenosa, vermelha escura (aterro compactado)
Argila silto arenosa, mole a média, vermelha escura
Silte argiloso, pouco arenoso, pouco plástico, medianamente
compacto a compacto, variegado, vermelho escuro, amarelo
escuro (solo residual)
Profundidade
da camada (m)
Classificação da camada
0,60
14,00
19,45
N.A.
12,80
Figura 4.6 – Ensaio de SPT para o solo de fundação.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
143
Os índices de SPT obtidos nas sondagens de simples reconhecimento
apresentaram valores muito baixos, com N igual a dois em algumas camadas. Além
disso, pôde-se comprovar a baixa capacidade de carga do solo de fundação após uma
chuva muito forte, quando um caminhão carregado com solo encalhou próximo aos
muros (Figura 4.7).
Figura 4.7 – Caminhão encalhado próximo aos muros.
Com isso, resolveu-se utilizar uma “ficha” nos dois primeiros muros, ou seja, o
muro foi embutido aproximadamente 50 cm na superfície do terreno, inserida para
aumentar a estabilidade externa dos protótipos.
Analisando os resultados de recalque desses dois muros, mesmo após a estação
de chuva, observou-se que não foram significativos e, com isso, chegou-se à conclusão
de não se realizar a construção dessa “ficha” nos módulos seguintes, o que acarretou
economia da construção. Os dois últimos muros (muros 7 e 8), como foram construídos
utilizando a mesma estrutura de madeira dos dois primeiros (muros 1 e 2), também
foram construídos sobre uma ficha (Figura 4.8).
Figura 4.8 – Escavação da ficha.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
144
4.3 MÉTODO CONSTRUTIVO
Todos os protótipos foram construídos utilizando a técnica de solo envelopado.
Visando garantir um comportamento de deformação plana, a geometria do muro foi
definida com 4 m de largura, 4 m de altura e 4 m de comprimento. O sistema de
envelopamento foi desenvolvido com o auxílio de pranchas de madeira apoiadas em
suportes metálicos em forma de cantoneira, com ângulo interno de 78
o
, projetado para
resultar em uma inclinação da face de 1H:5V para os protótipos.
Para a construção de cada camada, foram utilizadas 15 cantoneiras interligadas
por uma barra metálica superior para dobrar o geossintético, impedindo com isso o
puncionamento da manta. Esse sistema de fôrmas, com altura igual a 85 cm, era
colocado sobre a superfície a ser compactada. Numa próxima etapa, o geossintético foi
desenrolado e posicionado de forma que sobrasse o comprimento necessário para
garantir o envelopamento da camada. (Figura 4.9).
Figura 4.9 – Detalhamento construtivo das fôrmas.
Sobre a manta de geotêxtil, o solo foi espalhado com espessura média finalizada
para cada camada igual a aproximadamente 20 cm e, em seguida, compactado (solos
coesivos) ou vibrado (solo granular) com equipamentos manuais (Figura 4.10).
Depois de finalizada a compactação de cada camada, foi escavada uma pequena
vala a aproximadamente 50 cm da face do muro, com 50 cm de largura e 20 cm de
profundidade, na qual a extremidade livre do geossintético foi dobrada e encaixada. Em
seguida, o restante do aterro foi completado, repetindo esse mesmo procedimento para
Capítulo 4 – Materiais e métodos
145
cada camada. Foram utilizados dois conjuntos de fôrmas sobrepostas para cada muro.
Após o término de cada camada, a fôrma da camada inferior era retirada e montada
sobre a camada recém executada, de forma a iniciar-se a execução da camada seguinte.
A Figura 4.11 mostra o detalhamento completo do método construtivo utilizado.
a) placa vibratória b) sapo mecânico
Figura 4.10 – Processo de compactação dos solos utilizados.
Figura 4.11 – Método construtivo de um muro de solo reforçado.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
146
As mantas foram perfeitamente esticadas sobre a superfície do aterro, para que
estivessem sujeitas a estados uniformes de tensão inicial, e consequentemente de
deformação ao longo da largura.
O preenchimento da caixa de ensaio foi feito de três maneiras diferentes. A
primeira, manualmente, com a utilização de carriolas (Figura 4.12a). Para alturas
superiores, maiores que 1,2 m, foi utilizado um guincho fixo, em que dois baldes de 0,6
m
3
se revezavam no carregamento do solo (Figura 4.13). A última solução, e também a
mais utilizada, foi com a utilização de uma retro-escavadeira (Figura 4.12b).
a) carriolas b) retro-escavadeira
Figura 4.12 – Utilização de carriolas e retro-escavadeira, respectivamente.
Figura 4.13 – Processo do preenchimento do muro por meio de guincho e baldes.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
147
O escoramento lateral dos protótipos foi feito com a utilização de pontaletes de
eucalipto cravados no solo com uma profundidade de 1 m e aprumados na vertical. Ao
longo de sua altura, foram instalados três níveis de escoras, também de eucalipto,
cravadas no solo com estacas de 1,0 m de comprimento. Para o fechamento lateral,
foram utilizados sarrafos, espaçados de 40 cm, que suportavam as folhas de madeirite.
A Figura 4.14 apresenta detalhes desse processo construtivo.
Figura 4.14 – Detalhamento construtivo do escoramento lateral dos muros.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
148
Ao mesmo tempo em que foi construído o escoramento lateral, foi construída
também a estrutura do poço de instrumentação localizada no centro dos muros, como
ilustrado pela Figura 4.15. Dentro do poço foi colocada uma camada de 5 cm de brita
para auxiliar na drenagem e na instalação da instrumentação.
Figura 4.15 – Construção do poço de instrumentação.
A qualidade do lançamento e compactação do solo (controle da espessura,
umidade do solo e energia de compactação) foi realizada durante todo o processo
construtivo dos protótipos. O controle da compactação foi feito cravando-se cilindros
com o volume conhecido e depois pesada a massa de solo. A determinação da umidade
foi realizada com a utilização de um “speedy” para o controle no campo, e também com
o auxílio de estufa para a comprovação em laboratório (Figura 4.16).
Figura 4.16 – Cilindro de controle da massa específica e speedy, respectivamente.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
149
4.4 ATRITO LATERAL ENTRE O MACIÇO REFORÇADO E A
ESTRUTURA LATERAL
Com o objetivo de se reduzir o custo da construção, os protótipos foram
construídos em pares (um encostado no outro) e foram lateralmente confinados por duas
paredes longitudinais de madeira. Para garantir que os protótipos alcançassem um
comportamento de deformação plana, a geometria dos muros foi definida com 4 m de
largura, 4 m de altura e 4 m de comprimento. Além disso, em toda a lateral do muro,
foram instaladas duas lonas plásticas com graxa entre elas, de forma a reduzir ao
máximo o atrito entre o solo e a madeira do escoramento (Figura 4.17).
Figura 4.17 – Instalação das lonas plásticas na lateral do muro.
Ensaios de cisalhamento direto foram realizados para medir a resistência ao
cisalhamento de interface entre os solos, o sanduíche de lonas plásticas e a madeira do
escoramento. Os valores medidos do ângulo de atrito de interface estão apresentados na
Tabela 4.2.
Os valores medidos foram menores do que o reportado por Arthur & Roscoe
(1965) para areia seca em contato com vidro (δ = 14
o
). O estudo dos autores mostrou
que o atrito lateral nos muros ensaiados não foi um fator que influenciou as
deformações na seção central da estrutura e, conseqüentemente, o campo de tensões nos
seus modelos. Conclusões similares foram obtidas por Zornberg & Arriaga (2004),
utilizando modelos em centrífuga.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
150
Tabela 4.2 – Resistência ao cisalhamento de interface.
Tipo de solo Ângulo de atrito (
o
)
argila siltosa 5,2
areia siltosa 4,9
areia média a grossa 7,6
A Figura 4.18 mostra uma grande trinca transversal que se desenvolveu no
protótipo 7, paralela à face da estrutura. A forma dessa trinca fornece evidências da
pequena resistência lateral entre o solo e a estrutura de madeira. Em vista disso, a
suposição de deformação plana pôde ser assumida.
Figura 4.18 – Trinca paralela à face do muro.
4.5 CARACTERÍSTICAS DOS SOLOS
4.5.1 Ensaios de caracterização
Três solos diferentes, dois coesivos e um granular, foram utilizados nesse
programa de pesquisa. Os três solos foram ensaiados em laboratório para se obterem os
Capítulo 4 – Materiais e métodos
151
dados necessários para serem utilizados tanto na fase de projeto, como também na
análise dos resultados dos protótipos. A Figura 4.19 apresenta a curva granulométrica
dos três solos utilizados nesse projeto, segundo a NBR 7181.
Figura 4.19 – Curva Granulométrica dos solos utilizados.
De acordo com o Sistema de Classificação Unificado dos Solos (ASTM D
2487), os solos foram classificados como argila pouco plástica com areia (CL), areia
siltosa (SM) e areia média a fina (SP). A classificação granulométrica, descrita pela
ABTN 6502, classifica o solo CL como uma argila siltosa, o solo SM como uma areia
siltosa, e o solo SP como uma areia média a fina.
Os solos também foram classificados segundo a Metodologia MCT (NOGAMI
& VILLIBOR, 1981), descrita pelas normas DNER-ME 258/94 e DNER-ME 256/94.
Segundo essa classificação, o solo CL é uma areia argilosa laterítica, enquanto que o
solo SM é um solo arenoso não laterítico.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
152
A Tabela 4.3 apresenta as classificações dos três solos utilizados nesta pesquisa,
segundo as diferentes metodologias utilizadas.
Tabela 4.3 – Classificação dos solos segundo metodologias diferentes.
Classificação dos Solos
Solo Local Granulométrica Unificada MCT
1 São Pedro areia média a grossa
areia média a fina
(SP)
_____
2 Hortolândia areia siltosa areia siltosa (SM)
solo arenoso
não laterítico
3 Nova Odessa argila siltosa
argila pouco plástica
com areia (CL)
areia argilosa
laterítica
Os limites de Atterberg dos solos foram determinados segundo a NBR 6459
(limite de liquidez) e a NBR 9180 (limite de plasticidade). Os resultados desses ensaios
estão apresentados na Tabela 4.4.
Tabela 4.4 – Limites de Atterberg para os solos coesivos.
Tipo de solo Limite de liquidez Limite de plasticidade Índice de plasticidade
areia siltosa 17% 15% 2
argila siltosa 41% 31% 10
A determinação da massa especifica dos sólidos foi realizada de acordo com a
NBR 6508/84. A Tabela 4.5 apresenta os resultados desses ensaios.
Os índices de vazios máximo e mínimo para o solo arenoso foram obtidos por
meio de ensaios de laboratório segundo a NBR 12004 e NBR 12051, respectivamente.
Foi utilizada, na construção dos protótipos uma densidade relativa igual a 80%,
resultando em um índice de vazios igual a 0,51. A Tabela 4.6 apresenta os resultados do
ensaio de compacidade da areia.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
153
Tabela 4.5 – Massa específica dos sólidos.
Tipo de solo Massa específica dos sólidos (g/cm
3
)
argila siltosa 2,84
areia siltosa 2,68
areia média a grossa 2,67
Tabela 4.6 – Resultados dos ensaios de compacidade da areia.
e
máx
e
mín
CR = 80%
0,70 0,46 e = 0,51
Foram realizados ensaios de compactação utilizando a energia normal de
Proctor, de acordo com as normas NBR 6457 e NBR 7182. A Figura 4.20a apresenta a
curva e os parâmetros ótimos de compactação para a areia siltosa, enquanto a Figura
4.20b apresenta esses resultados para a argila siltosa.
1,78
1,82
1,86
1,90
1,94
7 9 11 13 15 17
Teor de umidade (%)
ρ
d,max
1,24
1,32
1,40
1,48
1,56
1,64
17 19 21 23 25 27 29
Teor de umidade (%)
ρ
d,max
a) areia siltosa b) argila siltosa
umidade ótima = 11,25%
umidade ótima = 24,55%
ρ
d,máx
= 1,93g/cm
3
ρ
d,máx
= 1,56g/cm
3
Figura 4.20 – Curvas de compactação dos solos coesivos.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
154
4.5.2 Ensaios de resistência ao cisalhamento
Foram realizados ensaios triaxiais e de cisalhamento direto para se obterem os
parâmetros de resistência ao cisalhamento dos solos. A seguir serão apresentados os
resultados dos ensaios para cada tipo de solo.
a) Areia média a grossa
A Figura 4.21a mostra as curvas do ensaio triaxial realizados com o solo
arenoso, enquanto a Figura 4.21b apresenta as curvas dos ensaios de cisalhamento
direto. Analisando a Figura 4.21, percebe-se certa dificuldade em definir o pico de
resistência para cada ensaio realizado, dificultando se obter os parâmetros de resistência
ao cisalhamento. Com isso, foi traçado um gráfico, conforme apresentado na Figura
4.22, em que é possível ver o desenvolvimento da resistência ao cisalhamento para cada
deformação dos ensaios.
Verifica-se, para o ensaio triaxial, que o pico da resistência de atrito foi atingido
para uma deformação de 2%, obtendo um comportamento constante após esse valor. Em
relação à coesão, o pico ocorreu na deformação igual a 0,5%, apresentando um
decréscimo após esse instante, até atingir um equilíbrio após 2%. Admitindo 2% como o
local da resistência de pico, os parâmetros de resistência ao cisalhamento para essa
deformação serão iguais a 32
o
para o ângulo de atrito interno e 16 kPa para a coesão.
Com relação à variação da resistência ao cisalhamento com o deslocamento
(Figura 4.22), para o ensaio de cisalhamento direto, os resultados apresentaram certa
flutuação, porém com certa tendência de estabilização do ângulo de atrito para
deslocamentos maiores que 4 mm, atingindo valores próximos a 34º. Com relação à
coesão, esta atinge um valor de pico perto de um deslocamento igual a 1,25 mm,
apresentando, em seguida, um decréscimo bastante acentuado, com uma tendência de se
anular quando o solo passar a se mover com volume constante.
Os ensaios de cisalhamento direto e triaxiais foram realizados utilizando-se a
umidade de campo (5,2%), para se estudar o efeito da coesão aparente sobre os
parâmetros de resistência do solo. Em ambos os ensaios, a coesão atingiu um valor de
pico bem alto para uma areia, próximo de 27 kPa. Porém, como esperado, a coesão
obtida no ensaio de cisalhamento direto anulou-se quando o corpo de prova atingiu a
Capítulo 4 – Materiais e métodos
155
fase de cisalhamento em volume constante, enquanto que a coesão obtida no ensaio
triaxial manteve um valor constante igual a 15 kPa.
0
100
200
300
400
500
0 5 10 15
deformação (%)
(
σ
1 -
σ
3) kPa
50 kPa 100 kPa 200 kPa
0
20
40
60
80
100
120
140
160
012345
ε
(mm)
τ
(kPa)
50 kPa 100 kPa 200 kPa
a) ensaio triaxial
b) ensaio de cisalhamento direto
Figura 4.21 – Ensaios de resistência ao cisalhamento com a areia.
0
4
8
12
16
20
24
28
32
36
0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0
deformação (%) - triaxial deslocamento (mm) - cisalhamento direto
Triaxial
coesão (kPa)
ângulo de atrito
Cisalhamento direto
coesão (kPa)
ângulo de atrito
Figura 4.22 – Variação da resistência ao cisalhamento.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
156
Como as curvas obtidas pelos ensaios de resistência ao cisalhamento não
forneceram um pico bem definido, serão adotados, como parâmetros para projeto e para
análises dos resultados, os valores obtidos nos ensaios triaxiais para a deformação igual
a 2%, ou seja, 32
o
para o ângulo de atrito e 15 kPa para a coesão. Quando nas análises
se considerar o material de aterro seco ou saturado, a coesão do solo será considerada
igual a zero.
b) Areia siltosa
A Figura 4.23 mostra as curvas dos ensaios triaxiais realizados com a areia
siltosa. Pelo gráfico é possível ver que o material rompe segundo um comportamento
plástico com endurecimento, uma vez que a tensão desviatória (σ
1
- σ
3
) permanece
crescendo com o aumento da deformação. Para se ter uma melhor visão de como o solo
está se comportando, foi traçado um gráfico, Figura 4.24, em que se mostram as
variações do ângulo de atrito e da coesão com as deformações axiais.
0
100
200
300
400
500
600
012345678910
deformação (%)
(
σ
1 -
σ
3) kPa
50 kPa 100 kPa 200 kPa
Figura 4.23 – Ensaio triaxial com a areia siltosa.
Da Figura 4.24, é possível notar que o ângulo de atrito cresce até 5% de
deformação e depois se mantém constante com a deformação do corpo de prova. A
Capítulo 4 – Materiais e métodos
157
coesão do solo apresenta um crescimento muito rápido até 1%, mantendo-se constante
com pequenas flutuações com a deformação. Como uma forma de uniformidade para os
três solos utilizados, serão adotados os valores obtidos para 2% de deformação, da
mesma forma que foi utilizado para o solo arenoso. Com isso, os valores a serem
utilizados serão 27
o
para o ângulo de atrito e 55 kPa para a coesão.
0
10
20
30
40
50
60
012345678910
deformação (%)
parâmetros de resistência ao cisalhamento
coesão (kPa) ângulo de atrito
Figura 4.24 – Variação da resistência ao cisalhamento para a areia siltosa.
c) Argila siltosa
A Figura 4.25 apresenta as curvas do ensaio triaxial realizado com a argila
arenosa, enquanto a Figura 4.26 apresenta a variação dos parâmetros da resistência com
a deformação. Da mesma forma que aconteceu com a areia siltosa, a argila siltosa
também apresentou um crescimento da coesão muito rápido até 1%, atingindo 74 kPa, e
logo após certa queda até 4% de deformação, mantendo-se praticamente constante com
pequenas variações após 4%, com um valor médio de 55 kPa.
Com relação ao ângulo de atrito, nota-se um crescimento até 10% de
deformação, alcançando um valor igual a 26º e, a partir daí, manteve-se constante.
Como já foi mencionado anteriormente, nas análises dos resultados dos protótipos,
serão utilizados os valores obtidos para 2% de deformação. Com isso, o ângulo de atrito
Capítulo 4 – Materiais e métodos
158
será de 13º e a coesão de 68 kPa. A Tabela 4.7 apresenta um resumo com os parâmetros
de resistência ao cisalhamento para cada solo ensaiado.
0
100
200
300
400
500
600
051015
deformação (%)
(
σ
1
-
σ
3
) kPa
50 kPa 100 kPa 200 kPa
Figura 4.25 – Ensaio triaxial com a argila siltosa.
0
10
20
30
40
50
60
70
80
051015
deformação (%)
parâmetros de resistência ao cisalhamento
coesão ângulo de atrito
Figura 4.26 – Variação da resistência ao cisalhamento para a argila siltosa.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
159
Tabela 4.7 – Parâmetros de resistência ao cisalhamento dos solos ensaiados.
deformação
2% de deformação deformação residual
Tipo de solo
φ
c
φ
c
areia média a grossa 32º 15 kPa 32º 15 kPa
areia siltosa 27º 55 kPa 30º 55 kPa
argila siltosa 13º 68 kPa 27º 54 kPa
4.6 CARACTERÍSTICAS DOS GEOSSINTÉTICOS
Foram utilizados, na execução dos protótipos, geotêxteis tecidos e não tecidos,
fabricados pelas empresas Propex e Ober S/A, respectivamente. Além do método de
fabricação dos geotêxteis, foram utilizados três diferentes tipos de geotêxteis não
tecidos, variando-se os polímeros, a gramatura e a resistência à tração. A Figura 4.27
mostra uma foto dos geossintéticos utilizados no projeto, prontos para serem utilizados.
Figura 4.27 – Geotêxteis utilizados no projeto.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
160
4.6.1 Ensaios de Gramatura e Espessura
A Tabela 4.8 apresenta os resultados dos ensaios de gramatura e espessura de
cada geotêxtil utilizado na pesquisa. Os ensaios de gramatura foram realizados de
acordo com a NBR 12568 e os de espessura segundo a NBR 12569.
Tabela 4.8 – Resultados dos ensaios de gramatura e espessura.
tipo de geotêxtil
Gramatura
(g/m
2
)
coeficiente
de variação
c
v
(%)
espessura
(mm)
coeficiente
de variação
c
v
(%)
Propex 10x50 – PP (tecido) 204,4 1,20 1,26 9,51
G150 – PP (não tecido) 175,0 8,32 2,04 6,65
G200 – PET (não tecido) 166,3 5,15 2,66 4,21
G250 – PP (não tecido) 251,4 8,82 2,35 8,44
4.6.2 Ensaios de resistência à tração
Foram realizados ensaios de tração de faixa larga nos geotêxteis, segundo a NBR
12824. A Tabela 4.9 apresenta os resultados dos ensaios de tração longitudinal,
enquanto a Tabela 4.10 apresenta os resultados dos ensaios de tração transversal.
4.6.3 Dano Mecânico
Após desmanchar os muros 1 e 2 para a construção dos muros 7 e 8, foram
retiradas amostras dos geotêxteis, do interior do solo, para avaliação dos danos
mecânicos, e amostras da face que ficaram expostas ao sol por aproximadamente 200
dias, para se analisar a degradação de UV.
Os ensaios foram realizados com o geotêxtil não tecido de poliéster com
gramatura de 200g/m
2
. A Tabela 4.11 apresenta os resultados obtidos para o sentido
Capítulo 4 – Materiais e métodos
161
longitudinal, enquanto a Tabela 4.12 apresenta os resultados para o sentido transversal.
As curvas força x deslocamento resultantes dos ensaios são apresentadas no Anexo
12.1.
Tabela 4.9 – Resultados dos ensaios de resistência à tração longitudinal.
coeficiente de variação
c
v
(%)
tipo de geotêxtil
resistência
à tração
T
ult
(kN/m)
deformação
na ruptura
ε
r
(%)
resistência (T)
deformação (ε)
Propex 10x50 – PP 54,24 27,75 3,91 10,73
G150 – PP 6,28 71,40 6,45 7,29
G200 – PET 4,62 94,71 14,34 9,83
G250 – PP 8,83 69,43 23,68 2,30
Tabela 4.10 – Resultados dos ensaios de resistência à tração transversal.
coeficiente de variação
c
v
(%)
tipo de geotêxtil
resistência
à tração
T
ult
(kN/m)
deformação
na ruptura
ε
r
(%)
resistência (T)
deformação (ε)
Propex 10x50 – PP 13,94 22,67 3,88 10,00
G150 – PP 10,01 65,68 12,91 9,35
G200 – PET 8,12 95,85 10,42 3,57
G250 – PP 16,68 49,36 9,78 5,70
A partir dos resultados pode-se perceber que houve um enrijecimento do
geotêxtil, diminuindo a deformação na ruptura. Além disso, ocorreu uma queda na
resistência à tração do geotêxtil para as amostras que ficaram expostas ao sol durante
200 dias.
Com relação aos valores dos coeficientes de variação obtidos pelos ensaios de
tração não confinada, realizados no sentido longitudinal de fábrica, os ensaios de tração
Capítulo 4 – Materiais e métodos
162
não revelaram mudanças significativas nesses resultados, apesar das mudanças na
resistência à tração e na deformação na ruptura.
Para as amostras ensaiadas no sentido transversal de fábrica, sentido esse em que
o reforço foi submetido na construção do protótipo, essas apresentaram uma redução no
coeficiente de variação com relação aos resultados obtidos para o dano de instalação,
para as amostras retiradas no interior do maciço.
Porém, um acréscimo considerável ocorreu no coeficiente de variação, tanto
para a resistência à tração quanto para a deformação na ruptura, para as amostras
expostas à ação dos raios UV.
Tabela 4.11 – Resultados dos ensaios de resistência à tração no sentido longitudinal.
Coeficiente de variação
c
v
(%)
Tipo de amostra
Resistência
à tração
T
ult
(kN/m)
Deformação
na ruptura
ε
r
(%)
Resistência (T)
Deformação (ε)
Virgem 4,621 94,71 14,34 9,826
Interior do maciço 4,922 56,16 12,70 10,67
Exposta ao sol 2,591 33,78 12,29 14,05
Tabela 4.12 – Resultados dos ensaios de resistência à tração no sentido transversal.
