Yohn Edison Polo Garzon Retroanálise da Cortina ... Todos os direitos reservados. É proibida a reprodução total ou parcial do trabalho sem autorização da universidade, do autor

Yohn Edison Polo Garzon

Retroanálise da Cortina Instrumentada da

Ferrovia São Paulo - Santos (FEPASA - KM 74)

Dissertação de Mestrado

Dissertação apresentada como requisito parcial para obtenção do grau de Mestre pelo Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil do Departamento de Engenharia Civil da PUC-Rio.

Orientador: Prof. Celso Romanel Co-Orientador: Prof. Pedricto Rocha Filho

Rio de Janeiro Julho de 2015

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PUC-Rio - Certificação Digital Nº 1313569/CA


Retroanálise da Cortina Instrumentada da Ferrovia São Paulo - Santos (FEPASA - KM 74)

Dissertação apresentada como requisito parcial para obtenção do grau de Mestre pelo Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil do Departamento de Engenharia Civil do Centro Técnico da PUC-Rio. Aprovada pela Comissão Examinadora abaixo assinada.

Prof. Celso Romanel Orientador

Departamento de Engenharia Civil - PUC-Rio

Prof. Pedricto Rocha Filho Co-Orientador

Departamento de Engenharia Civil - PUC-Rio

Prof. José Tavares Araruna Júnior Departamento de Engenharia Civil - PUC-Rio

Prof. Fernando Saboya Albuquerque Júnior Universidade Estadual do Norte Fluminense

Prof. José Eugenio Leal Coordenador Setorial do Centro Técnico Científico - PUC-Rio

Rio de Janeiro, 20 Julho de 2015.

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Todos os direitos reservados. É proibida a reprodução total ou parcial do trabalho sem autorização da universidade, do autor e do orientador.


Graduou-se em Engenharia Civil pela Universidade Nacional da Colômbia (Sede Manizales) em 2010. Ingressou no mesmo ano ao curso de especialização em Ruas e Transporte na mesma universidade. Ingressou no mestrado de engenharia civil em 2013, na Pontifícia Universidade Católica do Rio, desenvolvendo Dissertação na linha de pesquisa de Geotécnica Experimental.

Ficha Catalográfica

Garzon, Yohn Edison Polo

Retroanálise da Cortina Instrumentada da Ferrovia

São Paulo - Santos (FEPASA - KM 74) / Yohn Edison Polo

Garzon; Orientador: Celso Romanel; Co-orientador:

Pedricto Rocha Filho. – Rio de Janeiro: PUC-Rio,

Departamento de Engenharia Civil, 2015.

(161) f. : il. (color.) ; 30 cm

Dissertação (Mestrado) – Pontifícia Universidade

Católica do Rio de Janeiro, Departamento de Engenharia

Civil, 2015.

Inclui referências bibliográficas

1. Engenharia civil – Teses. 2. Instrumentação. 3.

Estruturas de contenção. 4. Tirantes. 5. Eletroníveis. I.

Romanel, Celso. II. Filho, Rocha Pedricto. III. Pontifícia

Universidade Católica do Rio de Janeiro. Departamento de

Engenharia Civil. IV. Título.

CDD: 624

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A Deus, a meus pais, Emilio e Gloria, as meus anjos Sofia e Gabriel, a minha esposa, Johana, a meu irmão e

meu sobrinho, Faber e Nicolas

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Agradecimentos

Primeiro agradeço a Deus pela vida e pela saúde, e por me dar tantas oportunidades maravilhosas na vida toda. Para os meus pais Emilio e Gloria, quem com seu exemplo da vida criaram em mim os melhores valores como pessoa. Para minha esposa Johana e minha filha Sofia, quem deixaram seu país e sua casa, para vir e acompanhar-me neste tempo, seu apoio foi essencial. Ao professor Pedricto Rocha, obrigado pela oportunidade de trabalhar com você, sem dúvida sem seu apoio acadêmico não houvera sido possível a finalização de meu mestrado. Ao professor Luis Gusmão pela sua orientação e ajuda no manejo dos eletroníveis e do sistema de aquisição de dados. Aos professores da pós-graduação da PUC-Rio, que em cada aula entregam mais do que conhecimento, entregam sua experiência e qualidade de pessoas, obrigado por tudo o ensinado nesses anos. Ao meu grande amigo Francisco Cruz, quem virou um anjo para nossa família, Deus abençoe sempre. Aos meus caros amigos, Daniel Velez, Juan Manuel, Laura, Nelson, Juan Pablo, que com sua amizade, carinho e apoio, fizeram deste tempo, um tempo mais grato. A todos os funcionários do Departamento de Engenharia Civil da PUC-Río, em especial à Rita Leite. A CAPES e a PUC-Rio, pelos auxílios concedidos, sem os quais este trabalho não poderia ter sido realizado.

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Resumo

Polo Garzon, Yohn Edison; Romanel, Celso; Rocha filho, Pedricto. Retroanálise da Cortina Instrumentada da Ferrovia São Paulo - Santos (FEPASA - KM 74). Rio de Janeiro, 2015. 161 p. Dissertação de Mestrado. Departamento de Engenharia Civil, Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro.

O presente trabalho apresenta um estudo sobre uma estrutura de contenção

projetada para a duplicação da ferrovia FEPASA no Km 74 entre Santos e São

Paulo, que consiste em uma cortina ancorada por tirantes. Essa estrutura foi

instrumentada a fim de se medirem as cargas nos tirantes com uso de células de

carga elétricas instaladas na cabeça dos mesmos. As medições de carga nos

tirantes foram feitas durante os ensaios de recebimento, no momento da

incorporação e também após a conclusão da obra. As cargas nos tirantes sofrem

redução de seu valor no momento imediato a sua incorporação, durante a

construção e após da data de terminação das obras da cortina. Constatou-se que

houve perda de carga nos tirantes ao longo do tempo, chegando a 54% de perda

em um deles. Enfatizando a importância da instrumentação de campo para

compreender melhor o comportamento das estruturas, na parte inicial desta

dissertação é apresentado um desenvolvimento teórico e calibração de dezesseis

eletroníveis como proposta para a medição de deslocamentos horizontais em obras

geotécnicas.

Palavras-chave

Instrumentação; Estrutura de contenção; Tirantes, Eletroníveis.

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Abstract

Garzon, Yohn Edison Polo; Romanel, Celso (Advisor); Rocha filho, Pedricto (Co-Advisor). Backanalysis of the São Paulo - Santos Railway Anchored Wall (FEPASA - KM 74). Rio de Janeiro, 2015. 161 p. Dissertação de Mestrado. Departamento de Engenharia Civil, Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro.

This work presents a study about a retaining structure designed for the

duplication of the rail FEPASA on the 74th km between Santos and São Paulo.

This structure, an anchored retaining wall, was instrumented in the anchors heads

with strain gauges in order to monitor its loads. The load measurements occurred

during the performance test, locking and also after the works were concluded. A

decrease on anchors loads is noticed in the moment immediately after the locking,

during construction and after the works finished. It was observed that a loss of

load in the anchors occurred to a maximum of 54%. Highlighting the relevance of

field monitoring to better understand the structures behavior, in the first part of

this dissertation we present a theoretical background as well as the calibration of

sixteen electrolevels as a proposal for the measurement of horizontal

displacements in Geotechnical works.

Keywords

Instrumentation; Retaining wall; Anchors, Electrolevels.

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Sumário

1 . Introdução 21

1.1. Comentários gerais 21

1.2. Objetivos 22

1.3. Organização do trabalho 23

2 . Revisão Bibliográfica 25

2.1. Introdução 25

2.2. Conceitos básicos em instrumentação 26

2.3. Critérios para execução 30

2.4. Frequência de leitura 33

2.5. Medidores de deslocamentos 34

2.5.1. Conceitos de Instrumentos 34

2.5.2. Alguns equipamentos utilizados 37

2.6. Cortinas Ancoradas 42

2.6.1. Tirantes 43

2.6.2. Modos de Ruptura em Cortinas Ancoradas 48

2.6.3. Cálculo do Empuxo Sobre a Cortina 49

2.6.4. Método de Costa Nunes e Velloso (1963) 53

2.6.5. Análise da estabilidade global do sistema de contenção 54

2.6.6. Capacidade de carga das ancoragens 57

2.6.7. Deslocamentos em Estruturas de Contenção e Movimentos

de Solo Associados 62

2.6.8. Cargas em Tirantes 75

3 . Eletroníveis: Montagem, princípio de funcionamento,

calibração e sistema de aquisição de dados. 79

3.1. Introdução 79

3.2. Princípio básico de funcionamento dos eletroníveis 80

3.3. Montagem 84

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3.4. Procedimento de calibração 84

3.4.1. Eletronível de referência 87

3.4.2. Eletroníveis A01 a A16 89

3.5. Sistema de aquisição de dados 91

3.5.1. Data logger 91

3.5.2. Sistema de Monitoramento de Eletroníveis 93

4 . Aspectos Gerais da Obra Estudada. 95

4.1. Cortina Ancorada 95

4.2. Tirantes Utilizados 98

4.2.1. Materiais 98

4.2.2. Montagem dos Tirantes 98

4.2.3. Instalação dos Tirantes 102

4.3. Sequência de construção 104

4.4. Caracterização do subsolo 106

4.5. Descrição Geral da Instrumentação da estrutura de

Contenção 108

5 . Resultados e Análises. 112

5.1. Ensaios de Recebimento Característicos dos Tirantes. 112

5.1.1. Ensaios abaixo da “Linha C” 113

5.1.2. Ensaios pertos da “Linha A” 115

5.1.3. Ensaios acima da “Linha C”. 117

5.1.4. Ensaios pertos da “Linha B”. 118

5.2. Análises da Capacidade de Carga dos Tirantes 121

5.2.1. Método da NBR 5629 (2006) 121

5.2.2. Método de Ostermayer (1975) 123

5.2.3. Método de Bustamante e Doix (1985) 124

5.3. Comportamento dos Tirantes Instrumentados 125

5.3.1. Seção 34 da Cortina. 125





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5.4. Comparação entre os valores de carga medidos e os teóricos

encontrados na literatura. 141

5.4.1. Verificação da Estabilidade pelo Método de Costa Nunes e

Velloso (1963) 142

5.4.2. Forças nos tirantes pelo diagrama de empuxo proposto por

Terzaghi e Peck (1967) e pela FHWA (USA 1999). 143

5.4.3. Retroanálise dos parâmetros de resistência 148

6 . Conclusões e Sugestões. 151

6.1. Conclusões 151

6.2. Sugestões 153

Referência s Bibliográficas 154

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Lista de Figuras

Figura 1. Diferencia entre exatidão e precisão (Dunnicliff 1988). 29

Figura 2. Transdutor pneumático fechado com dois tubos e leitura

de fluxo de gás (Dunnicliff, 1988) 35

Figura 3. Esquema do sensor de corda vibrante (Dunnicliff, 1988) 35

Figura 4. Esquema de LVDT (Dunnicliff. 1988) 37

Figura 5. Extensômetro magnético (Gil et. al., 2008) 38

Figura 6. Componentes do Extensômetro Horizontal de Hastas

Múltiplas (Belitardo e Pereira, 2001, com modificações) 40

Figura 7. Principio de operação do inclinômetro (Dunnicliff, 1988) 42

Figura 8. Partes constituintes de um tirante (YASSUDA e DIAS,

1996). 44

Figura 9. Modos de ruptura em cortinas ancoradas (STROM e

EBELING, 2002). 49

Figura 10. Diagramas empíricos de Terzaghi e Peck (1967). 50

Figura 11. Distribuição de tensões sobre cortina multiescorada,

proposto por Gaba et al. (2003). 52

Figura 12. Análise de Estabilidade pelo método de Costa Nunes e

Velloso (GeoRio, 2000). 53

Figura 13. Tipos de ruptura na análise de estabilidade global em

estruturas ancoradas (More, 2003). 54

Figura 14. Superfície de ruptura interna simplificada (Yassuda e

Dias, 1996). 56

Figura 15. Capacidade de carga de ancoragens executadas em

solos argilosos. (Ostermayer, 1975) 59

Figura 16. Capacidade de carga de ancoragens executadas em

solos granulares. (Ostermayer, 1975) 59

Figura 17. Correlações empíricas para determinação de qs em

areias e pedregulhos (Bustamante e Doix, 1985, apud More,

2003). 61

Figura 18. Correlações empíricas para determinação de qs em

siltes e argilas (Bustamante e Doix, 1985). 62

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Figura 19. Movimentos na superfície do solo, devido à construção

de cortina de estacas em argila rija: (a) movimentos horizontais;

(b) movimentos verticais (Gaba et al., 2003). 65

Figura 20. Comportamento de deslocamentos em estruturas de

contenção ancoradas (Gaba et al., 2003). 66

Figura 21. Relação entre o fator de segurança contra

levantamento de fundo, definido por Terzaghi (1943) e o máximo

deslocamento horizontal da cortina (Mana e Clough, 1981). 67

Figura 22. Deslocamento lateral da parede como porcentagem da

profundidade de escavação versus rigidez do sistema de suporte

(Clough et al., 1989). 68

Figura 23. Máximos deslocamentos horizontais observados em

cortinas para escavações em argila de Londres (St John et al.,

1992). 69

Figura 24. Deslocamentos horizontais e verticais em paredes

assentes em argila rija, devido à escavação em frente à cortina

(Gaba et al., 2003). 70

Figura 25. Deslocamentos verticais em paredes assentes em

areia, devido à escavação em frente à parede (Gaba et al., 2003). 71

Figura 26. Variação do máximo deslocamento horizontal com a

profundidade de escavação (Moorman, 2004). 72

Figura 27. Valores de recalques superficiais obtidos por Wang et

al. (2010), plotados no gráfico proposto por Peck (1969). 73

Figura 28. Deslocamentos máximos laterais versus profundidade

de escavação: (a) cortinas construídas pelo método de escavação

de cima para baixo; (b) cortinas relativamente rígidas construídas

pelo método de baixo para cima; (c) cortinas de estacas metálicas

(Wang et al., 2010). 75

Figura 29. Distribuição de carga ao longo do bulbo do tirante,

medida por Li et al. (1988). 76

Figura 30. Distribuição de carga ao longo do tirante, medida por

Briaud et al., 1998, para carga de trabalho igual a 400kN. 77

Figura 31. Distribuição de carga ao longo do tirante, medida por

Iten e Pzrin (2010); (a) 340 kN; (b) 400kN. 77

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Figura 32. Rotação de um corpo rígido (Toledo, 2009) 79

Figura 33. Vista do cilindro protetor (Dimensões em milímetros) 81

Figura 34. Detalhe da parte interna do cilindro. 81

Figura 35. Funcionamento do eletronível. 82

Figura 36. Detalhe da variação da altura do liquido eletrolítico

entre os eletrodos. 82

Figura 37. Circuito elétrico de conexão dos eletroníveis com os

condicionadores (Wha,1999). 83

Figura 38. Curvas de sensibilidade dos eletroníveis

(www.frederickscom.com) 83

Figura 39. Barra de calibração dos eletroníveis (Laboratório PUC-

Rio) 85

Figura 40. Calibração dos eletroníveis utilizando o SME. 85

Figura 41. Detalhe da fixação do eletronível à barra de calibração 86

Figura 42. Detalhe do sistema de calibração do eletronível. 86

Figura 43. Relação para as leituras do SME e Mini Data-logger

para o eletronível de referência com valor médio de 3.67E-05 88

Figura 44. Curvas de calibração para os eletroníveis A01 a A16 90

Figura 45. Fatores de calibração dos eletroníveis A01 a A16 90

Figura 46. Detalhes do mini data logger e da conexão com os

eletroníveis. 92

Figura 47. Vista dos equipamentos do Sistema de Monitoramento

de Eletroníveis. 94

Figura 48. Esquema da Cortina Ancorada. (Adaptado de Zeitoune,

1982). 96

Figura 49. Seção típica da Cortina Ancorada. (Adaptado de

Zeitoune, 1982). 97

Figura 50. Esquema do Tirante Tipo Utilizado. (Adaptado de

Zeitoune, 1982). 99

Figura 51. Seção Transversal do Tirante Tipo Utilizado. (Adaptado

de Zeitoune, 1982). 100

Figura 52. Detalhe “A” que apresenta o esquema do trecho

ancorado dos tirantes. (Adaptado de Zeitoune, 1982). 101

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Figura 53. Seção geológico-geotécnica no local de estudo.

(Adaptado de Zeitoune, 1982). 107

Figura 54. Esquema de instrumentação de tirante durante a sua

protensão (Dunnicliff, 1988). 108

Figura 55. Ensaio de recebimento do tirante 57D, carga x

deslocamentos totais. 114

Figura 56. Repartição entre deslocamentos elásticos e plásticos

do Tirante 57D, carga x deslocamentos totais. 114

Figura 57. Ensaio de recebimento do tirante 51D, carga x



do Tirante 51D, carga x deslocamentos totais. 116

Figura 59. Ensaio de recebimento do tirante 66C, carga x



do Tirante 66C, carga x deslocamentos totais. 118

Figura 61. Ensaio de recebimento do tirante 45A, carga x



do Tirante 45A, carga x deslocamentos totais. 120

Figura 63. Capacidade de carga das ancoragens média de 550

para as condições do caso em estudo pelo Método de Ostermayer

(1975) 123

Figura 64. Resistência ao cisalhamento na interface solo bulbo

média de qs = 60 kPa para as condições do caso em estudo pelo

Método de Bustamante e Doix (1985) 124

Figura 65. Curva Carga contra Tempo dos Tirantes

instrumentados da Seção 34. 126

Figura 66. Perdas e Ganhos de Carga dos Tirantes






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Figura 85. Diagramas de pressão de terras propostos para areias. 144

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Figura 86. Diagrama aparente para estruturas com múltiplos

tirantes. 145

Figura 87. Envoltória de Forças medidas em campo e estimadas

pelos Diagramas de empuxo propostos para a seção 57 pela

FHWA e por Terzaghi e Peck (1967). 147

Figura 88. Envoltória de Forças medidas em campo e estimadas

pelos Diagramas de empuxo propostos para a seção 45 pela

FHWA e por Terzaghi e Peck (1967). 148

Figura 89. Valores retro analisados do coeficiente de empuxo

lateral. 149

Figura 90. Valores retro analisados do ângulo de atrito mobilizado. 150

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Lista de Tabelas

Tabela 1. Tipos de solo contido (Gaba et al., 2003). 51

Tabela 2. Coeficientes de ancoragem kf (NBR 5629, 2006). 58

Tabela 3. Coeficiente de majoração do diâmetro do bulbo devido à

injeção (BUSTAMANTE e DOIX, 1985, apud MORE, 2003). 61

Tabela 4. Fatores de calibração dos eletroníveis A01 a A16 91

Tabela 5. Sequência de ensaio de recebimento para os tirantes

tipo 8ø8mm. 103

Tabela 6. Sequência de ensaio de recebimento para os tirantes

tipo 10ø8mm. 103

Tabela 7. Tirantes que ficaram abaixo da “Linha C” da NBR 5629

no gráfico de carga contra deformação. 115

Tabela 8. Tirantes que ficaram acima da “Linha C” da NBR 5629


Tabela 9. Tirantes que ficaram pertos da “Linha B” da NBR 5629


Tabela 10. Avaliação dos Parâmetros de Resistência e de

deformabilidade em Função do SPT (correlações empíricas). 121

Tabela 11. Capacidade de cargas dos tirantes analisados para

cada nível da cortina segundo o Método da NBR 5629 (2006) 123

Tabela 12. Forças finais nos tirantes e somatório em toneladas. 142

Tabela 13. Valores de carga nos tirantes utilizando os diagramas

de empuxo propostos pelo FHWA. 147

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Lista de Símbolos

Romanos

A Área da superfície potencial de ruptura

c Coesão do solo

De Diâmetro médio adotado para o trecho ancorado

Dp Diâmetro da perfuração do trecho ancorado

E

Módulo de Young

FC Fator de calibração

FCMDL Fator de calibração do eletronível de referência para o Mini Data-Logger

FCref Fator de calibração do eletronível de referência

FCSME Fator de calibração para o SME

FS Fator de segurança

GF Fator de medição

h Espaçamento vertical entre os suportes da parede

H1 Profundidade do primeiro tirante

Hn+1 Profundidade inferior ao enésimo tirante

I Momento de inércia da área da seção da parede por metro

I1 Empuxo ativo atuante na cunha critica

Ia Empuxo ativo atuante na parede de contenção

kf Coeficiente de ancoragem

L Comprimento

Lb Comprimento do bulbo de ancoragem

Ll Comprimento do trecho livre

Lle Comprimento livre efetivo

LVDT Transformador variável diferencial linear

NSPT Número de golpes do ensaio SPT

P Carga de pressão que estabiliza o corte

P Peso próprio da cunha

qs Resistência ao cisalhamento

R Resistência elétrica

RB Carga de reação na base da cortina

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SME Sistema de Monitoramento de Eletroníveis

Su Resistência ao cisalhamento não drenada do solo

T Capacidade de carga do bulbo

TH Componente horizontal da força do tirante

TL Carga total de pressão de terra

U Perímetro médio da seção transversal da ancoragem

W Peso da cunha critica

y Deflexão

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Gregos

α Angulo de inclinação da ancoragem com a horizontal

β Coeficiente de majoração do diâmetro do bulbo devido à injeção

γw Peso específico da água

δ Angulo de atrito entre a parede e o solo

∆L Variação de leitura dos eletroníveis

∆LMDL Variação de leitura dos eletroníveis no Mini Data Logger

∆LSME Variação de leitura dos eletroníveis no SME

∆R Variação da resistência elétrica

ε Deformação

Ø Ângulo de rotação

θcr Inclinação da superfície potencial de ruptura

ΣMA Somatório dos momentos atuantes na massa de solo

ΣMR Somatório dos momentos resistentes na massa de solo

φ Angulo de resistência ao cisalhamento do solo

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1. Introdução

1.1. Comentários gerais

As cortinas ancoradas são utilizadas em diversos tipos de obras.

