estudos geotÉcnicos e de estabilidade de taludes … · anna paula leopoldo de souza estudos...

ANNA PAULA LEOPOLDO DE SOUZA

ESTUDOS GEOTÉCNICOS E DE ESTABILIDADE DE TALUDES DA ENCOSTA

DO ALTO DO PADRE CÍCERO NO MUNICÍPIO DE CAMARAGIBE-PE

Recife

2014

Dissertação de Mestrado apresentada ao

Programa de Pós-Graduação em Engenharia

Civil da Universidade Federal de Pernambuco

como requisito para obtenção do grau de

“Mestre em Engenharia Civil” – Área de

concentração: Engenharia Geotécnica.

Catalogação na fonte

Bibliotecária Valdicéa Alves, CRB-4 / 1260

S729e Souza, Anna Paula Leopoldo de.

Estudos geotécnicos e de estabilidade de taludes da encosta do alto

o padre Cícero no município de Camaragibe-Pe. - Recife: A Autora, 2014.

177folhas, Il., Graf. Qua. e Tab. Orientador: Prof. Dr. Roberto Quental Coutinho.

Dissertação (Mestrado) – Universidade Federal de Pernambuco. CTG. Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil, 2014.

Inclui Referências.

1. Engenharia Civil. 2. Caracterização geotécnica. 3. Movimentos de massa. 4. Taludes. 5. Cálculo de Estabilidade. I. Coutinho, Roberto Quental (Orientador). II. Título.

UFPE

624 CDD (22. ed.) BCTG/2015-72

624 CDD (22. ed.) BCTG/2015-72

UNIVERSIDADE FEDERAL DE PERNAMBUCO

PROGRAMA DE PÓS-GRADUAÇÃO EM ENGENHARIA CIVIL

A comissão examinadora da Defesa de Dissertação de Mestrado

ESTUDOS GEOTÉCNICOS E DE ESTABILIDADE DE TALUDES DA ENCOSTA DO ALTO

DO PADRE CÍCERO NO MUNICÍPIO DE CAMARAGIBE-PE

defendida por

Anna Paula Leopoldo de Souza

Considerada a candidata APROVADA

Recife, 30 de Janeiro de 2014

Banca Examinadora:

________________________________________________

Prof. Dr. Roberto Quental Coutinho - UFPE

(Orientador)

_________________________________________________

Prof. Dr. Olavo Francisco dos Santos Junior – UFRN

(Examinador Externo)

__________________________________________________

Prof. Dr. Ricardo Nascimento Flores Severo - IFRN

(Examinador Externo)

Aos meus filhos, Lara e Felipe, por ser a razão de cada

um dos meus dias.

A minha mãe, Dilena, por tudo que representa

para mim.

Ao meu esposo, Delmo, pelo incentivo, carinho, paciência

e amor.

AGRADECIMENTOS

Primeiramente, agradeço a Deus pela força e perseverança para concluir a tarefa de executar esta

pesquisa.

Ao Professor Roberto Coutinho, pela paciência e por me orientar e mostrar o caminho correto a ser

seguido visando obter o melhor resultado possível.

Ao meu esposo, grande amigo e companheiro de todas as horas, e aos meus filhos, que mesmo sem

saber me iluminaram neste caminho.

Aos meus avós, por sempre torcerem por mim, em especial ao meu avô Pedro, que um dia sonhou em

ter um filho engenheiro e faleceu sem ver a neta realizar seu sonho.

A toda família Leopoldo grande incentivadora e apoiadora com suas demonstrações de união.

A todos os meus amigos que desde a infância acompanham a minha luta em busca do conhecimento e

conhecem meu amor pela engenharia.

Ao Professor Roberto Alvares de Andrade (Robertão), o mestre que me apresentou a Mecânica dos

Solos com tamanha paixão que não me deixou esquecer jamais.