Coeficiente de variação
c
v
(%)
Tipo de amostra
Resistência
à tração
T
ult
(kN/m)
Deformação
na ruptura
ε
r
(%)
Resistência (T)
Deformação (ε)
Virgem 8,116 95,85 10,42 3,568
Interior do maciço 7,953 54,74 8,255 15,64
Exposta ao sol 5,096 31,68 20,89 10,34
Capítulo 4 – Materiais e métodos
163
4.6.4 Ensaios de Fluência
Foram realizados ensaios de fluência não confinada com os geotêxteis não
tecidos na direção de carregamento a que foram submetidos no campo. As Figuras 4.28,
4.29 e 4.30 apresentam os resultados dos ensaios de fluência para os geotêxteis G150,
G200 e G250, respectivamente, incluindo as curvas de deformação com o tempo e as
suas isócronas.
y = 4,97Log(x) + 43,69
R
2
= 0,952
y = 1,89Log(x) + 28,78
R
2
= 0,989
y = 1,51Log(x) + 14,37
R
2
= 0,984
0
10
20
30
40
50
60
70
0,01 0,1 1 10 100 1000 10000
Log(horas)
Deformação (%)
10% 30% 50%
0
10
20
30
40
50
60
0 102030405060
Deformação (%)
% da carga última
0,01 h 0,1 h 1 h 10 h 100 h 1000 h
a) curvas de fluência a) isócronas
Figura 4.28 – Ensaios de fluência do geotêxtil G150 (PP).
y = 1,00Log(x) + 45,43
R
2
= 0,983
y = 0,86Log(x) + 31,10
R
2
= 0,984
y = 0,81Log(x) + 21,08
R
2
= 0,977
y = 0,66Log(x) + 13,05
R
2
= 0,980
0
10
20
30
40
50
0,01 0,1 1 10 100 1000 10000
Log(horas)
Deformação (%)
10% 20% 30% 50%
0
10
20
30
40
50
60
0 1020304050
Deformação (%)
% da carga última
0,01 h 0,1 h 1 h 10 h 100 h 1000 h
a) curvas de fluência a) isócronas
Figura 4.29 – Ensaios de fluência do geotêxtil G200 (PET).
Capítulo 4 – Materiais e métodos
164
y = 5,24Log(x) + 37,98
R
2
= 0,931
y = 2,57Log(x) + 25,92
R
2
= 0,954
y = 1,78Log(x) + 18,38
R
2
= 0,8858
0
10
20
30
40
50
60
0,01 0,1 1 10 100 1000 10000
Log(horas)
Deformação (%)
10% 30% 50%
0
10
20
30
40
50
60
0 102030405060
Deformação (%)
% da carga última
0,01 h 0,1 h 1 h 10 h 100 h 1000 h
a) curvas de fluência a) isócronas
Figura 4.30 – Ensaios de fluência do geotêxtil G250 (PP).
Para averiguar a influência da carga aplicada nas deformações ao longo do
tempo, procedeu-se a um ajuste das curvas (deformação (%) x tempo (log)) utilizando-
se a seguinte função logarítmica ε(%) = a + b.log(t), em que a e b são constantes, ε é a
deformação e t é o tempo em horas.
O coeficiente angular da reta gerada pelo ajuste dos dados serviu de parâmetro
para quantificar a susceptibilidade à fluência dos geotêxteis. Os valores de b
(coeficiente angular) demonstram a dependência com a carga aplicada, denotando a
relação crescente entre o nível de carregamento e as deformações ao longo do tempo. A
Tabela 4.13 apresenta os resultados ajustados para a função acima.
Para o geotêxtil G200/PET, não houve aumento significativo de b com o
aumento das cargas. Com relação aos geotêxteis fabricados a partir de fibras de
polipropileno, G150 (PP) e G250 (PP), observou-se um aumento significativo de b
quando a carga aplicada passou de 30% para 50%.
Pode-se observar também da Tabela 4.13 que os geotêxteis de polipropileno
apresentam coeficientes angulares consideravelmente maiores que o geotêxtil de
poliéster em todas as cargas. Essa diferença no comportamento quanto à fluência é
ainda maior quando as cargas atingem 50%
Isso vem a corroborar com informações disponíveis na literatura em que
geotêxteis fabricados com fibras de poliéster apresentam um comportamento de fluência
mais reduzido do que os de polipropileno, fato importante quando se objetiva utilizá-lo
como reforço.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
165
Tabela 4.13 – Resultados ajustados para a função logarítmica.
Geotêxtil Carga aplicada Deformação total (%) a b R
2
10% 18,72 14,37 1,51 0,984
30% 34,25 28,78 1,89 0,989
G 150-PP
50% 62,36 43,69 4,97 0,952
10% 15,16 13,05 0,66 0,981
20% 23,41 21,08 0,81 0,977
30% 33,59 31,10 0,86 0,984
G 200-PET
50% 48,50 45,43 1,00 0,983
10% 24,66 18,38 1,78 0,886
30% 34,59 25,93 2,57 0,954
G 250-PP
50% 57,58 37,98 5,24 0,931
4.7 INSTRUMENTAÇÃO
Três medidas de deslocamento dos muros foram avaliadas durante e após a
construção pela instrumentação, quais sejam, medidores de deslocamento da face,
extensômetros magnéticos verticais e medidores de deslocamentos horizontais dos
reforços (tell tails), conforme ilustrado pela Figura 4.31. Os detalhes da instrumentação
encontram-se a seguir.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
166
tell tails
solo reforçado
poço
peso
camada de fundação
elevação 1
elevação 2
elevação 3
elevação 4
elevação 5
tell tails
tell tails
tell tails
tell tails
observação
externa da face
7
6
5
4
32
1
pontos de tell tail
poste de referência
extensômetros verticais
1
2
3
4m
50cm
80cm
80cm
1,0 m 1,0 m 1,0 m
Figura 4.31 – Instrumentação do protótipo.
4.7.1 Medidores de deslocamento da face
Foram utilizados dois sistemas diferentes para se medir os deslocamentos da
face. Nos muros 1 e 2, os deslocamentos da face foram acompanhados ao longo do
tempo, medindo-se a distância de pontos localizados no centro de cada camada, até um
paramento fixo, por meio de uma régua graduada com nível. A resolução dessa medida
atingiu 1 mm. A Figura 4.32 apresenta o esquema do sistema utilizado.
Nos muros restantes, as leituras foram realizadas pela topografia, utilizando-se
uma estação total. A Figura 4.33 apresenta fotos dessa medição.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
167
4m
poste
d
x
d
y
d
total
Figura 4.32 – Sistema para acompanhar o deslocamento da face.
Figura 4.33 – Medição dos deslocamentos da face utilizando equipamentos de
topografia.
4.7.2 Extensômetros magnéticos verticais
Foram utilizados medidores magnéticos de recalques, projetados e construídos
em laboratório, para se medirem os deslocamentos verticais do maciço de solo
reforçado. Esse sistema de medida constitui-se em placas magnéticas acopladas em
tubos de PVC. Estas placas são quadradas com 20 cm de lado e feitas também de PVC.
Sobre cada uma delas apoia-se um ímã, formando um transdutor magnético.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
168
As leituras dos deslocamentos são efetuadas introduzindo-se, no tubo de PVC,
uma haste de alumínio graduada que possui um “reed switch” na ponta. Ao se
aproximar do ímã, fecha-se um circuito elétrico que aciona o indicador sonoro de um
multímetro ligado ao sensor. O indicador sonoro é acionado quando a ponta da haste
entra no campo magnético do ímã. As leituras foram realizadas quando o indicador
sonoro parava de apitar exatamente na parte superior e inferior do ímã. Nesses pontos,
eram realizadas as leituras com a utilização da haste graduada. O ponto exato em que se
encontra o ímã é a média entre as duas leituras. A resolução desse sistema de leitura é
de 1 mm. A Figura 4.34 apresenta um esquema desta instrumentação.
Figura 4.34 – Extensômetro magnético utilizado.
4.7.3 Medidor de Deslocamento horizontal dos reforços
As deformações internas dos geotêxteis foram obtidas por meio de tell tails
(Figura 4.35). Esse dispositivo de medição consiste em fios inextensíveis de aço
inoxidável de 0,35 mm de diâmetro, encapsulados por mangueiras de nylon, com uma
extremidade livre (Figura 4.36) e a outra fixa em um ponto de leitura fixo ao longo do
comprimento do geotêxtil. A extremidade livre é composta por pesos de 500g de aço
trefilado, cobertos por uma camada de tinta anti-oxidante.
Capítulo 4 – Materiais e métodos
169
geotêxtil
fio de aço inox envolto por
uma mangueira de nylon
extremidade livre do tell tail
poço
face do muro
tell tail grampeado
no geotêxtil
dx
Figura 4.35 – Esquema de uma manta instrumentada com tell tails.
Figura 4.36 – Extremidade livre do tell tail.
Os deslocamentos das extremidades livres dos fios, situadas em um poço aberto
atrás do muro, foram acompanhados ao longo do tempo. O registro dos deslocamentos
foi feito com um paquímetro digital. A resolução de todo o sistema foi igual a 1 mm. A
partir dos valores de deslocamentos de pontos contíguos e da distância conhecida entre
eles, foi possível obter a deformação média entre esses dois pontos. Além disso, foi
possível acompanhar os deslocamentos da face pelos pontos presentes mais perto da
face.
Capítulo 5
ANÁLISE DO PROTÓTIPO 1 SOB CONDIÇÕES DE TRABALHO
5.1 INTRODUÇÃO
Neste capítulo serão apresentados os resultados do protótipo 1, construído com
geotêxtil não tecido agulhado de poliéster e com o solo 1 (areia média a grossa). Como
existe um volume muito grande de dados para cada protótipo construído, este capítulo,
além de mostrar os resultados do protótipo 1, apresentará, em detalhes, a metodologia
de análise utilizada, que será comum às estruturas restantes.
O protótipo 1 foi construído em um período de baixa precipitação, porém logo
após um período de grandes chuvas, o que resultou em um solo de fundação com alta
umidade e, conseqüentemente, baixa capacidade de suporte, conforme foi mostrado
pelos ensaios de SPT apresentados na Figura 4.6 do Capítulo 4. Em vista disso, decidiu-
se construir uma ficha com a mesma areia utilizada na confecção do protótipo, com 0,5
m de profundidade, para aumentar a capacidade de carga do solo de fundação. A Figura
5.1 apresenta uma foto do Protótipo 1.
O método de cálculo utilizado para dimensionar esse protótipo foi o descrito por
Mitchell & Villet (1987), admitindo um mecanismo de ruptura linear passando pelo pé
da estrutura e formando com a horizontal um ângulo igual a 45
o
+φ/2. Esse muro foi
projetado com todos os fatores de redução iguais a 1,0, utilizando os parâmetros de
resistência ao cisalhamento do solo em condição saturada, reduzindo assim a coesão
aparente à zero.
Como resultado, a geometria adotada para a estrutura implicou um espaçamento
constante de 0,4 m, com um comprimento de reforço igual a 3,0 m, e um comprimento
de envelopamento igual a 1,0 m. A Figura 5.2 apresenta detalhes da instrumentação e a
da sua geometria.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
171
Figura 5.1 – Vista frontal do protótipo 1.
Figura 5.2 – Geometria adotada na construção do protótipo 1.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
172
5.2 RESULTADOS DE DESLOCAMENTO DOS TELL TAILS
Os resultados dos deslocamentos internos do maciço reforçado, registrados pelos
extensômetros horizontais (tell tails), estão apresentados na Figura 5.3. Após uma
rigorosa interpretação dos dados, percebeu-se que a estrutura de madeira do poço, em
que foram instalados os extensômetros, apresentou uma movimentação bem pequena.
Para os reforços relativamente mais rígidos, com deslocamentos bem pequenos, essa
movimentação do poço poderia afetar os resultados de deformação dos reforços. Em
vista disso, adotou-se, como referência, o tell tail mais afastado, relativo à face da
estrutura e, com isso, conseguiu-se reduzir a variação causada pela movimentação das
paredes do poço de instrumentação a valores muito pequenos. Com isso, se algum
deslocamento ocorresse na barra de instrumentação, instalada no poço, esta se
movimentaria igualmente para todos os pesos dos tell tails, eliminando os
deslocamentos da estrutura de madeira do poço. A Figura 5.3 apresenta os resultados de
deslocamento de cada ponto de tell tail instalado no protótipo.
Os deslocamentos, em geral, foram muito pequenos, atingindo valores máximos
iguais a 13 mm para a camada instalada a 2,0 m de altura. Para as elevações restantes,
esses deslocamentos não ultrapassaram, em nenhum ponto, 10 mm. Além disso, foi
visível uma tendência maior dos deslocamentos para os tell tails mais próximos da face.
Mesmo pequenos, os deslocamentos aumentaram com o tempo, principalmente
para as últimas leituras. Esse aumento dos deslocamentos para as últimas leituras foi,
principalmente, devido ao fato de que a estrutura passou por um período de fortes
chuvas de verão, acarretando um acréscimo na umidade do solo, e possivelmente perda
da coesão aparente e aumento do peso específico do solo, causando com isso um
acréscimo nas forças de tração nos reforços.
Duzentos dias aproximadamente após o término da construção, o protótipo teve
que ser desmanchado para dar lugar a uma outra estrutura experimental (muro 7),
limitando a interpretação dos deslocamentos em longo prazo para um período superior a
esse tempo de leituras.
Para facilitar as interpretações desses resultados, os extensômetros foram
alinhados como se fossem pontos de leitura de inclinômetros. A Figura 5.4 mostra um
esquema de distribuição dos deslocamentos, utilizando os mesmos pontos apresentados
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
173
na Figura 5.3, porém de uma forma mais visível de se visualizar de como o maciço
reforçado está se movimentando em direção à face.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
1 10 100 1000 10000
horas
deslocamento (mm)
1 - 0cm 2 - 50cm 3 - 100cm 4 - 150cm 5 - 200cm 6 - 250cm 7 - 300cm
Distância da face
elevação 5 (3,6m)
0,0
2,0
4,0
6,0
8,0
10,0
1 10 100 1000 10000
horas
deslocamento (mm)
elevação 4 (2,8m)
0,0
2,0
4,0
6,0
8,0
10,0
12,0
14,0
1 10 100 1000 10000
horas
deslocamento (mm)
elevação 3 (2,0m)
0,0
1,0
2,0
3,0
4,0
5,0
6,0
1 10 100 1000 10000
horas
deslocamento (mm)
elevação 2 (1,2m)
0,0
1,0
2,0
3,0
4,0
5,0
6,0
1 10 100 1000 10000
horas
deslocamento (mm)
elevação 1 (0,4m)
Figura 5.3 – Deslocamentos indicados pelos tell tails.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
174
0,0
0,4
0,8
1,2
1,6
2,0
2,4
2,8
3,2
3,6
4,0
0 102030405060708090
distância da face (m)
elevação (m)
posição
inicial
fim da
construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
2mm
face
elevação 5
3,0 2,5 2,0 1,5 1,0 0,5 0,0
elevação 1
elevação 2
elevação 3
elevação 4
poço
Figura 5.4 – Extensômetros alinhados como inclinômetros.
Como esperado, grande parte dos deslocamentos se desenvolveu perto da face da
estrutura. Isso pode ser mais bem visualizado pela Figura 5.4, em que é possível ver que
o protótipo apresentou os maiores deslocamento a 2,0 m de altura, atingindo valores da
ordem de 13 mm junto à face. Na segunda linha de tell tails, distante 0,5 m da face,
ainda é possível ver uma tendência de movimentação similar, com os deslocamentos
maiores ocorrendo à cota de 2,0 m, apresentando valores de deslocamentos máximos
não superiores a 6 mm.
Nas duas linhas de deslocamento mais próximas da face, os deslocamentos
diminuem pronunciadamente em direção à base e ao topo da estrutura, atingindo valores
quase nulos nessas elevações. No terceiro alinhamento dos extensômetros, distante 1,0
m da face, percebe-se uma acentuada diminuição dos deslocamentos, em que o valor
máximo à meia altura da estrutura não ultrapassou 2 mm. Com relação aos
deslocamentos dos alinhamentos restantes, as leituras foram desprezíveis.
Por esses resultados, é possível perceber que a superfície potencial de ruptura,
nesse caso, encontra-se bem próxima à face, não ultrapassando valores muito maiores
que 0,5 m de distância da face da estrutura.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
175
5.3 DESLOCAMENTO DA FACE
Os deslocamentos da face foram acompanhados ao longo do tempo por duas
medidas distintas, uma externa e outra interna. A externa foi obtida medindo-se a
distância de pontos localizados na face, no centro de cada camada, até um paramento
fixo, utilizando uma régua graduada com nível, com uma resolução igual a 1 mm. Outra
alternativa empregada em outros protótipos, para a realização de leituras externas, foi a
utilização de estações de topografia, em vez da utilização do paramento fixo.
As leituras internas foram realizadas a partir da utilização dos tell tails situados
próximos da face. Os resultados obtidos pelos procedimentos empregados forneceram
resultados bem diferentes entre si, pois o primeiro método foi influenciado pelo
embarrigamento das camadas de reforço, ainda mais acentuado nas estruturas que
utilizaram solos puramente granulares.
As medidas com tell tails, por outro lado, representaram uma forma mais
correta, sem a influência de agentes externos que pudessem influenciar no
comportamento da estrutura. A Figura 5.5 compara as medições feitas, com leituras
realizadas logo ao fim da construção e aproximadamente 200 dias após o seu término.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
0 10203040506070
deslocamento (mm)
elevação (m)
fim da construção (leitura externa)
após 200 dias (leitura externa)
fim da construção (tell tail)
após 200 dias (tell tail)
Figura 5.5 – Leituras de deslocamentos da face utilizando dois métodos distintos.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
176
Os resultados obtidos por uma referência externa apresentaram valores
superiores, atingindo aproximadamente 65 mm, com o máximo a aproximadamente ¼
da altura da estrutura. Com relação aos pontos medidos internamente, por meio dos
extensômetros horizontais, fica claro que os maiores deslocamentos foram observados à
meia altura da estrutura e, da mesma forma que aconteceu com as leituras realizadas por
uma referência externa, houve uma queda acentuada para os valores medidos no pé e no
topo da estrutura.
Segundo Lambe & Whitman (1979), para uma areia densa, uma estrutura
necessita deformar aproximadamente 0,1% de sua altura para entrar em um estado ativo
de tensões, ou seja, para a estrutura construída com 4,0 m de altura, seria necessário um
deslocamento de somente 4 mm para fazer com que a estrutura alcançasse um estado
ativo de tensões.
A leitura com paramento externo passa com folga sobre esse limite, pois
apresentou deslocamentos máximos iguais a 13 mm no fim da construção. Com relação
aos deslocamentos medidos pelos tell tails, esses apresentaram deslocamentos máximos,
no meio da altura da estrutura, próximos de 5 mm ao fim da construção (evidenciando
um estado K
a
), mas caem para valores da ordem de 2 mm no topo e na base do protótipo
(evidenciando um estado próximo ou entre K
a
e K
o
). Após a construção, esses
deslocamentos aumentaram intensamente, atingindo valores muito maiores que esse
valor limite, entrando em um estado constante de K
a
.
Com isso, verifica-se a utilização do coeficiente de empuxo no estado ativo (K
a
)
no dimensionamento de estruturas de contenção em solo reforçado com geotêxteis e um
solo puramente granular como material de aterro. Pela utilização desse parâmetro na
etapa de projeto, consegue-se ter uma maior economia na escolha do tipo de reforço,
uma vez que as cargas de tração nos geossintéticos serão relativamente menores.
Com o objetivo de se analisar a taxa de deslocamentos da face pós-construção, a
Figura 5.6 apresenta os resultados dos deslocamentos medidos com os tell tails para
diferentes períodos, desde o fim da construção, até 203 dias após a conclusão da fase
construtiva, sendo que a Figura 5.6a refere-se aos valores totais das medições dos
deslocamentos, e a Figura 5.6b refere-se aos resultados admitindo o fim da construção
como referência, para se analisar o comportamento pós-construtivo.
Não houve uma diferença significativa entre os dois gráficos apresentados pela
Figura 5.6 e, como já visto anteriormente nos resultados de movimentação interna do
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
177
maciço reforçado, percebe-se a grande tendência de deslocamentos próxima à meia
altura da estrutura (2,0 m). Essa tendência é consistente com os resultados obtidos por
Zornberg et al. (1998), que mostraram que as máximas movimentações em taludes
íngremes ocorrem na altura média das estruturas.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
0,0 2,0 4,0 6,0 8,0 10,0 12,0 14,0
deslocamento da face (mm)
elevação (m)
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
0,0 2,0 4,0 6,0 8,0 10,0 12,0 14,0
deslocamento da face (mm)
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
a) deslocamentos medidos
diretamente
b) deslocamentos admitindo o fim da
construção como referência
Figura 5.6 – Resultados dos deslocamentos da face medidos pelos tell tails.
5.4 CÁLCULO DE DEFORMAÇÃO DOS REFORÇOS
As deformações dos reforços foram calculadas a partir da distância relativa entre
dois pontos consecutivos de tell tails, encontrando-se um valor médio para cada
segmento de 50 cm. Porém, esse procedimento apresenta, como limitação, uma
incerteza quanto à localização exata da superfície potencial de ruptura, em vista de não
fornecer com precisão o local exato da deformação dos reforços ao longo dos 50 cm
situados entre dois pontos de medida.
A Figura 5.7 apresenta as deformações dos reforços calculadas diretamente
utilizando esse procedimento. Como podem ser vistas, as deformações foram sempre
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
178
maiores localizadas a uma distância igual a 0,25 m da face. A exceção foi a camada
instrumentada da elevação 5 (3,6 m) que, devido às baixíssimas deformações, não
mostrou um comportamento bem definido, apresentando pequenas variações ao longo
de seu comprimento devido à precisão da instrumentação.
As maiores deformações ocorreram na elevação 3 (2,0 m), com valores iguais a
0,8% para o fim da construção e 1,3% após 203 dias. A elevação 4 (2,8 m) apresentou
para o fim da construção 0,5% de deformação, e 0,8% após 203 dias. As outras
elevações, com exceção da elevação 5, apresentaram resultados intermediários, com
suas deformações máximas próximas de 0,5%.
O local exato das deformações máximas, como discutido anteriormente, é uma
das incertezas desse método de instrumentação. Como por exemplo, as elevações 3 e 4
não apresentaram picos bem definidos, com o local de máxima deformação podendo
estar em qualquer lugar ao longo desse trecho de 0,5 m, entre os dois pontos
instrumentados mais próximos da face.
A Figura 5.8 apresenta a distribuição das deformações a partir dos resultados dos
gráficos de deformação da Figura 5.7, porém utilizando-se a mesma escala, para todas
as camadas instrumentadas, juntamente com a superfície potencial de ruptura que une os
pontos de máxima deformação.
Observa-se que a superfície potencial de ruptura se encontra muito próxima da
face, a 0,25 m de distância, em média. Pela Figura 5.8, verifica-se que, provavelmente,
esteja ocorrendo uma movimentação principalmente devido aos deslocamentos
localizados da face, para cada camada de reforço, pois após a remoção das fôrmas
construtivas, ocorreu um rearranjo e uma acomodação das partículas de solo, resultando
nesta deformação no reforço, com valores variando entre 0,5 a 1,0%.
Esse fenômeno torna-se ainda mais acentuado para esse muro, construído com
um solo puramente granular. Como poderá ser visto nos próximos capítulos, esta
movimentação perto da face foi muito menor para os protótipos construídos com solos
coesivos e/ou geotêxteis tecidos.
Entretanto, sem uma análise mais detalhada que permita investigar a real posição
do mecanismo de ruptura, não é adequado inferir uma conclusão definitiva. Com isso,
com o objetivo de se obterem as curvas de deformação mais suavizadas dos reforços, foi
utilizado um ajuste dos dados com a utilização de curvas sigmóides.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
179
0,0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deformação (%)
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 5 (3,6m)
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 4 (2,8m)
0,0
0,4
0,8
1,2
1,6
2,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deformação (%)
nona camada
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 3 (2,0m)
0,0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deformação (%)
sexta camada
nona camada
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 2 (1,2m)
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deformação (%)
quarta camada
sexta camada
nona camada
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 1 (0,4m)
Figura 5.7 – Deformações dos reforços calculadas diretamente.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
180
0,0
0,8
1,6
2,4
3,2
4,0
0,00,81,62,43,24,0
distância da face (m)
elevação (m)
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
Figura 5.8 – Superfície potencial de ruptura obtida pelas deformações calculadas
diretamente.
Nesse método, a face é admitida como referência e, a partir da distância relativa
de cada ponto com relação à face da estrutura, é realizado o ajuste dos pontos em uma
curva sigmóide. Dessa curva, obtém-se a equação de ajuste e, a partir da derivada dessa
equação, é possível obter uma curva que aproxima os resultados de deformação. As
principais características da função sigmóide estão mostradas na Figura 5.9.
Alguns autores já vêm utilizando esse método com sucesso. Zornberg (1994)
utilizou esse método de ajuste para avaliar as movimentações de uma estrutura
instrumentada no estado americano de Idaho. Zornberg & Arriaga (2003) empregaram as
sigmóides em resultados de um ensaio de centrífuga, para mostrarem as distribuições de
deslocamento e deformação nas camadas de reforço.