Obras de contenção do terreno são necessárias em projetos de estradas,

pontes, canalizações, edificações com subsolos, saneamento e em

estabilização de encostas. Dentre as diversas obras de engenharia, as

contenções são algumas das que exigem maior criatividade e atenção do

engenheiro, tanto na fase de projeto quanto na de acompanhamento da

execução, pois apresentam grande interação entre os elementos

estruturais e o solo contido.

O elevado crescimento populacional nas áreas urbanas tem exigido

a necessidade de execução de escavações cada vez mais profundas, de

maneira a tornar o aproveitamento do solo mais eficiente. Essa realidade

tem imposto aos engenheiros geotécnicos o grande desafio de equilibrar,

através de estruturas de contenção, elevados esforços laterais com um

mínimo de deslocamentos do maciço de solo contido e das estruturas

localizadas nas vizinhanças. Em muito desses casos, a utilização de

cortinas ou cortinas ancoradas se constitui na solução técnica mais

adequada (More, 2003).

Medir deslocamentos em obras de esse tipo é uma tarefa que exige

engenhosidade e capacitação técnica. Nas últimas décadas, não somente

a utilização de estas estruturas em de obras geotécnicas vem

aumentando, mas também, temos maior complexidade na execução e

controle das mesmas. Por isso, aumentou também a exigência por

qualidade e exatidão nos métodos de instrumentação e monitoramento.

Os instrumentos normalmente utilizados para determinar os

deslocamentos horizontais nas obras de contenção são baseados em

princípios relativamente simples. Porém, para que se alcancem os níveis

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22

elevados de exatidão, precisão e confiabilidade atualmente requeridos

para as medições de campo, torna-se necessário pesquisar e desenvolver

novos equipamentos e técnicas de medição.

1.2. Objetivos

Esta pesquisa se encontra incluída dentro de um projeto de

consultoria para a PETROBRAS, no qual se dava continuidade aos

estudos realizados por Penedo (2012), os quais consistiram na realização

de uma prova de carga com a finalidade de averiguar a capacidade de um

cais localizado em Itaguaí no estado do Rio de Janeiro, em suportar com

segurança a passagem de um modulo de compressão de gás de 9270

kN, transportado por dois trailers que, juntos, pesam 1260 kN, totalizando

10530 kN. O presente estudo consistia inicialmente em avaliar a

capacidade do mesmo cais para suportar a passagem de um modulo de

compressão de gás do dobro de peso do estudado por Penedo (2012), ou

seja, aproximadamente 18000 kN. Para tanto, iniciaram-se trabalhos de

escritório e laboratório que consistiram a recalibração de 18 eletroníveis

utilizados para a obtenção indireta das deflexões do cais sob as

solicitações de carga previstas. O projeto sofreu mudanças em seu

planejamento estendendo o cronograma com tempos maiores ao tempo

de prazo desta pesquisa, por tanto, os objetivos iniciais não foram

cumpridos na sua totalidade, ficando conclusos unicamente os trabalhos

executados no escritório e laboratório, os quais são apresentados

detalhadamente no Capitulo 3.

Pelo exposto anteriormente, o objetivo principal da pesquisa foi

mudado, mas sempre dando continuidade aos trabalhos feitos pela linha

de pesquisa em instrumentação geotécnica da PUC-Rio nas últimas

décadas. Portanto, decidiu-se utilizar os dados obtidos no programa de

instrumentação realizado por Zeitoune (1982), o objetivo deste estudo foi

então, a retroanálise da Cortina Instrumentada da Ferrovia São Paulo -

Santos (FEPASA - KM 74), construía e monitorada entre os anos 1981 e

1982. O estudo feito consistiu na análise dos dados de cargas medidas

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23

em trinta e sies tirantes do trecho central da cortina, os quais foram

comparados com os valores estimados seguindo as metodologias

propostas por Terzaghi e Peck (1967) e os publicados pela FHWA (1999)

no documento Ground Anchors and Anchored Systems utilizando

parâmetros de resistência do solo do local consultados na literatura

conforme as características físicas e geológicas do solo, devido à falta de

informação de ensaios de laboratório. Finalmente foi feia uma retroanálise

dos parâmetros de resistência para verificar os valores adotados nos

estudos anteriores conforme exposto nos capítulos 4 e 5.

1.3. Organização do trabalho

Este compêndio está dividido em seis capítulos.

O capítulo 1 trata da introdução ao tema, esclarecendo os objetivos

e apresenta o corpo resumo do trabalho.

No capítulo 2 consta uma revisão bibliográfica sobre monitoramento

e instrumentação, conceitos básicos do tema abordado, vantagens e

benefícios da implementação de um programa de instrumentação

geotécnica, alguns tipos de instrumentos utilizados nas obras que

envolvem os solos e as rochas, fazendo foco nos mais utilizados para a

medição direta o indireta de deslocamentos horizontais.

No Capítulo 3 é apresentada uma descrição dos eletroníveis,

incluindo o princípio de funcionamento, montagem e calibração. Também

é apresentada a formulação matemática para a interpretação dos

resultados obtidos a partir dos eletroníveis. O capítulo contempla uma

descrição pormenorizada do instrumento, enfatizando sua versatilidade e

apresentando o tipo de análise em que se enquadra a instrumentação da

obra monitorada.

O Capítulo 4 descreve as principais características da obra

monitorada e seu processo construtivo, os perfis geológicos e geotécnicos

do sitio, e o projeto de instrumentação objeto do estudo.

No Capítulo 5 são analisados os resultados do programa de

instrumentação. Para a interpretação dos dados são utilizadas as curvas

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24

de carga nos tirantes instrumentados ao longo do tempo em dez seções

da cortina em estudo.

Finalmente, no capítulo 6 são apresentadas as conclusões e

recomendações para futuras pesquisas.

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2. Revisão Bibliográfica

2.1. Introdução

As cortinas ou paredes ancoradas se constituem, muitas vezes, em

uma alternativa bastante viável para grande parte dos casos nos que se

tem que escavar o terreno e o espaço de trabalho é pequeno. Apesar do

largo emprego deste tipo de contenção, o empirismo ainda permeia

importantes aspectos do seu projeto e da sua prática executiva. Também

é comum o dimensionamento dessas estruturas considerando-se apenas

o Método de Equilíbrio Limite Simplificado, analisando-se apenas a

ruptura da massa de solo (estabilidade interna e externa), sem levar em

consideração o comportamento mecânico e as deformações sofridas pelo

solo e pelos elementos construtivos. Terzaghi (1943) já citava que as

contenções são estruturas cujo projeto é condicionado por cargas que

dependem dos deslocamentos da estrutura. No entanto, a prática corrente

praticamente ainda não se utiliza deste conhecimento. Aliado a isso, tem-

se o fato de que os esforços atuantes na estrutura variam com os estágios

de construção da obra, podendo levar ao subdimensionamento de

elementos estruturais em determinada etapa da execução (Alves, 2013).

Diante disso, o comportamento desse tipo de estrutura pode e deve

ser estudado através da utilização de instrumentação de campo. A

utilização desse tipo de ferramenta representa um grande avanço nas

soluções de problemas geotécnicos, tendo em vista que os resultados

obtidos por meio dessas instrumentações viabilizam uma melhor

compreensão dos fenômenos que ocorrem na interação solo-estrutura e

no comportamento das estruturas.

Segundo Dunnicliff (1988), a instrumentação geotécnica envolve a

união das capacidades dos instrumentos de medida e das capacidades

das pessoas. A prática da instrumentação não se restringe apenas à

DBD


26

seleção de instrumentos, sendo na verdade um processo que começa

com a definição do objetivo e termina com a análise rigorosa dos dados

coletados. Cada passo neste processo é relevante para o sucesso do

programa de instrumentação.

Dunnicliff (1988) classifica os instrumentos de medida em duas

categorias, dependendo da finalidade:

a) Instrumentos usados para determinar as propriedades de solos e

rochas em itálico: medem parâmetros geotécnicos como

resistência, compressibilidade e permeabilidade, sendo usados

normalmente durante a fase de projeto das obras (ex. piezocone,

palheta, pressiômetro).

b) Instrumentos usados para monitorar o comportamento da obra

sobre solo ou rocha durante as fases de construção e de

operação, adicionalmente é possível sua utilização na parte de

projeto: podem envolver medidas de poropressão subterrânea,

tensão total, deformações em solos e rochas e carga o esforço

em estruturas. (ex. piezômetros, células de carga,

extensômetros, inclinômetros, eletroníveis).

No presente trabalho apresentaremos a medição de deslocamentos

horizontais baseado em eletroníveis, então, considera-se apenas a

segunda categoria de instrumentos citada.

Torna-se oportuno distinguir a “instrumentação” dos “ensaios de

campo”, uma vez que ambos medem grandezas. Enquanto na

instrumentação observa-se e medem-se os eventos conforme ocorrem

naturalmente no campo, os ensaios correspondem à medição de eventos

propositadamente provocados (Kanji, 1990).

2.2. Conceitos básicos em instrumentação

Cada projeto geotécnico envolve incertezas e todo trabalho de

construção que envolve solos e rochas corre o risco de se deparar com

surpresas devido às condições de incerteza do solo o do comportamento

do solo. Esta circunstancia é o resultado de se lidar com os materiais

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27

criados pela natureza, que raramente oferecem condições uniformes.

Considerando que o perfil geológico-geotécnico de um determinado local

é definido por sondagens pontuais e discretas, espaçadas normalmente

de 50m a 200m entre si, existe a possibilidade de alguma característica

mais desfavorável (material menos resistente ou uma camada mais

espessa) de um determinado material não seja detectado pelas

investigações que normalmente se executam para os estudos. Procura-se

minimizar os riscos dos efeitos dessas heterogeneidades com o uso do

monitoramento geotécnico.

A informação de um programa de instrumentação geotécnica

fornece ao especialista geotécnico os dados que se podem utilizar para

realizar um projeto fiável e eficiente. Por tanto, a instrumentação de

campo é vital para a prática da engenharia geotécnica. O sucesso do

programa de instrumentação de campo está ligado ao desenvolvimento

das necessidades bem definidas e objetivos específicos para coletar e

interpretar as informações da instrumentação de campo

Durante a fase de projeto, a instrumentação de campo é utilizada

para uma grande variedade de propósitos, incluindo a seguinte:

� Definição das condições iniciais.

� Cálculo dos parâmetros do solo.

� Estabelece o comportamento do solo e da rocha quando é

carregado ou descarregado.

� Confirmação de parâmetros de provas anteriores.

� Determinação dos fatos de uma ruptura ou situação de

emergência.

Planejamento avançado é necessário para atender a esses objetivos

de projeto. O processo de planejamento inclui a seleção e considerações

sobre a instalação e estabelecimento de um orçamento para a instalação

e interpretação dos instrumentos. Muitas vezes é difícil obter

financiamento suficiente para cobrir o custo da instrumentação de campo

antes da construção. Consequentemente, o programa de instrumentação

é muitas vezes adiada para a fase de construção de um projeto. Neste

caso, os objetivos mudam de avaliação de desempenho para confirmação

de hipóteses de engenharia ou métodos de projeto.

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28

O mais comum é o desenvolvimento do programa de instrumentação

na etapa de construção. Neste caso, a instrumentação se utilizada para:

� Indicação de rotura eminente.

� Fornecimento de alertas/alarmes.

� Revelação de incertezas/desconhecimentos.

� Avaliação de critérios críticos adotados de projeto.

� Acesso aos métodos e procedimentos do contratado.

� Minimização de perturbações em estruturas

vizinhas/adjacentes.

� Controle construtivo.

� Controle operacional.

� Indicação de soluções mitigadoras para um determinado

problema.

� Melhoria do desempenho.

� Avança o estado-da-arte e da- prática.

� Documentação do desempenho para acessar os danos.

� Informação aos investidores.

� Satisfação aos agentes reguladores.

� Redução de ações judiciais.

� Comprovação de que tudo está ok.

Os objetivos da instrumentação de campo durante a fase de

construção mudam dependendo do tamanho e tipo de construção, das

condições geotécnicas e do horário de projeto. Alguns tipos de

instrumentação somente são requeridos se os tempos de construção são

o suficientemente longos para fazer a coleta de dados uteis e relevante.

Entre as principais características dos equipamentos de

instrumentação, pode-se citar:

a) Sensibilidade: capacidade do instrumento de acusar as

variações iniciais da grandeza que está sendo medida, e não

somente quando uma variação significativa já ocorreu.

b) Exatidão: aproximação dos valores medidos ao valor real da

grandeza, podendo ser considerado sinônimo de grau de

correção. A acurácia de um instrumento é avaliada durante sua

calibração, quando o valor medido pelo instrumento é

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29

comparado a um valor padrão conhecido. É usual expressar a

acurácia como uma faixa centrada no valor zero. Uma acurácia

de ± 1mm significa que o valor medido difere no máximo 1mm

do valor real.

c) Precisão: A precisão pode ser considerada sinônimo de

reprodutibilidade e de repetibilidade. Também é comum

expressar a precisão através do sinal ±.

A diferença entre acurácia e precisão está ilustrada Figura 1. O

centro do alvo representa o valor real. No caso A, a medida não é precisa,

nem acurada. No caso B, a medida não tem precisão, mas, se forem

feitas leituras suficientes, a média será acurada. No caso C, a medida é

precisa, mas não acurada. No caso D a medida é tanto precisa quanto

acurada.

Figura 1. Diferencia entre exatidão e precisão (Dun nicliff 1988).

d) Faixa de trabalho: significa a extensão da faixa de valores que

pode ser medida; alguns medidores precisam ser “zerados”

periodicamente, por não oferecerem o curso adequado ao valor

total a ser medido ou registrado. O inconveniente da “zeragem”

está na possibilidade de perder-se o registro de algumas

operações e na necessidade de correção dos valores medidos,

levando a eventuais erros nas grandezas medidas.

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30

e) Robustez: o equipamento de instrumentação geotécnica deve

ser robusto o bastante para resistir ao transporte, montagem,

manuseio e instalação na obra.

f) Durabilidade: a vida do instrumento deve ser no mínimo igual ao

do período de vida útil da obra, devendo ser resistente à

corrosão e a outros fatores de deterioração, tais como umidade

e variações de temperatura.

g) Confiabilidade: esta característica depende de praticamente

todos os fatores acima, e corresponde ao grau de certeza de

que o equipamento funcionará adequadamente.

Cada um destes requisitos para os instrumentos geotécnicos é

indispensável para o sucesso de um programa de instrumentação,

portanto não seria adequado eleger os requisitos mais importantes. Ao

selecionar os equipamentos para a instrumentação de uma obra, deve ser

considerado que cada instrumento atenda a todas as exigências listadas

acima, minimizando a possibilidade de erros de leitura, quebras e

imprecisão das grandezas medidas.

2.3. Critérios para execução

Como critérios para executar uma instrumentação de qualidade,

podem-se citar os trabalhos de Dunnicliff (1988) e de Kanji (1990). Os

autores levantam uma série de questões, visando esclarecer a

importância e a necessidade da instrumentação de obras geotécnicas. A

primeira destas questões envolve os motivos que levam à adoção da

instrumentação, ou seja, “o porquê instrumentar?”. As respostas para esta

pergunta são dadas a seguir:

a) Para garantir a adequação do projeto à realidade da obra: as

amostras utilizadas em ensaios de laboratório são, na grande

maioria das vezes, de pequenas dimensões. Por isso, ao

comparar a escala da obra com a escala da amostra, certamente

ocorrerão incertezas quanto à representatividade do ensaio de

laboratório. Ao efetuar-se instrumentações de campo, diminui-se

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31

este efeito de escala, garantindo o acompanhamento da obra

progressivamente, durante sua construção e operação. Desta

forma, torna-se possível comparar as hipóteses de projeto com o

comportamento real da obra. Incluem-se neste caso as

poropressões de período construtivo, as pressões de terra no

maciço e em suas interfaces com estruturas de concreto, as

deformações verticais e horizontais do maciço e também nas

fundações. Este tipo de investigação é de importância ainda

maior nos casos de enrocamentos, em que a dimensão dos

fragmentos de rocha dificulta a possibilidade prática de ensaios

de laboratório.

b) Para garantir a segurança da obra durante o período construtivo

e durante a operação: existe a possibilidade de que os maciços

apresentem comportamentos não previstos, devido às novas

condições a que estão submetidos nas fases de construção e

operação. A finalidade da instrumentação, nestes casos, é

detectar problemas com suficiente antecedência, permitindo a

intervenção com medidas corretivas. Ocorrências locais como

vazamentos por fissuras em barragens podem refletir-se no

comportamento do material. Se houver instrumentação e

observação adequadas, o problema pode ser detectado e

corrigido antes da ocorrência de um colapso.

c) Para promover economia de recursos: embora nos projetos de

instrumentação seja dada grande ênfase à segurança, um dos

objetivos principais é o de obter maior economia global do

empreendimento. A instrumentação permite determinar quando

uma segurança mínima aceitável é alcançada, garantindo que o

dimensionamento de equipamentos, materiais e mão de obra

serão adequados.

Outro questionamento feito pelos autores acerca dos critérios para a

instrumentação diz respeito aos equipamentos a serem utilizados.

Para determinar os equipamentos que atendam às necessidades da

instrumentação de campo, torna-se necessário conhecer as grandezas

usualmente medidas: deslocamentos (que, quando referidos a um

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32

comprimento conhecido, podem ser convertidos em deformações),

pressões (que podem ser convertidas em forças, conhecendo-se a área

de aplicação), vazão, topografia, temperatura, vibração. Os principais

tipos de equipamentos para controle de cada tipo de grandeza a ser

medida são listados a seguir:

a) Medidas de deslocamentos

1. Medidores de deslocamentos verticais ou de recalques:

� Pino de recalque superficial

� Marco de recalque superficial

� Placa de recalque superficial

� Medidor magnético de recalque (MMR)

� Medidor de recalque de hastes tipo KM

� Medidor de recalque tipo USBR

� Medidor de recalque telescópico IPT

� Medidor hidrostático de recalque (caixa sueca)

2. Medidores de deslocamentos horizontais:

� Extensômetros múltiplos horizontais

� Extensômetros magnéticos

� Extensômetros de fibra óptica

� Extensômetros de hastes múltiplas

� Inclinômetros

b) Medidas de deslocamentos de superfície

� Medidor de movimento angular (eletroníveis)

� Medidor de abertura das juntas

� Medidor triortogonal da junta perimetral

� Marcos topográfico

c) Medidas de pressões/cargas:

� Piezômetros

� Medidor de NA (pneumático, hidráulico, elétrico, corda

vibrante).

� Células de pressão total

� Células de carga

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33

d) Outros:

� Vazão (hidrômetros, medidores em canal - Parshall)

� Vibração: Sismógrafos.

Em um programa de instrumentação, deve-se também dimensionar

a quantidade de instrumentos necessários aos objetivos que se deseja

alcançar, ou seja, o quanto instrumentar.

2.4. Frequência de leitura

As frequências das leituras da instrumentação devem ser adequadas

aos desempenhos previstos no projeto para as fases de construção da

obra. Deve-se possibilitar o acompanhamento das velocidades de

variação das grandezas medidas, considerando a precisão dos

instrumentos e a importância dessas grandezas na avaliação do

desempenho da obra.

A literatura recomenda frequências mínimas de leituras, devendo ser

intensificadas ou ajustadas quando da ocorrência de fatores especiais,

tais como:

� Tendências desfavoráveis à segurança da obra;

� Fenômenos naturais desfavoráveis à segurança

� Alterações nos procedimentos construtivos

� Alteração das condições geológicas ou geotécnicas previstas em

projeto.

Após a fase de instalação é recomendável que cada instrumento

seja lido preferencialmente na mesma hora do dia: os instrumentos devem

então ser divididos em grupos de observação em um mesmo dia e suas

leituras devem ser programadas com sequência e itinerário fixo.

Uma recomendação importante é que os técnicos de instrumentação

de um determinado tipo de instrumento sejam sempre os mesmos,

evitando-se trocas frequentes nas equipes de leitura, o que acaba tendo

reflexo na precisão dos dados adquiridos. Em caso de substituições

programadas do técnico, é recomendável que o substituto o acompanhe

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34

por algumas campanhas de leituras, de forma a minimizar a possibilidade

de erro.

2.5. Medidores de deslocamentos

A seguir são apresentados alguns equipamentos utilizados para a

medição direta ou indireta de deslocamentos na instrumentação

geotécnica, com breve explicação dos respectivos princípios de

funcionamento, os conceitos correspondentes aos instrumentos de

medição de movimentos angulares (eletroníveis) são apresentados

detalhadamente no Capitulo 3.

2.5.1. Conceitos de Instrumentos

1) Sistemas pneumáticos

São utilizados por piezômetros pneumáticos e células de pressão. O

arranjo básico é o mostrado na Figura 2, onde P é a pressão de interesse

a ser registrada. Uma pressão crescente de gás é aplicada ao tubo de

entrada e, quando a pressão do gás excede P, o diafragma se deforma,

permitindo que o gás circule para o tubo de saída. Um detector de fluxo

de gás é instalado no sistema, comprovando a ocorrência de fluxo. O

suprimento de gás é interrompido na válvula de entrada, e qualquer

pressão nos tubos maior que o valor de P é dissipado. Isto faz que o

diafragma volte à sua posição original, garantindo a pressão nos tubos

igual a P. Esta pressão é lida em um medidor elétrico.