Ao Professor Silvio Romero de Melo Ferreira, que me guiou nos primeiros passos rumo ao

aprofundamento científico na ciência da Geotecnia de uma forma tão suave e amiga.

Aos amigos do GEGEP, em especial Danizete Neto, Everaldo, Renato Palha, Fernanda e a Joany

Magalhães pela colaboração nesta pesquisa.

A todos os colegas do Departamento de Pós-Graduação em Engenharia Civil da UFPE, em especial ao

Dr. Saul Guedes pela ajuda sempre recebida.

Aos amigos de trabalho pela compreensão.

Aos funcionários da Secretaria de Pós-Graduação em Engenharia Civil da UFPE e do Laboratório de

Solos e Instrumentação da UFPE Antônio Brito, Seu Biu e Gutemberg, em especial a Andréia e Chico,

e aos funcionários.

Aos funcionários da Defesa Civil de Camaragibe, Sônia e Antônio por todo o apoio prestado.

Ao CNPq e ao Projeto REAGEO, pelo apoio financeiro.

RESUMO

O trabalho desenvolvido teve como objetivo complementar estudos realizados anteriormente por

Magalhães (2013), sobre o comportamento geotécnico da encosta do Alto do Padre Cícero, localizada

no município de Camaragibe/PE, quanto à estabilidade dos taludes existentes. Foi realizada uma

comparação e discussão entre os parâmetros e classificações aqui obtidas com aqueles apresentados

nos estudos de Magalhães (2013), bem como com outros resultados existentes na bibliografia. A

unidade geológica da encosta foi classificada como Formação Barreiras. A revisão bibliográfica

abrange movimentos de massa e métodos de cálculo de estabilidade de taludes. Durante a elaboração

desse estudo, realizou-se levantamento planialtimétrico da área para obtenção da geometria da encosta

o que não havia sido apresentado no trabalho de Magalhães (2013), proporcionando a definição da

geometria da encosta. A encosta do Alto do Padre Cícero, está localizada a aproximadamente 2 km do

Vale das Pedreiras, também pertencente ao município de Camaragibe e onde foram executadas

pesquisas científicas por Silva (2007) e Silva (2010). A seção da encosta estudada na pesquisa atual

está localizada a leste da seção estudada por Magalhães (2013), a uma distância de aproximadamente

20 metros. Em campo foram executadas sondagens a percussão para prospecção do perfil geotécnico e

ensaios do Permeâmetro Guelph para estudo da permeabilidade do solo. Os parâmetros geotécnicos da

encosta foram definidos, a partir da coleta de amostras deformadas e indeformadas e ensaios de

laboratório tais como caracterização física, classificando o material das camadas de solo, ensaios de

cisalhamento direto, cujos parâmetros foram utilizados no cálculo da estabilidade de taludes através do

software SLOPE/W 2007, ensaios edométricos, cujos parâmetros obtidos serviram para classificar os

solos quanto à colapsibilidade e o ensaio de condutividade hidráulica (Triflex II). Os ensaios de

laboratório foram realizados nas condições de umidade natural e na condição inundada, para simular

os períodos de chuvas intensas e avaliar a influência da água nos parâmetros de resistência. Dentre os

resultados dos fatores de segurança obtidos nas análises de estabilidade, os mais baixos foram

relativos à região do Topo da Encosta com valores de 1,705 para a condição de umidade natural e de

1,064 na condição inundada.