Utilizando esse procedimento, é possível se obterem os valores de deformação
máximos em cada reforço e a sua respectiva localização, mesmo para deslocamentos
muito pequenos, como é o caso da estrutura em questão. A expressão utilizada para
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
181
ajustar os deslocamentos dos extensômetros é uma curva sigmóide definida pela
Equação 5.1.
distância da face do talude, x
deslocamento, d
d = 1/a
d = 0
1
deformação máxima
Figura 5.9 – Características da função sigmóide.
cx
bea
d
−
+
=
1
(5.1)
em que d é o deslocamento de cada ponto relativo à face, x é a distância entre
cada ponto e a sua respectiva referência, e é a base natural logarítmica e a, b e c são
parâmetros de ajuste.
Os parâmetros de ajuste são utilizados para determinar analiticamente o valor de
pico da deformação e a sua localização em relação à face do talude, para cada camada
de reforço. As expressões para o valor da máxima deformação e a sua respectiva
localização estão apresentadas nas Equações 5.2 e 5.3.
a
c
4
max
=
ε
(5.2)
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
a
b
c
x ln
1
max
(5.3)
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
182
em que
ε
max
é a magnitude do pico de deformação em cada reforço e x
max
é a sua
respectiva localização, medida com relação à face do talude.
As análises foram processadas utilizando o programa Deltagraph, versão 4. A
Figura 5.10 apresenta os deslocamentos relativos dos geotêxteis obtidos para as elevações
1, 2, 3, 4 e 5, respectivamente, juntamente com as curvas sobrepostas suavizadas definidas
pelo ajuste dos dados.
Os pontos sólidos representam os pontos medidos pelos tell tails, enquanto as
linhas representam o ajuste dos dados. Apesar de certa flutuação nos resultados,
principalmente para a elevação 2, os cálculos realizados utilizando os deslocamentos
relativos obtidos pelos extensômetros forneceram uma tendência similar aos dados
medidos.
Após o ajuste dos dados com o uso das equações sigmóides, foi realizado o
cálculo da derivada de cada equação e encontrada a função que mais se aproximasse
com os dados de deformação para cada reforço. A Figura 5.11 apresenta a distribuição
das deformações nas cinco diferentes camadas de geotêxtil instrumentadas, obtidas com as
leituras dos extensômetros feitas em diferentes estágios após a construção.
Como esperado, em cada nível de reforço as tensões de tração cresceram
progressivamente da face da estrutura para um valor máximo e depois diminuíram até
zero na extremidade do reforço mais afastada da face. Se essas curvas de deformação,
apresentadas na Figura 5.11, forem plotadas, utilizando a mesma escala, em um mesmo
gráfico, obtém-se um gráfico como o da Figura 5.12.
Confirmando os resultados do gráfico da Figura 5.8, a superfície potencial de
ruptura se encontrou muito próxima à face, não excedendo mais do que 50 cm em quase
todo o seu comprimento. Porém, a superfície se desenvolveu mais para dentro do
maciço reforçado, apresentando uma forma espiral logarítmica.
Com relação ao comprimento de ancoragem, verifica-se que em todas as
camadas instrumentadas, o comprimento de ancoragem mobilizado dista
aproximadamente 1,0 m do pico de deformação. Este valor de 1,0 m é o valor mínimo
recomendado por Mitchell & Villet (1987). Ao contrário da superfície potencial de
ruptura observada no protótipo 1, igual a uma espiral logarítmica, Mitchell & Villet
(1987) admitem um mecanismo de ruptura linear passando pelo pé da estrutura e
formando com a horizontal um ângulo igual a 45
o
+ φ/2, o que acarreta, indiretamente,
um maior comprimento necessário para garantir a ancoragem.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
183
0,00
0,05
0,10
0,15
0,20
0,25
0,30
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deslocamento relativo (cm)
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 5 (3,6m)
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deslocamento relativo (cm)
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 4 (2,8m)
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deslocamento relativo (cm)
nona camada
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 3 (2,0m)
0,0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deslocamento relativo (cm)
sexta camada
nona camada
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 2 (1,2m)
0,0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deslocamento relativo (cm)
quarta camada
sexta camada
nona camada
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 1 (0,4m)
Figura 5.10 – Ajuste dos deslocamentos com o uso da função sigmóide.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
184
0,00
0,04
0,08
0,12
0,16
0,20
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (cm)
deformação (%)
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 5 (3,6m)
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 4 (2,8m)
0,0
0,4
0,8
1,2
1,6
2,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deformação (%)
nona camad
a
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 3 (2,0m)
0,0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deformação (%)
sexta camada
nona camada
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 2 (1,2m)
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deformação (%)
quarta camad
a
sexta camada
nona camada
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 1 (0,4m)
Figura 5.11 – Curvas de deformação obtidas com o uso da função sigmóide.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
185
y = 1,9x
2
- 0,2x
R
2
= 0,9
y = 1,8x
2
+ 1,2x
R
2
= 1,0
y = 0,9x
2
+ 1,2x
R
2
= 0,9
0,0
0,8
1,6
2,4
3,2
4,0
0,00,81,62,43,2
4
,0
distância da face (m)
elevação (m)
resultados medidos
curva sigmóide
(fim da construção)
curva sigmóide
(após 203 dias)
comprimento de
ancoragem
Figura 5.12 – Superfícies de ruptura obtidas pelos gráficos de deformação.
Com isso, mesmo com mecanismos de ruptura distintos, os resultados obtidos
para o protótipo 1, com relação ao comprimento de ancoragem necessário, se equivalem
com o proposto por Mitchell & Villet (1987).
A Figura 5.13 apresenta o desenvolvimento das deformações com o tempo,
obtidas por valores calculados diretamente e obtidas pelas curvas sigmóides, plotadas
em uma escala logarítmica. No mesmo gráfico foram plotados, no segundo eixo, os
resultados da precipitação durante todo esse período, para investigar o comportamento
do maciço reforçado submetido a diferentes condições de umidade e,
conseqüentemente, à resistência ao cisalhamento do solo.
Como pode ser visto por esta figura, a taxa de deformação com o tempo aumentou
após o início do período chuvoso. Esse fenômeno é provavelmente devido à ação das
chuvas que, além de provocar um aumento no peso específico do solo, pode gerar um
decréscimo na sucção, reduzindo a coesão aparente apresentada nos períodos de estiagem,
e com isso acarretar a diminuição da resistência ao cisalhamento, elevando as tensões nos
reforços de geotêxtil.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
186
0,0
0,4
0,8
1,2
1,6
0,1 1 10 100 1000 10000
horas
deformação (%)
0
100
200
300
400
precipitação (mm)
Elevação 1 (0,4m)
Elevação 1 (0,4m)
sigmóide
Elevação 2 (1,2m)
Elevação 2 (1,2m)
sigmóide
Elevação 3 (2,0m)
Elevação 3 (2,0m)
sigmóide
Elevação 4 (2,8m)
Elevação 4 (2,8m)
sigmóide
Elevação 5 (3,6m)
Elevação 5 (3,6m)
sigmóide
Precipitação
Figura 5.13 – Variação da deformação com o tempo.
A elevação 3, por ter sido a camada que apresentou maiores deformações e que,
portanto, deve estar sujeita às maiores forças de tração no reforço, foi a que sofreu
variação mais marcante de deformação quando o aterro foi submetido ao processo de
umedecimento, como é possível ver pela Figura 5.13.
Entretanto, as taxas de deformação são ainda muito baixas quando comparadas
com o projetado. Esses baixos deslocamentos pós-construção do protótipo 1 podem ser
creditados a diversos fatores, como os baixos valores de deformação dos reforços
devido ao confinamento do solo, e também ao polímero utilizado na fabricação do
geotêxtil (poliéster), com menor susceptibilidade à fluência.
Além de apresentar um possível aumento nos esforços de tração dos reforços,
também pode ser observado um ligeiro deslocamento da superfície hipotética de ruptura
para o interior do maciço, como pode ser observado pela Figura 5.12. A Figura 5.14
ilustra essa movimentação após a construção, pela plotagem da localização dos pontos
de máxima deformação em uma escala logarítmica contra o tempo, em horas. A linha
tracejada representa os valores calculados diretamente, com um valor constante igual a
0,25 m, pois esse foi igual para todas as camadas. Os pontos sólidos representam os
resultados obtidos com o uso das curvas sigmóides. No mesmo gráfico foram plotados,
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
187
no segundo eixo, os resultados da precipitação durante todo esse período, representada
pela linha cheia no gráfico.
0,0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,1 1 10 100 1000 10000
horas
distância da face do pico de deformação (m)
0
50
100
150
200
250
300
350
precipitação (mm)
Elevação 1 (0,4m)
Elevação 2 (1,2m)
Elevação 3 (2,0m)
Elevação 4 (2,8m)
Dados diretos
Precipitação
valores calculados diretamente = 0,25m distante da face (constante)
valores obtidos através das curvas sigmóides
Figura 5.14 – Localização da superfície de ruptura.
Como pode ser visto para as camadas com menores deformações, a variação foi
muito pequena, apresentando para alguns reforços certa flutuação desses pontos. A
elevação 5 não está apresentada no gráfico porque, devido aos seus baixos valores de
deformação, apresentou uma grande discrepância para os valores da localização do
valor máximo de deformação. Entretanto, para as camadas com maiores deformações
(elevações 2, 3 e 4), a localização da superfície potencial de ruptura teve uma variação
maior, apresentando uma movimentação relativa à face de até 15 cm para algumas
camadas.
5.5 CÁLCULO DA FORÇA DOS REFORÇOS
Para estimar as cargas dos reforços do protótipo de estrutura de contenção em
solo reforçado com geotêxtil, utilizou-se a metodologia desenvolvida por Allen &
Bathurst (2003), denominada K
o
-Stiffness Method. Esse método foi desenvolvido
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
188
empiricamente por análises de desempenho de casos históricos de estruturas reais
instrumentadas. Os autores afirmam que essa metodologia fornece estimativas mais
precisas dos esforços de tração nas inclusões e das deformações em muros de solo
reforçado do que as metodologias de projeto atuais.
Entretanto, segundo os autores, a margem de segurança é mínima para levar em
conta técnicas construtivas não adequadas e um baixo controle dos materiais envolvidos
na construção da estrutura. Além disso, esse método é limitado para estruturas de
contenção executadas com solos granulares.
T
max
, a carga máxima em cada camada de reforço, pode ser calculada utilizando
o K
o
-Stiffness Method, conforme ilustrado pela Equação 5.4.
()
0,24
max 0 max
0,5 0.27
global
vtlocalfbfs
a
S
TSKHSD
P
γ
⎛⎞
=+ΦΦΦ
⎜⎟
⎝⎠
(5.4)
em que,
S
v
é a área tributária (assumida equivalente ao espaçamento vertical médio de
reforço em cada camada quando as análises são feitas por unidade de comprimento do
muro);
K
o
é o coeficiente de empuxo em repouso para o aterro reforçado que, segundo
os autores, pode ser determinado pela equação de Jaky, K
o
= 1 - sen
φ
;
H é a altura vertical da face do muro;
S é a sobrecarga de solo média, sobre o topo;
D
tmax
é um fator de distribuição empregado para estimar T
max
para cada camada,
sendo uma função da profundidade abaixo do topo da estrutura, relativo à T
mxmx
(valor
máximo de T
max
para toda a estrutura) (Figura 5.15);
S
global
é a rigidez global dos reforços, como definida pela Equação 5.5;
()
H
J
nH
J
S
n
i
i
ave
global
∑
=
==
1
(5.5)
em que J
ave
é o módulo de deformabilidade médio de todas as camadas de
reforço em toda a seção do muro, J
i
é o módulo de deformabilidade de uma camada de
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
189
reforço individual, H é a altura total do muro, e n é o número de camadas de reforço em
toda a seção da estrutura.
0,0
0,3
0,8
1,0
0,0
0,2
1,0
D
tmax
Z/H
Figura 5.15 – Distribuição de D
tmax
com a profundidade abaixo do topo da estrutura.
No protótipo 1, foi utilizado o mesmo geossintético para todas as camadas e,
conseqüentemente, a rigidez utilizada será igual a 13,00 kN/m. A rigidez global dos
reforços (S
global
), nesse caso, está apresentada pela Equação 5.6.
()
()
11
2
11
13,00 10
32,50 /
44
n
ii
ave i i
global
JJ
J
SkNm
Hn H
==
= === =
∑∑
(5.6)
Φ
local
é a rigidez global dos reforços, definida pela Equação 5.7.
a
global
local
local
S
S
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=Φ
(5.7)
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
190
em que
a é um coeficiente que também é função da rigidez. Os autores sugerem
utilizar um valor de
a igual a 1,0 para geossintéticos. A rigidez local (S
local
) é calculada
como apresentado pela Equação 5.8, e a rigidez global dos reforços pela Equação 5.9.
2
13,00
32,50 /
0,40
local
v
J
SkNm
S
== = (5.8)
32,50
1, 00
32,50
a
local
local
global
S
S
⎛⎞
⎛⎞
Φ= = =
⎜⎟
⎜⎟
⎜⎟
⎝⎠
⎝⎠
(5.9)
Φ
fb
é o fator de inclinação da face
O fator de inclinação da face do muro, Φ
fb
, leva em conta a influência do peso
reduzido de solo nas cargas de reforço e é determinado utilizando a Equação 5.10.
d
avh
abh
fb
K
K
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=Φ
(5.10)
em que
K
abh
é a componente horizontal do coeficiente de empuxo ativo, que leva
em conta a inclinação da face do muro;
K
avh
é o componente horizontal do coeficiente
de empuxo ativo, assumindo que o muro seja vertical; e
d é uma constante
(recomendado ser 0,5 para fornecer o melhor ajuste para dados empíricos). Como nesse
caso, o ângulo da face do talude situa-se próximo de 90º, o
Φ
fb
tende a 1,0.
Φ
fs
é o fator de rigidez da face, igual a 1,0, para faces envelopadas;
p
a
é a pressão atmosférica (101 kPa);
Com isto, obtém-se:
()
0,5
0,24
max max
32,50
0,5 0,40 0,47 18 4 0 0,95 1,0 0,27
101
abh
t
avh
K
TD
K
⎛⎞
⎛⎞
=⋅ ⋅ ⋅ + ⋅ ⋅
⎜⎟
⎜⎟
⎝⎠
⎝⎠
(5.11)
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
191
A Figura 5.16 mostra a distribuição das cargas de tração em cada reforço
calculadas pelo K
o
-Stiffness Method. Na mesma figura estão apresentados os resultados
calculados a partir das deformações registradas pelas curvas sigmóides, tanto para o fim
da construção, como também após 203 dias. Esses cálculos foram realizados utilizando
um módulo de rigidez confinado igual a 65,00 kN/m, cinco vezes maior que o módulo
não confinado, baseado em resultados publicados por Kamiji (2006) e Gomes (2002).
A Figura 5.16 mostra que os resultados medidos a partir do Protótipo 1 são
ligeiramente menores aos calculados utilizando o K
o
-Stiffness Method. Esse fato pode
ser explicado pela coesão aparente que o solo pode manter durante um grande período
do ano. Mesmo apresentando resultados um pouco superiores, o K
o
-Stiffness Method
funcionou relativamente bem, já que seus resultados mostraram uma boa concordância
para todas as elevações. Somente a elevação 2 (1,20 m) apresentou uma certa
discrepância, com suas cargas de tração muito parecidas com as registradas na elevação
1 (0,40 m).
0
1
2
3
4
0,0 0,5 1,0 1,5
T
max
(kN/m)
altura (m)
fim da construção após 203 dias
T
max
resultados medidos
Figura 5.16 – Distribuição das cargas de tração nos reforços.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
192
5.6 MOVIMENTAÇÃO VERTICAL DO MACIÇO REFORÇADO
Foram utilizados transdutores magnéticos para medir os deslocamentos verticais
do maciço de solo reforçado. Os deslocamentos totais de cada ponto foram obtidos
admitindo-se o ímã 1 como referência. As deformações verticais foram calculadas pela
divisão do deslocamento relativo entre dois ímãs consecutivos. A Figura 5.17 apresenta
os deslocamentos verticais do protótipo 1.
01234
distância da face (m)
elevação (m)
-0,5
0,5
1,5
2,5
3,5
4,5
deslocamento (mm)
segunda camada
quarta camada
sexta camada
fim da construção
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
1 mm
ímã
5
ímã
4
ímã
3
ímã
2
ímã
1
referência
extensômetro
3
extensômetro
1
extensômetro
2
ficha
1,3
6,3
5,8
3,8
Figura 5.17 – Deslocamentos verticais do maciço reforçado do protótipo 1.
Os deslocamentos verticais do maciço foram no geral muito pequenos, sendo
que o valor máximo foi igual a 6 mm no ímã 4 do extensômetro 1, como é possível ver
pela Figura 5.17. Como esperado, os maiores deslocamentos ficaram próximos da cunha
de ruptura. Da mesma forma que para os deslocamentos horizontais, os maiores valores
dos deslocamentos verticais ficaram a 2,0 m de altura.
Os resultados obtidos pelos ímãs 2 e 3 apresentaram comportamento parecido
com o ímã 4, porém com valores ligeiramente menores, apresentando valores máximos
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
193
em torno de 4 e 6 mm, respectivamente. O ímã 5, localizado mais perto do topo da
estrutura, não apresentou deslocamentos verticais maiores que 2 mm, pois esse estava
sob a ação de uma sobrecarga muito pequena.
As deformações resultantes calculadas não ultrapassaram 0,5%, como mostrado
pela Figura 5.18. Pode-se observar que as maiores deformações verticais ocorreram
próximas da base do maciço e também dentro da superfície hipotética de ruptura. Além
disto, observa-se que as deformações decrescem lentamente com a altura do maciço e se
anulam nas partes mais altas.
01234
distância da face (m)
elevação (m)
-1,0
0,0
1,0
2,0
3,0
4,0
deformação (%)
segunda camada
quarta camada
sexta camada
fim da construção
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
0,2
ímã
5
ímã
4
ímã
3
ímã
2
ímã
1
extensômetro
3
extensômetro
1
extensômetro
2
ficha
areia
argila
0,0
0,4
0,2
0,5
Figura 5.18 – Deformações verticais do maciço reforçado do protótipo 1.
Essas deformações podem ser mais bem visualizadas pela Figura 5.19, em que é
apresentado um esquema com as deformações calculadas para os vários pontos de
observação no interior do maciço, tanto para o fim da construção, quanto para 84 dias
após o término, mostrando que não ocorreram diferenças expressivas entre essas
leituras.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
194
a) fim da construção b) após 84 dias
Figura 5.19 – Deformações verticais do maciço reforçado (%).
Não se observou nenhuma diferença significativa entre os deslocamentos
observados ao longo de um mesmo plano horizontal, com exceção dos deslocamentos
da primeira linha de medição para 84 dias, que forneceu uma variação de 0,3% entre o
ponto mais próximo da face com relação ao mais interno, devido principalmente à
formação da superfície de ruptura.
5.7 MOVIMENTAÇÃO VERTICAL DA FUNDAÇÃO
Os deslocamentos da fundação na seção central do muro foram superiores aos
encontrados nos seus extremos. Os maiores deslocamentos aconteceram durante a
construção, atingindo 21 mm no extensômetro 2, localizado no meio do muro, e valores
da ordem de 15 mm nos extensômetros 1 e 3. Os deslocamentos pós-construção
permaneceram constantes, não aumentando mais do que 2 mm após 84 dias. A Figura
5.20 ilustra o desenvolvimento dos deslocamentos durante a fase de construção, e até 84
dias após o fim da construção. Se forem calculadas as deformações entre o ímã 1 e o
ponto de referência concretado a 80 cm de profundidade, um gráfico como o ilustrado
pela Figura 5.21 é obtido.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
195
01234
distância da face (m)
elevação (m)
-3,0
-2,5
-2,0
-1,5
-1,0
-0,5
0,0
deslocamento (mm)
segunda camada
quarta camada
sexta camada
fim da construção
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
1 mm
extensômetro
3
extensômetro
1
extensômetro
2
ficha
ímã
fundação
areia
argila
17
22
16
Figura 5.20 – Deslocamentos verticais da fundação.
01234
distância da face (m)
elevação (m)
-4,0
-3,5
-3,0
-2,5
-2,0
-1,5
-1,0
-0,5
0,0
deformação (%)
segunda camada
quarta camada
sexta camada
fim da construção
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
0,1 %
extensômetro
3
extensômetro
1
extensômetro
2
ficha
ímã
fundação
areia
argila
2,2
2,3
3,0
Figura 5.21 – Deformações verticais da fundação.
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
196
Da mesma forma que os deslocamentos, as deformações se desenvolveram quase
na sua totalidade durante a fase construtiva, atingindo valores da ordem de 2,8% no
extensômetro 2 na seção central do muro, 2,0% no extensômetro 1, próximo à face da
estrutura, e 2,2% no extensômetro 3, distante 2,0 m do extensômetro 1. Essas
deformações aumentaram ligeiramente no período pós-construtivo, aumentando cerca
de 0,2% para cada extensômetro.
Por esses resultados é possível verificar que, ao contrário dos resultados dos
deslocamentos horizontais e verticais do dentro do maciço reforçado, os deslocamentos
da fundação não sofrem interferência da cunha potencial de ruptura.
Entretanto, Christopher et al. (1990) apresentaram resultados distintos, com os
recalques próximo da face da estrutura sendo, duas vezes maior, que os recalques no
meio da seção reforçada.
5.8 CONCLUSÕES
Este capítulo apresentou os resultados do protótipo 1, construído com geotêxtil
não tecido agulhado de poliéster e com uma areia média a grossa. As conclusões mais
importantes obtidas neste capítulo estão apresentadas a seguir.
a)
os deslocamentos registrados foram muito pequenos, atingindo 5 mm ao fim da
construção e a 13 mm após 203 dias, para a camada instalada a 2,0 m de altura;
b)
a superfície potencial de ruptura encontrou-se bem próxima à face, não
ultrapassando 0,5 m de distância da face da estrutura;
c)
os deslocamentos da face foram grandes suficientes para fazer com a estrutura
entrasse em um estado ativo de tensões;
d)
as maiores deformações ocorreram na elevação 3 (2,0 m), com valores iguais a 0,8%
para o fim da construção e 1,3% após 203 dias. As outras elevações, com exceção da
elevação 5, apresentaram resultados intermediários;
e)
os resultados obtidos pela suavização com as curvas sigmóides foram bem coerentes
e, em cada nível de reforço, as tensões de tração cresceram progressivamente da
face da estrutura para um valor máximo e depois diminuíram até zero na
extremidade do reforço mais afastada da face;
Capítulo 5 – Análise do protótipo 1 sob condições de trabalho
197
f)
mesmo pequenas, as deformações nos reforços aumentaram com o tempo,
principalmente, devido ao fato de que a estrutura passou por um período de fortes
chuvas de verão;
g)
com relação ao comprimento de ancoragem, verificou-se que em todas as camadas
instrumentadas, o comprimento de ancoragem mobilizado ficou distante,
aproximadamente, 1,0 m do pico de deformação;
h)
os resultados obtidos pelo K
o
-Stiffness Method mostraram-se compatíveis com os
resultados medidos nos reforços;
i)
os deslocamentos verticais registrados no maciço foram muito pequenos, com o
valor máximo igual a 6 mm. Como esperado, os maiores deslocamentos ficaram
próximos da superfície hipotética de ruptura, sendo que os maiores deslocamentos
foram registrados a 2,0 m de altura;
j)
as deformações verticais não ultrapassaram 0,5%. Foi possível observar que as
maiores deformações verticais ocorreram próximas da base do maciço e também
dentro da superfície hipotética de ruptura. Além disso, observou-se que as
deformações decresceram lentamente com a altura do maciço e se anularam nas
partes mais altas;
k)
os deslocamentos da fundação na seção central do muro foram superiores aos
encontrados nos seus extremos. Os maiores deslocamentos aconteceram durante a
construção, atingindo 21 mm. Os deslocamentos pós-construção permaneceram
constantes, não aumentando mais do que 2 mm após 84 dias. Ao contrário dos
resultados dos deslocamentos horizontais e verticais do dentro do maciço reforçado,
os deslocamentos da fundação não sofreram interferência da cunha potencial de
ruptura.
Capítulo 6
ANÁLISE PARAMÉTRICA ENTRE OS MUROS CONSTRUÍDOS
6.1 INTRODUÇÃO
Os ensaios de campo realizados neste projeto consistiram na construção de oito
protótipos de estruturas de contenção em solo reforçado com geotêxteis. Todas as
estruturas foram intensamente instrumentadas para avaliar os seus desempenhos. Este
capítulo apresenta uma análise paramétrica envolvendo os resultados de todos os
protótipos construídos, com exceção do protótipo 7, que sofrerá uma abordagem
especial no Capítulo 7.
Serão apresentadas análises e discussões com relação aos resultados mais
importantes de cada estrutura, mostrando as vantagens e desvantagens de cada
combinação solo-reforço. A forma de apresentação e interpretação dos dados encontra-
se descrita minuciosamente no Capítulo 5, quando foram apresentados os resultados
referentes ao protótipo 1.