2) Sistemas de corda vibrante

São utilizados em sensores de pressão para piezômetros, células de

pressão, medidores hidrostáticos de recalque e em medidores de

deformação. Os equipamentos de corda vibrante são basicamente

compostos de um fio de aço grampeado e tensionado, o qual fica livre

para vibrar em sua frequência natural. Tal como uma corda de piano, a

frequência de vibração do fio de aço varia. O fio pode então ser usado

como sensor de pressão como, mostrado na Figura 3. Uma espiral

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35

elétrica é presa magneticamente próxima à metade do fio, sendo esta

espiral utilizada para medir o período ou a frequência de vibração. A

frequência f depende da curvatura do diafragma e da pressão P.

Figura 2. Transdutor pneumático fechado com dois tu bos e leitura de fluxo de gás

(Dunnicliff, 1988)

Figura 3. Esquema do sensor de corda vibrante (Dunn icliff, 1988)

DBD


36

3) Sistemas de medição de deformações por resistênc ia

elétrica

A maior parte dos métodos eletro-eletrônicos de medida consiste de

três componentes: um transdutor, um sistema de aquisição de dados e

um sistema de ligação entre estes dois componentes.

Um transdutor eletrônico é um componente que converte alterações

físicas em um sinal elétrico de saída. Sistemas de aquisição de dados vão

desde simples unidades portáteis até complexos sistemas automatizados.

Um medidor de deformações por resistência elétrica é um condutor

com a característica básica de modificar sua resistência em proporção

direta com a mudança em seu comprimento. A relação entre variação

unitária de resistência ∆R e variação unitária de comprimento ∆L é dada

pelo fator de medição GF onde:

Equação 1

A resistência medida pode ser fortemente influenciada por fatores

como comprimento do cabo, contato, umidade e temperatura. Entretanto,

a correção para estes fatores pode ser feita através da medição individual

da resistência de vários componentes do sistema (cabo, contato, etc...).

4) Transdutores elétricos para medição de deslocame nto linear

Um transformador variável diferencial linear, ou LVDT (linear variable

differential transformer) consiste em um núcleo magnético móvel

passando através de uma bobina primária e de duas bobinas

secundárias. Uma tensão alternada é aplicada à primeira bobina,

induzindo uma tensão alternada à segunda bobina, com magnitude que

depende da proximidade do núcleo magnético de cada bobina

secundária. Esta voltagem secundária é conectada em série, e a saída do

LVDT é a diferença entre estas duas voltagens. Quando o núcleo está na

posição média, a voltagem é zero. Quando o núcleo se afasta do centro, a

voltagem de saída cresce linearmente com a magnitude, com polaridade

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37

dependendo do sentido do movimento do núcleo. A Figura 4 ilustra o

esquema de funcionamento do LVDT.

Desde que o núcleo do LVDT não toque nas bobinas, não há atrito.

Não há histerese e os LVDTs são particularmente capazes de medir

movimentos dinâmicos e deslocamentos muito pequenos. Muitos tipos de

LVDTs têm excelente resistência à umidade e corrosão e boa estabilidade

de longo prazo nas leituras. Porém, a transmissão de correntes alternadas

através de cabos longos introduz efeitos indesejáveis, que podem

degradar seriamente o sinal de saída.

Figura 4. Esquema de LVDT (Dunnicliff. 1988)

2.5.2. Alguns equipamentos utilizados

A seguir serão apresentados os principais e mais comuns medidores

de deslocamentos horizontais utilizados na instrumentação geotécnica.

2.5.2.1. Extensômetros magnéticos

Os extensômetros magnéticos são instrumentos que medem os

deslocamentos verticais e horizontais no interior da massa de solo. Estes

instrumentos são compostos de tubo de PVC, que serve de guia para

instalação dos anéis, de anéis magnéticos ou alvos também denominados

aranhas magnéticas e de uma sonda magnética portátil com interruptor de

lâminas. As aranhas magnéticas são posicionadas no terreno a diversas

profundidades, de maneira a possibilitar o monitoramento dos

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38

deslocamentos na região através da passagem da sonda no interior do

tubo, suspenso por uma trena milimétrica (Figura 5). A sonda detecta a

mudança de posição dos anéis, devido ao movimento do solo. No caso do

extensômetro horizontal, o tubo é instalado horizontalmente no terreno

antes do lançamento do aterro (Formigueri, 2003).

Figura 5. Extensômetro magnético (Gil et. al., 2008)

As sondas de extensômetros são definidas como dispositivos para

monitorar as alterações de distância entre dois ou mais pontos ao longo

de um eixo comum. As leituras feitas com a sonda são relativas a uma

“referência” magnética localizada no terreno que não se espera mover ou

a medições topográficas realizadas ao ponto de medição no topo do tubo.

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39

Sucessivas leituras de cada aranha são tomadas comparadas com

leituras iniciais das mesmas aranhas. Qualquer diferença na leitura

fornece a medição de movimentação necessária (DUNNICLIFF, 1988).

Obter um conjunto de leituras iniciais é particularmente importante,

sendo recomendável que o usuário obtenha três conjuntos de leituras de

três passagens separadas através do tubo. Faz-se a média das leituras

para cada ímã. Alternativamente, encontrar dois conjuntos fechados de

dados e usar um deles como o conjunto inicial (SLOPE INDICATOR,

2002).

Extensômetros tem o objetivo de determinar as movimentações de

solos para estimar a velocidade de execução das obras bem como

eventuais ações ou correções a serem tomadas. São tipicamente usados

para monitorar recalques, compressões em aterros, movimentos ao longo

de escavações, esforços na base de cortes em escavações e

deformações laterais. Instalações em perfurações utilizando tubos rígidos

de plástico com aranhas magnéticas convencionais devem ser usados

somente para acompanhamento de pequenas compressões verticais

(DUNNICLIFF, 1988).

Conforme comentado anteriormente DUNNICLIFF (1988) cita as

seguintes aplicações:

� Acompanhamento de recalques ou esforços em escavações,

fundações, e aterros;

� Acompanhamento de recalques ou esforços acima de túneis e

outras aberturas de metrôs;

� Acompanhamento convergência nas paredes do túnel;

� Monitorar deslocamento lateral.

2.5.2.2. Extensômetros de hastes múltiplas

Objetiva a determinação da deformabilidade de maciços rochosos

e/ou deslocamentos dos blocos de estruturas de concreto na direção

horizontal.

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40

Este equipamento é constituído por placas de deslocamento

(circulares ou quadradas), acopladas a hastes de leitura em aço inóx,

conforme indicado na Figura 6. As placas são instaladas nos pontos de

interesse do maciço e as hastes, solidárias às respectivas placas, são

conduzidas até a cabine de leitura à jusante da barragem. Para permitir

deslocamentos das placas no interior do maciço, são instaladas luvas de

emenda na tubulação que conduz as hastes para a cabine de leitura. A

referência das leituras é feita a partir da medição inicial (logo após a

instalação) de cada haste, sendo medidos os deslocamentos a partir de

uma placa fixada na saída das hastes na cabine de leitura. As medidas

são feitas com uma régua graduada em milímetros.

As principais vantagens a serem citadas são a facilidade de leitura, a

possibilidade de instalação de um número razoável de placas de

deslocamento e a reduzida dispersão de leituras.

Figura 6. Componentes do Extensômetro Horizontal de Hastas Múltiplas (Belitardo

e Pereira, 2001, com modificações)

Como limitações, pode-se citar a complexidade construtiva, a

necessidade de proteção contra a oxidação das peças galvanizadas, a

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41

dificuldade para se executar reparos no conjunto e a possível ocorrência

de deslocamentos repentinos de difícil interpretação.

2.5.2.3. Inclinômetros

Estes instrumentos são utilizados com o objetivo de determinar

deslocamentos horizontais, superficiais e em subsuperfície. Consistem de

um conjunto de segmentos de tubos de plástico ou de alumínio,

confeccionados especialmente para esta finalidade, montados através de

luvas telescópicas em posição subvertical. Tais tubos possuem dois pares

de ranhuras, diametralmente opostas, com os dois diâmetros assim

formados perpendiculares entre si, dispostos na barragem nas direções

montante/jusante e ombreira esquerda/ ombreira direita. As ranhuras

servem de guia para as rodas do sensor introduzido para efetuar as

leituras, conforme mostra a Figura 7.

A instalação do tubo de inclinômetro pode ser feita em furo de

sondagem, o qual deve se prolongar até camadas de alta rigidez ou até

alcançar profundidades não afetadas pela construção do aterro da

barragem.

Quando instalados em furo de sondagem, o espaço entre o furo e os

tubos deve ser preenchido com mistura de solo, cimento e bentonita, e

não com areia, pois esta última alternativa causa maior dispersão de

resultados.

À medida que o aterro sobe, os tubos de inclinômetro são

simplesmente emendados, procedendo-se a compactação cuidadosa

(manual) no entorno dos tubos.

Os equipamentos de leitura mais utilizados são da marca SINCO

(Slope Indicator Company), existentes em dois modelos – série 200-B

(mais antigo) e Digitilt (mais moderno).

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42

Figura 7. Principio de operação do inclinômetro (Du nnicliff, 1988)

Os inclinômetros apresentam como principais características: a

possibilidade da determinação dos componentes dos deslocamentos

horizontais em duas direções ortogonais, ao longo do comprimento do

instrumento; leitura e cálculo (manual) relativamente demorados;

interferência na praça de trabalho; a possibilidade de instalação em furos

verticais ou inclinados.

2.6. Cortinas Ancoradas

Quando o empuxo lateral é combatido apenas pelo engaste da

cortina no solo (ficha), a cortina é dita em balanço. Caso a ficha não seja

suficiente para equilibrar o empuxo lateral, pode-se considerar o uso de

tirantes, a fim de providenciar um suporte lateral adequado.

A grande vantagem do uso de tirantes é que, uma vez instalados, a

escavação fica livre de qualquer obstrução, permitindo a execução de

trabalhos no seu interior. Além disso, quando os tirantes são previamente

tracionados (protendidos) pode haver uma redução da deflexão da parede

DBD


43

e do assentamento do solo adjacente, dependendo da magnitude da

carga de protensão.

A desvantagem do uso de tirantes está no tempo de instalação e

protensão dos tirantes, que aumenta o tempo de obra. Ademais, como os

elementos se estendem além dos limites do terreno, é necessário cuidado

especial com relação a possíveis obstáculos presentes no terreno vizinho,

como fundações de estruturas, por exemplo, além de autorização prévia.

2.6.1. Tirantes

Segundo a NBR 5626, 2006; os tirantes são definidos como peças

especialmente montadas, tendo como componente principal um ou mais

elementos resistentes à tração, que são introduzidos no terreno, em

perfuração própria, nas quais, por meio de injeções de calda de cimento

(ou outro aglutinante) em partes dos elementos, forma um bulbo de

ancoragem que é ligado à estrutura através do elemento resistente à

tração e da cabeça do tirante.

O tirante é formado por:

� Cabeça: é a parte que suporta a estrutura do paramento. Existem

várias configurações para a cabeça, dependendo do tipo de tirante,

mas genericamente, suas partes podem ser divididas em placa de

apoio, cunha de grau e bloco de ancoragem.

� Trecho livre: nessa região o elemento constituinte do tirante

(barras, fios ou cordoalhas) é isolado da calda de cimento.

Normalmente usa-se um tubo ou mangueira (bainha) para proteger

essa região.

� Trecho ancorado: nessa região o elemento constituinte do tirante

(barras, fios ou cordoalhas) está em contato com a nata de

cimento, a qual forma o bulbo de ancoragem. É essa a região

responsável por transmitir os esforços de tração do tirante para o

terreno, através do atrito gerado entre o bulbo e o solo.

DBD


44

A Figura 8 ilustra as partes constituintes de um tirante.

Figura 8. Partes constituintes de um tirante (YASSU DA e DIAS, 1996).

2.6.1.1. Classificação dos Tirantes

2.6.1.1.1. Quanto à Constituição

Com relação à constituição do elemento principal do tirante

resistente à tração, normalmente se usam os seguintes tipos:

� Tirante monobarra: esse tipo de tirante é constituído por uma

única barra de aço. Normalmente, possui protuberâncias ao

longo de todo o seu comprimento, as quais servem como

rosca, permitindo a emenda de barras através de luvas

especiais, além da fixação de porca na região da cabeça do

tirante. O trecho livre é coberto por uma bainha, com diâmetro

levemente maior do que o diâmetro da barra. O trecho

ancorado possui vários espaçadores, em intervalos de 2 a 3

metros, a fim de manter a barra centralizada no furo. A

cabeça do tirante é formada pela placa de apoio, cunha de

grau e pelo bloco de ancoragem, que nesse caso, consiste

em uma porca.

DBD


45

� Tirante de fios: como o próprio nome diz a parte resistente à

tração do tirante é formada por fios, geralmente com 8 ou 9

mm de diâmetro (YASSUDA e DIAS, 1996). A quantidade

desses fios depende da carga de trabalho a qual o tirante está

submetido. O trecho ancorado possui espaçadores, os quais

são responsáveis por manter os fios afastados uns dos

outros, a fim de envolvê-los melhor com a calda de cimento.

No trecho livre, os fios são normalmente envolvidos por

bainhas individuais e logo depois por uma bainha coletiva. A

cabeça é formada pela placa de apoio, cunha de grau e pelo

bloco de ancoragem, que nesse caso, possui vários furos, por

onde os fios passam individualmente e são presos por

clavetes.

� Tirante de múltiplas barras: a parte resistente à tração é

formada por mais de uma barra de aço.

� Tirante de cordoalhas: nesse tipo de tirante, cordoalhas de

aço são usadas para constituir a parte resistente à tração.

Tanto nos tirantes de múltiplas barras quanto nos de cordoalhas, os

elementos constituintes da cabeça, do trecho livre e do trecho ancorado

são praticamente idênticos aos usados para os tirantes de fios.

2.6.1.1.2. Quanto à Vida Útil

Os tirantes podem ser considerados permanentes, quando usados

em construções com mais de dois anos de duração, e provisórios, quando

se destinam a obras com tempo de duração menor que dois anos (NBR

5629, 2006). Essa classificação é importante, pois as especificações em

normas, como a NBR 5629 (2006), costumam fazer distinção entre

tirantes permanentes e temporários, como, por exemplo, na indicação do

fator de segurança que deve ser usado em cada caso.

DBD


46

2.6.1.1.3. Quanto à Forma de Trabalho

São classificados em ativos, quando há a protensão dos mesmos, e

passivos, quando não são protendidos. Nesse último caso, o tirante

começa a trabalhar, ou seja, adquire carga, apenas quando há

deslocamento da cortina em relação à escavação, passando assim a

reagir aos esforços impostos pelo maciço adjacente à cortina.

2.6.1.1.4. Quanto ao Sistema de Injeção

Existem dois sistemas possíveis de injeção de nata de cimento no

tirante: a injeção em um único estágio e a injeção em múltiplos estágios.

O sistema de injeção em um único estágio é geralmente usado nos

casos em que o tirante é executado em material de boa capacidade de

suporte, normalmente rocha, ou quando não há grande vantagem em se

executar mais de um estágio de injeção, visto que praticamente não

levará ao alargamento adicional do bulbo, nem ao aumento do atrito com

o maciço (YASSUDA e DIAS, 1996).

No sistema de múltiplas injeções ocorre primeiramente o

preenchimento do furo com a calda a baixa pressão, de modo que ela

vaze pela boca do furo. Num segundo momento, após a cura do cimento,

injeta-se mais calda de cimento, no estágio conhecido como primário.

Nesse estágio, são usadas as chamadas válvulas “manchete”, que

consistem em furos em um tubo de PVC, sendo cada furo recoberto com

borracha flexível, a qual se levanta quando a calda de cimento é aplicada

sob pressão. A injeção é feita até que se atinja uma pressão desejada.

Caso não se atinja essa pressão, são executados outros estágios,

chamados de estágio secundário, terciário, etc.

2.6.1.2. Ensaios para o Controle de Qualidade

A NBR 5629 (2006) recomenda, em obra, a execução de ensaios a

fim de avaliar o desempenho do tirante no terreno. Esses ensaios se

DBD


47

dividem em: ensaio básico, ensaio de qualificação (obrigatório em 1% dos

tirantes da obra, com um mínimo de dois ensaios por obra), ensaio de

recebimento (executado em todos os tirantes da obra) e ensaio de

fluência (obrigatório em 1% dos tirantes da obra, com um mínimo de dois

ensaios por obra). Os detalhes dos ensaios podem ser consultados na

referida norma.

2.6.1.3. Execução

Para uma correta execução do tirante, a locação deve ser

cuidadosamente feita, levando-se em conta as tolerâncias de projeto.

Após a locação, o furo pode ser executado com qualquer sistema de

perfuração que tenha condições de garantir perfeitos alinhamento,

diâmetro, comprimento e inclinação do furo, além da estabilidade de suas

paredes. É comum o uso de fluidos estabilizantes ou tubos de proteção

para evitar desmoronamentos da parede do furo, desde que não

comprometam as características de resistência do tirante (YASSUDA e

DIAS, 1996).

Os elementos do tirante (barras ou cordoalhas) devem ser

protegidos contra corrosão, por quaisquer dos métodos descritos na NBR

5629 (2006).

A colocação do tirante no furo pode ser feita tanto antes quanto

depois da injeção de calda de cimento (ou outro aglutinante).

Normalmente, a calda é produzida a partir da mistura de água e cimento

Portland na proporção água/cimento igual a 0,5, em peso. (YASSUDA e

DIAS, 1996).

Após a cura do aglutinante, pode ser feita a protensão, com uso de

um cilindro hidráulico acionado por bomba, devendo a força de tração

aplicada ser coincidente com o eixo do tirante.

DBD


48

2.6.2. Modos de Ruptura em Cortinas Ancoradas

As escavações nas proximidades de edifícios nem sempre são

conduzidas de forma segura e projetadas adequadamente, podendo

resultar em acidentes (MILITITSKY, 2012).

De acordo com Gaba et al. (2003), a ruptura de contenções

escoradas são raramente ocasionados por erros na determinação dos

esforços ou dimensionamento das cortinas propriamente ditas.

Geralmente, são associados a fatores como: conhecimento inadequado

das condições geológico-geotécnicas e hidrológicas locais, projeto

deficiente com mau detalhamento construtivo e de especificações, mão de

obra de má qualidade na execução dos sistemas de suporte, sequência

construtiva inadequada resultando empuxos diferentes e superiores aos

de projeto e controle inadequado das etapas construtivas, tais como

escavações além das cotas definidas para implantação dos escoramentos

e sobrecargas não consideradas de equipamentos pesados adjacentes.

De modo geral, os modos de ruptura de uma cortina ancorada

podem ser classificados da seguinte forma (STROM e EBELING, 2002):

� Ruptura da barra do tirante (ou fios, ou cordoalhas) (Figura

9a);

� Insuficiência de atrito entre o bulbo e o solo (Figura 9b);

� Insuficiência de protensão do tirante (Figura 9c);

� Baixa rigidez à flexão da cortina (Figura 9d);

� Ruptura por insuficiência do empuxo passivo na região da

ficha (Figura 9e);

� Ruptura por rotação antes da colocação do primeiro nível de

tirantes (Figura 9f);

� Puncionamento da base, que ocorre quando o solo de

fundação tem baixa capacidade de suporte (Figura 9g);

� Ruptura por tombamento (Figura 9h);

� Ruptura por cisalhamento (Figura 9i);

� Ruptura global (Figura 9j).

DBD


49

Figura 9. Modos de ruptura em cortinas ancoradas (S TROM e EBELING, 2002).

2.6.3. Cálculo do Empuxo Sobre a Cortina

O empuxo de terra sobre uma estrutura de contenção corresponde à

resultante das forças aplicadas pela massa de solo circundante, sobre a

estrutura. A forma de distribuição de tensões na estrutura e o valor dessas

tensões dependem da interação entre o solo e a própria estrutura.

Quando uma estrutura de contenção rotaciona em torno de sua

base, como é o caso dos muros de arrimo, as tensões geostáticas a ela

DBD


50

aplicadas se distribuem de forma triangular. Nesses casos, o empuxo de

terra pode ser calculado pelas Teorias de Rankine e Coulomb. Nas

estruturas de contenção ancoradas ou escoradas, entretanto, as teorias

de empuxo de terra de Rankine e Coulomb não podem ser utilizadas, pois

o processo de deformações nesse tipo de estrutura é diferente do que

ocorre nos muros de arrimo, gerando distribuições de tensão diferentes,

ao longo da mesma (Marzionna et al. 1996).

Arends (1970) recomendou o uso dos diagramas empíricos de

Terzaghi e Peck (1967), para utilização em escoramentos de valas

escoradas a céu aberto. Tais diagramas foram elaborados a partir de

medições experimentais de tensões horizontais em paredes escoradas

com estroncas (Figura 10).

Figura 10. Diagramas empíricos de Terzaghi e Peck ( 1967).

Esses diagramas ainda são muito utilizados no dimensionamento de

estruturas escoradas, sendo também estendidos aos casos de cortinas

ancoradas (Martins et al., 2002). É importante ressaltar as limitações

desses diagramas, tendo em vista que foram obtidos a partir de medições

experimentais que não levaram em consideração vários aspectos

construtivos que podem influenciar as tensões horizontais atuantes em

parede de apoios múltiplos.

Para se calcular o empuxo total sobre a cortina, deve-se levar em

consideração, além do empuxo de terra, a parcela referente às

sobrecargas nas proximidades da contenção, além das pressões

exercidas pela água presente no solo.