Alguns pontos localizados da instrumentação de alguns protótipos falharam e
impossibilitaram o traçado de alguns gráficos. Além disso, as estruturas que
apresentaram deslocamentos muito pequenos tiveram uma maior sensibilidade a fatores
externos, como por exemplo, a temperatura, uma vez que os extensômetros mecânicos
horizontais foram confeccionados com aço inox, resultando em maiores discrepâncias
nas curvas de deslocamentos e deformações dos reforços.
A seguir, discutem-se três propriedades que influenciam no comportamento
dessas estruturas, ou seja, o tipo de reforço, o tipo de solo e a geometria interna da
estrutura.
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
199
6.2 EFEITO DO TIPO DE REFORÇO
6.2.1 Protótipos construídos com o solo arenoso
Na construção dos protótipos foram utilizados três tipos diferentes de geotêxteis
não tecido e um tipo de geotêxtil tecido. Foram escolhidos, na medida do possível,
reforços com resistências à tração compatíveis, e geometrias similares para as
estruturas, com o objetivo de se poder realizar uma comparação adequada.
Os protótipos 1 e 8 foram construídos utilizando o mesmo solo arenoso e a
mesma geometria, variando somente o tipo de reforço. A Figura 6.1 apresenta as vistas
frontais desses dois protótipos.
a) protótipo 1 b) protótipo 8
Figura 6.1 – Aparência da face após a construção dos protótipos.
O muro 1 foi construído com um geotêxtil não tecido agulhado de poliéster, com
resistência igual a 8,12 kN/m, enquanto o muro 8 foi construído com um geotêxtil
tecido de polipropileno, com 13,94 kN/m. O geotêxtil tecido, além de mais resistente,
apresentou uma maior rigidez nos ensaios de tração não confinada, com 22,67% de
deformação na ruptura, contra os 95,85% do geotêxtil não tecido. A Figura 6.2 ilustra as
curvas força x deformação de cada geotêxtil.
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
200
0 50 100 150
15
10
5
0
0 50 100 150
15
10
5
0
Deformação específica (%)
Força (kN/m)
geotêxtil
tecido
geotêxtil
não tecido
Figura 6.2 - Ensaios de tração não confinada para os geotêxteis utilizados nos protótipos
1 (não tecido) e 8 (tecido).
As maiores deformações registradas nos reforços para o protótipo 1, no fim da
construção, foram iguais a 0,6%, atingindo 1,3% após 203 dias, localizadas a 2,0 m de
altura, equivalente à altura média da estrutura. As outras camadas apresentaram
deformações máximas no fim da construção iguais a 0,4, 0,2 0,5 e 0,0%,
respectivamente para as cotas 0,4, 1,2, 2,8 e 3,6 m. Após 203 dias, essas mesmas cotas
atingiram deformações iguais a 0,6, 0,5 0,7 e 0,1% (Figura 6.19a).
Com relação ao protótipo 8, reforçado com geotêxtil tecido, as deformações
máximas dos reforços também foram iguais a 0,6% no fim da construção, registradas a
1,2 m de altura. Essas deformações se desenvolveram com o tempo, atingindo valores
próximos de 1,0%, após 200 dias, aproximadamente (Figura 6.20b).
Foram realizadas leituras no protótipo 8 até 519 dias após a construção, porém
as deformações permaneceram praticamente estabilizadas após 200 dias, atingindo 1,1%
após esse período. Para as outras camadas, foram registradas, no fim da construção,
deformações máximas iguais a 0,0, 0,3 0,4 e 0,5%, respectivamente para as cotas 0,4,
2,0, 2,8 e 3,6 m.
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
201
Os resultados registrados no fim da construção, para ambos os protótipos,
apresentaram certa concordância com o esperado, uma vez que o protótipo 8 resultou
em menores deformações que o protótipo 1, devido principalmente à maior rigidez que
o geotêxtil tecido possui com relação ao não tecido.
Entretanto, os resultados observados após a construção dos protótipos
apresentaram um comportamento contrário, com as maiores taxas de deformação no
protótipo 8. As deformações registradas para o mesmo período de leituras do protótipo
1, equivalente há 200 dias, atingiu respectivamente, para as cotas 0,4, 2,0, 2,8 e 3,6 m,
valores iguais a 0,0, 0,6, 0,9 e 0,8%. Esses deslocamentos foram registrados até 519 dias
após a construção, atingindo valores para as mesmas cotas iguais a 0,0, 0,9, 1,1 e 1,2%.
Desconsiderando a cota igual a 2,0 m, em que o protótipo 1 apresentou
deformações ligeiramente superiores às do protótipo 8, em todas as outras camadas
instrumentadas as deformações do protótipo 8 foram superiores. Isso pode ser explicado
por dois fatores distintos: o polímero constituinte do geossintético e a capacidade de
drenagem no plano de cada geotêxtil.
O protótipo 1 foi construído com um geotêxtil de poliéster, com uma
susceptibilidade à fluência bem menor do que o geotêxtil de polipropileno utilizado no
protótipo 8, conforme ilustrado pela Figura 4.30 do Capítulo 4. A outra possível razão
para esse comportamento é que o geotêxtil não tecido, utilizado no protótipo 1,
apresenta uma transmissividade bem superior ao geotêxtil tecido, resultando com isso
em uma melhor drenagem do maciço reforçado e conseqüentemente um melhor controle
da sucção do solo.
Os deslocamentos da face também mostraram uma maior movimentação para o
protótipo 8 do que para o protótipo 1, como apresentado na Figura 6.3. Ao fim da
construção, os maiores deslocamentos apresentados para ambos os protótipos foram
iguais a 11 e 5 mm, respectivamente. Após 200 dias, esses deslocamentos se
desenvolveram atingindo valores próximos de 16 e 13 mm. O protótipo 8 continuou se
movimentando após esse período, atingindo 24 mm após 519 dias.
A localização dos deslocamentos máximos da face para o protótipo 1 coincidiu
com o local de máxima deformação dos reforços, a 2,0 m de altura. Esse alto
deslocamento nessa cota, bem maior do que para as outras camadas instrumentadas
(Figura 6.3a), indica que provavelmente ocorreu uma movimentação muito próxima à
face (embarrigamento), devido ao acomodamento das partículas de areia nessa região,
causado principalmente pela retiradas das fôrmas construtivas, justificando de certa
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
202
forma as maiores deformações do protótipo 1 nessa cota quando comparado com os
resultados do protótipo 8.
0.0
0.4
0.8
1.2
1.6
2.0
2.4
2.8
3.2
3.6
4.0
02468101214
deslocamento da face (mm)
elevação (m)
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
0.0
0.4
0.8
1.2
1.6
2.0
2.4
2.8
3.2
3.6
4.0
0 4 8 12 16 20 24
deslocamento da face (mm)
elevação (m)
fim da construção
8 dias
26 dias
48 dias
69 dias
144 dias
181 dias
226 dias
279 dias
393 dias
519 dias
a) protótipo 1 b) protótipo 8
Figura 6.3 – Deslocamentos da face dos protótipos.
Com relação ao protótipo 8, os maiores deslocamentos da face ocorreram a 2,8
m de altura durante todo o tempo de leituras, em oposição à cota 1,2 m, em que foram
registradas as maiores deformações até 200 dias. As taxas de deformação, entre 200 e
519 dias, desenvolveram-se com mais intensidade nas duas camadas instrumentadas
superiores, atingindo valores de deformação iguais a 1,2%, os maiores registrados em
toda a estrutura, concordando dessa forma, com o local de maiores deslocamentos da
face, conforme apresentado pela Figura 6.3b.
Essa informação é de grande utilidade, uma vez que em grande parte das
estruturas de contenção instrumentadas é realizado somente o acompanhamento dos
deslocamentos da face, devido à facilidade de obtenção desses resultados. Com isso, os
resultados obtidos a partir dos protótipos 1 e 8 indicam que quando não for possível
realizar leituras internas do maciço reforçado, o deslocamento direto da face pode
fornecer uma estimativa sobre o comportamento interno da estrutura, uma vez que os
locais de maiores deslocamentos da face dos protótipos 1 e 8 coincidiram com os locais
de maiores deformações dos reforços.
Os resultados das deformações e dos deslocamentos da face indicam que a
estrutura reforçada com geotêxtil não tecido, mesmo possuindo uma menor rigidez que
o geotêxtil tecido, apresentou um melhor comportamento em longo prazo. Os resultados
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
203
desses protótipos construídos com areia se tornam ainda mais importantes, uma vez que
é o único tipo de solo desta pesquisa que se enquadra dentro das especificações
estrangeiras para obras públicas.
A superfície de ruptura também foi um ponto diferencial entre as duas estruturas
reforçadas. O protótipo 1 apresentou uma superfície hipotética de ruptura bem próxima
à face, como pode ser observado pela Figura 6.4. A Figura 6.4a apresenta as curvas de
deformação obtidas a partir do cálculo direto das deformações, enquanto a Figura 6.4b
apresenta as curvas de deformação obtidas pelo ajuste dos resultados com curvas
sigmóides.
0,0
0,8
1,6
2,4
3,2
4,0
0,00,81,62,43,24,0
distância da face (m)
elevação (m)
0,0
0,8
1,6
2,4
3,2
4,0
0,00,81,62,43,24,0
distância da face (m)
elevação (m)
a) valores calculados diretamente b) curvas sigmóides
Figura 6.4 – Superfícies potenciais de ruptura para o protótipo 1.
Com relação ao protótipo 8, esse apresentou uma superfície potencial de ruptura
mais afastada da face, apresentando um formato que se situa entre a linearidade e uma
forma espiral logarítmica, como pode ser visto pela Figura 6.5.
Isso contradiz o apresentado por Adib et al. (1990), que mostraram que, com o
aumento da rigidez do reforço, a superfície de ruptura fica mais próxima da face.
Zornberg et al. (1998), no entanto, mostrou que a localização das superfícies de ruptura
é aproximadamente a mesma, independente dos valores de rigidez utilizados.
Como ocorreu uma diferença entre os resultados calculados diretamente e os
provenientes das curvas sigmóides, traçou-se um gráfico com todos esses pontos,
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
204
incluindo os valores calculados e as curvas sigmóides, e obteve-se a melhor superfície
que se ajustou a esses resultados para os dois protótipos, como ilustrado pela Figura 6.6.
0
1
2
3
4
01234
superfície potencial
de ruptura
Rankine
0,0
0,8
1,6
2,4
3,2
4,0
0,00,81,62,43,24,0
distância da face (m)
elevação (m)
a) valores calculados diretamente b) curvas sigmóides
Figura 6.5 – Superfícies potenciais de ruptura para o protótipo 8.
0,0
0,8
1,6
2,4
3,2
4,0
0,00,81,62,43,24,0
distância da face (m)
elevação (m)
não tecido tecido
Rankine
Figura 6.6 – Superfícies de ruptura para os protótipos 1 e 8.
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
205
O protótipo 1, por possuir um reforço com maior deformabilidade, apresentou
movimentos maiores próximos à face, devido à acomodação das partículas de solo
durante o processo de retirada das fôrmas. Esse fenômeno é ainda mais pronunciado
para solos puramente granulares e geotêxteis não tecidos, com relativa menor rigidez,
explicando de certa forma a superfície potencial de ruptura próxima à face. O protótipo
8, por sua vez, apresentou tendência de formação de uma superfície de ruptura mais
afastada da face, muito próximo de um estado de plastificação de Rankine, como pode
ser visualizado pela Figura 6.5.
Entretanto, pela Figura 6.6 é possível ver que independente do formato de cada
superfície potencial de ruptura, linear ou espiral logarítmico, ambos os protótipos se
aproximaram de um ângulo de 45º + φ/2 com a horizontal, e que devido à sua
simplicidade de aplicação, viabiliza-se na utilização em estruturas de contenção com a
utilização de solos granulares.
Esses resultados mostram que, para estruturas com baixas alturas (até 4 m),
reforçadas com geotêxtil não tecido, e utilizando solos granulares como material de
aterro, quando devidamente construídas, podem apresentar um comportamento igual ou
até superior, quando comparadas com estruturas reforçadas com geotêxteis tecidos, com
resistências equivalentes.
Os extensômetros magnéticos verticais utilizados nos protótipos 7 e 8 sofreram
danos durante o processo de desmanche dos protótipos 1 e 2, e da construção dos 7 e 8
e, em virtude disso, não será possível efetuar uma análise paramétrica sobre os
deslocamentos verticais das estruturas. Os resultados de movimentação vertical do
protótipo 1 encontram-se discutidos no Capítulo 5.
6.2.2 Protótipos construídos com o solo areno siltoso
O desempenho dos protótipos 3 e 4, construídos com o solo areno siltoso, foi
afetado por diversos agentes externos, como por exemplo, a construção foi realizada
durante um período muito intenso de chuvas e a mão de obra utilizada era muito pouco
qualificada. Procurou-se sempre cobrir o solo de empréstimo para não ultrapassar a
umidade ótima de compactação. Porém, foi difícil proteger o solo de chuvas repentinas
de verão, características do período em que os protótipos foram construídos.
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
206
Como pode ser visto pela Figura 6.7, em uma dessas chuvas, sem a presença de
um responsável técnico nesse dia, uma camada de solo com alto teor de umidade foi
compactada, sem respeitar os limites de compactação.
Como resultado, a qualidade da face das duas estruturas não atingiu o desejado.
Em vista disso, altas deformações dos reforços foram observadas nessa região, como
pode ser visto pela Figura 6.8. Entretanto, foi possível observar o comportamento de
cada geossintético sob essas condições adversas.
Figura 6.7 – Saco compactador afundando no solo com alta umidade.
a) protótipo 3 b) protótipo 4
Figura 6.8 – Aparência da face após a construção dos protótipos.
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
207
O protótipo 3 foi construído com um geotêxtil não tecido agulhado de
polipropileno, com resistência à tração igual a 16,68 kN/m, enquanto o protótipo 4 foi
construído com um geotêxtil tecido de polipropileno, com 13,94 kN/m. Apesar de
possuir uma maior resistência à tração, o geotêxtil não tecido apresentou um módulo de
rigidez menor do que o geotêxtil tecido. Enquanto o geotêxtil tecido apresentou uma
deformação na ruptura igual a 22,67%, pelos ensaios de tração não confinada, o
geotêxtil não tecido apresentou um valor igual a 49,36% (Figura 6.9).
0 25 50 75
20
15
10
5
0
0 25 50 75
20
15
10
5
0
0 25 50 75
20
15
10
5
0
geotêxtil
tecido
geotêxtil
não tecido
Deformação específica (%)
Força (kN/m)
Figura 6.9 - Ensaios de tração não confinada para os geotêxteis utilizados nos
protótipos 3 (não tecido) e 4 (tecido).
O protótipo 3 apresentou maiores danos na face, devidos fortes chuvas, do que o
protótipo 4. Como pode ser visto pela Figura 6.8, a maior rigidez do geotêxtil tecido
contribuiu para uma face mais bem acabada, enquanto o protótipo construído com o
geotêxtil não tecido apresentou maiores irregularidades.
O protótipo construído com geotêxtil tecido, além de apresentar menores
deslocamentos, também mostrou movimentações mais similares ao longo de toda a face
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
208
da estrutura, redistribuindo de melhor forma os deslocamentos provenientes da camada
de solo com alta umidade e maior compressibilidade.
Os deslocamentos das duas estruturas aumentaram muito durante a fase
construtiva. Com isso, decidiu-se parar a construção na cota 3,5 m, para evitar que
ocorresse uma ruptura local da face dos protótipos, da mesma forma que ocorreu com o
protótipo 2, como será visto no item 6.4 deste capítulo. A grande preocupação foi com a
integridade da instrumentação, pois os extensômetros horizontais utilizados nesses
protótipos não foram projetados para deslocamentos superiores a 20 cm.
Além disso, após ter sido lançada a última camada de solo do protótipo 3, e antes
de realizar a sua compactação, uma forte chuva atingiu os protótipos, elevando de forma
significativa a umidade do solo dessa camada, causando sua ruptura por falta de
envelopamento e, consequentemente, danificando os tell tails instalados nessa altura. A
Figura 6.10 mostra uma foto instantes após esta ruptura.
Figura 6.10 – Ruptura local da última camada do protótipo 3.
A tendência de deslocamentos da face pode ser mais bem visualizada pela
Figura 6.11, que mostra os deslocamentos da face dos dois protótipos. O muro 3
deslocou-se sem uma tendência bem definida, atingindo valores máximos próximos de
15 mm à 2,1 m. Os deslocamentos na cota igual a 3,0 m foram admitidos iguais a zero,
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
209
pois os extensômetros desta camada foram danificados após a ruptura local da face da
última camada, como pode ser visto pela Figura 6.10. O protótipo 4 apresentou menores
movimentos na face do que o protótipo 3, com seus maiores deslocamentos ocorrendo à
1,3 m, com valores médios próximos de 7 mm.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
0 5 10 15 20
deslocamento da face (mm)
elevação (m)
fim da construção
15 dias
34 dias
42 dias
60 dias
82 dias
103 dias
147 dias
215 dias
260 dias
313 dias
427 dias
553 dias
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
0246810
face displacement (mm)
elevation (m)
end of
construction
15 days
34 days
42 days
60 days
82 days
103 days
147 days
215 days
260 days
313 days
427 days
a) protótipo 3 b) protótipo 4
Figura 6.11 – Deslocamentos da face dos protótipos.
Esses deslocamentos aumentaram muito pouco após a construção,
principalmente quando comparados com os dos protótipos construídos com solo
granular, apresentando cerca de 1 mm para cada estrutura. Isso se deve, principalmente,
ao fato de a estrutura apresentar uma alta resistência em seu estado não saturado.
Com relação à movimentação interna do maciço reforçado, sem levar em
consideração, por momento, a zona de solo com maior teor de umidade e
compressibilidade, os deslocamentos foram em geral muito pequenos, praticamente
desprezíveis.
O protótipo 3 apresentou maiores deformações do que o protótipo 4, mostrando
que o reforço mais rígido, no caso o geotêxtil tecido, foi o que se comportou melhor sob
essas condições. O protótipo reforçado com geotêxtil não tecido apresentou
deformações da ordem de 1,3% para a elevação igual a 0,4 m, e 1,8% para a cota 2,1 m.
Para as outras duas camadas instrumentadas, as deformações foram muito pequenas,
não ultrapassando 0,4% (Figura 6.21a).
Com relação ao protótipo 4, reforçado com geotêxtil tecido, foram registradas as
maiores deformações nas duas primeiras camadas instrumentadas, 0,4 e 1,3 m,
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
210
atingindo valores médios iguais a 0,4 e 0,6%, respectivamente. Nas outras duas camadas
instrumentadas, 2,1 e 3,0, essas deformações não ultrapassaram 0,2% (Figura 6.21b).
Os movimentos pós-construtivos para ambas as estruturas foram muito
pequenos, apresentando acréscimos máximos da ordem de 0,2% na zona com alta
umidade.
A Figura 6.12 mostra as deformações obtidas para os dois protótipos. As
superfícies hipotéticas de ruptura registradas em ambos os protótipos foram em geral
muito parecidas, bem próximas à face e com uma forma entre a linearidade e uma
espiral logarítmica, como mostrado pelas Figuras 6.12a e 6.12b.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
0,01,02,03,04,0
distância da face (m)
elevação (m)
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
0,01,02,03,04,0
distância da face (m)
elevação (m)
a) protótipo 3 b) protótipo 4
Figura 6.12 – Superfícies potenciais de ruptura para os protótipos 3 e 4.
Devido à camada de solo compactado com alta compressibilidade, a distribuição
das deformações verticais no interior do maciço foi muito dispersa, principalmente para
o protótipo 3 que, como explicado anteriormente, possui uma camada compressível com
maior teor de umidade que o protótipo 4. O muro 4, da mesma forma que ocorreu para
as deformações dos reforços, assimilou melhor a camada compressível de solo,
distribuindo melhor as deformações internas do maciço reforçado.
Com relação à movimentação vertical do maciço reforçado, o protótipo 3
apresentou a máxima deformação igual a 1,5% próxima da face, aproximadamente no
local da camada compressível (Figura 6.13a). O protótipo 4 apresentou resultados bem
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
211
coerentes, com certa linearidade entre os resultados na mesma cota, com valores um
pouco superiores para a camada de maior umidade, como mostrado na Figura 6.13b.
a) protótipo 3 b) protótipo 4
Figura 6.13 – Deformações verticais dos protótipos.
Cerca de dois anos após o fim da construção, a estrutura de madeira que se
encontrava perto do poço da instrumentação sofreu colapso após um intenso período
chuvoso, justamente na região do poço de instrumentação, que não havia nenhum
reforço, mostrando que mesmo com pequenas deformações, os reforços estavam
trabalhando adequadamente e contribuindo para que a estrutura permanecesse estável.
6.2.3 Protótipos construídos com o solo argilo siltoso
Os protótipos 5 e 6, construídos com o solo argilo siltoso, foram os que
apresentaram os melhores resultados entre todos os construídos, desde o acabamento da
face, integridade da estrutura de madeira confinante e, principalmente, as baixas
movimentações dos maciços reforçados. O protótipo 5 foi construído com o geotêxtil
não tecido agulhado de polipropileno, com resistência igual a 16,68 kN/m, enquanto o
protótipo 6 foi construído com o geotêxtil tecido de polipropileno, com 13,94 kN/m. A
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
212
Figura 6.9 ilustra as curvas força x deformação dos geotêxteis, enquanto a Figura 6.14
apresenta as fotos desses dois protótipos.
a) protótipo 5 b) protótipo 6
Figura 6.14 – Aparência da face após a construção dos protótipos.
As deformações no protótipo 6 foram muito pequenas, não ultrapassando 0,2%
em toda a estrutura, constituindo-se na melhor combinação solo-reforço entre todos os
protótipos construídos. Diversos fatores contribuíram para isso, incluindo a relativa alta
rigidez do reforço, a natureza laterítica do solo, fornecendo uma alta resistência para o
solo compactado, e também a baixa permeabilidade desse solo (Figura 6.20a).
O protótipo 5 apresentou um comportamento bem parecido com o protótipo 6,
para as três camadas inferiores, não ultrapassando 0,2% em todas as camadas.
Entretanto, as duas camadas superiores apresentaram deformações mais altas, atingindo
0,8% na cota 2,8 m, e 1,2% na cota 3,6 m (Figura 6.19b).
O fenômeno mais provável para essas maiores deformações foi a formação de
trincas de tração no solo, transferindo para os reforços essas forças, resultando nessas
deformações (Figura 6.15a). Essas trincas, como apresentado pela Figura 6.15b,
atingiram cerca de 15 mm de largura.
Um forte indício para esse fenômeno é que a camada superior do protótipo 5
apresentou dois picos distintos, com o maior pico afastado 1,75 m da face, eliminando a
hipótese da formação de uma superfície de ruptura (Figura 6.16a).
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
213
Essas trincas podem formar um caminho preferencial para a entrada de água no
solo. Furos de trado feitos, tanto na estação com fortes chuvas, como também no
período de seca, mostram que a teor de umidade se manteve praticamente constante
durante todo o tempo em que foram registradas as leituras, apresentando variações
apenas nas camadas superficiais.
a) vista geral das trincas b) detalhe de uma das trincas
Figura 6.15 – Formação de trincas de tração nos protótipos construídos com o solo
argiloso.
Com relação à superfície potencial de ruptura, ambos os protótipos apresentaram
um formato parecido com uma espiral logarítmica, sendo que o protótipo 5, reforçado
com geotêxtil não tecido, apresentou essa superfície mais próxima da face, enquanto o
protótipo 6, reforçado com geotêxtil tecido, apresentou a superfície mais para o interior
do maciço, fenômeno esse que já aconteceu para os protótipos que utilizaram a areia
como material de aterro (Figura 6.16).
Os deslocamentos da face, como apresentados pela Figura 6.17, registraram os
maiores deslocamentos para ambas as estruturas a 3,6 m de altura, com deslocamentos
máximos próximos de 2 mm após 538 dias. O extensômetro da cota 0,4 m do protótipo
6 foi danificado pela pá carregadeira durante a construção do protótipo e não pôde ser
utilizado nas análises.
Além de apresentar as menores deformações dos reforços, a estrutura reforçada
com geotêxtil tecido também apresentou menores recalques verticais da massa
reforçada, quando comparada com os resultados do protótipo 5, reforçado com geotêxtil
não tecido (Figura 6.18).
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
214
0,0
0,8
1,6
2,4
3,2
4,0
0,00,81,62,43,24,0
distância da face (m)
elevação (m)
0,0
0,8
1,6
2,4
3,2
4,0
0,00,81,62,43,24,0
distância da face (m)
elevação (m)
a) protótipo 5 b) protótipo 6
Figura 6.16 – Superfícies potenciais de ruptura para os protótipos 5 e 6.
0,0
0,4
0,8
1,2
1,6
2,0
2,4
2,8
3,2
3,6
4,0
0,0 0,5 1,0 1,5
deslocamento da face (mm)
elevação (m)
fim da construção
19 dias
27 dias
45 dias
67 dias
88 dias
163 dias
200 dias
245 dias
298 dias
412 dias
538 dias
0,0
0,4
0,8
1,2
1,6
2,0
2,4
2,8
3,2
3,6
4,0
0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5
deslocamento da face (mm)
elevação (m)
fim da construção
19 dias
27 dias
45 dias
67 dias
88 dias
163 dias
200 dias
245 dias
298 dias
412 dias
538 dias
a) protótipo 5 b) protótipo 6
Figura 6.17 – Deslocamentos da face dos protótipos.
O protótipo 5 apresentou deformações verticais máximas da ordem de 1,6% na
base da estrutura, no extensômetro próximo à face, apresentando um decréscimo com a
elevação da altura, até aproximadamente a cota 2,0 m, onde a deformação foi igual a
zero, mantendo-se estável até o topo da estrutura.
Da mesma forma que ocorreu com o protótipo 5, as deformações máximas no
protótipo 6 foram maiores no ponto mais próximo à face na base da estrutura, porém
com valores relativamente menores, atingindo 0,7%. Essas movimentações mantiveram-
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
215
se estáveis durante toda a vida útil da estrutura, da mesma forma que as deformações
horizontais, apresentando movimentos desprezíveis.
a) protótipo 5 b) protótipo 6
Figura 6.18 – Deformações verticais dos protótipos 5 e 6.
6.3 TIPO DE SOLO
Três diferentes tipos de solo foram utilizados na construção dos protótipos.
Quatro das estruturas foram construídas utilizando um solo puramente granular,
classificado como uma areia média a grossa. Os outros quatro protótipos foram
construídos com solos coesivos, com uma porcentagem de finos muito superior ao
recomendado e especificado pelos métodos de projeto, classificados como areia siltosa e
argila siltosa.
Os protótipos construídos com o solo arenoso, de forma geral, foram os que
apresentaram os maiores movimentos, tanto durante a fase construtiva, quanto no
período pós-construção. A Figura 6.19 ilustra as deformações correspondentes aos
protótipos 1 e 5, construídos com areia média a grossa e argila siltosa, respectivamente.
Ambos os protótipos foram construídos com geotêxtil não tecido, porém com
características diferentes.
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
216
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (cm)
deformação (%)
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 5 (3,6m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
19 dias
27 dias
45 dias
67 dias
88 dias
163 dias
200 dias
245 dias
298 dias
412 dias
538 dias
elevação 5 (3,6m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 4 (2,8m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
19 dias
27 dias
45 dias
67 dias
88 dias
163 dias
200 dias
245 dias
298 dias
412 dias
538 dias
elevação 4 (2,8m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
nona camad
a
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 3 (2,0m)
0,0
0,3
0,5
0,8
1,0
1,3
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
19 dias
27 dias
45 dias
67 dias
88 dias
163 dias
200 dias
245 dias
298 dias
412 dias
538 dias
elevação 3 (2,0m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
sexta camad
a
nona camada
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 2 (1,2m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
19 dias
27 dias
45 dias
67 dias
88 dias
163 dias
200 dias
245 dias
298 dias
412 dias
538 dias
elevação 2 (1,2m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
quarta camada
sexta camada
nona camada
fim da construção
7 dias
15 dias
27 dias
57 dias
84 dias
203 dias
elevação 1 (0,4m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
19 dias
27 dias
45 dias
67 dias
88 dias
163 dias
200 dias
245 dias
298 dias
412 dias
538 dias
elevação 1 (0,4m)
a) protótipo 1 (areia média a grossa) b) protótipo 5 (argila siltosa)
Figura 6.19 – Curvas de deformação para os protótipos 1 e 5.
O protótipo 1 foi construído com um geotêxtil de poliéster, enquanto o protótipo
5 com um geotêxtil de polipropileno. O geotêxtil de polipropileno apresentou por meio
dos ensaios de tração confinada uma maior resistência e rigidez à tração do que o
geotêxtil de poliéster.
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
217
O protótipo 1 foi construído com um solo puramente granular, enquanto o
protótipo 5 foi construído com um solo com mais de 50% de argila em sua composição.
O protótipo 3 também foi construído com um reforço de mesma natureza, porém devido
a todos os problemas já citados anteriormente, como mudança da geometria, camadas
compressíveis e ruptura da última camada por falta de envelopamento, a comparação
direta entre os protótipos ficou mais difícil de ser realizada.
As maiores deformações registradas no protótipo 5, como já exemplificado
anteriormente neste mesmo capítulo, foram em razão das trincas de tração
características dos solos argilosos. Com relação ao solo arenoso, esse apresentou
deformações relativamente altas nas três camadas instrumentadas centrais, com a nítida
formação de uma superfície de ruptura espiral logarítmica.
Caso parecido aconteceu com a comparação entre os protótipos 6 e 8,
construídos com a areia média a grossa e a argila siltosa, respectivamente. Ambos os
protótipos foram construídos com a mesma geometria e também com o mesmo tipo de
reforço, no caso um geotêxtil tecido de polipropileno. A Figura 6.20 apresenta os
resultados desses dois protótipos, com as maiores deformações ocorrendo claramente no
protótipo construído com o solo arenoso.
A Figura 6.21 apresenta os resultados referentes aos protótipos 3 e 4. Como
podem ser vistas, as grandes deformações dos reforços aconteceram na região com
maior compressibilidade devido à maior umidade do solo. Nas camadas compactadas
com a umidade próxima da ótima, as deformações nos reforços foram muito pequenas,
praticamente desprezíveis.
O bom comportamento dos protótipos construídos com solos coesivos deve-se
ao fato de que essas estruturas poderiam permanecer estáveis mesmo sem as inclusões,
devido à alta coesão presente nesses solos, ao contrário dos protótipos construídos com
o solo arenoso.
Analisando as regiões não afetadas pelas camadas compressíveis nos protótipos
3 e 4, verificou-se que os protótipos construídos com a argila siltosa apresentaram um
comportamento melhor do que os protótipos construídos com a areia siltosa, mesmo
com 0,5 m de altura a mais.
Ensaios triaxiais realizados com esses solos revelaram que o solo argilo siltoso
apresentou uma coesão razoavelmente maior, principalmente a baixas deformações,
apesar de um ângulo de atrito um pouco inferior. Com isso, se a coesão for mantida
durante a vida útil da estrutura, como aconteceu nesse caso, as deformações das
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
218
estruturas construídas com o solo argilo siltoso tendem a ser menores do que as
construídas com o solo areno siltoso, mesmo esse último possuindo um ângulo de atrito
superior.
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
19 dias
27 dias
45 dias
67 dias
88 dias
163 dias
200 dias
245 dias
298 dias
412 dias
538 dias
elevação 5 (3,6m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (cm)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
26 dias
48 dias
69 dias
144 dias
181 dias
226 dias
279 dias
393 dias
519 dias
elevação 5 (3,6m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
19 dias
27 dias
45 dias
67 dias
88 dias
163 dias
200 dias
245 dias
298 dias
412 dias
538 dias
elevação 4 (2,8m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
26 dias
48 dias
69 dias
144 dias
181 dias
226 dias
279 dias
393 dias
519 dias
elevação 4 (2,8m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
19 dias
27 dias
45 dias
67 dias
88 dias
163 dias
200 dias
245 dias
298 dias
412 dias
538 dias
elevação 3 (2,0m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
26 dias
48 dias
69 dias
144 dias
181 dias
226 dias
279 dias
393 dias
519 dias
elevação 3 (2,0m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
19 dias
27 dias
45 dias
67 dias
88 dias
163 dias
200 dias
245 dias
298 dias
412 dias
538 dias
elevação 2 (1,2m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
26 dias
48 dias
69 dias
144 dias
181 dias
226 dias
279 dias
393 dias
519 dias
elevação 2 (1,2m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
19 dias
27 dias
45 dias
67 dias
88 dias
163 dias
200 dias
245 dias
298 dias
412 dias
538 dias
elevação 1 (0,4m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
26 dias
48 dias
69 dias
144 dias
181 dias
226 dias
279 dias
393 dias
519 dias
elevação 1 (0,4m)
a) protótipo 6 (argila siltosa) b) protótipo 8 (areia média a grossa)
Figura 6.20 – Curvas de deformação para os protótipos 6 e 8.
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
219
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
15 dias
34 dias
42 dias
60 dias
82 dias
103 dias
147 dias
215 dias
260 dias
313 dias
427 dias
553 dias
elevação 4 (3,0m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
15 dias
34 dias
42 dias
60 dias
82 dias
103 dias
178 dias
215 dias
260 dias
313 dias
427 dias
553 dias
elevação 4 (3,0m)
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
15 dias
24 dias
42 dias
60 dias
82 dias
103 dias
147 dias
215 dias
260 dias
313 dias
427 dias
553 dias
elevação 3 (2,1m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
15 dias
34 dias
42 dias
60 dias
82 dias
103 dias
178 dias
215 dias
260 dias
313 dias
427 dias
553 dias
elevação 3 (2,1m)
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
15 dias
34 dias
42 dias
60 dias
82 dias
103 dias
147 dias
215 dias
260 dias
313 dias
427 dias
553 dias
elevação 2 (1,3m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
15 dias
34 dias
42 dias
60 dias
82 dias
103 dias
178 dias
215 dias
260 dias
313 dias
427 dias
553 dias
elevação 2 (1,3m)
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
15 dias
34 dias
42 dias
60 dias
82 dias
103 dias
147 dias
215 dias
260 dias
313 dias
427 dias
553 dias
elevação 1 (0,4m)
0,0
0,5
1,0
1,5
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
15 dias
34 dias
42 dias
60 dias
82 dias
103 dias
178 dias
215 dias
260 dias
313 dias
427 dias
553 dias
elevação 1 (0,4m)
a) protótipo 3 (areia siltosa) b) protótipo 4 (areia siltosa)
Figura 6.21 – Curvas de deformação para os protótipos 3 e 4.
Com isso, fica evidente a influência da coesão no comportamento das estruturas
de contenção com geossintéticos. A grande questão a ser definida nesse caso é como as
estruturas construídas com solos coesivos se comportarão ao longo do tempo, sob
condições desfavoráveis, como extensos períodos chuvosos, que podem causar uma
elevação da umidade do solo de aterro com a conseqüente redução da coesão.
As estruturas construídas com solos granulares, apesar de não possuírem a alta
coesão característica dos solos coesivos, por sua vez têm a sua resistência garantida com
o tempo com o seu ângulo de atrito, além de não terem o problema de geração de
pressões neutras, característico dos solos com alto teor de finos. Além disso, os solos
granulares apresentam a grande vantagem de poderem ser utilizados na construção em
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
220
períodos com alta pluviosidade, pois quando utilizado esse tipo de solo como material
de aterro, não existe a preocupação com o controle da umidade.
Com isso, foram realizados furos de trado a fim de se investigar a influência da
água no comportamento das estruturas reforçadas com solos coesivos, e como os
geossintéticos se comportam, não somente como elementos de reforço, mas também
como elementos drenantes incorporados ao corpo do maciço.
A Figura 6.22 apresenta a distribuição da umidade, do solo areno siltoso, na
região do poço de instrumentação, onde não existe a presença de nenhuma inclusão,
para investigar como o solo se comporta nessa situação.
0
1
2
3
4
7 8 9 10 11 12 13 14 15
umidade (%)
profundidade (m)
26/09/2003 (estiagem) 28/12/2004 (chuvas)
Figura 6.22 – Variação da umidade para a área não reforçada.
Pela Figura 6.22, verifica-se que a água da chuva têm uma influência até uma
profundidade igual a 1,5 m, não apresentando nenhuma mudança significativa a uma
profundidade maior do que essa. Entre as profundidades de 2,0 m e 2,5 m, existe um
ponto com maior umidade, que coincide com o local onde ocorreu a camada
compressível. Devido à baixa permeabilidade do solo, esta umidade não conseguiu
atingir o equilíbrio com o restante do solo da estrutura, mesmo com quase 2 anos após o
fim da construção.
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
221
Entretanto, essa umidade não é tão significativa, uma vez que as linhas
tracejadas no gráfico representam os limites de umidade para a compactação. A Figura
6.23 apresenta um gráfico com a umidade dos protótipos 3 e 4, em comparação com a
zona não reforçada, durante um período com alta precipitação, a fim de investigar o
comportamento dos dois tipos de geotêxteis utilizados.
0
1
2
3
4
8 9 10 11 12 13 14 15
umidade (%)
profundidade (m)
zona não reforçada geotêxtil tecido geotêxtil não tecido
Figura 6.23 – Variação da umidade para os protótipos 3 e 4 durante o período
chuvoso.
Da mesma forma que ocorreu com a zona não reforçada, o protótipo reforçado
com o geotêxtil tecido sofreu um aumento da umidade nas camadas superiores,
apresentando certa variação até uma profundidade igual a 2,0. Entretanto, essa elevação
na umidade não foi suficiente para alterar o comportamento da estrutura, pois não foi
registrado nenhum movimento significativo durante e após o período chuvoso.
Com relação ao protótipo reforçado com geotêxtil não tecido, ele se comportou
muito bem com a ação das chuvas, mantendo a umidade do solo praticamente constante
durante esse período. Como pode ser visto pela Figura 6.23, a umidade do solo nesse
protótipo encontra-se praticamente constante ao longo da profundidade. Além de
impedir que a água das chuvas infiltre no solo, funcionando como um dreno, o geotêxtil
não tecido também contribuiu para a dissipação da umidade na zona compressível.
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
222
Mesmo assim, o protótipo reforçado com geotêxtil tecido apresentou um melhor
comportamento com relação aos deslocamentos. Uma combinação utilizando os dois
tipos de reforço, ou então um geotêxtil não tecido com maior rigidez, provavelmente
seja a melhor alternativa em longo prazo para esse tipo de estrutura, pois garantiria ao
mesmo tempo pequenas deformações do maciço reforçado, como também o controle da
umidade.
A Figura 6.24 apresenta os resultados das estruturas reforçadas com geotêxtil
não tecido, construídas com os três solos diferentes. Analisando o comportamento na
base das estruturas, onde o protótipo 3 não teve influência da camada compressível,
verifica-se que o solo arenoso foi o que apresentou menores deformações, enquanto o
protótipo construído com o solo argilo siltoso, apesar de ter sido o protótipo com as
menores deformações dos reforços, foi o que apresentou os maiores recalques verticais.
a) protótipo 1
(areia média a grossa)
b) protótipo 3
(areia siltosa)
c) protótipo 5
(argila siltosa)
Figura 6.24 – Deformações verticais dos protótipos construídos com geotêxteis não
tecidos.
Por meio dos resultados dos ensaios triaxiais executados, observou-se que o solo
argilo siltoso apresentou um módulo de deformação axial, aproximadamente, 40%
menor do que o solo areno siltoso, o que de certa forma justifica as maiores
deformações verticais nos protótipos que utilizaram a argila siltosa. Por outro lado, o
solo arenoso do protótipo 1, em que foram registradas as menores deformações
verticais, foi o solo que forneceu o menor módulo de deformação axial nos ensaios
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
223
triaxiais, justificando o seu melhor desempenho. Com isso, por esses resultados, fica
claro que uma maior porcentagem de areia na composição granulométrica de cada solo
contribuiu para a redução dos recalques verticais de cada estrutura.
Com relação aos deslocamentos da face, a Figura 6.25 apresenta os resultados
para os protótipos construídos com geotêxtil não tecido, enquanto a Figura 6.26
apresenta os resultados dos protótipos construídos com geotêxtil tecido.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
02468101214
deslocamento da face (mm)
elevação (m)
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
0 5 10 15 20
deslocamento da face (mm)
elevação (m)
0,0
0,4
0,8
1,2
1,6
2,0
2,4
2,8
3,2
3,6
4,0
0,0 0,5 1,0 1,
deslocamento da face (mm)
elevação (m)
a) protótipo 1 b) protótipo 3 c) protótipo 5
Figura 6.25 – Deslocamentos da face dos protótipos construídos com geotêxtil não
tecido.
0,0
0,4
0,8
1,2
1,6
2,0
2,4
2,8
3,2
3,6
4,0
02468101214161820222
4
deslocamento da face (mm)
elevação (m)
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
024681
0
face displacement (mm)
elevation (m)
0,0
0,4
0,8
1,2
1,6
2,0
2,4
2,8
3,2
3,6
4,0
0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,
5
deslocamento da face (mm)
elevação (m)
a) protótipo 8 b) protótipo 4 c) protótipo 6
Figura 6.26 – Deslocamentos da face dos protótipos construídos com geotêxtil tecido.
Os resultados dos deslocamentos da face foram muito diferentes de uma
estrutura para outra. Entretanto, foi possível observar que a localização dos maiores
deslocamentos da face foi compatível com os locais de maiores deformações dos
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
224
reforços para cada estrutura. Porém, como as estruturas deformaram muito pouco, fica
difícil inferir algum comportamento típico para elas.
6.4 GEOMETRIA INTERNA
Diversos trabalhos publicados relatam que quanto maior a densidade dos
reforços, menores os deslocamentos e as cargas a que estavam submetidos. Porém, é
importante saber com mais detalhes, pelos ensaios de campo, sobre a influência desse
fator, pois ele está ligado diretamente não somente à segurança da estrutura, como
também à economia.
Os protótipos 1 e 2 foram os primeiros a serem construídos nesta pesquisa. Os
protótipos foram construídos utilizando o mesmo solo (areia média a grossa) e o mesmo
geossintético (geotêxtil não tecido de poliéster), porém com geometrias internas
distintas, a fim de se investigar a influência do espaçamento entre as camadas no
comportamento de estruturas reforçadas com geossintéticos.
O protótipo 1, apresentado em detalhes no Capítulo 5, foi construído com um
espaçamento constante entre as camadas igual a 40 cm, totalizando 10 camadas de
reforço, enquanto o protótipo 2 foi construído com 8 camadas, com o espaçamento
variando de 40 a 70 cm.
O protótipo 2 foi construído duas vezes, pois na primeira tentativa, esse muro
apresentou uma ruptura local na face logo após uma forte chuva, devido ao baixo
comprimento de envelopamento, como pode ser visto abaixo pela Figura 6.27. O muro
apresentou a ruptura após a conclusão da penúltima camada, com 3,3 m de altura. Como
pode ser visto pela foto, a camada de solo ainda não havia sido desformada. A face,
projetada para ter uma inclinação igual às 1H:5V, ficou muito próxima de 90º,
mostrando um deslocamento progressivo durante a construção do protótipo.
Como não foi possível prosseguir com a construção da estrutura, decidiu-se
refazê-lo, com o comprimento de ancoragem maior. O muro, depois de reconstruído,
apresentou resultados de deformação muito próximos dos registrados no momento da
ruptura, mesmo com uma camada de 0,7 m a mais, mostrando a importância de um
comprimento de envelopamento adequado.
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
225
a) face do talude b) vista superior da ruptura
Figura 6.27 – Ruptura local do talude com espaçamento variável.
A Figura 6.28 apresenta as curvas de deformação calculadas com o uso do ajuste
das curvas sigmóide, para as duas tentativas realizadas no protótipo 2, enquanto a
Figura 6.29 mostra as mesmas curvas na mesma escala, com a indicação de uma
superfície hipotética de ruptura. No momento da ruptura, as deformações atingiram
quase 15%. Vale ressaltar que a ruptura não ocorreu nos reforços, e sim devido ao baixo
confinamento do envelopamento.
Da forma como a pesquisa foi conduzida, ficou muito difícil realizar uma
comparação entre os protótipos 1 e 2. O maior espaçamento entre as camadas do
protótipo 2 resultou em deformações nos reforços muito maiores. Enquanto o protótipo
1 registrou deformações máximas próximas de 1%, o protótipo 2 obteve deformações da
ordem de 15%.
Entretanto, a localização da superfície potencial de ruptura ficou muito parecida
para as duas estruturas, evidenciando que a localização da superfície de ruptura é
dependente do ângulo de atrito interno do solo.
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
226
0,0
5,0
10,0
15,0
0,01,02,03,0
distância da face (cm)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
20 dias
50 dias
77 dias
196 dias
elevação 5 (3,3m)
0,0
5,0
10,0
15,0
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
sétima camada
(ruptura)
elevação 4 (2,7m)
0,0
5,0
10,0
15,0
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
20 dias
50 dias
77 dias
196 dias
elevação 4 (2,7m)
0,0
5,0
10,0
15,0
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
sexta camada
sétima camada
(ruptura)
elevação 3
0,0
5,0
10,0
15,0
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
20 dias
50 dias
77 dias
196 dias
elevação 3 (2,2m)
0,0
5,0
10,0
15,0
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
quinta camada
sexta camada
sétima camada
(ruptura)
elevação 2 (1,2m)
0,0
5,0
10,0
15,0
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
20 dias
50 dias
77 dias
196 dias
elevação 2 (1,2m)
0,0
5,0
10,0
15,0
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
quarta camada
quinta camada
sexta camada
sétima camada
(ruptura)
elevação 1 (0,4m)
0,0
5,0
10,0
15,0
0,01,02,03,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
20 dias
50 dias
77 dias
196 dias
elevação 1 (0,4m)
a) protótipo 2 rompido b) protótipo 2 reconstruído
Figura 6.28 – Curvas de deformação obtidas pela função sigmóide (muro 2).
Foi observado, pela construção dos protótipos 1 e 2, que o espaçamento igual a
40 cm foi o que apresentou uma melhor estabilidade local com solos granulares. Com
50 cm de espaçamento, a face do protótipo ainda apresentou um bom comportamento,
porém começou a ter um alto embarrigamento da camada, afetando a estética da
estrutura. Para espaçamentos entre camadas maiores que 50 cm a estrutura começou a
apresentar problemas e deslocamentos excessivos.
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
227
0,0
0,8
1,6
2,4
3,2
4,0
0,00,81,62,43,24,0
distância da face (m)
elevação (m)
0,0
1,0
2,0
3,0
0,00,81,62,43,24,0
distância da face (m)
elevação (m)
b) protótipo 1 a) protótipo 2
Figura 6.29 – Superfícies de ruptura obtidas pelas deformações da função sigmóide
(protótipos 1 e 2).
6.5 CONCLUSÕES
Este capítulo apresentou análises paramétricas envolvendo o comportamento dos
protótipos construídos nesta pesquisa. As conclusões mais importantes obtidas neste
capítulo estão apresentadas a seguir.
a) os protótipos construídos com os solos coesivos apresentaram, de forma geral, um
melhor comportamento para as estruturas reforçadas com geotêxtil tecido do que
com o não tecido;
b) os protótipos construídos com os solos granulares apresentaram um melhor
comportamento para as estruturas reforçadas com geotêxtil tecido (PP), ao fim da
construção, e para o geotêxtil não tecido (PET), após o fim da construção;
c) a localização dos maiores deslocamentos da face para cada estrutura, de forma geral,
foram compatíveis com a localização das maiores deformações nos reforços;
d) os protótipos construídos com o solo arenoso foram os que apresentaram as maiores
movimentações, tanto durante a fase construtiva, quanto no período pós-construção;
Capítulo 6 – Análise Paramétrica entre os muros construídos
228
e) o bom comportamento dos protótipos construídos com os solos coesivos se deve , de
forma geral, à alta coesão desses solos;
f) quanto maior a porcentagem de areia na composição granulométrica dos solos,
menores foram os recalques verticais de cada estrutura;
g) os protótipos reforçados com geotêxtil não tecido comportaram-se muito bem com a
ação das chuvas, dissipando e controlando a sucção do solo durante esse período,
resultando em um perfil constante de umidade com a profundidade;
h) as estruturas que utilizaram solo granular apresentaram uma tendência de uma
superfície potencial da ruptura linear com um ângulo de 45º + φ/2 com a horizontal,
enquanto as estruturas que utilizaram solos coesivos apresentam uma tendência de
uma superfície potencial de ruptura parecida com uma espiral logarítmica;
i) as superfícies potencias de ruptura em estruturas com solos granulares se
localizaram mais próximas da face para as estruturas reforçadas com geotêxtil não
tecido, e mais afastadas da face para os geotêxteis não tecidos;
j) com relação à geometria interna das estruturas, esse trabalho comprovou que quanto
maior a densidade dos reforços, menores foram os deslocamentos e as cargas nas
inclusões.
Capítulo 7
ANÁLISE DE UMA ESTRUTURA SUB-DIMENSIONADA
7.1 INTRODUÇÃO
Neste capítulo serão apresentados os resultados do protótipo 7, construído com
um geotêxtil não tecido de polipropileno e com uma areia média a grossa. Esse
protótipo apóia-se sobre a mesma fundação do protótipo 1, ou seja, uma ficha de 0,5 m
de profundidade executada com a mesma areia utilizada na construção do protótipo.
A Figura 7.1 apresenta a vista frontal do protótipo 7, que é disposto contra o
protótipo 8, construído com o mesmo solo, porém com um geotêxtil tecido de
polipropileno.
Figura 7.1 – Vista frontal do protótipo 7.