DBD


51

Gaba et al. (2003) apresentam diagramas de distribuição de tensões

sobre cortinas multi-escoradas, conforme mostra a Figura 11. Esses

diagramas foram elaborados a partir da observação de 81 casos

históricos, dos quais 60 são referentes a cortinas flexíveis (cortina de

estacas metálicas e cortinas tipo Berlim) e 21 referentes a cortinas rígidas

(paredes-diafragma e paredes de estacas secantes e contíguas). As letras

A, B e C se referem ao tipo de solo contido (Tabela 1) e as letras S e F

indicam quando a cortina é, respectivamente, rígida ou flexível.

Tabela 1. Tipos de solo contido (Gaba et al., 2003).

Classificação do

Solo Descrição

A Solos argilosos normalmente e levemente

sobreadensados (argilas de moles a rijas).

B Solos argilosos muito sobreadensados (argilas

de rijas a muito rijas).

C Solos granulares.

DBD


52

Figura 11. Distribuição de tensões sobre cortina mu ltiescorada, proposto por Gaba

et al. (2003).

DBD


53

2.6.4. Método de Costa Nunes e Velloso (1963)

Para situações simples envolvendo maciço de solo homogêneo com

terrapleno horizontal, ou com inclinação δ inferior a 30°, Costa Nunes e

Velloso (1963) sugeriram um método baseado em considerações de

equilíbrio das forças horizontais e verticais que atuam na cunha mostrada

na Figura 12.

Figura 12. Análise de Estabilidade pelo método de C osta Nunes e Velloso (GeoRio,

2000).

O fator de segurança foi determinado pela seguinte expressão (Hoek

Bray, 1981) considerando um talude com ausência de água.

DBD


54

Equação 2

Onde:

c é a coesão do solo.

A é área da superfície potencial de ruptura por metro linear.

W é o peso da cunha mais a componente devida ao carregamento

distribuído na superfície do talude, por metro linear.

θcr inclinação da superfície potencial de ruptura definida por

T é a força na ancoragem por metro linear.

α é o ângulo de inclinação da ancoragem com a horizontal.

φ é o ângulo de resistência ao cisalhamento do solo.

2.6.5. Análise da estabilidade global do sistema de conten ção

Para que a estabilidade global do sistema parede-maciço-

ancoragem seja garantida, devem-se analisar os aspectos relacionados à

segurança contra a ruptura de duas superfícies diferentes: uma externa

(ruptura global generalizada) e uma interna (ruptura em cunha). Essas

superfícies são mostradas na Figura 13.

Figura 13. Tipos de ruptura na análise de estabilid ade global em estruturas

ancoradas (More, 2003).

DBD


55

Na análise de estabilidade global generalizada, os mecanismos de

ruptura têm pouca ou nenhuma relação com a execução da escavação.

Normalmente, essa análise é realizada utilizando-se métodos

convencionais de estabilidade de taludes, como por exemplo, os métodos

de Cullman, Fellenius, Taylor ou Janbu.

A verificação consiste em se garantir um fator de segurança

adequado, definido pela Equação 3

Equação 3

Onde:

é o somatório dos momentos resistentes na massa de solo e

é o somatório dos momentos atuantes na massa de solo.

A NBR 5629 (1996) admite, para esta análise, um fator de

segurança mínimo de 1,5.

Na análise de segurança interna, a superfície de ruptura engloba

apenas o solo adjacente à cortina e ocorre como consequência direta da

variação no estado de tensões do solo devido à escavação. A

estabilidade do conjunto está fortemente condicionada à posição dos

bulbos de ancoragem.

A análise da estabilidade interna é feita através do equilíbrio limite

da cunha que pode vir a ser mobilizada. Esse tipo de análise foi

originalmente proposta por Kranz (1953) para cortinas de estacas-

prancha. O método foi inicialmente desenvolvido para o caso de

ancoragem isolada, sendo posteriormente estendido ao caso de se ter

mais de um nível de tirantes no sistema de contenção.

A verificação da segurança de um tirante isolado é realizada

considerando-se uma superfície de deslizamento simplificada, iniciando

no pé da ficha da parede, chegando até o ponto médio do bulbo e,

verticalmente, interceptando a superfície do terreno (Figura 14).

Através da consideração dos valores e direções das diversas cargas

atuantes na cunha em questão, é possível estabelecer o polígono de

DBD


56

forças do qual é deduzida a força de ancoragem compatível com a

segurança da massa (Figura 14). O fator de segurança definido por Kranz

(1953) é determinado pela Equação 4. É importante salientar que a

análise discutida restringe-se a solo homogêneo, ou seja, admite-se que

toda cunha encontra-se em um único material.

Equação 4

Figura 14. Superfície de ruptura interna simplifica da (Yassuda e Dias, 1996).

Na Figura 14 e na Equação 4:

Ia é o empuxo ativo atuante na parede de contenção;

I1 o empuxo ativo atuante na cunha;

P é o peso próprio da cunha;

φ é o ângulo de atrito interno do solo;

δ é o ângulo de atrito entre a parede e o solo;

é a carga máxima que pode ocorrer no tirante;

é a carga de trabalho do tirante.

Para os casos em que o sistema de contenção apresenta mais de

uma linha de tirantes, são validos os mesmos princípios anteriormente

DBD


57

expostos. Entretanto, é necessário se analisar diversas superfícies de

deslizamento, passando por apenas um tirante ou ligando os pontos

médios dos bulbos das ancoragens envolvidas.

2.6.6. Capacidade de carga das ancoragens

A capacidade de carga do bulbo de ancoragem corresponde à carga

de arrancamento do tirante. Essa capacidade de carga depende das

dimensões do bulbo (diâmetro e comprimento), da pressão efetiva ao

redor do bulbo (peso do solo e pressão de injeção) e das características

do solo.

2.6.6.1. Método NBR 5629 (2006)

O método proposto pela NBR 5629 (2006) para cálculo da

capacidade de carga das ancoragens não leva em consideração o efeito

da injeção, e por isso, é considerado como uma formulação conservadora.

Para tirantes executados em solos arenosos a norma recomenda a

utilização da Equação 5:

Equação 5

Onde:

T = capacidade de carga do bulbo;

= tensão efetiva no ponto médio da ancoragem;

U = perímetro médio da seção transversal da ancoragem;

Lb = comprimento do bulbo de ancoragem;

kf = coeficiente de ancoragem indicado na Tabela 2.

DBD


58

Tabela 2. Coeficientes de ancoragem kf (NBR 5629, 2 006).

Solo

Compacidade

Fofa Compacta Muito

Compacta

Silte 0,1 0,4 1

Areia Fina 0,2 0,6 1,5

Areia Média 0,5 1,2 2

Areia Grossa e

Pedregulho 1 2 3

No caso de tirantes executados em solos argilosos, a NBR 5629

(2006) recomenda a utilização da Equação 6:

Equação 6

Onde:

α = coeficiente redutor da resistência ao cisalhamento (para e para );

Su = resistência ao cisalhamento não drenada do solo argiloso.

2.6.6.2. Método de Ostermayer (1975)

O método de Ostermayer (1975) consiste na utilização de gráficos,

elaborados a partir de resultados de aproximadamente 300 ensaios de

campo, em ancoragens na Alemanha. Os gráficos relacionam o

comprimento de ancoragem à capacidade de carga das mesmas.

Os gráficos obtidos por Ostermayer (1975) para as ancoragens em

solos granulares, relacionando a capacidade de carga e o comprimento

do bulbo, são mostrados na Figura 15. Esses gráficos, porém, não fazem

menção ao procedimento de injeção (estágio único ou estágios múltiplos)

utilizado na execução das ancoragens.

A Figura 16 mostra os resultados obtidos para solos coesivos, dessa

vez, apresentando os resultados para tirantes executados com e sem

reinjeção.

DBD


59

Figura 15. Capacidade de carga de ancoragens execut adas em solos argilosos.

(Ostermayer, 1975)

Figura 16. Capacidade de carga de ancoragens execut adas em solos granulares.

(Ostermayer, 1975)

DBD


60

2.6.6.3. Método de Bustamante e Doix (1985, apud More, 2003)

Esse método considera, de forma qualitativa, a influência da técnica

de injeção, pressão de injeção e volume de calda de cimento injetada.

A capacidade de carga limite da ancoragem pode ser determinada

por:

Equação 7

Equação 8

Onde:

De é o diâmetro médio adotado para o trecho ancorado;

Dp é o diâmetro da perfuração do trecho ancorado;

Lb é o comprimento do trecho ancorado;

β é o coeficiente de majoração do diâmetro do bulbo devido à

injeção;

qs é a resistência ao cisalhamento.

A Tabela 3 apresenta os valores de coeficiente de majoração para

diversos tipos de solo, considerando as duas técnicas de injeção (com e

sem reinjeção). Para que atinja os valores indicados na Tabela 3, o volume

de nata de cimento injetada deve ser de, no mínimo, 1,5 vezes o volume

perfurado.

O valor de pode ser obtido a partir de gráficos de correlações

empíricas, apresentados na Figura 18, para areias e pedregulhos e na

Figura 19, para siltes e argilas. No eixo das abscissas p1 se refere à

pressão limite do ensaio pressiométrico e N, ao número de golpes do

ensaio SPT.

DBD


61

Tabela 3. Coeficiente de majoração do diâmetro do b ulbo devido à injeção

(BUSTAMANTE e DOIX, 1985, apud MORE, 2003).

Tipo de Solo Coeficiente β

Com reinjeção Sem reinjeção

Cascalho 1,8 1,3 - 1,4

Cascalho arenoso 1,6 - 1,8 1,2 - 1,4

Areia com cascalho 1,5 - 1,6 1,2 - 1,3

Areia grossa 1,4 - 1,5 1,1 - 1,2

Areia média 1,4 - 1,5 1,1 - 1,2

Areia fina 1,4 - 1,5 1,1 - 1,2

Areia siltosa 1,4 - 1,5 1,1 - 1,2

Silte 1,4 - 1,6 1,1 - 1,2

Argila 1,8 - 2,0 1,2

Figura 17. Correlações empíricas para determinação de qs em areias e

pedregulhos (Bustamante e Doix, 1985, apud More, 20 03).

DBD


62

Figura 18. Correlações empíricas para determinação de qs em siltes e argilas

(Bustamante e Doix, 1985).

2.6.7. Deslocamentos em Estruturas de Contenção e Moviment os de Solo Associados

A previsão ou cálculo de deslocamentos de estruturas de contenção

é de difícil solução, pois existem muitos fatores complexos que

influenciam na ocorrência e magnitude desses deslocamentos, tais como:

condições do solo, tipo de contenção, rigidez do sistema de suporte,

Sequência construtiva, método de execução, drenagem, efeito do tempo e

condições geométricas do contorno da escavação.

As grandezas desses movimentos não podem ser previstas com

precisão, mas podem ser estimadas por aproximações empíricas

baseadas em medições de campo ou por métodos analíticos e numéricos

calibrados a partir de comparações com a experiência. Dessa forma, a

experiência anterior documentada se constitui em importante ferramenta e

deve ser utilizada sempre.

DBD


63

Sabe-se, entretanto, que a literatura possui dados de desempenho

de cortinas insuficientes, sendo necessário obterem-se, urgentemente,

mais dados de casos históricos que providenciem medições de alta

qualidade do comportamento atual dos diferentes tipos de paredes de

contenção instalados em várias condições de solo (GABA et al., 2003).

O movimento do solo nas proximidades da contenção ocorre

basicamente devido a três fatores: processo construtivo da parede,

escavação do solo na frente da cotenção e fluxo de água próximo ou

através da parede. Esses fatores são detalhados a seguir.

2.6.7.1. Movimentos devido à construção da cortina

Os movimentos provocados durante a construção de uma cortina

tendem a ser localizados e decorrem da escavação ou cravação de

estacas ou da escavação e instalação de painéis dentro do solo.

Nas estacas cravadas, a vibração gerada pode causar a

compactação de depósitos de solo granular fofo e pode se estender a

distâncias consideráveis. Já na execução de estacas escavadas, pode

haver uma movimentação de solo para a região da estaca adjacente, mas

os movimentos são restritos à área local ao redor das mesmas (Gaba et

al., 2003).

Dados de deslocamentos coletados por Clough e O’Rourke (1990),

Thompson (1991), Carder (1995) e Carder et al. (1997) são apresentados

na Figura 19. Os gráficos elaborados permitem estimar as deformações

no solo provocadas apenas pela construção de cortinas de estacas

(contíguas e secantes).

A Figura 19a se refere aos movimentos horizontais do solo próximo

à cortina de estacas. Observa-se que os movimentos de solo são maiores

na região próxima à cortina, diminuindo à medida que se afasta dela.

Esses dados experimentais sugerem que o deslocamento horizontal do

solo é nulo a uma distância da cortina de aproximadamente 1,5 vezes a

profundidade de escavação. Devido à diferença no processo construtivo,

DBD


64

as cortinas de estacas secantes apresentaram deslocamento de solo

maior do que as cortinas de estacas contíguas.

A Figura 19b mostra os deslocamentos verticais (recalques) do solo

nas proximidades das estruturas de contenção, provocados pela

construção da mesma. Pode-se considerar, a partir do gráfico, que o

recalque do solo se iguala a zero a uma distância da cortina igual a duas

vezes a profundidade de escavação.

2.6.7.2. Movimentos devido à escavação na frente da parede

Quando é feita uma escavação na frente de uma estrutura de

contenção, há um alívio no suporte lateral do solo atrás da mesma, além

de um alívio de carga vertical na base da escavação. Se a contenção for

escorada ou ancorada, ela tenderá a se deslocar conforme mostrado na

Figura 20.

Durante o estágio inicial de escavação, a cortina se desloca como

uma estrutura em balanço, provocando um recalque no solo adjacente.

Esse recalque diminui à medida que aumenta a distância até a cortina,

formando uma superfície de recalques aproximadamente triangular

(Figura 20a).

Quando a escavação avança para o próximo nível, o movimento na

parte superior da estrutura é restringido pela instalação de um suporte.

Ocorrem, então, movimentos na região da cortina abaixo do suporte. Isso

é mostrado como um componente incremental de deslocamentos totais na

Figura 20b.

A combinação desses movimentos resulta em um perfil de

deslocamentos da cortina e do solo, conforme mostra a Figura 20c. Se o

movimento da cortina na região abaixo dos suportes for predominante, o

padrão de recalque do solo tende a ser delimitado por um perfil

trapezoidal. Se o movimento em balanço predominar, então o perfil de

assentamento tende a formar um padrão triangular.

DBD


65

Figura 19. Movimentos na superfície do solo, devido à construção de cortina de

estacas em argila rija: (a) movimentos horizontais; (b) movimentos verticais (Gaba

et al., 2003).

DBD


66

Figura 20. Comportamento de deslocamentos em estrut uras de contenção

ancoradas (Gaba et al., 2003).

A primeira coleção de dados reais sobre deslocamentos em cortinas,

organizados na bibliografia técnica, foi a de Peck (1969), a qual mostra

dados de recalque de solo, provocados pela escavação na frente da

contenção, em pontos localizados a diversas distâncias da cortina, em

função da profundidade de escavação.

No gráfico de Peck, observam-se três zonas (ver Figura 27): a zona I

representa areia e argila mole a rija, a zona II representa argila muito mole

a mole, com profundidade limitada de argila abaixo do fundo da

escavação e a zona III representa argila mole a muito mole, para uma

profundidade significativa abaixo do fundo da escavação.

A partir dos estudos de Peck, iniciaram-se vários outros estudos

semi-empíricos similares, conduzidos por vários pesquisadores, os quais

analisaram o comportamento de diferentes tipos de estruturas de

contenção em diferentes condições de solo e construção.

Mana e Clough (1981) examinaram 11 casos históricos. Os

movimentos máximos observados são correlacionados com o fator de

segurança ao levantamento do fundo da escavação, definido por Terzaghi

(1943). A Figura 21 mostra o gráfico proposto por Mana e Clough (1981)

para estimativa de deslocamentos da estrutura.

DBD


67

Figura 21. Relação entre o fator de segurança contr a levantamento de fundo,

definido por Terzaghi (1943) e o máximo deslocament o horizontal da cortina (Mana

e Clough, 1981).

Clough et al. (1989) propuseram um método semi-empírico para

estimar movimentos nas escavações em argila, em que o deslocamento

lateral máximo da parede é relacionado com o fator de segurança definido

por Terzaghi (1943) e com a rigidez do sistema de suporte da escavação.

A rigidez do sistema solo-estrutura de contenção é definido por

Clough et al. (1989) como:

Equação 9

Onde:

E é o módulo de Young;

I é o momento de inércia da área da seção da parede por metro;

γw é o peso específico da água;

h é o espaçamento vertical entre os suportes da parede.

DBD


68

Os deslocamentos máximos podem ser estimados a partir do gráfico

mostrado na Figura 22.

Figura 22. Deslocamento lateral da parede como porc entagem da profundidade de

escavação versus rigidez do sistema de suporte (Clo ugh et al., 1989).

St John et al. (1992) apresentaram valores de deslocamentos

horizontais de cortinas construídas para suporte de escavações na argila

de Londres (Figura 23). Para cortinas executadas de cima para baixo

(rigidez de suporte alta) foram observados valores de deslocamentos

horizontais menores que 0,2%H, tipicamente, 0,15%H (em que H é a

altura máxima da escavação). No caso de cortinas em balanço (rigidez de

suporte baixa), os deslocamentos horizontais máximos foram da ordem de

0,4%H.

Correia et al. (1996), através de instrumentação de campo e

simulações numéricas, obtiveram dados de deslocamentos para duas

contenções do tipo Berlim, construídas em solo variando entre silte e

argila, obtendo valores de deslocamentos horizontais máximos, em

DBD


69

relação à altura da contenção (H), da ordem de 0,15%H, para uma das

contenções e 0,69%H para a outra.

Figura 23. Máximos deslocamentos horizontais observ ados em cortinas para

escavações em argila de Londres (St John et al., 1992).

Gaba et al. (2003) apresenta gráficos elaborados a partir da reunião

de vários trabalhos, os quais podem ser usados para estimar a magnitude

de deslocamentos em estruturas de contenção, devido à escavação na

frente da mesma. A Figura 24 se refere aos deslocamentos horizontais e

verticais de paredes de estacas e paredes diafragma assentes em argila

rija e a Figura 25 se refere aos deslocamentos verticais dos mesmos tipos

de estruturas, quando assentes em areia. Observa-se que os valores de

deslocamentos são maiores para estruturas menos rígidas, além disso,

observa-se também que os deslocamentos no solo contido atingem uma

distância em relação à cortina de aproximadamente 4H em solos

predominantemente argilosos e 2H em solos predominantemente

arenosos.

DBD


70

Figura 24. Deslocamentos horizontais e verticais em paredes assentes em argila

rija, devido à escavação em frente à cortina (Gaba et al., 2003).

DBD


71

Figura 25. Deslocamentos verticais em paredes assen tes em areia, devido à

escavação em frente à parede (Gaba et al., 2003).

Moormann (2004) estudou cerca de 530 casos de deslocamento em

estruturas de contenção, provocado por escavações executadas em solos

argilosos de baixa consistência (cu<75kPa). Concluiu-se que o

deslocamento horizontal máximo típico situa-se entre 0,5% e 1,0% da

profundidade máxima de escavação (H), com média de 0,87%H (Figura

26).

DBD


72

Figura 26. Variação do máximo deslocamento horizont al com a profundidade de

escavação (Moorman, 2004).

Oliveira et al. (2009) mediram os deslocamentos horizontais de uma

parede diafragma assente em areia argilo-siltosa e encontraram

deslocamentos máximos de 0,33 %H. Esse valor se aproxima bastante

dos medidos por Hsieh et al. (2003), o qual encontrou valores de 0,3 a

0,5%H, para paredes-diafragma executadas em solos areno-siltosos.

Wang et al. (2010) reuniram dados de deslocamento de paredes em

cerca de 300 escavações profundas em solo mole de Shanghai e

compararam seus resultados com aqueles obtidos por Peck (1969). A

Figura 27 mostra o recalque medido na superfície do terreno em função

da distância à cortina. Ambas as grandezas são normalizadas pela

profundidade máxima de escavação. Observa-se que a maioria dos

recalques medidos na superfície do terreno se encontra dentro da Zona I,

proposta por Peck (1969), mesmo sendo o solo de Shanghai constituído

DBD


73

de material de baixa resistência, sendo esperado que estivessem dentro

da zona III.

Figura 27. Valores de recalques superficiais obtido s por Wang et al. (2010),

plotados no gráfico proposto por Peck (1969).

Wang et al. (2010) também apresentaram medições de

deslocamentos horizontais para diferentes tipos de estruturas de

contenção. Os gráficos da Figura 28 mostram os resultados de

deslocamento horizontal para três classes diferentes de estruturas de

contenção, em função da profundidade de escavação. Nesses gráficos

são mostradas retas representativas de deslocamento máximo, mínimo e

médio, como porcentagem da profundidade de escavação (H). A classe 1

representa cortinas construídas pelo método de escavação de cima para

baixo, incluindo paredes-diafragma e cortinas de estacas contíguas. A

classe 2 representa cortinas relativamente rígidas construídas pelo

método de baixo para cima, incluindo paredes-diafragma, cortinas de

estacas contíguas e mistura de solo em profundidade (deep soil mixing). E

a classe 3 representa cortinas de estacas metálicas (Figura 28a, Figura

28b e Figura 28c, respectivamente).

Observa-se que as cortinas constituídas de estacas metálicas

apresentaram, em média, os maiores valores de deslocamento horizontal

DBD


74

e, por esse motivo, agora são raramente usadas em escavações

profundas em Shanghai (Wang et al., 2010).