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
230
Como o protótipo 1 foi dimensionado com os fatores de redução iguais a um e
não apresentou grandes deslocamentos, decidiu-se reduzir esses fatores de redução de
forma que a estrutura apresentasse um comportamento de fluência mais acentuado. Da
mesma forma que o realizado para o protótipo 1, o protótipo 7 foi dimensionado
utilizando os parâmetros de resistência do solo em condição saturada, desconsiderando a
coesão aparente.
Para averiguar o Coeficiente de Segurança da estrutura nessas condições, foram
realizadas análises utilizando o programa Slope/W, tanto na condição saturada, como
também na umidade de campo, com a utilização da coesão aparente obtida nos ensaios
triaxiais.
A Figura 7.2 apresenta os resultados obtidos nessas análises. Verifica-se que o
coeficiente de segurança, para a condição saturada, resultou em um valor inferior a 1,0,
confirmando, dessa maneira, os parâmetros obtidos pelo método de cálculo utilizado.
Porém, com a utilização da coesão aparente registrada nos ensaios de resistência ao
cisalhamento, o coeficiente de segurança atingiu 1,9. Como será apresentada neste
capítulo, a variação da umidade do solo alterou de forma significativa as deformações
pós-construtivas do maciço reforçado.
0.928
1.864
a) condição saturada
(desconsiderando a coesão aparente)
b) umidade de campo
(considerando a coesão aparente)
Figura 7.2 – Coeficientes de segurança obtidos com o programa Slope/W.
O projeto do protótipo resultou em 10 camadas com o mesmo espaçamento,
igual a 0,40 m, comprimento dos reforços igual a 3,0 m e um comprimento de
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
231
envelopamento igual a 1,0 m. Devido à baixa rigidez do reforço, este protótipo passou a
sofrer deslocamentos significativos já durante a construção, com a nítida formação de
uma superfície potencial de ruptura. Com isso, a geometria inicial foi modificada, com a
adição de mais uma camada, e o espaçamento final médio ficou em torno de 0,36 m
para alcançar os 4,0 m de altura da estrutura. A Figura 7.3 apresenta um esquema com a
geometria final e a instrumentação adotada para o protótipo.
Figura 7.3 – Ilustração da instrumentação do protótipo.
O protótipo 7, por ter sido a estrutura que apresentou as maiores deformações,
será motivo de uma abordagem diferente dos demais. As leituras pós-construção foram
feitas periodicamente até aproximadamente 2 anos após o fim da construção.
As leituras de deslocamento do protótipo foram efetuadas até quando ocorreu a
ruptura do escoramento de madeira lateral e do poço da instrumentação. Isso causou
uma interrupção nas leituras, não sendo possível, dessa forma, acompanhar o protótipo
até ruptura por fluência dos reforços.
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
232
Além disso, a face da estrutura começou a apresentar sinais de deterioração
devido aos ataques dos raios ultravioleta (UV). Vários rasgos começaram a surgir,
sendo que a camada superior sofreu um rasgo que atravessou toda a camada de reforço.
7.2 RESULTADOS DE DESLOCAMENTO DOS TELL TAILS
A Figura 7.4 apresenta os resultados dos deslocamentos medidos diretamente
pelos tell tails. Ao contrário do protótipo 1, em que os maiores deslocamentos se
concentraram no meio da altura da estrutura (2,0 m), no protótipo 7 os maiores
deslocamentos ocorreram no topo da estrutura, onde alcançaram quase 500 mm após
500 dias. Esses deslocamentos foram diminuindo gradualmente com a altura, atingindo
60 mm a 0,4 m.
Para se obter uma melhor visualização dos deslocamentos, os pontos de leitura
dos tell tails foram alinhados na vertical, sendo possível traçar um gráfico ligando esses
pontos e obter perfis verticais de deslocamento. A inclinação da face do muro ficou
muito próxima a 90º, o que permitiu ter uma visão real de como o maciço reforçado
estava se movimentando, funcionando como inclinômetros instalados no interior do
maciço reforçado (Figura 7.5).
Observando a Figura 7.5, é possível perceber a tendência de maiores
deslocamentos no topo da estrutura. Além disso, se uma reta for traçada pelos pontos de
maior inclinação de cada linha inclinométrica, é possível obter a superfície de ruptura da
estrutura que de aproxima da superfície proposta por Rankine (45º + φ/2).
7.3 DESLOCAMENTO DA FACE
Pela experiência adquirida na observação do protótipo 1, em que os
deslocamentos da face, no meio das camadas de reforço, medidos com topografia,
foram bem superiores aos obtidos pelos tell tails, decidiu-se avaliar no muro 7 apenas os
resultados obtidos pelos tell tails.
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
233
0
100
200
300
400
500
1 10 100 1000 10000 100000
horas
deslocamento (mm)
1 - 300cm 2 - 250cm 3 - 200cm 4 - 150cm 5 - 100cm 6 - 50cm 7 - 0cm
Distância da face
elevação 5 (3,6m)
0
100
200
300
400
500
1 10 100 1000 10000 100000
horas
deslocamento (mm)
elevação 4 (2,8m)
0
50
100
150
200
250
300
350
1 10 100 1000 10000 100000
horas
deslocamento (mm)
elevação 3 (2,0m)
0
40
80
120
160
200
240
1 10 100 1000 10000 100000
horas
deslocamento (mm)
elevação 2 (1,2m)
0
10
20
30
40
50
60
70
1 10 100 1000 10000 100000
horas
deslocamento (mm)
elevação 1 (0,4m)
Figura 7.4 – Deslocamento dos tell tails.
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
234
0,0
0,4
0,8
1,2
1,6
2,0
2,4
2,8
3,2
3,6
4,0
distância da face (m)
elevação (m)
posição inicial
fim da construção
8 dias
16 dias
34 dias
56 dias
77 dias
152 dias
189 dias
234 dias
287 dias
401 dias
527 dias
10mm
face
elevação 5
3,0 2,5 2,0 1,5 1,0 0,5 0,0
elevação 1
elevação 2
elevação 3
elevação 4
poço
Figura 7.5 – Extensômetros alinhados como inclinômetros.
A Figura 7.6 apresenta os resultados dos deslocamentos da face, enquanto que a
Figura 7.7 apresenta os resultados dos deslocamentos, admitindo o final da construção
como referência.
Pela Figura 7.6 verifica-se que os maiores deslocamentos ao fim da construção
localizaram-se aproximadamente a 3/4 da altura da face da estrutura (2,8 m), alcançando
valores da ordem de 25 cm nessa região, e em torno de 20 cm no topo da estrutura. Os
resultados na base da estrutura foram bem menores, atingindo valores iguais a 5,0 cm, a
0,4 m da altura do muro.
Porém, após a conclusão da fase construtiva, os deslocamentos começaram a
ocorrer com uma taxa maior no topo da estrutura, como mostrado na Figura 7.7. Ao se
tomar como nulos os deslocamentos da face, ao final da construção, foi possível
verificar que o perfil de deslocamentos da face apresentara-se bem próximo da
linearidade, quando se uniu a base do talude até o seu topo com uma linha reta. Após
500 dias do fim da construção, os resultados praticamente dobraram, alcançando valores
perto de 50 cm, no topo da estrutura.
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
235
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50
deslocamento da face (cm)
elevação (m)
fim da construção
8 dias
16 dias
34 dias
56 dias
77 dias
152 dias
189 dias
234 dias
287 dias
401 dias
527 dias
Figura 7.6 – Resultados dos deslocamentos da face.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
0 5 10 15 20 25 30
deslocamento da face (cm)
elevação (m)
fim da construção
8 dias
16 dias
34 dias
56 dias
77 dias
152 dias
189 dias
234 dias
287 dias
401 dias
527 dias
Figura 7.7 – Deslocamentos da face tendo como referência o fim da construção.
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
236
Os deslocamentos desenvolveram-se tão intensamente que a inclinação da face
apresentou um ângulo negativo logo após a construção, aumentando gradualmente com
o tempo, como pode ser visto pelos resultados das observações de topografia, mostrados
na Figura 7.8. Na mesma figura é apresentada uma foto com a inclinação da face, em
que é possível ver claramente um ângulo negativo, tomando-se o escoramento lateral de
madeira como referência.
4,21; 3,34
4,17; 2,97
4,15; 2,66
4,09; 2,35
4,05; 2,02
3,96; 1,70
3,93; 1,46
3,93; 1,20
3,92; 0,95
4,00; 0,40
0,00
0,50
1,00
1,50
2,00
2,50
3,00
3,50
4,00
0,00 0,50 1,00 1,50 2,00 2,50 3,00 3,50 4,00 4,50
distância horizontal (m)
elevação (m)
Figura 7.8 – Aparência da face após a construção.
A Figura 7.9 apresenta a variação dos deslocamentos da face com o tempo, para
cada camada de reforço instrumentada. É possível observar que a taxa de deslocamentos
da face aumentou intensamente após o início do período chuvoso.
7.4 CÁLCULO DE DEFORMAÇÃO DOS REFORÇOS
As deformações dos reforços foram calculadas utilizando o Método das Curvas
Sigmóides, apresentado no Capítulo 5. Os resultados dos deslocamentos, utilizando
como referência a face da estrutura, estão apresentados na Figura 7.10, juntamente com
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
237
as curvas sobrepostas suavizadas, definidas pelo ajuste dos dados. Os pontos sólidos
representam os valores medidos pelos tell tails, enquanto as linhas representam o ajuste
dos dados.
0
5
10
15
20
25
30
1 10 100 1000 10000 100000
horas
deslocamento da face (cm)
0
50
100
150
200
250
300
precipitação (mm)
elevação 1 (0,4m)
elevação 2 (1,2m)
elevação 3 (2,0m)
elevação 4 (2,8m)
elevação 5 (3,6m)
Precipitação
Figura 7.9 – Variação dos deslocamentos da face com o tempo.
A Figura 7.11 apresenta a distribuição das deformações nas cinco camadas
instrumentadas, obtidas pelas leituras dos extensômetros registradas em diferentes
períodos após a construção.
O Método das Curvas Sigmóides apresentou-se muito bem ao ajuste dos dados
de deslocamento, tanto para encontrar o valor do pico de deformação, como também
para encontrar a sua localização. Se essas curvas de deformação, apresentadas na Figura
7.11, forem traçadas utilizando uma mesma escala, obtém-se um gráfico como o
apresentado na Figura 7.12.
As deformações registradas foram muito grandes, muito superiores às
registradas na grande maioria das estruturas de contenção instrumentadas, atingindo
valores próximos de 20% para o fim da construção e, 30% após 527 dias, devido ao
fenômeno de fluência dos reforços.
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
238
0,0
10,0
20,0
30,0
40,0
50,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deslocamento relativo (cm)
fim da construção
8 dias
16 dias
34 dias
56 dias
77 dias
152 dias
189 dias
234 dias
287 dias
401 dias
527 dias
elevação 5 (3,6m)
0,0
10,0
20,0
30,0
40,0
50,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deslocamento relativo (cm)
fim da construção
8 dias
16 dias
34 dias
56 dias
77 dias
152 dias
189 dias
234 dias
287 dias
401 dias
527 dias
elevação 4 (2,8m)
0,0
5,0
10,0
15,0
20,0
25,0
30,0
35,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deslocamento relativo (cm)
fim da construção
8 dias
16 dias
34 dias
56 dias
77 dias
152 dias
189 dias
234 dias
287 dias
401 dias
527 dias
elevação 3 (2,0m)
0,0
4,0
8,0
12,0
16,0
20,0
24,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deslocamento relativo (cm)
fim da construção
8 dias
16 dias
34 dias
56 dias
77 dias
152 dias
189 dias
234 dias
287 dias
401 dias
527 dias
elevação 2 (1,2m)
0,0
0,8
1,6
2,4
3,2
4,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deslocamento relativo (cm)
fim da construção
8 dias
16 dias
34 dias
56 dias
77 dias
152 dias
189 dias
234 dias
287 dias
401 dias
527 dias
elevação 1 (0,4m)
Figura 7.10 – Ajuste dos deslocamentos por meio da função sigmóide.
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
239
0,0
10,0
20,0
30,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
16 dias
34 dias
56 dias
77 dias
152 dias
189 dias
234 dias
287 dias
401 dias
527 dias
elevação 5 (3,6m)
0,0
10,0
20,0
30,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
16 dias
34 dias
56 dias
77 dias
152 dias
189 dias
234 dias
287 dias
401 dias
527 dias
elevação 4 (2,8m)
0,0
10,0
20,0
30,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
16 dias
34 dias
56 dias
77 dias
152 dias
189 dias
234 dias
287 dias
401 dias
527 dias
elevação 3 (2,0m)
0,0
10,0
20,0
30,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
16 dias
34 dias
56 dias
77 dias
152 dias
189 dias
234 dias
287 dias
401 dias
527 dias
elevação 2 (1,2m)
0,0
2,0
4,0
6,0
8,0
0,00,51,01,52,02,53,0
distância da face (m)
deformação (%)
fim da construção
8 dias
16 dias
34 dias
56 dias
77 dias
152 dias
189 dias
234 dias
287 dias
401 dias
527 dias
elevação 1 (0,4m)
Figura 7.11 – Curvas de deformação obtidas com a utilização da função sigmóide.
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
240
0,01,02,03,04,0
distância da face (m)
elevação (m)
4,0
3,6
1,2
2,0
2,8
0,4
Figura 7.12 – Superfície de ruptura obtida pelos gráficos de deformação.
As deformações apresentaram picos bem parecidos para as quatro camadas
instrumentadas superiores, sendo que a camada localizada a 1,2 cm de altura apresentou
um resultado ligeiramente superior às outras.
A cunha hipotética de ruptura teve um formato próximo da linearidade, com o
ângulo resultante algo superior ao proposto por Rankine (45º+φ/2). O estado de Rankine
atinge aproximadamente 61º, enquanto que o encontrado no protótipo somou 64º. A
diferença encontrada, 3%, pode ser atribuída à inclinação negativa da estrutura. Outra
razão pode ter sido ao fato de que ensaios triaxiais de laboratório resultam em ângulos
de atrito inferiores aos obtidos em condições de deformação plana que se aproxima mais
da condição de campo.
A localização da cunha de ruptura não teve um acréscimo considerável com o
tempo, como pode ser visualizado pela Figura 7.13, em que estão apresentados os
pontos da localização da máxima deformação para o fim da construção e também para
diversos dias após, até atingir 527 dias (pontos sólidos). No mesmo gráfico também
estão plotadas as duas linhas de tendência lineares, sendo que uma foi para o fim da
construção e outra para 527 dias após a etapa construtiva. Percebe-se que durante todo
esse tempo a mudança na superfície de ruptura foi de aproximadamente 3º.
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
241
θ = 67
o
R
2
= 0,95
θ = 64
o
R
2
= 0,97
0,0
1,0
2,0
3,0
4,0
0,01,02,03,04,0
distância da face (m)
elevação (m)
fim da construção
8 dias
16 dias
34 dias
56 dias
77 dias
152 dias
189 dias
234 dias
287 dias
401 dias
527 dias
Linear (fim da construção)
Linear (527 dias)
fim da construção
após 527 dias
θ
Rankine
Figura 7.13 – Localização da cunha de ruptura.
7.5 CÁLCULO DE T
máx
UTILIZANDO O K
o
STIFFNESS METHOD
Para estimar as cargas dos reforços, utilizou-se a metodologia desenvolvida por
Allen & Bathurst (2003), denominada K
o
-Stiffness Method. Esses resultados serão muito
úteis para a comparação das taxas de deformação registradas no campo, com as obtidas
nos ensaios de fluência não confinada em laboratório.
T
max
, a carga máxima em cada camada de reforço, pode ser calculada utilizando
o K
o
-Stiffness Method, conforme ilustrado pela Equação 7.1, enquanto a Equação 7.2
ilustra todas as variáveis aplicadas à equação 7.1.
()
0,24
max 0 max
0,5 0.27
global
vtlocalfbfs
a
S
TSKHSD
P
γ
⎛⎞
=+ΦΦΦ
⎜⎟
⎝⎠
(7.1)
()
0,5
0,24
max max
23,78
0,5 0,36 0,47 18 4 0 0,95 1,0 0,27
101
abh
t
avh
K
TD
K
⎛⎞
⎛⎞
=⋅ ⋅ ⋅ + ⋅ ⋅
⎜⎟
⎜⎟
⎝⎠
⎝⎠
(7.2)
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
242
A Tabela 7.1 apresenta os resultados de T
max
para cada elevação, enquanto a
Figura 7.14 mostra a distribuição das cargas de tração em cada reforço.
Tabela 7.1 – Cálculo de T
max
utilizando o K
o
-Stiffness Method.
Z Z/H D
tmax
K
abh
K
avh
T
max
% carga última
0,00 0,00 0,20 1,00 1,00 0,22 3,24
0,36 0,09 0,44 1,00 1,00 0,49 7,12
0,73 0,18 0,68 1,00 1,00 0,75 11,01
1,09 0,27 0,92 1,00 1,00 1,02 14,90
1,45 0,36 1,00 1,00 1,00 1,10 16,19
1,82 0,45 1,00 1,00 1,00 1,10 16,19
2,18 0,55 1,00 1,00 1,00 1,10 16,19
2,55 0,64 1,00 1,00 1,00 1,10 16,19
2,91 0,73 1,00 1,00 1,00 1,10 16,19
3,27 0,82 0,92 1,00 1,00 1,02 14,90
3,64 0,91 0,56 1,00 1,00 0,62 9,07
4,00 1,00 0,20 1,00 1,00 0,22 3,24
0
1
2
3
4
0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2
T
max
altura (m)
Figura 7.14 – Distribuição das cargas máximas de tração nos reforços.
Os resultados obtidos com esse método são coerentes com os resultados de
deformação dos reforços, uma vez que as três camadas instrumentadas centrais foram
onde ocorreram as maiores deformações registradas. Isso contradiz com o proposto por
grande parte dos métodos de cálculo, em que é considerado um acréscimo linear das
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
243
forças nos reforços com o decréscimo da altura da estrutura. Entretanto não é possível
averiguar a precisão do método em estimar as forças nos reforços, uma vez que não
foram realizadas medidas, em campo, das forças de tração dos reforços.
7.6 COMPARAÇÃO DOS ENSAIOS DE FLUÊNCIA DE LABORATÓRIO COM
OS RESULTADOS OBTIDOS NO CAMPO
Nesta seção, serão aplicados os resultados obtidos com o uso das Curvas
Sigmóides e do K
o
-Stiffness Method, desenvolvendo comparações e conclusões desses
resultados quando comparados com os obtidos nos ensaios de laboratório. A Figura 7.15
apresenta o desenvolvimento das deformações com o tempo obtidas pelas curvas
sigmóides.
0
10
20
30
40
50
60
70
0,1 1 10 100 1000 10000 100000
horas
deformação (%)
0
100
200
300
400
precipitação (mm)
Elevação 1 (0,4m) (7%
carga última)
Elevação 2 (1,2m)
(15% carga última)
Elevação 3 (2,0m)
(16% carga última)
Elevação 4 (2,8m)
(16% carga última)
Elevação 5 (3,6m)
(10% carga última)
Ensaio de laboratório
(10% carga última)
Ensaio de laboratório
(20% carga última)
Ensaio de laboratório
(30% carga última)
Ensaio de laboratório
(50% carga última)
Precipitação
Figura 7.15 – Comparação dos ensaios de fluência de laboratório com os resultados
obtidos no campo para todas as camadas de reforço.
No mesmo gráfico, foram plotados os resultados dos ensaios de fluência não
confinada obtidos em laboratório e, no segundo eixo, os resultados da precipitação
durante todo esse período, para investigar o comportamento do maciço reforçado
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
244
submetido a diferentes condições de saturação e resistência. Na legenda da figura,
encontram-se as cargas de tração calculadas com a utilização do K
o
-Stiffness Method,
calculadas para cada elevação.
Como pode ser visto da Figura 7.15, a taxa de deformação aumentou
intensamente com o tempo durante os períodos de chuva. A possibilidade de aumento
da massa específica do solo, juntamente com a redução da coesão aparente da areia,
pode ter causado um acréscimo nas forças de tração nos reforços de geotêxtil,
aumentando a taxa de fluência das inclusões.
Yoo & Jung (2004) obtiveram resultados muito parecidos. Eles também
verificaram um crescimento significativo da taxa de deformação após um intensivo
período chuvoso, mostrando que o aumento da umidade do solo teve um efeito muito
importante na magnitude das cargas atuantes nos geossintéticos.
Como ilustrado pela Figura 7.15, as deformações iniciais dos reforços,
registradas para cada elevação, foram relativamente menores do que as obtidas pelos
ensaios de fluência não confinada de laboratório, possivelmente devido à rigidez
confinada do geotêxtil não tecido no campo ser superior à rigidez dos ensaios de
fluência não confinada.
Os coeficientes angulares das curvas de deformação de campo, entretanto, foram
muito parecidos com aqueles obtidos pelos ensaios de laboratório de fluência não
confinada, como pode ser visto na Figura 7.15. A Figura 7.16 apresenta o coeficiente
angular de cada camada de reforço, com a distinção para diferentes períodos de leitura.
As barras representam os coeficientes angulares dos resultados registrados no campo,
enquanto as linhas representam os coeficientes angulares dos resultados dos ensaios de
laboratório.
Percebe-se pela análise da Figura 7.16 que os coeficientes angulares dos ensaios
de fluência não confinada de laboratório, com exceção da curva referente a 50% de
ruptura, são muito parecidos. Da mesma forma, nas deformações obtidas em campo até
152 dias, que foi o período de baixas precipitações, os coeficientes angulares ficaram
muito próximos dos coeficientes angulares dos ensaios de laboratório.
Após 152 dias, com o início do período chuvoso, a taxa de deformação dos
reforços aumentou significativamente, alcançando valores até 7 vezes maior que os
registrados até 152 dias. Após o fim do período chuvoso, é possível ver uma queda
acentuada nos coeficientes angulares.
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
245
Os extensômetros das elevações 1 e 4 pararam de funcionar adequadamente após
287 dias, como pode ser visto pela Figura 7.16, com a indicação das setas, pois esses
apresentaram crescimento quase nulo enquanto era nítido que a estrutura ainda estaria se
movimentando.
0
2
4
6
8
10
12
14
16
elevação 1 (0,4m)
07% da carga última
elevação 2 (1,2m)
15% da carga última
elevação 3 (2,0m)
16% da carga última
elevação 4 (2,8m)
16% da carga última
elevação 5 (3,6m)
10% da carga última
coeficiente angular das curvas de fluência
0 - 8 dias
0 - 152 dias
0 - 527 dias
8 - 152 dias
152 - 287 dias
287 - 527 dias
ensaio de fluência
10% carga última
ensaio de fluência
20% carga última
ensaio de fluência
30% carga última
ensaio de fluência
50% carga última
Figura 7.16 – Comparação dos coeficientes angulares das curvas de fluência.
7.7 CONCLUSÕES
Neste capítulo foram apresentados os resultados do protótipo 7, construído com
um geotêxtil não tecido de polipropileno e com uma areia média a grossa. Este protótipo
foi dimensionado com os fatores de redução menores que um, para forçar com que a
estrutura apresentasse um comportamento de fluência mais acentuado. As conclusões
mais importantes obtidas neste capítulo estão apresentadas a seguir.
a)
os maiores deslocamentos se desenvolveram a 3/4 da altura da face da estrutura
durante a construção (2,8 m), e após a construção os maiores deslocamentos
registrados passaram a ser no topo da estrutura;
Capítulo 7 – Análise de uma estrutura sub-dimensionada
246
b)
os maiores deslocamentos foram iguais a 250 mm ao fim da construção,
aumentando intensamente com o tempo, principalmente durante o período chuvoso,
alcançando quase 500 mm após 500 dias;
c)
as curvas de fluência não confinada obtidas em laboratório forneceram uma boa
aproximação sobre o comportamento obtido no campo; o confinamento de solo
reduziu apenas a deformação inicial do reforço, e não a fluência polimérica;
d)
observou-se que a taxa de deformação com o tempo é dependente das condições de
umidade do solo e, uma vez alteradas essas condições, as curvas de deformação dos
reforços com o tempo mudaram significantemente;
e)
as deformações foram muito parecidas nas quatro últimas camadas instrumentadas,
atingindo valores máximos a 1,2 m de altura, iguais a 20% para o fim da construção
e 28% após 527 dias;
f)
a superfície potencial de ruptura teve um formato muito próximo da linearidade,
com o ângulo resultante ficando algo pouco superior ao proposto pela Teoria de
Empuxo de Terra de Rankine (45º+φ/2);
g) a localização da cunha de ruptura teve um pequeno acréscimo com o tempo, com
uma movimentação para dentro do maciço igual a 3 graus após 527 dias;
h)
os resultados do K
o
-Stiffness Method foram satisfatórios para o cálculo da carga dos
reforços, uma vez que os locais da máxima força nos reforços, calculados pelo
método, coincidiu com os locais de máxima deformação obtidos pela
instrumentação;
i)
o Método das Curvas Sigmóides apresentou-se muito bem no ajuste dos dados de
deslocamento, tanto para encontrar o valor do pico de deformação, como para
encontrar a sua localização.