Magalhães (2003) mediu os deslocamentos horizontais no topo de

uma cortina de estacas, através de método topográfico, e observou que

os valores de deslocamento horizontal aumentavam com o passar do

tempo, porém, tendendo à estabilização.

A magnitude dos deslocamentos horizontais em cortinas depende

quase totalmente da eficácia do sistema de suporte. Long (2001) reporta

que grandes deslocamentos (maiores que 0,3%H) em cortinas ancoradas

em solos rígidos são causados principalmente pelos seguintes fatores: i)

movimentações ocorridas no estágio inicial do processo construtivo,

quando a estrutura se desloca como uma cortina em balanço; ii) sistemas

de contenção excessivamente flexíveis; iii) fluência de ancoragens; iv)

escoamento estrutural.

É importante frisar que a geometria da escavação afeta a magnitude

e a distribuição de movimentos no solo nas proximidades da contenção.

Observa-se, por exemplo, que as laterais da escavação tendem a

restringir movimentos da estrutura nessa região, como observado por

Guerra et al. (1997). Esse fenômeno é conhecido como efeito de canto e

também foi reportado por Gaba et al. (2003).

DBD


75

Figura 28. Deslocamentos máximos laterais versus pr ofundidade de escavação: (a)

cortinas construídas pelo método de escavação de ci ma para baixo; (b) cortinas

relativamente rígidas construídas pelo método de ba ixo para cima; (c) cortinas de

estacas metálicas (Wang et al., 2010).

2.6.8. Cargas em Tirantes

Li et al. (1988) investigaram, através do uso de extensômetros

elétricos instalados no bulbo de tirantes, a distribuição de carga ao longo

dos mesmos. Os tirantes foram usados para contenção de uma parede

diafragma, assente em terreno variando entre silte argiloso e argila siltosa.

Cada tirante possuía 30 m de comprimento, sendo 23 m de comprimento

ancorado. A Figura 29 mostra essa distribuição de carga, para diversos

níveis de carregamento. Observou-se que as cargas não se distribuíram

de forma linear, se concentrando mais no início do bulbo do tirante.

DBD


76

Aproximadamente na metade do trecho ancorado, essa carga é

praticamente nula.

Figura 29. Distribuição de carga ao longo do bulbo do tirante, medida por Li et al.

(1988).

Briaud et al. (1998) usaram extensômetros de corda vibrante para

instrumentar tirantes com 13,8 m de comprimento, sendo 4,6 m de

comprimento ancorado, instalados em argila. A distribuição de carga ao

longo do tirante é mostrada na Figura 30, para a carga de trabalho de 400

kN (o eixo horizontal corresponde à posição no tirante, em que 0 e 4,6 m

correspondem, respectivamente, ao final e ao início do trecho ancorado).

Observa-se uma configuração de distribuição de carga parecida com a

identificada por Li et al. (1988), com maior concentração de carga no

início do bulbo do tirante.

DBD


77

Figura 30. Distribuição de carga ao longo do tirant e, medida por Briaud et al., 1998,

para carga de trabalho igual a 400kN.

Iten e Puzrin (2010) mediram a distribuição de carga ao longo de um

tirante de 7m de comprimento, sendo 5,75m de comprimento ancorado e

1,25m de comprimento livre. Nessa instrumentação foram usados vários

tipos de sensores de fibra óptica, os quais foram incorporados ao

elemento resistente à tração do tirante. A Figura 31a e a Figura 31b

mostram os resultados dessa instrumentação, medidos por quatro tipos

diferentes de sensores ópticos, para dois dos níveis de carga aplicados

ao tirante (o eixo horizontal corresponde à posição no tirante, em que 0 e

5,75 m correspondem, respectivamente, ao final e ao início do trecho

ancorado).

Observa-se que as cargas medidas se distribuíram de forma mais

linear no trecho ancorado, diferente do que foi observado por Li et al.

(1988) e Briaud et al. (1998).

Figura 31. Distribuição de carga ao longo do tirant e, medida por Iten e Pzrin (2010);

(a) 340 kN; (b) 400kN.

DBD


78

Normalmente, os tirantes utilizados para ancorar estruturas de

contenção são protendidos até um determinado valor de carga,

especificada em projeto (carga de incorporação). Após essa incorporação,

à medida que se prossegue a escavação, as cargas nos tirantes podem

variar para mais ou para menos, a depender, principalmente, da interação

entre o bulbo de ancoragem e o solo ou rocha circundante (Dunnicliff,

1988).

Correia et. al. (1996), através da instrumentação de duas

contenções do tipo Berlim, construídas em solo variando entre silte e

argila, observaram um acréscimo máximo de carga em tirantes de 7,8%

em relação à carga de incorporação do mesmo e um decréscimo máximo

de 6%.

Guerra (1999) também mediu a variação de cargas em tirantes, para

o mesmo tipo de cortina e observou acréscimos de carga maiores, da

ordem de 10 a 13% da carga de incorporação dos tirantes.

Ehrlich e Silva (2012) identificaram variação de carga em

ancoragens para uma contenção executada em solo residual do Rio de

Janeiro, o qual possuía camadas intercaladas de solo pouco resistente.

Os acréscimos de carga foram altos para algumas ancoragens, que

apresentaram cargas até 25% maiores do que a carga de trabalho

prevista em projeto. As medições feitas durante toda a execução da obra,

com a utilização de extensômetros elétricos e células de carga, permitiram

identificar a necessidade de se fazer um reforço nessas ancoragens.

Observa-se que os dados de campo apresentados pela literatura,

tanto de deslocamentos da cortina quanto de cargas em tirantes, variam

muito em função das características de cada obra. A extrapolação dos

resultados de cada estudo para casos gerais são, portanto, limitados, em

face da grande quantidade de variantes que influenciam no

comportamento de uma estrutura de contenção. Muitos trabalhos ainda

são necessários até que se estabeleçam correlações confiáveis para

aplicações gerais.

DBD


3. Eletroníveis: Montagem, princípio de funcionamento, calibração e sistema de aquisição de dados.

3.1. Introdução

Os eletroníveis foram desenvolvidos há mais de 60 anos nos

Estados Unidos como sensores para a indústria aeronáutica. Porém, sua

aplicação em obras geotécnicas diretamente ligadas ao monitoramento de

recalques foi feita inicialmente na Inglaterra em 1990, em trabalhos

realizados pela Construction Monitoring Control Systems (CMCS),

destacando-se o sistema de monitoramento instalado na Mansion House

objetivando controlar os recalques oriundos da expansão do metrô de

Londres (Penedo, 2012).

As medidas indicadas pelos eletroníveis são relacionadas ao

fornecimento direto ou indireto de rotações e de distorções angulares que

ocorrem na superfície ou no interior de um meio, devido a uma

determinada solicitação.

Para se determinar a rotação de um corpo rígido, os eletroníveis são

fixados na superfície isoladamente. No caso de se determinar as

distorções angulares na superfície ou interior de um meio, vários

eletroníveis são alinhados ao longo da superfície.

Figura 32. Rotação de um corpo rígido (Toledo, 2009 )

DBD


80

Na Figura 32 está ilustrada a rotação (Ø) de um corpo rígido de

comprimento L e o deslocamento (y) na extremidade, que pode ser

determinado através da simples relação trigonométrica:

Equação 10

Por outro lado, a obtenção de distorções angulares através desta

série de eletroníveis alinhados possibilita a determinação da deformada

de um meio solicitado através de duas maneiras: Incremental (somatório

de deslocamentos de trechos considerados rígidos) e Sequêncial (integral

de uma função matemática que represente a variação das rotações).

A função matemática ajustada aos pontos de rotação obtidos através

dos eletroníveis também permite a determinação dos momentos fletores

atuantes no meio através do produto entre a sua primeira derivada e a

rigidez da estrutura, segundo a teoria de viga de Bernoulli-Euler.

3.2.Princípio básico de funcionamento dos eletronív eis

Como mencionado anteriormente os eletroníveis são sensores

elétricos constituídos de uma ampola parcialmente preenchida por um

líquido eletrolítico, possuindo três ou quatro pinos (eletrodos) metálicos

que a penetram utilizados para medir a resistência elétrica do conjunto,

formando meia ponte de Wheatstone, quanto maior numero de pinos,

maior a precisão da medição do eletronível, devido que o volume de

liquido entre pinos é menor. A resistência elétrica entre dois pinos

consecutivos é inversamente proporcional ao volume de liquido entre os

mesmos e o volume entre pinos é alterado de acordo com a rotação

aplicada ao conjunto.

O princípio de funcionamento do eletronível é simples. A ampola ao

sofrer uma inclinação, no plano dos eletrodos, provoca uma variação de

tensão entre os eletrodos decorrentes da variação angular do eletronível.

Assim, ao se induzir uma variação angular do eletronível, obtém-se uma

variação de tensão elétrica. A ampola e os eletrodos ficam protegidos por

um cilindro metálico como mostra a Figura 33.

DBD


81

Figura 33. Vista do cilindro protetor (Dimensões em milímetros)

A Figura 34 mostra o interior do cilindro metálico que envolve o

eletronível. O cilindro além de ser constituído por um material resistente

garante vedação ao sistema, ou seja, não permite o contato da ampola e

dos eletrodos com água.

Figura 34. Detalhe da parte interna do cilindro.

DBD


82

A Figura 35 mostra o eletronível ao sofrer uma rotação angular em

torno de um eixo vertical. O cabo elétrico é conectado a um logger que

permite obter esta variação angular.

Figura 35. Funcionamento do eletronível.

A Figura 36 mostra a ampliação da ampola preenchida com líquido

eletrolítico. Na Figura 36 (a) a ampola está em repouso em um estágio

inicial tomado como referência, e a Figura 36 (b) apresenta a variação da

área do eletrodo submersa no líquido eletrolítico. O circuito elétrico dos

eletroníveis é mostrado na Figura 37. Note-se que o eletronível é utilizado

como uma metade de uma ponte de Wheatstone, onde a outra metade é

composta por duas resistências. A tensão de saída é tratada por um

circuito adicional que fornece a leitura.

Figura 36. Detalhe da variação da altura do liquido eletrolítico entre os eletrodos.

DBD


83

A faixa de valores de saída que os eletroníveis apresentam varia em

função do modelo e do fabricante do eletronível. Na Figura 38 são

apresentadas curvas de dois diferentes modelos de eletronível. Nota-se a

diferença entre as faixas de valores e os trechos de linearidade, que na

Figura 38 a é de ±3º, enquanto na Figura 38 b é de ±6º.

Figura 37. Circuito elétrico de conexão dos eletron íveis com os condicionadores

(Wha,1999).

Figura 38. Curvas de sensibilidade dos eletroníveis (www.frederickscom.com)

DBD


84

3.3. Montagem

A preparação dos eletroníveis para utilização em campo foi realizada

no laboratório de instrumentação geotécnica de campo da PUC-Rio por

Penedo em 2012 para a prova de carga instrumentada em um cais

apoiado sobre estacas. Esta preparação consistiu basicamente da

proteção mecânica, fixação e vedação da ampola.

Segundo Penedo, foi usinada uma cápsula cilíndrica de alumínio

com uma cavidade excêntrica onde o eletronível é posicionado e envolto

por resina plástica. As cápsulas apresentam uma rosca em uma face para

fixação nas cantoneiras metálicas utilizadas para fixar os eletroníveis na

estrutura. O detalhamento da cápsula utilizada e o eletronível posicionado

na cápsula antes da aplicação da resina foram apresentados

anteriormente na Figura 33 e na Figura 34 respectivamente.

3.4. Procedimento de calibração

Os eletroníveis utilizados no programa de instrumentação

desenvolvido neste trabalho foram inicialmente calibrados no Laboratório

da PUC-Rio por Penedo em 2012, após desses trabalhos os eletroníveis

ficaram sem uso no laboratório de instrumentação da PUC-Rio até o inicio

do desenvolvimento deste novo projeto, o que fiz que os eletroníveis

fossem recalibrados a fim de conhecer se as propriedades eletrolíticas

deles tenham sofrido mudanças. A finalidade do procedimento de

calibração é a determinação do coeficiente de calibração (Cf) para cada

um dos eletroníveis empregados nesse trabalho. Assim objetiva-se

determinar uma curva que forneça a variação das leituras dos eletroníveis

em função da variação angular. Com isso é possível determinar um

coeficiente de calibração para cada eletronível o qual poderá ser utilizado

na determinação das rotações e deflexões.

Para fazer a calibração dos eletroníveis, eles são fixados juntamente

com um eletronível de referência (Fator de Calibração conhecido) numa

DBD


85

barra rígida de comprimento L conhecido. No laboratório da PUC-Rio

adotou-se uma barra de 2,42 m como apresentado na Figura 39. Esta

barra possibilita a calibração de até nove eletroníveis simultaneamente.

As leituras foram feitas utilizando o Sistema de Monitoramento de

Eletroníveis (SME) desenvolvido na PUC-Rio, que fornece as leituras dos

eletroníveis em miliVolts, e pode fazer leitura até de 32 (trinta e dois)

eletroníveis (Figura 40).

Figura 39. Barra de calibração dos eletroníveis (La boratório PUC-Rio)

Figura 40. Calibração dos eletroníveis utilizando o SME.

Os eletroníveis são fixados à barra de calibração por meio de

parafusos que não permitem que os mesmos se desloquem em relação à

barra. A Figura 41 mostra os detalhes dessa fixação.

DBD


86

Figura 41. Detalhe da fixação do eletronível à barr a de calibração

Uma das extremidades da barra (A) é livre para se deslocar

verticalmente como ilustra a Figura 42, a outra extremidade (B) possui

uma rótula e é impedida de transladar. Impondo um deslocamento D

(milímetros) na extremidade A da barra a extremidade B sofre uma

rotação θ.

Figura 42. Detalhe do sistema de calibração do elet ronível.

Desse modo pode-se calcular a rotação angular θ em radianos

correspondente a um incremento y em milímetros através da seguinte

expressão:

DBD


87

Equação 11

A partir daí pode-se determinar o fator de calibração (FC) para cada

eletronível utilizando-se a equação:

Equação 12

Uma vez que a magnitude da leitura dos eletroníveis é de uma

ordem de grandeza muito pequena, pequenos erros na medição do

deslocamento vertical podem resultar em erros grandes no cálculo do

fator de calibração. Portanto, os ângulos de rotação da barra são obtidos

a partir das leituras (∆L) do eletronível de referência e de seu respectivo

fator de calibração (FCref) da seguinte forma:

Equação 13

3.4.1. Eletronível de referência

O eletronível de referência possui faixa de trabalho de ±1,5°, ou seja,

a faixa de linearidade de suas leituras tem metade da amplitude dos

eletroníveis utilizados na instrumentação.

Como já mencionado anteriormente, durante a calibração as leituras

foram feitas utilizando o Sistema de Monitoramento de eletroníveis. Uma

vez que o eletronível de referência apenas possui fator de calibração para

leituras pelo Mini Data-Logger desenvolvido pela CMCS, foi necessário

obter um fator de calibração para as leituras do SME. Portanto, para cada

posição da barra de calibração correspondente a um ângulo diferente,

foram feitas leituras utilizando os dois sistemas conforme a Figura 43,

este procedimento foi feito em duas ocasiões, utilizando para os cálculos

o valor médio.

DBD


88

Figura 43. Relação para as leituras do SME e Mini D ata-logger para o

eletronível de referência com valor médio de 3.67E- 05

Logo, a partir da correlação obtida e conhecido o fator de calibração

do eletronível de referência para o Mini Data-Logger (FCMDL), o fator de

calibração para o Sistema de Monitoramento de Eletroníveis (SME)

(FCSME) foi obtido da seguinte maneira:

Equação 14

Equação 15

Equação 16

Equação 17

Equação 18

Equação 19

DBD


89

Equação 20

3.4.2. Eletroníveis A01 a A16

Utilizando o fator de calibração do eletronível de referência corrigido

para sistema de monitoramento de Eletroníveis, é possível obter os

ângulos corrigidos para a calibração dos dezesseis eletroníveis

produzidos para a instrumentação realizada.

Os eletroníveis foram separados em dois grupos com oito

eletroníveis cada e o eletronível de referência, uma vez que a barra de

calibração só pode conter ate dez elementos. Foram feitas variações

angulares de aproximadamente 0,003 radianos, corroborando uma

amplitude de aproximadamente ±3° fornecida pelo fabricante. A Figura 44

mostra o resultado de calibração para os ângulos corrigidos na faixa de

linearidade do eletronível de referência.

Os coeficientes de calibração em radianos para cada um dos 16

eletroníveis que foram utilizados no programa de instrumentação são

apresentados na Figura 45 e na Tabela 4. Observa-se nesse gráfico a

repetibilidade dos valores do fator de calibração. Encontraram-se notórias

diferenças respeito aos valores obtidos por Penedo (2012), deveu-se

principalmente ao numero de decimais utilizados na correlação entre as

leituras do SME e as leituras da Mini Data-logger, tendo utilizado nosso

caso dois números decimais mais que no trabalho do Penedo, é disser

quatro números decimais.

DBD


90

θ = 0,135x∆LR² = 0,9998

-0.025

-0.020

-0.015

-0.010

-0.005

0.000

0.005

0.010

0.015

0.020

0.025

-0.2 -0.15 -0.1 -0.05 0 0.05 0.1 0.15 0.2

Ân

gu

lo (R

AD

)

Leituras

Dummy Grupo 1-8

A01

A02

A03

A04

A05

A06

A07

A08

A09

A10

A11

A12

A13

A14

A15

A16

Lineal ( Dummy Grupo 1-8)

Figura 44. Curvas de calibração para os eletronívei s A01 a A16

0.1680.174

0.193

0.1790.175

0.180

0.190

0.174

0.184

0.201

0.1860.191 0.191

0.1970.193

0.185

0

0.05

0.1

0.15

0.2

0.25

A01 A02 A03 A04 A05 A06 A07 A08 A09 A10 A11 A12 A13 A14 A15 A16

FA

TO

R D

E C

AL

IBR

AÇ

ÃO

ELECTRONIVEIS

FATORES DE CALIBRAÇÃO COM SME

Figura 45. Fatores de calibração dos eletroníveis A 01 a A16

DBD


91

Tabela 4. Fatores de calibração dos eletroníveis A0 1 a A16

Eletronível Fator de

Correlação

A01 0.168

A02 0.174

A03 0.193

A04 0.179

A05 0.175

A06 0.180

A07 0.190

A08 0.174

A09 0.184

A10 0.201

A11 0.186

A12 0.191

A13 0.191

A14 0.197

A15 0.193

A16 0.185

Média 0.185

3.5. Sistema de aquisição de dados

Como já mencionado os eletroníveis são fixados na estrutura

estudada e através de cabos elétricos são conectados a um sistema de

aquisição de dados localizado em uma central para que uma equipe

técnica possa obter as leituras. Posto isso é necessário abordar a questão

de como são obtidos tais dados, ou seja, como de fato são feitas as

leituras dos eletroníveis. Assim a seguir se procura explicar o sistema de

aquisição de dados utilizando-se um dispositivo que reconhece o sinal

elétrico do eletronível.

3.5.1. Data logger

O mini data logger ou também chamado minilogger é um dispositivo

de três canais de leituras que podem ser usados independentemente, ou

seja, é possível instalar até três eletroníveis no minilogger e obter as

leituras de cada um deles separadamente. O minilogger possui um visor

DBD


92

de 6 dígitos e um teclado com funções de programação, mudança de

canal e ajuste de data e hora. Esse equipamento funciona com 4 pilhas

AA ou pode também ser ligado à corrente contínua. O sistema do

minilogger reconhece o sinal elétrico gerado pelo eletronível e mostra no

visor o valor em miliVolts. Este visor possui um intervalo de 19999

divisões, onde uma divisão corresponde a cerca de 1 segundo do arco,

como 6° equivalem a 21600 segundos uma divisão corresponde a cerca

de 1 segundo do arco tem-se portanto 19999 divisões. Entretanto dever-

se-ia ter uma faixa de operação de ± 5°, entretanto a leitura fornecida pelo

miniloger é amplificada o que possibilita faixas de operação de ± 6°.

A Figura 46 apresenta o minilogger e alguns detalhes das conexões

que podem ser feitas. O computador é conectado à porta paralela e à

porta serial é acoplada a uma pequena caixa para três canais que

possibilita a ligação de até três eletroníveis simultaneamente. O visor do

minilogger mostra a leitura do minilogger, ou seja, o valor em miliVolts,

entretanto como se conhece o fator de calibração do eletronível é possível

obter a rotação em radianos para aquela grandeza. O minilogger funciona

com quatro pilhas do tipo AA, mas pode também ser ligado à corrente

contínua. Esse equipamento possui dimensões aproximadas de uma

calculadora, portanto de fácil portabilidade além de possuir um simples

sistema de conexão. Pode-se programar o minilogger para que as leituras

sejam armazenadas em um intervalo de tempo pré-definido de um 1

minuto até 24 horas.

Figura 46. Detalhes do mini data logger e da conexã o com os eletroníveis.

DBD


93

O mainlogger possui o mesmo sistema de funcionamento do

minilogger, entretanto é capaz de suportar um maior número de

eletroníveis conectados simultaneamente, pois conta com 32 canais.

3.5.2. Sistema de Monitoramento de Eletroníveis

O SME é um programa auto-executável desenvolvido numa

plataforma NI LabView 8.5 conjugada com o módulo de conversão A/D-

D/A NI USB6229, do qual são utilizados 32 canais analógicos de entrada

e 4 canais analógicos de saída. Com o objetivo de monitorar até 96

eletroníveis, o sistema utiliza 3 módulos conversores, cada um deles

controlado por um programa próprio e associado a 2 módulos para

condicionamento de eletroníveis.