Capítulo 8
ANÁLISE PÓS-CONSTRUÇÃO DE UM TALUDE EM ESCALA
REAL REFORÇADO COM GEOTÊXTIL NÃO TECIDO
8.1 INTRODUÇÃO
A análise deste talude complementa a avaliação dos protótipos de estruturas de
contenção em solo reforçado com geotêxteis. Como parte da ampliação da pista da
rodovia U.S. Highway 93, a Administração Federal de Estradas Americanas (FHWA)
projetou e supervisionou a construção de um talude íngreme reforçado com geotêxtil e
com inclinação da face igual a 45
o
(1H:1V).
A estrutura está localizada no estado americano de Idaho, na Floresta Nacional
de Salmon (Idaho's Salmon National Forest), ao longo da rodovia U.S. Highway 93.
Esta rodovia segue 2993 km a partir de Phoenix (Arizona), até a Ferrovia Nacional do
Canadá em Jasper (Alberta). Os 172 m de comprimento e 15,3 m de altura do talude
foram vegetados, causando um mínimo impacto ambiental na Floresta. Esta estrutura
representou um dos maiores taludes de solo reforçado com geotêxtil nos EUA na época
da construção (Figura 8.1).
Dentre as diversas características que destacou essa estrutura em comparação
com as convencionais, pode-se citar a altura da estrutura, relativamente maior do que os
taludes convencionais reforçados com geotêxtil, a construção envolvendo dois tipos
diferentes de geotêxtil não tecido, sendo um deles reforçado com uma geogrelha de
poliéster com alta rigidez, e a utilização de um solo caracterizado como não
convencional como material de aterro, no caso um granito decomposto extraído do
próprio local da estrutura.
Por possuir todas essas propriedades, essa estrutura vem a completar as análises
feitas para os protótipos de estrutura de contenção construídos nessa pesquisa, em que
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
248
as análises e metodologias aplicadas nos protótipos puderam ser aplicadas em uma
construção real de grande porte. A presente avaliação desse aterro reforçado
complementa o trabalho apresentado por Zornberg (1994), em que foram feitas análises
do comportamento dessa estrutura durante a construção. Neste capítulo do trabalho,
serão apresentados os resultados e análises da estrutura até cinco anos após o final da
construção.
Figura 8.1 – Vista do talude após o fim da construção.
O talude foi projetado com a condição que o geotêxtil não apenas reforçasse o
maciço como também permitisse uma adequada capacidade de drenagem planar para
dissipar as pressões neutras que pudessem ser geradas no seio do aterro. Desse modo,
uma drenagem adicional do sistema não se fez necessária, mesmo que certo fluxo de
água proveniente da massa de rocha fraturada situada atrás da zona reforçada pudesse
ocorrer com a fase de degelo durante a primavera, causando um regime de fluxo
desestabilizante para dentro do aterro.
Devido às características únicas dessa estrutura, o talude reforçado foi
considerado experimental, e um extensivo programa de instrumentação e
monitoramento da construção foi implementado para avaliar seu desempenho.
Como parte desse programa de instrumentação, extensômetros mecânicos
horizontais foram instalados nos geotêxteis, dois inclinômetros foram instalados para
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
249
monitorar os movimentos horizontais dentro da zona reforçada, e piezômetros foram
instalados para avaliar a geração e dissipação de pressões de água no solo.
Os resultados de piezometria foram apresentados por Zornberg (1994). Este
trabalho visa realizar uma análise do comportamento pós-construção da estrutura, com
um enfoque maior para os resultados dos extensômetros e dos inclinômetros após o final
da construção do talude.
8.2 MATERIAIS E MÉTODOS
8.2.1 Solos
Solos provenientes da própria escavação do alinhamento da rodovia foram
utilizados como material de aterro. Investigações do subsolo revelaram que a maioria do
material do subsolo era formada por um granito decomposto que variava de uma rocha
dura intacta, até um material bem decomposto na forma de solo. Os limites de
compactação foram especificados após uma pré-construção com o solo do aterro, a
partir do qual foi definida uma massa específica seca máxima entre 1,8 e 2,1 g/cm
3
e
uma umidade ótima entre 9,5 e 13,5%, respeitando os parâmetros determinados pelos
ensaios de compactação de Proctor na energia normal.
Apesar de as especificações de projeto requererem o uso de um solo com menos
de 15% passando na peneira n
o
200, a drenagem interna foi uma preocupação do
projeto, devido ao fluxo potencial vindo da massa de rocha fraturada para dentro do
maciço reforçado, especialmente durante o degelo da primavera, junto ao esmagamento
potencial das partículas de granito decomposto que poderiam reduzir a condutividade
hidráulica do maciço. Uma completa avaliação das propriedades mecânicas desse
material foram apresentadas por Yapa et al. (1993).
8.2.2 Geotêxteis
A decisão de usar um talude de solo reforçado com geotêxteis foi baseada na
facilidade de construção, baixo custo relativo, quando comparado com outras soluções,
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
250
e um impacto ambiental muito pequeno. Além disso, o uso de reforços com apropriada
transmissividade foi especificado com o objetivo de lidar com o fluxo potencial da
massa de rocha fraturada. Como mencionado anteriormente, a drenagem lateral
fornecida pelos reforços evitaria a necessidade de um sistema de drenagem separado.
Geossintéticos permeáveis foram então especificados para esse projeto da
FHWA, baseado na evidência experimental de que os reforços poderiam reforçar mais
efetivamente os solos com baixa permeabilidade. A estrutura consistiu de seções
reforçadas com geotêxtil não tecido, e outras seções reforçadas com geotêxtil não tecido
unido a uma geogrelha de poliéster, formando um geocomposto.
Um geotêxtil não tecido (PP-20) foi selecionado para ser utilizado na metade
superior do talude, enquanto que um outro composto, com um alto módulo de rigidez,
foi selecionado para a metade inferior, com o objetivo de se gerarem os benefícios de
reforço do geossintético, pelo alto módulo de rigidez, como também as vantagens
hidráulicas de um material não tecido. Ambos os geossintéticos foram manufaturados
pela Polyfelt. O PP-20 é um geotêxtil agulhado de polipropileno com filamentos
contínuos. O PPC-100 também é um geotêxtil agulhado de polipropileno com
filamentos contínuos, só que este é reforçado com uma malha biaxial de fibras
relativamente resistentes.
Ensaios de tração de faixa larga foram realizados, de acordo com a ASTM
D4595, para se obter um controle de qualidade dos geossintéticos envolvidos no projeto.
A resistência última na direção longitudinal de fábrica obtida para o PP-20 foi igual a
24,4 kN/m, e para o PPC-100 igual a 104,7 kN/m. Ambos os materiais exibiram uma
transmissividade hidráulica igual a 0,006 l/s, sob um confinamento de 200 kPa.
8.2.3 Projeto da estrutura
O projeto do talude reforçado foi realizado de acordo com os preceitos da
FHWA. A estabilidade externa foi calculada analisando o potencial de escorregamento e
ruptura global. Uma detalhada investigação do subsolo revelou zonas de granito
decomposto com baixa resistência. Com isso, uma fundação reforçada com
enrocamento foi construída na base do talude com o objetivo de melhorar a capacidade
de carga do solo de fundação.
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
251
Métodos de estabilidade de talude, adaptados para considerar as forças
fornecidas pelos reforços, foram utilizados para determinar o espaçamento requerido
entre as camadas de geotêxtil e também a tensão nos reforços, em que foi possível obter
o comprimento total dos reforços com uma adequada resistência ao arrancamento.
Os geotêxteis foram selecionados obedecendo às especificações de durabilidade,
fluência e danos de instalação. Os fatores de redução parciais adotados foram 3,3 para
fluência, 1,1 para durabilidade, e 1,2 para danos de instalação, resultando em um fator
de redução global igual a 4,4, utilizado para reduzir a resistência à tração última do
geotêxtil obtida por meio de ensaios de tração não confinados.
A resistência especificada para o geotêxtil variou com a altura do talude
seguindo as exigências de projeto. Como mostrado pela Figura 8.2, o projeto final
adotou duas zonas reforçadas, com um espaçamento constante de 0,3 m para todo o
talude, resultando em um total de 50 camadas de reforço para cada uma das duas zonas
reforçadas. A Figura 8.2 mostra a geometria adotada, juntamente com um esquema do
fluxo potencial vindo da massa de rocha fraturada na parte de trás do talude.
Figura 8.2 – Seção transversal do talude reforçado com geotêxtil.
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
252
8.2.4 Construção
A construção do talude foi realizada utilizando equipamentos de construção
convencionais durante o verão americano de 1993. O talude original foi escavado com
inclinação igual a 1H:1V, e a base do aterro foi gradeada para uma condição suave. A
fundação foi construída com a devida compactação do material rochoso, com a
utilização de um rolo vibratório. A fundação ainda foi reforçada com uma malha de tela
soldada com um espaçamento vertical de 0,45 m. A seleção da tela de malha soldada foi
feita por grandes aberturas requeridas para acomodarem os tamanhos do material
rochoso (até 380 mm). Um total de 765 m
3
de rip-rap solto classe 3 foi usado na
fundação. Apesar de a construção ser realizada durante o verão, com um clima seco, um
fluxo apareceu em forma de gotas na base do corte do talude emergindo da massa de
rocha fraturada.
Nenhuma experiência especial foi requerida para a construção do talude, e um
grupo de 5 pessoas sem nenhuma experiência anterior nesse tipo de estrutura construiu
uma média de 3 camadas por dia ao longo do talude instrumentado com 172 m de
comprimento. A Figura 8.3 mostra uma foto do talude após a camada 25 ter sido
compactada, sendo possível visualizar, no centro da figura, um dos tubos
inclinométricos. Em cada elevação, o material foi espalhado com um trator de esteira
médio e as rochas acima do tamanho permitido (100 mm) foram removidas.
Figura 8.3 – Vista do talude reforçado após a colocação da camada 25.
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
253
Cada camada teve que ser compactada com 95% da massa específica seca
máxima do solo, como determinado pelos ensaios de Proctor na energia normal, e a
umidade do aterro foi especificada para estar ± 2% da umidade ótima (11,5%). Esses
parâmetros de compactação foram facilmente alcançados com a utilização de um rolo
compactador pé de carneiro, utilizado em quase todo o aterro, e um outro rolo
compactador puxado por um trator, utilizado principalmente perto da face.
Cuidado especial foi tomado quando se trabalhou ao redor dos tubos dos
inclinômetros durante a construção. O geotêxtil em cada nível foi colocado na direção
longitudinal de fabricação, perpendicular à face do talude, sendo que a sobreposição
entre os rolos foi de no mínimo 0,60 m. Apesar de o projeto inicial não considerar o
envelopamento dos geotêxteis na face do talude, esses foram eventualmente
envelopados com o objetivo de satisfazer as exigências do Serviço Nacional de
Florestas.
Um sistema de fôrmas bem simples, com 45º de inclinação, foi utilizado para
cada camada. Com o objetivo de auxiliar o crescimento da vegetação, buracos de 50
mm foram feitos no geotêxtil em intervalos de 150 mm. Mantas para controle da erosão
foram subsequentemente instaladas no talude e ancoradas para proteger a face até a
vegetação ser bem estabelecida. A Figura 8.4 mostra o talude reforçado com geotêxtil
completo após a manta de controle de erosão ser instalada.
8.2.5 Instrumentação
Um extensivo programa de monitoramento foi projetado para avaliar o
desempenho do talude durante e após a construção. Os instrumentos foram instalados na
seção transversal mais alta da estrutura reforçada, com o objetivo de se identificar a
distribuição global das deformações nos geotêxteis, com especial atenção para a
magnitude e localização das deformações máximas, movimentos horizontais dentro da
massa de solo reforçado, movimentos na face do talude e pressão de água no solo do
aterro.
A Figura 8.5 ilustra a localização da instrumentação utilizada nesse programa de
monitoramento. As leituras da instrumentação foram feitas durante e após a construção
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
254
da estrutura, até aproximadamente 5 anos após a sua finalização, com o objetivo de
avaliar o seu comportamento em longo prazo.
Figura 8.4 – Talude finalizado com a manta de proteção de erosão já instalada.
Figura 8.5 – Seção transversal do talude reforçado apresentando o layout da
instrumentação.
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
255
Como parte do programa de instrumentação, dois tubos de inclinômetros foram
instalados para monitorar os movimentos horizontais dentro da zona reforçada. Esses
inclinômetros foram instalados distantes 7,3 m e 11,9 m do pé do talude, e surgindo na
superfície nas camadas 24 e 39, respectivamente. Os inclinômetros foram grauteados na
base do talude a fim de satisfazer a ancoragem no maciço de fundação da estrutura.
Durante a construção do talude reforçado, os tubos dos inclinômetros foram instalados
em seções de 1,52 m (Figura 8.6) e o aterro foi colocado manualmente e compactado
em volta desses tubos.
Figura 8.6 – Vista dos tubos de inclinômetro.
Quarenta e cinco pontos de extensômetros mecânicos foram instalados nos
geotêxteis, com o objetivo de medir os deslocamentos locais dos geotêxteis e avaliar a
distribuição das deformações, bem como a localização e magnitude das máximas
tensões de tração nos reforços. Os extensômetros consistem em barras de metal
grampeadas ao geotêxtil em distâncias crescentes com relação à face do talude,
espaçadas 61 cm entre eles, e envoltos por tubos de PVC com o objetivo de protegê-los
da cobertura de solo. A Figura 8.7 mostra a placa do extensômetro já instalado em uma
camada de geotêxtil não tecido.
Os extensômetros foram concentrados ao longo da superfície potencial de
ruptura prevista, de acordo com a análise em equilíbrio limite realizada durante o
projeto da estrutura. Como indicado pela Figura 8.5, os extensômetros foram instalados
no geotêxtil composto nas camadas 5 e 15 e no geotêxtil não tecido na camada 31,
localizados nas elevações 1,22 m, 4,27 m e 9,14 m, respectivamente.
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
256
Figura 8.7 – Camada de geotêxtil instrumentada com extensômetros.
Os conjuntos de extensômetros foram instalados em duas seções transversais
paralelas diferentes, com o objetivo de fornecer redundância suficiente para explicar
possíveis anomalias dos dados, bem como possíveis danificações que esses
equipamentos possam sofrer durante a construção.
Os extensômetros E1 (com 5 pontos de leitura), E2 e E4 (com 10 pontos de
leitura cada), foram instalados em uma das seções transversais. Os extensômetros E3 e
E5, análogos aos extensômetros E2 e E4, foram adicionalmente instalados em uma
seção transversal paralela. Essa instrumentação adicional mostrou-se ser crucial para o
sucesso do programa de instrumentação, uma vez que alguns pontos de extensômetros
do conjunto E5 foram perdidos durante o processo de compactação.
Adicionalmente, quatro piezômetros elétricos foram instalados para se avaliar a
geração e dissipação de pressões neutras no solo que poderiam desenvolver-se durante a
construção e após eventos de chuva. Três piezômetros foram instalados nas elevações de
0,30 m, 1,80 m, e 4,27 m, na seção transversal que mostrou o maior fluxo vindo da rocha
fraturada, durante o período de construção. Um quarto piezômetro foi instalado no interior
do aterro reforçado para avaliar uma possível geração de pressão neutra nessa região.
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
257
8.3 RESULTADOS E ANÁLISES DO COMPORTAMENTO DA ESTRUTURA
A análise do comportamento do talude reforçado foi realizada durante e após o
período construtivo, com a instalação e medição da instrumentação feitas
simultaneamente com o progresso de construção. A Figura 8.8 indica o progresso de
construção do talude reforçado. O monitoramento continuou até aproximadamente 5
anos, sendo possível dessa forma avaliar o desempenho em longo prazo da estrutura.
0
3
6
9
12
15
0 1020304050
dias
altura do talude (m)
0
10
20
30
40
50
número de camadas
Figura 8.8 – Processo da construção da estrutura.
8.3.1 Deformação dos reforços
Extensômetros mecânicos foram utilizados para medir os deslocamentos
relativos entre a face do talude e pontos ancorados no geotêxtil dentro do maciço. Desde
que nenhuma danificação foi constatada durante a construção, nos conjuntos dos
extensômetros E1, E2 e E4, que foram instalados na mesma seção transversal, as
medições realizadas dos extensômetros foram baseadas principalmente nos resultados
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
258
desses três conjuntos de instrumentação. Com isso, as informações dos extensômetros
E3 e E5 foram utilizadas apenas para verificar a veracidade das medidas individuais de
cada conjunto.
Uma vez que esses extensômetros estejam instalados em distâncias crescentes
com relação à face do talude, os deslocamentos relativos entre os pontos ancorados e,
conseqüentemente, as deformações nos reforços podem ser estimadas por um ajuste
utilizando Curvas Sigmóides, conforme ilustrado no Capítulo 5 deste trabalho.
Com a utilização desse método, é possível obter os valores de deformação
máxima em cada reforço e a sua respectiva localização, mesmo para deslocamentos
muito pequenos, como é o caso da estrutura em questão. Nesse método, a face foi
utilizada como referência e os dados de deslocamento utilizados na análise são
justamente as distâncias relativas entre a face e cada ponto de extensômeto instalados
nas camadas de geotêxtil.
As Figuras 8.9, 8.10 e 8.11 mostram os deslocamentos horizontais relativos aos
geotêxteis obtidos a partir dos extensômetros E1, E2 e E4, respectivamente, junto com
as curvas sobrepostas suavizadas definidas pelo ajuste dos dados.
0
1
2
3
4
5
6
0123456
distância da face (m)
deslocamento relativo (mm)
camada 8
camada 9
camada 10
camada 11
camada 15
camada 24
camada 27
camada 29
camada 36
camada 43
camada 50
5 dias
10 dias
17 dias
24 dias
31 dias
38 dias
45 dias
58 dias
262 dias
706 dias
1472 dias
1866 dias
Figura 8.9 – Curvas de deslocamento (E1) – Pontos medidos e Curvas sigmóides.
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
259
0
4
8
12
16
20
024681012
distância da face (m)
deslocamento relativo (mm)
coluna 20
coluna 24
coluna 27
coluna 29
coluna 36
coluna 39
coluna 43
coluna 50
5 dias
10 dias
17 dias
24 dias
31 dias
38 dias
45 dias
58 dias
262 dias
706 dias
1472 dias
1866 dias
Figura 8.10 – Curvas de deslocamento (E2) – Pontos medidos e Curvas sigmóides.
0
2
4
6
8
10
012345678
distância da face (m)
deslocamento relativo (mm)
camada 36
camada 38
camada 43
camada 50
5 dias
10 dias
17 dias
24 dias
31 dias
38 dias
45 dias
58 dias
262 dias
706 dias
1472 dias
1866 dias
Figura 8.11 – Curvas de deslocamento (E4) – Pontos medidos e Curvas sigmóides.
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
260
Com a análise dos resultados, verifica-se que o extensômetro E2 foi o que
apresentou os maiores deslocamentos, porém com valores máximos não superiores a 2,0
cm, após cinco anos, o que de certa forma confirma o bom desempenho da estrutura.Os
deslocamentos dos dois outros extensômetros não ultrapassaram 1,0 cm, sendo que o
extensômetro E3, instalado na camada de geotêxtil não tecido, apresentou o maior
deslocamento pós-construção, o que já era esperado devido ao processo de fabricação
do geossintético, com relativa menor rigidez, e também pelo fato do geotêxtil ser
produzido com fibras de polipropileno, o que aumenta a susceptibilidade à fluência do
reforço.
As Figuras 8.12, 8.13 e 8.14 mostram a distribuição das deformações nas três
camadas instrumentadas de geotêxtil, obtidas pelas leituras dos extensômetros feitas em
diferentes estágios da construção e até cinco anos após o fim da construção.
0,00
0,05
0,10
0,15
0,20
0123456
distância da face (m)
deformação (%)
camada 8
camada 9
camada 10
camada 11
camada 15
camada 24
camada 27
camada 29
camada 36
camada 43
camada 50
5 dias
10 dias
17 dias
24 dias
31 dias
38 dias
45 dias
58 dias
262 dias
706 dias
1472 dias
1866 dias
Figura 8.12 – Curvas de deformação (E1) – Método sigmóide.
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
261
0,00
0,05
0,10
0,15
0,20
0,25
0,30
024681012
distância da face (m)
deformação (%)
coluna 20
coluna 24
coluna 27
coluna 29
coluna 36
coluna 39
coluna 43
coluna 50
5 dias
10 dias
17 dias
24 dias
31 dias
38 dias
45 dias
58 dias
262 dias
706 dias
1472 dias
1866 dias
Figura 8.13 – Curvas de deformação (E2) – Método sigmóide.
0,00
0,05
0,10
0,15
0,20
0,25
0,30
012345678
distância da face (m)
deformação (%)
camada 36
camada 38
camada 43
camada 50
5 dias
10 dias
17 dias
24 dias
31 dias
38 dias
45 dias
58 dias
262 dias
706 dias
1472 dias
1866 dias
Figura 8.14 – Curvas de deformação (E4) – Método sigmóide.
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
262
A Figura 8.15 apresenta os valores de pico das deformações para cada camada
instrumentada, em diferentes estágios durante e após a construção. Os níveis de
deformação em todas as camadas instrumentadas de geotêxtil foram muito baixos. Como
podem ser visualizadas na figura, as deformações máximas calculadas no fim da
construção foram 0,12% para a camada 5 (E1), 0,18% para a camada 15 (E2), e 0,16%
para a camada 31 (E4). Aproximadamente 5 anos depois do fim da construção, essas
deformações apresentaram um crescimento, registrando como valores máximos, 0,19%
para a camada 5 (E1), 0,28% para a camada 15 (E2), e 0,24% para a camada 31 (E4).
0,00
0,05
0,10
0,15
0,20
0,25
0,30
0 1020304050
camadas durante a construção
deformação máxima (%)
1 10 100 1000 1000
0
dias após o fim da construção
camada 15 (E2)
camada 5 (E1)
camada 31 (E4)
Figura 8.15 – Deformações de pico para cada camada instrumentada.
Percebe-se pela figura que as deformações dos reforços, mesmo relativamente
baixas após cinco anos, estão ainda crescendo. É difícil inferir a razão para esses
deslocamentos pós-construção. Muitos fatores podem ser os responsáveis por isso e é
difícil definir qual deles é o predominante. O talude foi construído com um solo não
convencional como material de aterro (granito decomposto), em que as partículas desse
solo podem apresentar fluência. A segunda causa possível é a fluência do geotêxtil, porém
a carga no geotêxtil é muito baixa, reduzindo as chances de ocorrer esse fenômeno. Como
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
263
os movimentos são muito pequenos, fica difícil detectar o que esteja causando esse
deslocamento pós-construção. Possivelmente um conjunto desses fatores esteja agindo na
estrutura.
Se os picos de deformação para as diferentes leituras durante e após a construção
forem plotadas em escala para todas as camadas, é possível ter um gráfico como mostrado
pela Figura 8.16. Nesta figura pode ser visto que a localização da superfície de ruptura
sofreu certa alteração após cinco anos.
Apesar de os níveis de deformação serem muito baixos para se esperar uma linha
bem definida da carga máxima nos reforços, a localização dos pontos de máximo
coincidiu com a superfície crítica definida pela análise convencional por equilíbrio
limite. Nesse caso, a superfície formada aproxima-se uma espiral logarítmica.
0.3
0.2
0.1
0.0
0.3
0.2
0.1
0.0
0.3
0.2
0.1
0.0
fundação
E1 na camada 5
E2 na camada 15
E4 na camada 31
geotêxteis
não tecidos
geotêxteis
compostos
fim da construção
após 5 anos
Figura 8.16 – Distribuição das deformações em cada camada de geotêxtil
instrumentada.
8.3.2 Deformações globais da estrutura
As deformações globais do talude reforçado foram determinadas a partir dos
dois inclinômetros instalados dentro da zona reforçada. Os inclinômetros mediram as
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
264
deflexões horizontais dentro do maciço reforçado com a precisão de 0,025 mm,
fornecendo uma precisa avaliação dos deslocamentos. A Figura 8.5 ilustra o
posicionamento dos inclinômetros dentro do maciço reforçado.
A Figura 8.17 mostra o desenvolvimento dos deslocamentos laterais medidos
pelo inclinômetro SI1 em diferentes elevações durante e após a construção do talude.
Esses resultados mostram um aumento aproximadamente linear dos deslocamentos
durante a construção, com os deslocamentos horizontais iniciando quando a construção
alcançou a elevação do aterro com aproximadamente 3,3 m, correspondente à camada
11. A ausência inicial de deslocamentos explica-se porque durante os estágios iniciais
da construção, o inclinômetro se encontrava atrás da superfície potencial de ruptura do
talude definida pelo ângulo de atrito do solo do aterro.