Além de aquisitar os dados provenientes dos eletroníveis, os

conversores são responsáveis pela geração dos sinais senoidais que

excitam os mesmos. Os módulos de condicionamento recebem os sinais

senoidais dos eletroníveis e fazem a retificação, gerando níveis c.c.

(corrente contínua) de tensão (proporcionais às inclinações medidas), que

são então transferidos para os conversores. A Figura 47 apresenta a vista

dos equipamentos do Sistema de Monitoramento de Eletroníveis.

Quando ativados, os programas SME iniciam imediatamente a

leitura e processamento dos dados, que são mostrados no painel nas

formas numérica e gráfica e atualizados de acordo com o intervalo

programado. A gravação dos dados, em arquivo .xls ou .txt, é iniciada

somente após habilitada pela chave “gravação”. Qualquer alteração

executada nos parâmetros do painel só é válida para a operação em

curso, não sendo possível salvá-las para uso futuro.

DBD


94

Figura 47. Vista dos equipamentos do Sistema de Mon itoramento de Eletroníveis.

DBD


4. Aspectos Gerais da Obra Estudada.

4.1. Cortina Ancorada

A estrutura de contenção estudada foi projetada para a duplicação

da ferrovia Santos - São Paulo, Km 74 (FEPASA) e consiste em uma

cortina ancorada composta por painéis contínuos concretados “in situ”,

geralmente compreendendo dois tirantes em cada unidade, com altura

entre 1,5 m e 2,0 m e comprimento igual a 4,5 m. O comprimento total da

cortina é aproximadamente 205 m, com altura máxima de 19 m no trecho

central decrescendo em direção às extremidades, e apresentando seis

juntas de dilatação ao longo de sua extensão. A estrutura possui um total

de 89 seções, espaçadas de 2,0 m, cada qual correspondendo a uma fila

de tirantes, determinada pelo nível final do trecho da cortina, que varia

entre o nível superior (Nível A) até o nível inferior (Nível L), compondo um

quadro de 786 tirantes em total. Cada tirante é designado pelo número

da seção a que pertence, seguido da letra correspondente ao nível no que

esta encontra localizado. Sendo assim, o tirante situado ao nível B da

seção 54, é denominado Tirante 54B. O esquema da cortina ancorada,

em seu trecho instrumentado, é apresentado na Figura 48 e a seção

típica é apresentada na Figura 49.

DBD


96

Figura 48. Esquema da Cortina Ancorada. (Adaptado d e Zeitoune, 1982).

DBD


97

Figura 49. Seção típica da Cortina Ancorada. (Adapt ado de Zeitoune, 1982).

DBD


98

4.2. Tirantes Utilizados

4.2.1. Materiais

A continuação é listada as propriedades estruturais dos tirantes

� Aço: BEMA CP – 150 RB8

Ø = 8 mm

Área = 50,3 mm2

Carga convencional de Escoamento = 67,90 kN

Carga mínima de ruptura = 75,45 kN

Modulo de elasticidade: 210.000.000 kN/m2

� Bainha: em polipropileno

� Tubos de injeção: plástico polipropileno

� Espaçadores: anéis metálicos e/ou plásticos

� Vedações: Tubos PVC

� Cones de ancoragem - compreendendo cones machos e

fêmea: argamassa fortemente fretada

4.2.2. Montagem dos Tirantes

Os tirantes foram montados em bancada, situada em lugar abrigado

de maneira a garantir a integridade de todos os seus componentes até

seu transporte para à área de emprego.

O trecho de ancoragem é constituído por fios de aço descoberto,

protegidos por uma tinta plástica e dispostos, em torno de “tubos

manchetes” (Tubo PVC perfurado, envolvido por membrana de borracha)

usando espaçadores e fixados na extremidade final à peça passiva,

conforme o apresentado nas Figura 50 até Figura 52. Durante a atividade

de injeção sob pressão, a membrana do tubo de manchete se dilata,

deixando passar a nata de cimento que irá ancorar o tirante ao maciço.

O tirante no trecho livre tem os fios recobertos um a um por tubos

conduite plástico (Bainha), além do envolvimento de toda a extensão do

trecho livre através de um tubo PVC, a fim de proteger este trecho de nata

de cimento, durante as fases de injeção.

DBD


99

Figura 50. Esquema do Tirante Tipo Utilizado. (Adap tado de Zeitoune, 1982).

DBD


100

Figura 51. Seção Transversal do Tirante Tipo Utiliz ado. (Adaptado de Zeitoune, 1982).

DBD


101

Figura 52. Detalhe “A” que apresenta o esquema do t recho ancorado dos tirantes. (Adaptado de Zeitoune, 1982).

DBD


4.2.3. Instalação dos Tirantes

As perfurações para os tirantes foram feitas em coroas de diâmetro

NX (76 mm), com devido alargamento para colocação do revestimento, no

processo convencional e, de 115 de diâmetro no processo rotopercursor.

Previamente à inserção dos tirantes nas perfurações, foram feitas

verificações quanto ao estado de limpeza dessas, ao comprimento relativo

perfuração-tirante, ao estado de oxidação do aço e à integridade dos

componentes do tirante.

Após do processo de perfuração foram feitas as fases de injeção

com duas finalidades, a primeira fixar o tirante ao maciço através do

trecho ancorado, e a segunda a proteção do tirante contra a corrosão com

o decorrer do tempo, por ser este um tirante permanente, foi preenchido

em todo seu comprimento com nata de cimento após da protensão e

cravação do tirante.

Na fase de protensão, o tirante é tensionado com um atuador

hidráulico, ligado a um conjunto bomba-manômetro previamente

calibrado. A tensão aplicada diretamente ao comprimento livre é

transmitida ao maciço através do comprimento de ancoragem, resultando

uma zona de terreno comprimido entre a parede da cortina e o ponto de

ancoragem.

Os tirantes utilizados são dos tipos 10ø8mm e 8ø8mm, com carga

de trabalho de 350 kN nos níveis B, C, D, E, I, J, K e 250 kN instalados

nos níveis A, F, G, H respectivamente e formando todos um ângulo de 20°

respeito à horizontal.

Os comprimentos totais estão na faixa entre 13,9 m e 31 m, sendo o

trecho ancorado de 5 metros e 6 metros.

O primeiro tirante foi instalado no dia 04 de agosto de 1981 e o

ultimo no dia 06 de janeiro de 1982.

Antes da cravação de cada tirante, foi feito um ensaio de

recebimento, segundo a norma vigente no momento da construção da

estrutura denominada de NB-565, em que o tirante é protendido

gradualmente em estágios de carregamento, sendo efetuadas leituras de

DBD


103

alongamento, equivalente à deformação elástica do comprimento livre,

representados pelo deslocamento do pistão do macaco. O ciclo de

carregamento corresponde a iguais acréscimos de carga, desde o valor

inicial igual a 20% da carga de trabalho até a carga de ensaio, igual a 1,4

vezes a carga de trabalho. Após de constatar a permanência desta por 15

minutos é feito o ensaio de descarregamento até o valor de carga inicial e

então o tirante é levado até a carga de instalação, correspondente à carga

de incorporação adicionada as perdas, devida ao processo de cravação –

relaxação do aço, atrito e acomodação do cone, entre outros. Os estágios

de carregamento, descarregamento e recarregamento para os dois tipos

de tirantes analisados estão apresentados na Tabela 5 e na Tabela 6.

Tabela 5. Sequência de ensaio de recebimento para o s tirantes tipo 8ø8mm.

Ensaio de Recebimento

Carregamento Descarregamento Recarregamento

Carga (KN) Carga (KN) Carga (KN)

0,2xCT 50,00 1,4xCT 350,00 0,2xCT 50,00

0,4xCT 100,00 1,2xCT 300,00 Instalação ~=450

0,6xCT 150,00 1,0xCT 250,00

0,8xCT 200,00 0,8xCT 200,00

1,0xCT 250,00 0,6xCT 150,00

1,2xCT 300,00 0,4xCT 100,00

1,4xCT 350,00 0,2xCT 50,00

Tabela 6. Sequência de ensaio de recebimento para o s tirantes tipo 10ø8mm.

Ensaio de Recebimento

Carregamento Descarregamento Recarregamento

Carga (KN) Carga (KN) Carga (KN)

0,2xCT 70,00 1,4xCT 490,00 0,2xCT 70,00

0,4xCT 140,00 1,2xCT 420,00 Instalação ~=350

0,6xCT 210,00 1,0xCT 350,00

0,8xCT 280,00 0,8xCT 280,00

1,0xCT 350,00 0,6xCT 210,00

1,2xCT 420,00 0,4xCT 140,00

1,4xCT 490,00 0,2xCT 70,00

Onde

CT corresponde á carga de trabalho do tirante.

DBD


104

Com os dados da realização dos ensaios de recebimento fornecidos,

compara-se a deformação elástica obtida, com os limites estabelecidos

pela norma, sendo aprovado o ensaio, o tirante é cravada para sua carga

de instalação.

Além deste procedimento, foi testado um a cada dez tirantes para

uma carga de 1,8 vezes a carga de trabalho.

A norma atual denominada de NBR-5629 de abril de 2006, define os

ensaios apresentados acima de ensaio Tipo A e ensaio Tipo B, os

estágios de carregamento desta norma tem uma leve diferença com os

estágios realizados nos tirantes.

O ciclo completo de carregamento e descarregamento que antecede

a protensão final do tirante tem como objetivo final verificar o seu

comportamento, tanto de ancoragem que deve resistir aos esforços de

arrancamento, quanto dos fios de aço que devem sofrer deformações

elásticas dentro dos limites de proporcionalidade.

4.3. Sequência de construção

O processo construtivo compreendeu três frentes de serviço, sendo

adotadas para diferentes segmentos da cortina ancorada.

A primeira frente foi caracterizada por não apresentar aterro de

preenchimento, sendo que sua execução teve inicio em corte, pelo

primeiro nível de tirantes. A segunda frente encontrava-se

predominantemente em área cujos três primeiros níveis de tirantes foram

preenchidos com material escolhido, devidamente compactado,

proveniente da escavação da primeira frente. A sua execução foi iniciada

no terceiro nível de tirantes, realizando-se o aterro, para então continuar

em corte os demais níveis inferiores. Finalmente, a terceira frente, em

condições análogas a segunda frente, teve sua iniciação pelo quarto nível

de tirantes.

A seguir, são apresentadas as etapas de execução da obra para os

trechos em corte e em aterro referente a cada nível da cortina.

DBD


105

Corte

� Primeira etapa: Regularização e escavação do terreno.

� Segunda etapa: Execução e incorporação dos tirantes.

� Terceira etapa: Escavação dos painéis, armação e

concretagem da cortina.

� Quarta etapa: Protensão dos tirantes e execução de obras de

drenagem.

Aterro

� Primeira etapa: Regularização do terreno.

� Segunda etapa: Execução e incorporação dos tirantes.

� Terceira etapa: Escavação dos painéis, armação e

concretagem da cortina.

� Quarta etapa: Reaterro, protensão dos tirantes e execução

de obras de drenagem.

A Sequência acima descrita das fases de construção dos segmentos

em aterro iniciou-se no terceiro nível para a segunda frente e no quarto

nível para a terceira frente, prosseguindo até o primeiro nível referente ao

topo da cortina. Após a execução destas fases referentes ao trecho em

aterro, executaram-se os níveis inferiores, seguindo os procedimentos

referentes aos trechos em corte.

Após o termino da execução de todos os níveis da cortina dos

trechos em corte quanto em aterro, foram realizados os seguintes

serviços complementares:

� Concretagem das cabeças dos tirantes.

� Acabamento do terreno ao pé da cortina através de

hidrossemeadura.

� Impermeabilização.

� Drenagem superficial.

� Escada de acesso.

� Guarda-corpo.

� Limpeza geral.

DBD


106

4.4. Caracterização do subsolo

O aterro do Km 74 do trecho da ferrovia analisado, abrange o trecho

compreendido entre as estacas 1837 e 1850, e sua plataforma se

desenvolve aproximadamente na cota 638. A topografia é acentuada,

ficando o aterro situado à meia encosta, e limitando a esquerda por corte

íngreme com desnível da ordem de 80 metros, e a direita por desnível da

mesma proporção. A inclinação, tanto para corte quanto para o aterro, é

variável entre 45° e 80°.

O aterro é constituído de uma areia variada siltosa, micácea, de cor

marron acinzentada variegada, com fragmentos de rocha. Sua espessura

varia entre 8 a 12 metros com comprimento em torno de 250 metros.

Desde o ponto de vista geológico o local da obra encontra-se em

uma região representada por gnaisses Pré-cambrianos de textura média,

com bandas xistosas e bandas graníticas intercaladas. O solo de

alteração local é caracterizado por uma areia siltosa amarelada,

variegada, micácea, com intercalações de rocha alterada.

Essas intercalações se comportam como matações, uma vez que

são descontínuas, conferindo ao maciço de solo uma grande

heterogeneidade. A espessura desse material é aproximadamente de dez

metros.

A fundação do aterro é constituída de solo de alteração em toda sua

extensão, abaixo desta camada de solo ocorre uma camada de rocha

alterada mole com intercalações de solo, e abaixo desta o topo de rocha

alterada dura e sã. A seção geológica - geotécnica esta apresentada na

Figura 53.

As sondagens executadas não atingiram o lençol freático, que deve

existir a grande profundidade (além de 50 metros). A alteração existente

nas superfícies de fraturas interceptadas caracteriza o maciço rochoso

como um caminho preferência l para as águas de infiltração, funcionando

como um dreno natural.

Entre as estacas 1837 e 1841 foi constatada a existência de “bota-

fora” provavelmente da época de construção da ferrovia. Apresentou-se

DBD


107

como um patamar com largura máxima de 30 metros, e em continuidade

com o aterro, confundindo-se a sua saia com a saia do mesmo. Sua

espessura não foi determinada não devendo ser maior de 10 metros, e

sua constituição semelhante à do aterro no que diz respeito a rocha

matriz.

Figura 53. Seção geológico-geotécnica no local de e studo. (Adaptado de Zeitoune,

1982).

Segundo os estudos realizados sobre o local, os fatores

preponderantes e fundamentais, responsáveis pelo alto grau de

erodibilidade, são a inclinação acentuada do terreno natural onde se

assentou o aterro, e as condições deficientes dessa fundação. Quanto ao

sistema de drenagem existente, foi garantido o bom desempenho deste

contra os efeitos de erosão, através da existência de tratamento

superficial da encosta com extensa rede de drenagem, canaletas de

plataforma, poços profundos, como também de drenagem sub-superficial.

Deve-se levar em conta apenas o efeito da água da chuva que penetra

pela saída do aterro, fator que, independente do sistema de drenagem,

influi na queda da resistência ao cisalhamento do solo devido à perda da

sucção pelo aumento da saturação das camadas de solo.

DBD


108

Outro a ressaltar, diz respeito à dificuldade quanto à definição do

perfil geológico que apresentava grandes possibilidades de matações e

blocos, próximos à zona de transição entre solo residual e rocha alterada,

além do fato do maciço ser resultante de alteração de gnaisse e xisto e,

consequentemente, apresentava intemperismos diferenciais nos locais.

4.5. Descrição Geral da Instrumentação da estrutura de C ontenção

Dez seções, ao longo do trecho central da cortina, foram

instrumentadas a fim de se medirem as cargas nos tirantes ao longo do

tempo durante e após da construção da mencionada estrutura. Cada

seção tinha uma coluna de entre nove a doze tirantes no máximo, dos

quais três o quatro tirantes foram instrumentados.

A locação dos tirantes é apresentada na Figura 48, são

apresentados de cor vermelho os tirantes instrumentados.

A instrumentação dos tirantes foi feita com células de carga que

utilizaram extensômetros elétricos, instalados na cabeça dos tirantes,

conforme mostrado na Figura 54.

Figura 54. Esquema de instrumentação de tirante dur ante a sua protensão

(Dunnicliff, 1988).

DBD


109

As células de carga que utilizam extensômetros elétricos são

unidades mecânicas que transforma força (ou peso) em grandezas

elétricas (pequena voltagem) através da propriedade especifica dos

extensômetros instalados internamente na parte “sensível” das células de

carga. Essa parte “sensível” que pode ser do tipo coluna ou diafragma é

um corpo elástico, deformável quando sujeito a um carregamento e que

consequentemente transmite uma deformação aos extensômetros

elétricos colados nessa peça provocando então uma variação na sua

resistência elétrica. Obviamente, nesse processo de interação, a

deformação especifica, é a quantidade fundamental envolvida. O termo

deformação especifica refere à deformação linear como um resultado da

variação das forças externas e na utilização geral em engenharia é

definida como a razão entre a variação do comprimento e o comprimento

original. A deformação é uma grandeza adimensional e comumente

expressada em “micro strain” que corresponde a 10-6

centímetros/centímetro.

O extensômetro elétrico foi o equipamento fundamental para a

instrumentação objeto dessa análise, suas vantagens de utilização podem

ser resumidas nos seguintes itens:

� Grandes precisões nas medições.

� Pequeno tamanho, peso leve.

� Excelente resposta a processos dinâmicos.

� Excelente linearidade.

� As medições são possíveis em grande faixa de temperaturas.

� Aplicáveis submersos à água ou em atmosfera corrosiva com

tratamentos adequados.

� Aplicados como transdutor para medidas de varias

grandezas físicas (Força, pressão, torque, aceleração,

deslocamento, etc)

� Possibilidade de medição a distancia.

O extensômetro elétrico é colado na parte “sensível” das células de

carga e consiste de um condutor elétrico. Esse condutor elétrico possui

uma área transversal infinitamente pequena comparada com o seu

comprimento, e isso permite que o mesmo fique solidário na peça em

DBD


110

questão com muita segurança. Isso permite que as deformações sejam

transferidas diretamente do objeto solicitado para o condutor

(extensômetro) sem nenhum o quase nenhum deslizamento significativo

entre o objeto e o conduto. Essas pequenas variações no comprimento do

condutor causadas por cargas aplicadas no corpo solicitado induzem

pequenas variações na resistência elétrica do condutor e essas variações

na resistência elétrica do extensômetro são então detectadas pelo

equipamento de medição.

A relação entre a deformação especifica (ε) e a variação de

resistência do condutor elétrico (R) é dada por:

Equação 21

Onde K é chamado de “gage factor” ou sensibilidade do material à

deformação especifica e dependente da resistividade do material

empregado no extensômetro.

A metodologia de instalação das células de carga, de modo a

eliminar fontes de erros na medição de carga real aplicada nos tirantes,

fontes essas devidas a fatores de instalação e não inerente ao

desempenho ao sistema de medição das células de carga cumpriu as

especificações expostas no relatório interno da PUC-Rio, e foram as

seguintes:

� A face exterior da cortina próxima à região da cabeça dos

tirantes deve apresentar-se plana, vertical e sem rugosidades.

Com isso se viso a obter um bom contato entre a placa de

aço e a cortina.

� A cunha de normalização deve:

o Possuir as bases de apoio com dimensões iguais ou

superiores à base da célula de carga.

o Possuir as bases de apoio lisas para permitir um bom

contato entra a cunha e a célula de carga.

o Possuir o ângulo de normalização igual ao ângulo de

inclinação dos tirantes (20 graus) evitando a

possibilidade de ocorrência de carregamento inclinado.

DBD


111

� O peso do atuador hidráulico de protensão deverá ser

aliviado, de modo de não introduzir uma componente vertical

e, consequentemente, uma resultante inclinada em relação ao

sistema de reação.

� O manômetro da bomba do macaco devera ser devidamente

calibrado

DBD


5. Resultados e Análises.

5.1. Ensaios de Recebimento Característicos dos Tirantes .

Através dos boletins dos ensaios de recebimento fornecidos como

característicos dos tirantes instrumentados obtiveram-se os valores de

deslocamento para as cargas aplicadas, e então construídas as curvas

carga-deslocamento diferenciando os deslocamentos (de) elásticos e

plásticos (dp), apresentando-se nos gráficos os limites para o tipo usual

de ensaio denominado de Tipo B segundo a norma vigente NBR-5629 de

abril de 2006 aplicável obrigatoriamente em todos os tirantes executados

em obra.

A norma NBR-5629 estabelece os deslocamentos elásticos máximos

e mínimos que o comprimento livre de cada tirante deve registrar durante

o ensaio de recebimento, esses limites são representados mediante três

linhas (A, B e C) plotadas nos gráficos de repartição de deslocamentos

para cada tirante. A linha A do gráfico corresponde ao deslocamento

elástico teórico do elemento resistente à tração do tirante, considerando o

comprimento livre efetivo do mesmo igual ao comprimento livre de projeto,

mais 50% do comprimento do bulbo, (Lle = Ll + 0,5Lb); a linha B

corresponde ao deslocamento elástico teórico do elemento resistente à

tração do tirante, considerando que o comprimento livre efetivo do mesmo

seja igual a 80% do comprimento livre de projeto (Lle = 0,8Ll) e a linha C

corresponde ao deslocamento elástico teórico do elemento resistente à

tração do tirante, considerando o comprimento livre efetivo do mesmo

igual ao comprimento livre de projeto.

DBD


113

5.1.1. Ensaios abaixo da “Linha C”

A Figura 55 mostra a curva carga versus deslocamento do tirante

57D, resultante do ensaio de recebimento do mesmo. O deslocamento

total da cabeça do tirante (d) foi de 67,00 mm, enquanto que o

deslocamento permanente (dp), que corresponde ao arrancamento do

tirante, foi de aproximadamente 24,00 mm. Dessa forma, obteve-se um

deslocamento elástico (de) igual a 43,00 mm.

A partir desses dados de deslocamento, traçou-se o gráfico de

repartição entre deslocamentos elásticos e permanentes do tirante (Figura

56). Como pode se ver no gráfico, a linha real de deslocamentos elásticos

do tirante 57D se situa entre as linhas A e B. Esse é justamente um dos

critérios de aceitação do tirante quanto ao ensaio de recebimento,

estabelecido pela NBR 5629 (2006). Além disso, a linha de

deslocamentos elásticos reais está entre a linha B e a linha C, ou seja, o

comprimento livre efetivo do tirante 57D é menor do que o comprimento

livre de projeto.

Calculando-se o comprimento livre efetivo do tirante, através da

Equação 22, encontra-se:

Equação 22

Onde:


S é a área da seção transversal;

Lle é o comprimento livre efetivo do tirante;

F é a força final do ensaio;

F0 é a força inicial do ensaio.

DBD


114

Figura 55. Ensaio de recebimento do tirante 57D, ca rga x deslocamentos totais.

Figura 56. Repartição entre deslocamentos elásticos e plásticos do Tirante

57D, carga x deslocamentos totais.

Os tirantes que apresentaram esse tipo de comportamento durante o

ensaio de recebimento com seus respectivos deslocamentos elásticos e

plásticos totais estão apresentados na Tabela 7 a seguir:

DBD


115

Tabela 7. Tirantes que ficaram abaixo da “Linha C” da NBR 5629 no gráfico de

carga contra deformação.

TIRANTE de (mm)

dp (mm)

Tirante 34I-10ø8mm 30 14 Tirante 38J-10ø8mm 28 13 Tirante 45G-8ø8mm 26 9 Tirante 48K-10ø8mm 29 16 Tirante 51J-10ø8mm 27 13 Tirante 54E-10ø8mm 38 14 Tirante 54H-8ø8mm 25 13 Tirante 54K-10ø8mm 28 5 Tirante 57D-8ø8mm 43 24 Tirante 60E-8ø8mm 40 20 Tirante 60H-8ø8mm 26 7

5.1.2. Ensaios pertos da “Linha A”

Os resultados obtidos apresentados neste item correspondem aos

tirantes nos quais os deslocamentos elásticos máximos ficaram muito

próximos ao limite Superior denominado pela NBR-5629 de Linha A, é

disser, apresentaram quase o máximo deslocamento permitido pela citada

norma.

Similarmente, a Figura 57 e a Figura 58 apresentam os gráficos de

deslocamentos totais e a repartição de deslocamentos ao longo da

aplicação de carga do tirante 51D, onde a linha real de deslocamentos

elásticos se situa entre as linhas A e C, o que representa que o

comprimento livre efetivo do tirante 51D é maior do que o comprimento

livre de projeto correspondendo a 13,35 metros estimados através da

Equação 22:

Onde:


S é a área da seção transversal;

DBD


116

Lle é o comprimento livre efetivo do tirante;

F é a força final do ensaio;

F0 é a força inicial do ensaio.

0

10

20

30

40

50

60

70

0 70

14

0

21

0

28

0

35

0

42

0

49

0

De

slo

cam

ento

To

tal (

mm

)

Força (kN)d

pd

e

Figura 57. Ensaio de recebimento do tirante 51D, ca rga x deslocamentos totais.

Figura 58. Repartição entre deslocamentos elásticos e plásticos do Tirante 51D,

carga x deslocamentos totais.

O Tirante 51D foi o único que apresentou-se perto da “linha A” no

gráfico carga contra deslocamento traçado com os dados obtidos do

ensaio de recebimento.

DBD


117

5.1.3. Ensaios acima da “Linha C”.

Os tirantes cujos deslocamentos elásticos totais se apresentaram no

gráfico de carga versus deslocamento entre as Linhas A e a linha C, e

que não ficaram pertos do limite Superior são representados pelo

comportamento do tirante 66C, que apresento um deslocamento elástico

(de) total igual a 40,00 mm, e um comprimento livre efetivo do tirante de

10,06 m, 80, cm maior do que o comprimento de projeto.

A Figura 59 e a Figura 60 apresentam os resultados obtidos para o

tirante 66C.

Figura 59. Ensaio de recebimento do tirante 66C, ca rga x deslocamentos

totais.

DBD


118


66C, carga x deslocamentos totais.

A Tabela 8 a seguir, apresenta o resumo dos deslocamentos dos

tirantes que apresentaram o mesmo comportamento do tirante 66C

durante o ensaio de recebimento.

Tabela 8. Tirantes que ficaram acima da “Linha C” d a NBR 5629 no gráfico de


TIRANTE de (mm)

dp (mm)

Tirante 45D-10ø8mm 36 7 Tirante 51A-8ø8mm 57 22 Tirante 54B-8ø8mm 66 14 Tirante 57A-8ø8mm 47 26 Tirante 66C-8ø8mm 40 21 Tirante 69A-8ø8mm 47 10 Tirante 69I-10ø8mm 35 10

Onde:

de é o deslocamento elástico do tirante;

dp é o deslocamento plástico do tirante.

5.1.4.Ensaios pertos da “Linha B”.

Finalmente, o ultimo comportamento identificado durante os ensaios

de recebimento foi o que apresentaram os tirantes cujos deslocamentos

DBD


119

ficaram dentro dos estabelecidos pela norma brasileira, mas ficaram muito

pertos do limite inferior, ou seja, os deslocamentos elásticos totais ficaram

muito pertos da chamada Linha B.

Este comportamento foi representado pelo tirante 45A, a Figura 61 e

a Figura 62 apresentadas a seguir mostram os resultados obtidos a partir

dos dados de deslocamento e carregamento fornecidos pelo ensaio de

recebimento.

Figura 61. Ensaio de recebimento do tirante 45A, ca rga x deslocamentos

totais.

DBD


120


45A, carga x deslocamentos totais.

A Tabela 9 apresenta o resumo dos tirantes cujos deslocamentos

plásticos ficaram pertos do limite inferior (Linha B).

Tabela 9. Tirantes que ficaram pertos da “Linha B” da NBR 5629 no gráfico de


TIRANTE DE (mm)

DP (mm)

Tirante 34A-10ø8mm 72 6 Tirante 38C-10ø8mm 42 17 Tirante 45A-8ø8mm 52 10 Tirante 60K-8ø8mm 26 13 Tirante 69E-10ø8mm 35 15

Onde:

de é o deslocamento elástico do tirante;

dp é o deslocamento plástico do tirante.

Os tirantes que não foram apresentados nas Tabela 7 a Tabela 9

ficaram na “Linha C”, que corresponde a um comportamento de

comprimento livre efetiva igual a comprimento real livre do tirante.

DBD


121

5.2. Análises da Capacidade de Carga dos Tirantes

Conforme o exposto no Capítulo 4 os tirantes foram projetados para

suportar cargas de ensaio de 35 e 49 toneladas respectivamente, após da

realização dos ensaios de recebimento se verificou que todos os tirantes

instrumentados suportavam as cargas aplicadas, mas no decorrer do

tempo teve alguns tirantes que estabilizaram sua carga em valores

menores as cargas de projeto. A seguir, é apresentado a modo

comparativo as capacidades de carga para cada tirante com os métodos

mostrados no capitulo 2.

5.2.1. Método da NBR 5629 (2006)

Para o cálculo da capacidade de carga dos tirantes, através do

método proposto pela NBR 5629 (2006), e devido a pouca informação

correspondente a ensaios de laboratório feitos no solo local, se decidiu

abordar parâmetros de resistência registrados na literatura e conforme

apenas na descrição geológica- geotécnica da seção 4.4 desse

documento. A Tabela 10 a seguir, apresenta os valores dos parâmetros

de resistência para diferentes tipos de solo propostos por Bowles (1996).

Tabela 10. Avaliação dos Parâmetros de Resistência e de deformabilidade em

Função do SPT (correlações empíricas).

Ondé:

DBD


122

Ɣ = Peso Específico Natural do Solo

Ø = Ângulo de Atrito Interno

C = Coesão

E = Módulo de Elasticidade (Não Drenado)

E’= Módulo de Elasticidade (Drenado)

µ = Módulo de Poisson

Portanto, os valores das variáveis do problema em estudo adotadas

nas seguintes análises são apresentados a seguir:

� Profundidade do ponto médio da ancoragem, sendo para cada

nível de tirantes os seguintes:

o Nível A: 11,85 m

o Nível B: 12,75 m

o Nível C: 13,65 m

o Nível D: 14,50 m

o Nível E: 15,40 m

o Nível F: 16,25 m

o Nível G: 17,15 m

o Nível H: 18,00 m

o Nível I: 18,90 m

o Nível J: 19,75 m

o Nível K: 20,65 m

� Peso específico aparente do solo γ = 18,0 kN/m³.

� Diâmetro médio da ancoragem D = 0,165 m (foi usado coeficiente

de majoração do diâmetro do bulbo β = 1,45, conforme Bustamante

e Doix (1985)).

� Comprimento do bulbo do tirante Lb = 5 e 6 m respectivamente.

� Coeficiente de ancoragem kf = 0,5 (Tabela 2).

Dessa forma, o valor da capacidade de carga do tirante (T)

encontrado para nível da cortina é apresentado na Tabela 11. Observa-se

que esse valor e maior que os valores da carga de ensaio (350 e 490 kN).

DBD


123

Tabela 11. Capacidade de cargas dos tirantes analis ados para cada nível da cortina

segundo o Método da NBR 5629 (2006)

Nível Capacidade de Carga (kN)

A 472,9

B 494,0

C 515,1

D 535,0

E 556,1

F 576,0

G 597,1

H 617,0

I 638,1

J 658,0

K 679,1

5.2.2. Método de Ostermayer (1975)

Nesse método utiliza-se o gráfico da Figura 16. Os dados de entrada

se restringem à compacidade do solo (solo pouco compacto, NSPT médio

de 6) e ao comprimento do bulbo de 5 m e 6 m.

Figura 63. Capacidade de carga das ancoragens média de 550 para as condições

do caso em estudo pelo Método de Ostermayer (1975)

Da Figura 63, obtém-se a capacidade de carga da ancoragem na

faixa de 550 kN, o que representa um valor aproximado da média

observada no Método da NBR 5629 (2006), para essa obra. Pelo valor

DBD


124

estimado para T, fica claro que o Método de Ostermayer pode se aplicar

ao caso em estudo.

5.2.3. Método de Bustamante e Doix (1985)

Para o cálculo da capacidade de carga dos tirantes através do

método proposto por Bustamante e Doix (1985), utilizaram-se os

seguintes dados:

� Diâmetro perfurado do comprimento ancorado Dp = 0,1143 m;

� Coeficiente de majoração do diâmetro do bulbo devido à

injeção β = 1,45 (Tabela 3);

� Comprimento do bulbo do tirante Lb = 5 m e 6 m;

� Resistência ao cisalhamento na interface solo bulbo média de

60 kPa, conforme a Figura 64, em função do NSPT.

Figura 64 . Resistência ao cisalhamento na interface solo bulbo média de qs = 60

kPa para as condições do caso em estudo pelo Método de Bustamante e Doix

(1985)

DBD


125

Dessa forma, o valor da capacidade de carga do tirante (T)

encontrado ficou na faixa de 150 kN. Observa-se que esse valor é menor

do que a carga de ensaio especificada em projeto (350 e 490 kN),

portanto, por esse método, era previsível que os tirantes sofreriam ruptura

durante a realização dos ensaios de recebimento, fato que não ocorreu na

realidade. Isso demonstra que o procedimento proposto por Bustamante e

Doix (1985) não é indicado para as condições da obra estudada.

5.3. Comportamento dos Tirantes Instrumentados

As cargas nos tirantes instrumentados foram medidas através de

extensômetros elétricos de resistência, conforme exposto no Capítulo 4.

Observou-se que quando os tirantes foram instalados e após a cura da

nata de cimento, os extensômetros funcionavam adequadamente.

Após de ter estudado os dados de instrumentação, procede-se a

seguir uma análise do comportamento dos tirantes instrumentados, em

função das características apresentadas pela curva carga-tempo,

considerando o período de tempo compreendido entre o momento de

protensão do tirante, durante o processo construtivo e até seis meses

após de construção da cortina. Essa análise é feita para cada seção

instrumentada da cortina e é apresentada a seguir.

5.3.1. Seção 34 da Cortina.

Após a incorporação de cada tirante, foram feitas as leituras nas

células de carga instaladas ao longo do tempo. A Figura 65 mostra os

valores de carga medidos ao longo do tempo.

O primeiro tirante instrumentado em se fazer a cravação foi o Tirante

34E. O comportamento de esse tirante foi caracterizado pelo aumento de

carga após a perda durante o processo construtivo, nesse caso o tirante

não apresentou perda de carga instantânea e atingiu sua estabilização

imediatamente após do aumento de carga, que corresponde a um total de

45 dias. O valor de carga final deste tirante ficou na faixa de 370 kN,

DBD


126

apresentando assim uma perda de carga total aproximada aos 6% da

carga de cravação.

Seguindo o processo construtivo, foi cravado o tirante T34A, que se

caracterizou por apresentar uma perda de carga instantânea de

aproximadamente 60 kN, após a dessa queda houve um aumento

gradativo de carga durante o processo construtivo e finalmente uma

estabilização que foi atingida perto de cinco meses após da cravação.

Finamente foi realizada a cravação do tirante 34I, o qual apresenta

em sua grande maioria somente queda instantânea, estabilizando se

aproximadamente em uma carga de toneladas após de um mês

executada sua cravação.

Respeito à carga de trabalho, a carga final do tirante 34A ficou

muito próxima à carga de projeto, quanto que para o tirante 34E ficou

levemente maior, para o tirante 34I ficou cinco toneladas abaixo da carga

de trabalho.

A Figura 66 apresenta as parcelas de variação de carga dos tirantes

dessa seção, onde pode se observar que a maior perda de carga ocorreu

no tirante 34I e foi de aproximadamente 32%.

As cargas finais dos três tirantes ficaram acima da carga de

incorporação de projeto, que corresponde ao 80% da carga de trabalho

(280 e 200 kN respectivamente para os tirantes de carga de trabalho de

350 e 250 kN).

Figura 65. Curva Carga contra Tempo dos Tirantes in strumentados da Seção 34.

DBD


127

-35.00%

-30.00%

-25.00%

-20.00%

-15.00%

-10.00%

-5.00%

0.00%

5.00%

10.00%

Tirante 34A-

10ø8mm

Tirante 34E-

8ø8mm

Tirante 34I-

10ø8mm

Variação Apos Processo

Construtivo

Variação no Processo

Construtivo

Queda Instantanea

Figura 66. Perdas e Ganhos de Carga dos Tirantes in strumentados da Seção 34.


Nessa seção foram três os tirantes instrumentados, o primeiro em se

executar foi o tirante 38C, que apresentou sua estabilização após de um

aumento de carga durante o processo construtivo, a perda de carga total

desse tirante ficou na faixa de 10% da carga de cravação.

O tirante 38F foi o segundo tirante instrumentado dessa seção em se

executar, seu comportamento foi quase o mesmo que do tirante 38C, com

a diferença de que esse apresentou uma queda instantânea de

aproximadamente 5 Toneladas, o tempo de estabilização foi igual que do

tirante 38C e corresponde aproximadamente a 4 meses.

O último tirante instrumentado executado nessa seção, foi o tirante

38J, que não apresentou aumento de carga ao longo de tempo, esse

tirante apresento um tempo de estabilização muito corto de 15 dias e sua

perda de carga total foi quase que instantânea.

A Figura 67 apresenta a curva de carga ao longo do tempo dos três

tirantes e a Figura 68 apresenta as parcelas de variação de carga dos

tirantes, as perdas totais variam dos 10% para o tirante 38C aos 30% para

o tirante 38J.

DBD


128


-35.00%

-30.00%

-25.00%

-20.00%

-15.00%

-10.00%

-5.00%

0.00%

Tirante

38C-10ø8mm

Tirante 38F-

8ø8mm

Tirante 38J-

10ø8mm


Construtivo


Construtivo

Queda Instantanea



Nessa seção foram quatro os tirantes instrumentados, o

comportamento de três deles foi caracterizado por apresentar perda

instantânea próxima aos 15% da carga de cravação e posteriormente

DBD


129

apresentar uma perda gradativa pelo processo construtivo, as perdas

totais foram aproximadamente de 33%, 30% e 16% para os tirantes 45A,

45G e 45J respectivamente.

O tirante 45D, apresento igual que todos nessa seção uma perda

instantânea, mas também foi caracterizado por apresentar aumentos de

carga ao longo do processo construtivo.

Os tempos de estabilização para esses tirantes foram de 6 e 5

meses para o 45A e 45D respectivamente, em quanto para o s tirantes

45G e 45J os tempos foram mais curtos, apresentando um tempo total em

estabilizar de 1,5 e 4 semanas respectivamente.

A Figura 69 e a Figura 70 apresentam como acostuma a curva carga

ao longo de tempo e as parcelas de variação de carga para cada tirante

respectivamente.


DBD


130

-40.00%

-35.00%

-30.00%

-25.00%

-20.00%

-15.00%

-10.00%

-5.00%

0.00%

5.00%

Tirante 45A-

8ø8mm

Tirante 45D-

10ø8mm

Tirante 45G-

8ø8mm

Tirante 45J-

10ø8mm


Construtivo


Construtivo

Queda Instantanea



Os quatro tirantes instrumentados nessa seção apresentaram o

mesmo comportamento, caracterizado por uma perda instantânea com

media de 17%, e posteriormente uma variação ondulatória ao longo do

processo construtivo, chegando se a uma perda total em torno de 25%.

Os tirantes 48E, 48H e 48K estabilizaram após de um aumento da

carga durante as oscilações da curva apresentadas durante o processo

construtivo.

Se bem os tirantes apresentaram o mesmo comportamento, o tempo

de estabilização para eles foi bem diferente, sendo o menor para o tirante

48H e correspondente a 15 dias, e sendo o maior para o tirante 48B pero

dos 4 meses após da cravação.

A Figura 71 e a Figura 72 a seguir, apresentam os resultados das

leituras realizadas nas células de carga instaladas nos tirantes dessa

seção.

Em quanto à carga de trabalho de projeto, os tirantes 48H e 48K

apresentaram sua carga final igual à carga de trabalho, e os tirantes 48B

e 48E sua carga final medida foi menor em aproximadamente 15% da

carga de trabalho projetada.

DBD


131


-30.00%

-25.00%

-20.00%

-15.00%

-10.00%

-5.00%

0.00%

5.00%

Tirante 48B-

8ø8mm

Tirante 48E-

10ø8mm

Tirante 48H-

8ø8mm

Tirante 48K-

10ø8mm


Construtivo


Construtivo

Queda Instantanea



Nessa seção foram registrados dois comportamentos novos nos

tirantes instrumentados, um deles corresponde ao tirante 51D, o qual se

caracterizo por ter uma acentuada perda durante o período do processo

construtivo, a qual correspondeu aproximadamente ao 50% da carga de

cravação que somada a perda instantânea deu uma perda total de 58%. A

carga final desse tirante foi de 200 kN, muito baixa com respeito a carga

de trabalho de 350 kN, a modo de diminuir os deslocamentos e aproveitar

o trabalho do tirante, se realizou uma reprotensão do tirante após da

DBD


132

construção da cortina, com a qual a carga final do tirante ficou muito

próxima da carga de trabalho.

O outro comportamento novo se apresentou no tirante 51A, o qual

foi característico por apresentar uma queda instantânea acompanhada de

oscilações desde o dia de protensão até o dia de estabilização. Ditas

oscilações podem se explicar por a ação de cargas móveis acima da

cortina, como pode ser equipamentos o devido ao funcionamento da via

férrea. Esse tirante apresento uma perda total de carga total de

aproximadamente 55% e sua carga final foi de 125 kN a metade da carga

de trabalho projetada.

O tirante 51J apresentou uma perda instantânea maior aos 20%,

mas teve um aumento durante o período do processo construtivo quase o

5% da carga de instalação.

Os tirantes 51G e 51J estabilizaram-se com uma carga final de 23

de 34 toneladas respectivamente, cargas levemente menores a carga de

trabalho.

Os tempos de estabilização variaram de 15 dias a 7 meses,

correspondendo aos tirantes 51G e 51A respectivamente.

A Figura 73 e a Figura 74 a seguir apresentam o comportamento e

variações de carga dos tirantes.

DBD


133


-60.00%

-50.00%

-40.00%

-30.00%

-20.00%

-10.00%

0.00%

10.00%

Tirante 51A-

8ø8mm

Tirante 51D-

10ø8mm

Tirante 51G-

8ø8mm

Tirante 51J-

10ø8mm


Construtivo


Construtivo

Queda Instantanea



O comportamento dos tirantes dessa seção já tem sido apresentado por

tirantes das seções anteriores, correspondendo para o tirante 54B as

oscilações desde o dia de instalação e para os outros uma queda

DBD


134

instantânea acompanhada por uma queda em menor proporção gradativa

ao longo do período de construção.

Os tirantes dos níveis B, E e K desta seção estabilizaram sua carga em

um valor de 300 kN e apresentaram perdas totais até de 30%, o tirante

54H apresentou uma perda de carga total de 35% o que corresponde a

um valor de carga final de 210 kN igual à carga de incorporação para os

tirantes de 250 kN de carga de trabalho.

Os tempos de estabilização foram como observados anteriormente

dispersos, variando entre 1 e 3 meses após da cravação.

A Figura 75 apresenta a curva carga ao longo de tempo e a Figura 76

mostra os valores de perda de carga instantânea, ao longo do processo

construtivo a pós de terminada a construção da cortina para os tirantes

instrumentados nessa seção.