0
2
4
6
8
10
12
0,00,51,01,52,02,53,03,54,04,55,0
"A" Deflecção (cm)
Altura (m)
11/08/1993
12/08/1993
13/08/1993
16/08/1993
17/08/1993
17/08/1993
18/08/1993
31/08/1993
02/09/1993
06/09/1993
08/09/1993
14/09/1993
19/09/1993
26/09/1993
03/10/1993
10/10/1993
17/10/1993
24/10/1993
06/11/1993
29/05/1994
16/08/1995
20/09/1997
19/10/1998
construção
pós-construção
Figura 8.17 – Deflexões horizontais do inclinômetro SI1.
Como indicado na Figura 8.18, o progresso dos deslocamentos laterais para o
inclinômetro SI2 mostra uma tendência similar quando comparado com a do
inclinômetro SI1. Nesse caso, os deslocamentos laterais do inclinômetro SI2 começaram
quando o aterro atingiu aproximadamente 6,7 m, mesmo nível da camada 22.
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
265
0
2
4
6
8
10
12
0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 4,5 5,0
"A" Deflecção (cm)
Altura (m)
12/08/1993
13/08/1993
17/08/1993
18/08/1993
19/08/1993
31/08/1993
02/09/1993
03/09/1993
06/09/1993
08/09/1993
14/09/1993
19/09/1993
26/09/1993
03/10/1993
10/10/1993
17/10/1993
24/10/1993
06/11/1993
29/05/1994
16/08/1995
20/09/1997
19/10/1998
construção
pós-construção
Figura 8.18 – Deflexões horizontais do inclinômetro SI2.
Os inclinômetros medem o movimento horizontal total relativo à base do tubo
inclinométrico, que é uma referência fixa. O deslocamento horizontal máximo no fim da
construção para o inclinômetro SI1 foi menor que 25 mm e, após 5 anos, esse
deslocamento alcançou quase 50 mm, apresentando uma taxa de deslocamento
aproximadamente constante de 2,5 mm nos últimos 3 anos.
Esse deslocamento horizontal final é muito pequeno, representando um
movimento horizontal da ordem de 0,16% da altura da estrutura para o fim da
construção e 0,32% da altura após 5 anos. Entretanto, mesmo pequenos, esses
deslocamentos foram suficientes para conduzir a estrutura a um estado ativo de tensões.
Para o inclinômetro SI2, o deslocamento lateral máximo obtido no fim da
construção foi de aproximadamente 19 mm, localizado no topo do inclinômetro e, após
5 anos, esse deslocamento se estendeu até 37,5 mm. Essa deflexão representa um
movimento da ordem de 0,12% da altura da estrutura para o fim da construção e 0,25%
após 5 anos. O perfil do deslocamento lateral mostra um pico a uma altura de
aproximadamente 4,0 m, provavelmente devido a restrições no tubo inclinométrico,
causadas por agregados acima do tamanho permitido, ou por compactação exagerada no
local. Entretanto, esse fenômeno foi localizado e aparentou não ter efeito na tendência
geral de deslocamentos.
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
266
8.3.3 Comprovação das medidas de deslocamento
O par de inclinômetros instalado na zona reforçada permitiu a determinação do
movimento diferencial do solo entre eles. Isso foi particularmente útil, quando se
necessitou comparar os resultados dos deslocamentos dos inclinômetros com os
extensômetros. Considerando a localização dos extensômetros e inclinômetros, essa
checagem teve maior utilização, particularmente, para o nível de extensômetros E2
(4,27 m de altura), onde se encontra a camada de geotêxtil instrumentada que intercepta
ambos os inclinômetros.
A Figura 8.19 mostra os deslocamentos horizontais relativos entre os
inclinômetros SI1 e SI2, no nível do extensômetro E2. O progresso dos deslocamentos
relativos com a elevação do aterro, obtidos pelas leituras do extensômetro E2, está
também indicado na Figura 8.19.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0 1020304050
camadas durante a construção
deslocamento lateral relativo (mm)
medidas dos inclinômetros
1 10 100 1000 10000
dias após o fim da construção
medidas dos extensômetros
Figura 8.19 – Cruzamento dos resultados dos extensômetros horizontais e dos
inclinômetros.
Capítulo 8 – Análise pós-construção de um talude em escala real reforçado com geotêxtil não tecido
267
A partir da análise dos resultados apresentados na figura, é possível observar
certa concordância entre valores fornecidos pelos dois instrumentos não variando mais
do que 1 mm durante quase todo o tempo em que a estrutura está construída. Essa
verificação valida os resultados dos deslocamentos interpretados tanto para os
inclinômetros quanto para os extensômetros.
8.4 CONCLUSÕES
O programa de instrumentação detalhado neste capítulo teve como objetivo
avaliar o desempenho de um talude reforçado, com 15,3 m de altura e com a utilização
de um granito decomposto como material de aterro. Dois tipos de geotêxtil não tecido,
sendo que um deles foi reforçado com uma geogrelha de poliéster, foram selecionados
como elementos de reforço. As conclusões mais importantes obtidas neste capítulo estão
apresentadas a seguir.
a) os resultados do programa de instrumentação indicaram um excelente desempenho
do talude, com pequenas deformações globais (na ordem de 50 mm) e também
baixos níveis de deformação nos geotêxteis (em torno de 0,3%);
b) deformações muito baixas foram observadas nos geotêxteis do talude reforçado;
somente pequenas deformações adicionais foram observadas nos resultados do
monitoramento, especialmente para os últimos 3 anos;
c) a localização das máximas forças de tração calculadas nos reforços, estimadas a
partir dos resultados da instrumentação de campo, foi consistente com a localização
definida pelos métodos da análise da estabilidade interna de taludes reforçados; a
superfície potencial de ruptura formada aproximou-se uma espiral logarítmica;
d) as máximas deformações obtidas a partir dessas medidas indicam que os fatores de
redução dos métodos de cálculo atuais ainda são conservadores. Os níveis de
deformação do geotêxtil foram muito menores do que aqueles assumidos nos
projetos atuais para definir a resistência à tração requerida nos reforços;
e) o baixo nível de tensão nos geotêxteis mostra que o solo do aterro, e não os reforços
geossintéticos, controlam a deformação na massa de solo reforçado.
Capítulo 9
CONSIDERAÇÕES FINAIS
9.1 RESUMO
Foram apresentados, ao longo deste trabalho, os resultados de campo referentes
à construção de oito protótipos de estrutura de contenção em solo reforçado com
geotêxtil. Todas as estruturas foram instrumentadas, principalmente visando aos
deslocamentos internos, para avaliar o comportamento de campo. Adicionalmente, foi
realizada a análise de um talude com 15,3 m de altura no estado americano de Idaho,
com ênfase para o comportamento em longo prazo dessa estrutura, onde foram
realizadas leituras até cinco anos após o fim da construção.
As conclusões mais importantes das análises estão apresentadas no final de cada
capítulo. Este Capítulo apresentará os pontos mais importantes fornecidos por este
trabalho, juntamente com as conclusões mais importantes obtidas pela observação das
trinta estruturas de campo apresentadas no Capítulo 3. A seguir, encontram-se as
implicações em projeto de que esta pesquisa resultou e as sugestões para pesquisas
futuras.
9.2 IMPLICAÇÕES EM PROJETO
9.2.1 Tipo de solo
De forma geral, todos os protótipos apresentaram um excelente desempenho
durante o tempo de observação. Mesmo durante períodos com alta pluviosidade, as
estruturas permaneceram íntegras.
Capítulo 9 – Considerações finais
269
Os protótipos construídos com o solo arenoso, de forma geral, foram os que
apresentaram as maiores movimentações horizontais, tanto durante a fase construtiva,
quanto no período pós-construção. Nesse caso, o melhor comportamento dos protótipos
construídos com solos coesivos deve-se ao fato de que essas estruturas poderiam
permanecer estáveis mesmo sem as inclusões, devido à alta coesão presente nesses
solos.
Os protótipos construídos com os solos com alta coesão apresentaram um ótimo
comportamento pós-construção. Os deslocamentos da face e as deformações dos
reforços aumentaram muito pouco após a construção, principalmente quando
comparados com os protótipos construídos com solo granular.
Os protótipos construídos com a argila siltosa apresentaram menores
deslocamentos do que os protótipos construídos com a areia siltosa. Ensaios triaxiais
realizados com esses solos revelaram que o solo argilo siltoso apresentou uma maior
coesão, apesar de um ângulo de atrito um pouco inferior. Com isso, se a coesão for
mantida durante a vida útil da estrutura, as deformações das estruturas construídas com
o solo argilo siltoso tendem a ser menores do que as construídas com o solo areno
siltoso, mesmo com este último possuindo um ângulo de atrito ligeiramente superior,
mostrando a importância da coesão no comportamento desse tipo de estrutura.
Diferentemente da movimentação horizontal das estruturas, os protótipos
construídos com solo granular foram os que apresentaram os menores recalques
verticais. Por outro lado, os protótipos construídos com a argila siltosa foram as
estruturas que registraram as maiores deformações verticais. Por meio de ensaios
triaxiais, mostrou-se que quanto maior porcentagem de areia na composição
granulométrica de cada solo, menores foram os recalques verticais de cada estrutura.
9.2.2 Tipo de geossintético
Os protótipos construídos com os solos coesivos apresentaram, de forma geral,
um melhor comportamento para as estruturas reforçadas com geotêxtil tecido do que
com o não tecido. Os protótipos reforçados com geotêxtil tecido, devido à sua maior
rigidez à tração, resultaram em menores deformações nos reforços, menores
deslocamentos da face e também menores recalques verticais. Além disso, no caso dos
protótipos que utilizaram o silte argiloso como material de aterro, que tiveram uma
Capítulo 9 – Considerações finais
270
camada compressível devido à alta umidade de compactação, o geotêxtil tecido
colaborou de melhor forma para a distribuição das tensões, resultando em menores
deformações dos reforços nessa região.
Os protótipos construídos com o solo granular apresentaram um comportamento
peculiar. O protótipo 8, reforçado com um geotêxtil tecido de polipropileno, resultou em
menores deformações do que o protótipo 1, para o fim da construção, devido
principalmente à maior rigidez que o geotêxtil tecido possui com relação ao não tecido
(PET). Entretanto, os resultados observados após a construção dos protótipos
apresentaram um comportamento contrário, com as maiores taxas de deformação no
protótipo 8, construído com geotêxtil tecido.
Isso pode ser explicado por dois fatores distintos. O protótipo 1 foi fabricado
com um geotêxtil de poliéster, com uma susceptibilidade à fluência bem menor do que o
geotêxtil de polipropileno, utilizado no protótipo 8. A outra possível razão para este
comportamento é que o geotêxtil não tecido utilizado no protótipo 1 apresenta uma
transmissividade bem superior ao geotêxtil tecido, resultando com isso em uma melhor
drenagem do maciço reforçado e conseqüentemente um melhor controle da sucção do
solo.
Foi possível verificar que os protótipos reforçados com geotêxtil não tecido
comportaram-se muito bem com a ação das chuvas, dissipando e controlando a sucção
do solo durante esse período, resultando em um perfil constante de umidade com a
profundidade. Além de impedir que a água das chuvas infiltrasse no solo, funcionando
como um dreno, o geotêxtil não tecido também contribuiu para a dissipação da umidade
na zona compressível do protótipo 3.
9.2.3 Geometria interna das estruturas
Com relação à geometria interna das estruturas, este trabalho comprovou que
quanto maior a densidade dos reforços, menores foram os deslocamentos e as cargas nas
inclusões. Porém, da forma com que a pesquisa foi conduzida, não foi possível
quantificar qualitativamente esse fator, pois a estrutura com menor densidade de
reforços apresentou deslocamentos muito superiores aos da estrutura com mais reforços.
Uma observação importante obtida pela investigação da geometria interna dos
protótipos foi que a localização da superfície potencial de ruptura ficou muito parecida
Capítulo 9 – Considerações finais
271
para as duas estruturas reforçadas (protótipos 1 e 2), evidenciando que a localização da
superfície de ruptura é dependente do ângulo de atrito interno do solo, e não da
densidade dos reforços.
Foi observado também, pela construção dos protótipos 1 e 2, que o espaçamento
igual a 40 cm foi o que apresentou uma melhor estabilidade local com solos granulares.
Com 50 cm de espaçamento, a face do protótipo ainda apresentou um bom
comportamento, porém começou a ter um alto embarrigamento da camada, afetando a
estética da estrutura. Para espaçamentos entre as camadas maiores que 50 cm, a
estrutura começou a apresentar deslocamentos excessivos, com risco de ruptura para
falta de um envelopamento adequado.
9.2.4 Superfícies potenciais de ruptura
Grande parte dos deslocamentos nos protótipos reforçados com geotêxtil não
tecido desenvolveu-se perto da face das estruturas. Pelo fato de possuírem uma relativa
maior deformabilidade, os protótipos construídos com esses geotêxteis apresentaram
movimentos maiores próximos à face, devido à acomodação das partículas de solo
durante o processo de retirada das fôrmas. Esse fenômeno foi ainda mais pronunciado
para solos puramente granulares. Os protótipos reforçados com geotêxtil tecido, de
forma geral, apresentaram uma tendência de formação da superfície potencial de ruptura
um pouco mais afastada da face.
Entretanto, ambos os protótipos se aproximaram de um ângulo de 45º + φ/2 com
a horizontal, e que devido à sua simplicidade de aplicação, viabiliza-se na utilização em
estruturas de contenção com a utilização de solos granulares.
Com relação ao talude íngreme construído em Idaho, a localização das máximas
forças de tração calculadas nos reforços, estimadas a partir dos resultados da
instrumentação de campo, foi consistente com a localização definida pelos métodos da
análise da estabilidade interna de taludes reforçados baseados em equilíbrio limite,
formando uma superfície espiral logarítmica.
Pela observação dos protótipos e das trinta estruturas instrumentadas que
utilizaram solos coesivos como material de aterro, com coesões elevadas, a
probabilidade de ocorrência de uma superfície espiral logarítmica foi maior do que para
as estruturas que utilizaram solos granulares, em que ficou nítida uma maior
Capítulo 9 – Considerações finais
272
probabilidade de ocorrência de uma superfície linear parecida com a proposta por
Rankine.
Com isso, conclui-se que, as estruturas que utilizam solo granular tendem, a
formação de uma superfície potencial de ruptura linear com um ângulo de 45º + φ/2
com a horizontal, enquanto as estruturas que utilizam solos coesivos, tendem a uma
superfície potencial de ruptura parecida com uma espiral logarítmica.
9.2.5 Deslocamentos da face
O deslocamento da face das estruturas foi o parâmetro que apresentou a maior
variabilidade entre os protótipos construídos e as estruturas instrumentadas apresentadas
no Capítulo 3 deste trabalho. Medições de deslocamentos da face variaram de 1 mm até
270 mm, não representando com fidelidade a deformação dos reforços, sendo que os
deslocamentos da face sofreram grande influência do método construtivo utilizado.
Entretanto, de uma forma geral, a localização dos maiores deslocamentos foi
compatível com os locais de maiores deformações para cada estrutura. Para os
protótipos que utilizaram o solo arenoso, o local de máxima deformação dos reforços
coincidiu com fidelidade com o local de máximo deslocamento da face. Com relação
aos protótipos construídos com solos coesivos, esses apresentaram deslocamentos da
face muito pequenos e com isso não apresentaram um comportamento bem definido,
apresentando uma grande variabilidade de um para o outro.
Com relação aos deslocamentos da face e a altura da estrutura (δ/H), não foi
possível observar uma tendência para esses resultados. Para as trinta estruturas
instrumentadas, das 26 que forneceram esses resultados, 23 apresentaram deformações
laterais iguais ou maiores que 0,1% que, segundo Lambe & Whitman (1979), é o valor
mínimo para um maciço atingir a sua condição ativa. Em duas das três estruturas que
apresentaram valores inferiores a 0,1%, a face da estrutura era composta por blocos ou
placas de concreto, o que auxiliou a reduzir os deslocamentos.
Verificou-se a mesma tendência para os protótipos, com a relação entre o
deslocamento da face e a altura da estrutura (δ/H) maior que 0,1%. Esses valores foram
maiores para os protótipos com solos granulares e menores para os protótipos com solos
coesivos, pois estes têm o auxílio da coesão no empuxo horizontal.
Capítulo 9 – Considerações finais
273
9.2.6 Deformação dos reforços
As deformações dos protótipos foram em geral muito pequenas, não
ultrapassando 1,0% para quase todas as estruturas, exceção feita para os protótipos 2 e
7, que sofreram uma variação do espaçamento com a altura e uma redução dos reforços,
respectivamente.
Com relação ao protótipo 7, as deformações registradas foram muito parecidas
nas quatro últimas camadas instrumentadas, atingindo valores médios iguais a 25% após
527. O reforço instalado a 1,2 m foi o que apresentou deformações ligeiramente
superiores, atingindo 20% para o fim da construção e 28% após 527 dias.
O talude instrumentado em Idaho registrou as maiores deformações nas três
camadas instrumentadas de geotêxtil da ordem de 0,3%. Esses níveis de deformação
foram muito baixos, especialmente se forem consideradas as deformações globais
reportadas pelos extensômetros, quando comparadas com aquelas obtidas pelas leituras
dos inclinômetros.
Para as trinta estruturas instrumentadas, apresentadas no Capítulo 3, as
deformações máximas nos reforços, para as estruturas que não sofreram a ação de
sobrecarga em seu topo, apresentaram valores baixos, variando entre 0,2% até 2,0%. Já
as estruturas que tiveram a aplicação de uma sobrecarga apresentaram valores maiores,
dependendo do tipo de reforço e da dimensão da carga aplicada no topo da estrutura.
As máximas deformações obtidas a partir dessas medidas e de outros taludes
reforçados com geossintéticos indicam que os fatores de redução dos métodos de
cálculo atuais são conservadores. Os níveis de deformação do geotêxtil foram muito
menores do que aqueles assumidos nos projetos atuais para definir a resistência à tração
requerida nos reforços.
9.2.7 Movimentação vertical das estruturas reforçadas
As deformações verticais resultantes não ultrapassaram 1,6% para os protótipos
construídos, com exceção do protótipo 7. Pode-se observar que as maiores deformações
verticais ocorreram próximas da base do maciço e também dentro da superfície
hipotética de ruptura. Além disto, observou-se que as deformações decresceram
Capítulo 9 – Considerações finais
274
lentamente com o aumento da altura do maciço e anularam-se nas partes mais altas.
Como esperado, as maiores deformações ficaram próximos da cunha de ruptura.
Como já comentado anteriormente, por meio dos resultados obtidos pelos
protótipos reforçados, ficou claro que quanto maior a porcentagem de areia na
composição granulométrica do solo de aterro, menores foram as deformações verticais
dos maciços reforçados.
9.2.8 Fluência dos reforços
Todos os protótipos, com exceção do protótipo 7, apresentaram baixíssimas
deformações pós-construção. Mesmo durante períodos com alta pluviosidade, as
estruturas permaneceram íntegras. Com relação ao talude em Idaho, deformações muito
baixas foram observadas nos geotêxteis do talude reforçado, monitorado continuamente
durante os 5 anos que se seguiram após o final da construção. Somente pequenas
deformações adicionais foram observadas, especialmente para os últimos 3 anos.
Pelas observações realizadas no protótipo 7, foi mostrado pelos resultados que as
curvas de fluência não confinada obtidas em laboratório podem fornecer uma boa
aproximação sobre o comportamento obtido no campo; o confinamento de solo reduziu
apenas a deformação inicial do reforço, e não a fluência polimérica.
Porém, muitas incertezas ainda permanecem na hora de realizar previsões, pois o
teor de umidade do solo varia para diferentes condições climáticas e, uma vez alteradas
essas condições, as curvas de deformação com o tempo dos reforços mudam
significantemente. Esse fenômeno foi mais pronunciado nos protótipos reforçados que
utilizaram solos granulares, uma vez que não existe uma resistência para a entrada da
água para dentro do solo, tornando quase que imediatas as variações das propriedades
do solo, logo no início das chuvas.
9.2.9 Recalque da fundação
Os deslocamentos da fundação registrados para o protótipo 1, na seção central da
estrutura, foram superiores aos encontrados nos seus extremos. Os maiores
deslocamentos aconteceram durante a construção, atingindo 21 mm. Os deslocamentos
Capítulo 9 – Considerações finais
275
pós-construção permaneceram constantes, não aumentando mais do que 2 mm após 84
dias. Ao contrário dos resultados dos deslocamentos horizontais e verticais do maciço
reforçado, os deslocamentos da fundação não sofrem interferência da cunha potencial de
ruptura.
9.2.10 Métodos de Projeto
O Método de Mitchell & Villet (1987), baseado em equilíbrio limite, funcionou
muito bem para o dimensionamento das estruturas de contenção em solo reforçado com
geossintéticos. Isso pode ser comprovado por meio de uma comparação entre os
protótipos 1 e 7. O protótipo 1 foi dimensionado com os fatores de redução iguais a 1,0,
com um coeficiente de segurança global da estrutura ligeiramente superior a 1,0. O
protótipo 7 foi dimensionado com fatores de redução menores que 1,0, resultando em
um coeficiente de segurança global menor do que 1,0. Os resultados obtidos registraram
um comportamento muito bom para o protótipo 1, com deformações máximas próximas
de 1,0%. Entretanto, o protótipo 7, apesar de não apresentar ruptura dos reforços
durante o período de observação, apresentou deformações dos reforços superiores a
25%, atingindo o seu estado limite de utilização.
Os resultados da deformação global obtidos para o talude reforçado em Idaho
indicaram que as medidas de segurança adotadas em projeto resultaram em uma
estrutura que se encontra dentro das exigências de deformação em serviço. Entretanto,
da mesma forma que ocorreu com os protótipos construídos, as deformações nos
reforços foram muito baixas.
Com isso, conclui-se que a teoria baseada em equilíbrio limite está compatível
com os resultados obtidos, e provavelmente a grande discrepância é devido ao fato de
que os fatores de redução propostos pelos métodos de cálculo atuais estão extremamente
conservadores, uma vez que os níveis de deformação dos reforços são muito menores do
que aqueles assumidos nos métodos de projetos atuais para definir a resistência à tração
requerida nos reforços.
A coesão aparente dos protótipos é outro ponto de discrepância que eleva as
variações do comportamento dos protótipos. No caso dos protótipos construídos com
solos granulares, a coesão aparente manteve-se durante os períodos de estiagem,
mantendo as deformações pós-construção dos protótipos muito baixas. Entretanto, a
Capítulo 9 – Considerações finais
276
coesão reduziu-se praticamente a zero durante os períodos de chuva, elevando
consideravelmente as cargas e as deformações dos reforços.
Entretanto, os solos coesivos, com baixíssimas permeabilidades, mantiveram
constantes os seus parâmetros de resistência durante o tempo de observação dos
protótipos (aproximadamente 3 anos). Foi observado por meio de furos de trado, que a
variação da umidade ocorreu até uma profundidade de 1,5m de profundidade, com
processos de umedecimento e secagem. Porém, essa variação não foi significativa,
encontrando-se dentro de valores aceitáveis, mantendo íntegras as estruturas, com
praticamente nula a taxa de deformação pós-construção.
Para estimar as cargas dos reforços, utilizou-se a metodologia desenvolvida por
Allen & Bathurst (2003), denominada K
o
-Stiffness Method. Os resultados obtidos por
este método, utilizado para estimar as cargas dos reforços de estruturas de contenção em
solo reforçado, mostraram-se compatíveis com os resultados obtidos para as
deformações nos reforços, uma vez que a comparação dos dados de campo com os de
laboratório apresentou resultados parecidos.
Os resultados obtidos pela suavização com as Curvas Sigmóides foram bem
coerentes para o ajuste dos deslocamentos dos protótipos, tanto para encontrar o valor
do pico de deformação quanto à sua localização, sendo que em cada nível de reforço as
tensões de tração cresceram progressivamente da face da estrutura para um valor
máximo e depois diminuíram até zero na extremidade do reforço mais afastada da face.
Capítulo 9 – Considerações finais
277
9.3 SUGESTÕES PARA PESQUISAS FUTURAS
Para as pesquisas futuras que visarem dar continuação aos estudos
desenvolvidos neste trabalho, com relação às estruturas de contenção em solo reforçado
com geotêxteis, são sugeridos os seguintes aspectos:
a) investigar com mais detalhes o efeito da geometria interna no comportamento
das estruturas de contenção em solo reforçado com geossintéticos;
b) estudar individualmente os fatores de redução com o objetivo de diminuir o alto
conservadorismo presente nos métodos de cálculo;
c) investigar as tensões internas dos maciços reforçados para averiguar a
distribuição das tensões e calibrar os coeficientes de empuxo;
d) investigar a umidade do solo das estruturas para analisar como as estruturas se
comportam sob diferentes condições climáticas;
e) realizar simulações numéricas com MEF para adequar os materiais envolvidos
nesta pesquisa e, conseqüentemente, poder realizar análises paramétricas e
simulações de obras em escala real;
f) estudar a fluência confinada dos geotêxteis utilizados na construção dos
protótipos.
Capítulo 10
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