DBD


135

-40.00%

-35.00%

-30.00%

-25.00%

-20.00%

-15.00%

-10.00%

-5.00%

0.00%

Tirante 54B-

8ø8mm

Tirante 54E-

10ø8mm

Tirante 54H-

8ø8mm

Tirante 54K-

10ø8mm


Construtivo


Construtivo

Queda Instantanea



Nessa seção se apresentou um novo tirante com uma queda acentuada

durante o processo construtivo, portanto se decidiu fazer uma repotensão

após da construção da cortina para verificar as cargas reais nesse nível

da seção. O tirante em menção foi o 57D, que estabilizou em um valor de

carga final após da repontensão de 300 kN.

Nos tirantes instrumentados dessa seção não foi verificado perda de

carga após do processo construtivo, as perdas registradas após da

construção da cortina foram as correspondentes à reprotensão do tirante

57D.

O tirante 57G apresentou um aumento de carga ao final do processo

construtivo, mas durante todo o período de atividades de construção se

reportou uma perda de aproximadamente o 3%.

As cargas finais dos quatro tirantes instrumentados nessa seção foram

menores que a carga de trabalho, ao único tirante que ficou com uma

carga menor à carga de incorporação foi o tirante 57A, que correspondeu

a 180 kN. A Figura 77 e a Figura 78 a seguir apresentam o

comportamento dos tirantes dessa seção.

DBD


136


-45.00%

-40.00%

-35.00%

-30.00%

-25.00%

-20.00%

-15.00%

-10.00%

-5.00%

0.00%

Tirante 57A-

8ø8mm

Tirante 57D-

8ø8mm

Tirante 57G-

8ø8mm

Tirante 57J-

10ø8mm


Construtivo


Construtivo

Queda Instantanea



Os tirantes dos níveis superiores que correspondem ao 60B e 60E de

carga de trabalho de 30 toneladas apresentaram o mesmo

comportamento, com uma perda de carga instantânea de 14% seguidos

de uma perda adicional de 15 e 20% respectivamente, para finalmente

ficar em um valor de carga de 300 kN.

DBD


137

O tirante 60H de carga de trabalho de 250 kN registrou uma perda inicial

de aproximadamente 60 kN, seguido de uma perda durante o período

construtivo de 10 kN até o dia de sua estabilização, antes de terminar a

construção da cortina.

Os três tirantes mencionados acima não apresentaram perdas de carga

após da construção da cortina e seu tempo de estabilização for

relativamente curto, indo desde uma semana até um mês após sua

cravação.

O tirante 60K, o único tirante que apresentou perdas de carga após da

construção da cortina, demoro um tempo igual a um mês para estabilizar

sua carga em um valor final de 240 kN.

A Figura 79 e a Figura 80 a seguir apresentam as curvas de carga

ao longo do tempo e o resumo das variações de carga para os quatro

tirantes.


DBD


138

-50.00%

-45.00%

-40.00%

-35.00%

-30.00%

-25.00%

-20.00%

-15.00%

-10.00%

-5.00%

0.00%

Tirante 60B-

8ø8mm

Tirante 60E-

8ø8mm

Tirante 60H-

8ø8mm

Tirante 60K-

8ø8mm


Construtivo


Construtivo

Queda Instantanea



Novamente nessa seção se apresentou um tirante com uma perda

acentuada, o tirante em menção é o tirante 66C, que em um período de

três dias após sua cravação registro uma perda de 100 kN e em os dias

seguintes até o momento de sua reprotensão registro uma perda de 290

kN adicionais, chegando até um valor de 60 kN. Após da sua reprotensão

o tirante apresentou uma perda instantânea de 60 kN e atingiu sua

estabilização em uma carga final correspondente a 320 kN, menor que a

carga de trabalho.

Os outros dois tirantes apresentaram um comportamento já

mencionado em outros tirantes, onde a maior perda se apresenta no

instante após da protensão seguido de uma pequena parcela de perda de

carga durante o período de construção, e atingindo sua estabilização

antes da terminação final das atividades de construção.

As perdas totais variaram entre o 20 e 30% da carga de cravação

como pode ser observado na Figura 81 e na Figura 82 a seguir.

DBD


139


-3 5 .0 0 %

-3 0 .0 0 %

-2 5 .0 0 %

-2 0 .0 0 %

-1 5 .0 0 %

-1 0 .0 0 %

-5 .0 0 %

0 .0 0 %

Tirante

6 6 C-8 ø8 mm

Tirante 6 6 F-

8 ø8 mm

Tirante 6 6 J-

8 ø8 mm

Var iaç ão A pos P roc e sso

Construtivo

Var iaç ão no Proce sso

Construtivo

Q ue da Instantan e a



Finamente, a última seção instrumentada não apresentou novos

comportamentos dos tirantes, sendo a característica representativa para

os tirantes dos níveis inferiores a perda instantânea a maior parcela da

perda total de carga.

As perdas totais registradas nas leituras das células de carga para

os tirantes dessa seção foram de 25% para o 69I e de 36% para o 69E e

o 69E.

DBD


140

O tempo de estabilização dos dois tirantes dos níveis superiores

vario de uma semana a um mês, sendo para o nível superior de perto de

6 meses.

As cargas finais para os três tirantes foram menores de que 80% da

carga de trabalho de projeto.

A Figura 83 e a Figura 84 a seguir apresentam como foi costume o

comportamento dos tirantes instrumentados dessa seção.


-40.00%

-35.00%

-30.00%

-25.00%

-20.00%

-15.00%

-10.00%

-5.00%

0.00%

Tirante 69A-

8ø8mm

Tirante 69E-

10ø8mm

Tirante 69I-

10ø8mm


Construtivo


Construtivo

Queda Instantanea


DBD


141

Em geral para as dez seções instrumentadas, as maiores perdas de

carga foram apresentadas nos níveis superiores, registrando uma carga

final de aproximadamente de 80% da carga de trabalho, em quanto os

níveis inferiores ficaram com carga final muito perto à carga de trabalho,

portanto registraram menores perdas.

5.4. Comparação entre os valores de carga medidos e os t eóricos encontrados na literatura.

A seguir, é apresentada uma comparação entre as cargas finais

medidas entre os tirantes e as cargas de projeto para garantir a

estabilidade com um fator de segurança de 1,5, estimadas segundo dois

dos métodos apresentados no capitulo 2.

As seções escolhidas para o estudo comparativo foi a que

apresentou o menor e o maior somatório de forças em todos os tirantes, o

valor da força nos tirantes não instrumentados para as seções entre a 38

e a 66 foi estimado com interpolação linear com os valores entre os dois

tirantes instrumentados adjacentes do mesmo nível um de cada lado do

tirante, por exemplo, para o tirante 54C, se utilizaram os valores medidos

nos tirantes 38C e 66C, e se realizou interpolação linear da carga com

respeito a distancia horizontal. Os valores para os tirantes sem

instrumentar das seções 34 e 69 foram obtidos a partir de extrapolação

com os dois tirantes adjacentes e internos, por exemplo, para o tirante

34G se utilizaram os dados medidos nos tirantes 45G e 51G, e se realizou

extrapolação linear com respeito à distancia entre eles. A Tabela 12 a

seguir apresenta os valores de carga finais nos tirantes, sendo os

números em negrito os correspondentes aos tirantes instrumentados.

DBD


142

Tabela 12. Forças finais nos tirantes e somatório e m toneladas.

SEÇÃO

34 38 45 48 51 54 57 60 66 69

NÍV

EL

A 245,0 221,4 180,0 152,5 125,0 155,0 185,0 181,3 173,8 170,0

B 278,3 281,7 287,5 290,0 292,5 295,0 295,0 295,0 295,0 295,0

C 394,3 385,0 368,8 361,8 354,8 347,9 340,9 333,9 320,0 313,0

D 435,0 415,0 380,0 365,0 350,0 320,0 290,0 260,0 200,0 170,0

E 375,0 356,4 323,9 310,0 305,0 300,0 300,0 300,0 276,7 265,0

F 285,7 275,0 256,3 248,2 240,2 232,1 224,1 216,1 200,0 192,0

G 210,8 214,2 220,0 222,5 225,0 247,5 270,0 292,5 337,5 360,0

H 360,0 330,0 277,5 255,0 232,5 210,0 220,0 230,0 250,0 260,0

I 300,0 302,9 307,9 310,0 312,1 314,3 316,4 318,6 322,9 325,0

J 320,0 365,0 352,5 340,0 340,0 340,0 343,3 350,0 353,3

K 433,3 375,0 350,0 325,0 300,0 270,0 240,0 180,0

L 385,0 347,5 310,0 260,0 200,0

SOMATÓRIO 2884,2 3534,8 3341,8 3217,5 3102,1 3061,8 3051,4 3010,7 2905,8 2703,3

Como pode se observar na Tabela 12, a seção 57 foi a que se

estima que tem a o menor somatório das cargas dos tirantes na parte de

maior altura de cortina e a seção 45 corresponde ao maior somatório de

forças nos tirantes para a mesma altura de cortina, essas secos são as

que foram comparadas com os empuxos teóricos a seguir.

5.4.1. Verificação da Estabilidade pelo Método de Costa Nu nes e Velloso (1963)

Para a estimativa da força total da ancoragem por este método

utilizaram-se os seguintes parâmetros de resistência do solo adotados e

geometria da cortina:

� Altura da cortina = 18 m;

� Peso específico aparente do solo γ =18 kN/m³;

� Ângulo de resistência ao cisalhamento do solo = 20, conforme a

Tabela 10°;

� Inclinação da cortin = 90°;

� Inclinação dos tirantes com a horizontal = 20°;

� Fator de segurança requerido = 1,5;

� Sobrecarga devido ao uso = 20 kN por metro linear;

DBD


143

Com a geometria da cortina e o peso especifico do solo se tem um

peso da cunha critica correspondente a 188 toneladas por metro linear.

Substituindo os valores acima na Equação 2 se tem um valor de

ancoragem por metro linear de 1660 kN. A separação de cada coluna de

tirantes é de dois metros, portanto a força total nos tirantes para garantir

um fator de segurança de 1,5 estimada por esse método é de 332

toneladas.

Esse valor e similar ao valor obtido nas medições e interpolações

das cargas nos tirantes da seção 45, o que representa que o método de

Costa Nunes e Velloso é aplicável com grande exatidão ao caso em

estudo. Em comparação com a seção em que se obtiveram os menores

valores de força nos tirantes, correspondente a seção 57, pode se dizer

que os empuxos reais nesta seção são menores que os de projeto em

quase 10%, o que pode garantir um fator de segurança maior a 1,5 para

essa seção.

5.4.2. Forças nos tirantes pelo diagrama de empuxo propost o por Terzaghi e Peck (1967) e pela FHWA (USA 1999).

O comparativo feito neste item envolve as forças medidas nos

tirantes e as forças estimadas seguindo os procedimentos descritos no

Ground Anchors and Anchored Systems publicado pela FHWA. Para o

cálculo das cargas de pressão de terra sobre a estrutura, se utilizou um

diagrama de pressão de terras aparente. O uso de diagramas de pressão

de terras se remonta aos trabalhos apresentados por Terzaghi e Peck na

década de 1940. Os diagramas semi-empíricos foram desenvolvidos a

partir das cargas pontuais medidas para escavações ancoradas

internamente. Os diagramas originais de Terzaghi e Peck se têm

modificado nos últimos anos, mas em geral são consistentes com a

investigação original. Os procedimentos da FHWA recomendam um

diagrama trapezoidal para areias com a forma dependendo da posição

dos tirantes superior e inferior. A Figura 85 apresenta o diagrama

resultante segundo o procedimento da FHWA para tirantes simples e

DBD


144

�� = 0,65. . �. �2 + �. . �

múltiplos tirantes assim como os diagramas recomendados por Terzaghi e

Peck.

Figura 85. Diagramas de pressão de terras propostos para areias.

Como foi apresentado no capitulo 2 na Figura 10, a máxima carga

total de pressão em solos arenosos obtida dos diagramas teóricos

propostos por Terzaghi e Peck (1967), está definida por:

Equação 23

Onde:

Tl é a Carga total de pressão de terra (kN/m).

KA é coeficiente lateral de empuxo ativo de terras de Rankine;

q é a sobrecarga estimada;

H é a altura da cortina.

Os valores de carga de pressão total para solos granulares, tanto

para estruturas onde se permite deformação ou para as estruturas onde

não se permite, devem ser convertidas a um diagrama de pressão

KAƔH

DBD


145

aparente como se apresenta na Figura 86 como é recomendada pela

FHWA dos Estados Unidos.

Figura 86. Diagrama aparente para estruturas com mú ltiplos tirantes.

A pressão de transformação que estabiliza o corte segundo o

diagrama de pressão aparente para estruturas com múltiplos níveis de

tirantes é:

Equação 24

Onde:

H1 = Profundidade do primeiro tirante (m).

TH = Componente horizontal da força do tirante (kN/m).

TL = Carga total de pressão de terra (kN/m).

P = Carga de pressão que estabiliza o corte (kN/m2).

Hn+1 = Profundidade inferior ao enésimo tirante (m).

RB = Carga de reação na base (kN/m).

As fórmulas utilizadas para o cálculo das componentes horizontais

das forças nos tirantes pelos diagramas de pressão aparente incluindo a

sobrecarga uniforme empregando o método de áreas tributarias são as

seguintes:

DBD


146

Equação 25

Equação 26

Equação 27

Utilizando a Equação 23, estima se um valor de 2035,1 kN/m

correspondente à carga total de pressão.

Obteve se um valor de empuxo que estabiliza o corte definido pela

Equação 24 de 119,7 kN/m2.

A carga no tirante do nível A, é calculado a partir da

Equação 25, no qual corresponde a um valor 164,3 kN/m.

As cargas nos tirantes dos níveis B até K foram calculadas pela

Equação 26, e se obtive um valor de 194,3 kN/m.

Finalmente o valor correspondente à carga do nível mais profundo

(Nível L), foi estimado pela Equação 27, e se obteve um valor de 164,3

kN/m.

Os valores anteriores devem ser multiplicados pelo espaçamento

entre colunas de tirantes, para estimar a carga total em kN, em nosso

caso dito espaçamento é de 2 metros.

A Tabela 13 apresenta os valores calculados pelo método descrito

acima para todos os níveis da cortina em sua parte central. Como pode se

observar, em sua grande maioria os empuxos estimados são muito

próximos que os empuxos medidos em campo nas seções

instrumentadas.

DBD


147

Tabela 13. Valores de carga nos tirantes utilizando os diagramas de empuxo

propostos pelo FHWA.

Nível Carga (kN)

A 328,7 B 388,6 C 388,6 D 388,6 E 388,6 F 388,6 G 388,6 H 388,6 I 388,6 J 388,6 K 388,6 L 328,7

A Figura 87 a seguir apresenta a envoltória da componente

horizontal dos empuxos medidos em campo para a seção 57

correspondente à de menor somatória de forças desde o momento de sua

incorporação até a estabilização das cargas nos tirantes, e os estimados

pelos Diagramas de empuxo propostos pela FHWA e por Terzaghi e Peck

(1967).

Figura 87. Envoltória de Forças medidas em campo e estimadas pelos Diagramas

de empuxo propostos para a seção 57 pela FHWA e por Terzaghi e Peck (1967).

DBD


148

Similarmente a Figura 88 a seguir apresenta a envoltória da

componente horizontal dos empuxos medidos em campo para a seção 45

correspondente à de maior somatória de forças desde o momento da

cravação até estabilizar as forças nos tirantes, e os estimados pelos

Diagramas de empuxo propostos pela FHWA e por Terzaghi e Peck

(1967).

Figura 88. Envoltória de Forças medidas em campo e estimadas pelos Diagramas

de empuxo propostos para a seção 45 pela FHWA e por Terzaghi e Peck (1967).

5.4.3. Retroanálise dos parâmetros de resistência

Estabelecendo a hipótese em que a somatória das forças nos

tirantes é igual e contrária a resultante dos diagramas propostos por

Terzaghi e Peck (1967), pode se obter o valor retro analisado de campo

do ângulo de atrito do solo do local. O procedimento feito para as dez

seções é o descrito a seguir:

� Igualando a somatória das forças medidas em campo para cada

seção apresentados na Tabela 12 com o empuxo total definido pela

Equação 23

DBD


149

� pode-se obter a seguinte expressão para o coeficiente lateral de

empuxo somando a pressão devido à sobrecarga devido ao uso:

Equação 28

Equação 29

Os valores obtidos para o coeficiente de empuxo são apresentados na

Figura 89, esses valores são menores ao valor do coeficiente de

empuxo no repouso definido por Jaky (1944), para esse caso

corresponde a um valor de 0,65; os valores retro analisados de campo

na média 40% menores do teórico proposto por Jaky (1944), o que

corresponde quase à condição limite ativa para umas poucas seções.

Figura 89. Valores retro analisados do coeficiente de empuxo lateral.

� Estimando o valor do coeficiente de empuxo para todas as seções

instrumentadas pode-se obter o valor retroanálisado para o parâmetro

do ângulo de atrito, correspondente ao ângulo de atrito mobilizado,

mediante a formulação para a geometria da estrutura estudada e

definida pela Equação 30 desenvolvida da equação do coeficiente

lateral de empuxo original de Rankine e apresentada a seguir.

DBD


150

Equação 30

O valor obtido mediante essa análise é apresentado na Figura 90 para

as dez seções instrumentadas.

Figura 90. Valores retro analisados do ângulo de at rito mobilizado.

Pode se observar no gráfico acima que os valores retro analisados

apresentam grande similitude, e no qual se estimou um valor médio

de 25° para esse parâmetro de resistência, maior ao valor adotado

para todas as estimativas feitas nesse trabalho e consistentes com os

aportados na literatura consultada e apresentados na Tabela 10.

DBD


151

6. Conclusões e Sugestões.

Esse trabalho realizou a calibração de 16 eletroníveis para a

medição de deslocamentos horizontais em um programa de

instrumentação, esse estudo não alcançou a ser executado no tempo

dentro dessa pesquisa, mas foi apresentado como proposta para um

futuro projeto de instrumentação. Como estudo principal, foi analisado o

comportamento de uma estrutura de contenção projetada para a

duplicação da ferrovia Santos - São Paulo, km 74, construída entre os

anos de 1981 E 1982, que consiste em uma cortina ancorada por tirantes,

em areia. A cortina foi instrumentada a fim de se medirem as cargas nos

tirantes. As cargas nos tirantes foram obtidas com uso de extensômetros

elétricos de resistência instalados em células de carga na cabeça dos

tirantes.

6.1. Conclusões

� Os métodos de cálculo de capacidade de carga em tirantes

propostos pela NBR 5629 (2006) e Ostermayer (1975) podem ser

usados para condições de obra semelhantes à estudada nesse

trabalho, mas o método de Bustamente e Doix (1985) não é

indicado, devido a que subestima a capacidade de carga do tirante.

� Os deslocamentos elásticos dos tirantes analisados ficaram

dentro dos limites estabelecidos pela Norma NBR 5629 de 2006,

mas aproximadamente o 15% dos tirantes ficaram nos limites

máximos e mínimos que indicam dita norma.

� O tirante que mais perda de carga registrou foi o 51A, o qual

atingiu um valor de perda de 54% da carga de instalação, em

quanto o tirante que reporto menor perda de carga ao longo do

tempo foi o 34E correspondendo a 6,25% de perda total.

DBD


152

� Os tirantes 51D, 57D e 66C apresentaram uma perda

acentuada de carga durante o período de construção, portanto, se

realizou uma reprotensão após da construção da cortina, com o

qual após disse reportaram uma perda de carga de 12%, 28% e

24% respectivamente.

� As maiores perdas de carga identificadas ocorreram

imediatamente após da protensão dos tirantes, atingindo valores de

até o 33% da carga inicial.

� Dez dos tirantes estudados reportaram cargas finais iguais

ou maiores às cargas de trabalho de projetos dos tirantes

utilizados.

� O menor tempo de estabilização de carga dos tirantes foi de

sete dias, em quando outros tirantes reportaram tempo iguais a

sete meses após da protensão.

� Os tirantes dos níveis superiores reportaram maiores perdas

que os tirantes dos níveis inferiores, este devido a que os níveis

superiores são os mais expostos ao processo construtivo.

� O método para o análise de estabilidade proposto por Costa

Nunes e Velloso (1963), pode ser utilizado com bastante exatidão

para cortinas ancoradas com características semelhantes às do

caso em estudo.

� As cargas nos tirantes medidas em campo foram

consistentes com estimadas pelos diagramas trapezoidais

propostos por Terzaghi e Peck (1967) e pelos modificados pela

FHWA dos Estados Unidos.

� Os resultados desse estudo sugerem que a prática atual de

utilizar o diagrama de pressão de terras aparente proposto pela

FHWA para o projeto de cortinas ancoradas é apropriado e

representa um enfoque bastante conservador, em quanto, o

diagrama original proposto por Terzaghi e Peck (1967), é também

apropriado, mas é menos conservador. Os resultados não indicam

que nenhum método particular para o desenvolvimento da

envolvente de pressão de terra é superior aos outros métodos de

projeto.

DBD


153

� Os valores retro analisados do ângulo de atrito apresentam

grande aderência com o valor adotado de acordo a literatura para o

solo presente no local.

6.2. Sugestões

� Incluir nos projetos de instrumentação a realizar os equipamentos

necessários para a medição de deslocamentos horizontais e

recalques da estrutura estudada ao longo do tempo e estudar a

influencia da velocidade de deslocamento da estrutura na

estabilidade.

� Instrumentar mais obras de contenção, a fim de se montar um

banco de dados.

� Simular tridimensionalmente, através de métodos numéricos, a

obra instrumentada, a fim de complementar os dados

experimentais de campo.

� Instrumentar tirantes em mais pontos ao longo do bulbo e do trecho

livre, a fim de se obterem diagramas de distribuição de carga mais

detalhados.

DBD


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