PALAVRAS-CHAVE: Caracterização geotécnica. Movimentos de massa. Taludes. Cálculo de

Estabilidade

ABSTRACT

The work aimed to complement studies conducted previously on the Geotechical behavior of the Padre

Cícero hill, located in the municipality of Camargibe, regarding the stability of existing SLOPEes. A

comparison and discussion was held between the parameters and classifications here obtained with

those presented in the studies do Magalhães (2013), who had studies this hill previously, as well as

with other existing results in the bibliography. The geological unit of the SLOPEe was classified as

Formação Barreiras. The literature rewiew includes mass movements and methods of SLOPEe

stability calculation. During the preparation of this study, survey was carried out in the area to obtain

the geometry of the SLOPEe that had not been presented in the studies of Magal, providing the

definition of the geometry of the SLOPEe. The SLOPEe of the Padre Cícero hill is located

approximately 2 Km from the Vale das Pedreiras, another area belonging to the municipality

of Camaragibe and where were executed scientific researches by Silva (2007) and Silva (2007). The

section of the SLOPEe studied at current research is located east of section studied by Magalhães

(2013), at a distance of approximately 20 meters. In the fiel were performed polls the percussion for

prospecting of the geotechnical profile and tests of the Guelph Permeameter to study of the

permeability of soil. The geotechnical parameters of the SLOPEe were defined from the deformed and

undeformed samples collection and laboratory testing such as physical characterization, sorting the

material layers of soil direct shear strength tests, whose parameters mere used in the calculation of

SLOPE stability SLOPE/W software, oedometer, whose parameters were used to classify the soils on

the colapsibilidade and the hydraulic conductivity tests (TRIFLEX II). Laboratory tests were

conducted under conditions heavy rainfall and assess the influence of water on strength parameters.

Among the results of the safety factors obtained in the analyses of stability, the lowest were related to

the top of the SLOPE with 1.705 values for natural humidity condition and 1.064 inflooded conditions.

KEY WORDS: Geotechnical Caracterization. Mass Movements. SLOPES Stability Calculations.

LISTA DE FIGURAS

Figura 1.1: Encosta do Alto do Padre Cícero (Camaragibe/PE) ..........................................................22

Figura 1.2: Distância entre a área da Encosta do Alto do Padre Cícero e a área dos

estudos de Silva (2007) e Silva (2010) - Vale das Pedreiras (GOOGLE EARTH 2014) .....................24

Figura 2.1: Índice de Mortes por escorregamento na RMR (Década de 90)-CODECIR,

(a partir de Alheiros, 1998).....................................................................................................................28

Figura 2.2: Esquema do processo de queda, adaptado de Carvalho et al., 2007 .................................37

Figura 2.3: Esquema do processo de tombamento (Cruden & Varnes, 1996).

(a partir de Coutinho, 2010) ...................................................................................................................37

Figura 2.4: Esquema do processo de escorregamento (Cruden & Varnes, 1996)


Figura 2.5: Esquema do processo de escorregamento rotacional, Cruden & Varnes (1996)

(a partir de Coutinho 2010) ....................................................................................................................39

Figura 2.6: Esquema do processo de escorregamento em cunha (Cruden & Varnes, 1996)


Figura 2.7: Esquema do rastejo ............................................................................................................40

Figura 2.8: Forças normais e de corte numa fatia genérica (Silva, 2011) ...........................................45

Figura 3.1: Locação das Seções de ondagem na Encosta Alto do Padre Cícero

nos estudo de Magalhães(2013) e no estudo atual ................................................................................49

Figura 3.2: Partes integrantes da Encosta do Alto do Padre Cícero ....................................................50

Figura 3.3: Fissura localizada no topo da Encosta ...............................................................................50

Figura 3.4: Localização do Município de Camaragibe na RMR .........................................................52

Figura 3.5: Mapa Geológico do Município de Camaragibe, Pfaltzgraff(2007), a partir de

Magalhães (2013) ..................................................................................................................................54

Figura 3.6: Seçõe colunares para a Formação Barreira, Alheiros (1998) ............................................55

Figura 3.7: Ocupação informal da Encosta do Alto do Padre Cícero ..................................................56

Figura 3.8: Preciptações mensais registradas no período de 2007 a 2012 ...........................................57

Figura 4.1: Realização de Sondagem a Percussão ...............................................................................62

Figura 4.2: Preparação para retirada de Bloco de Amostra Indeformada ........................................... 64

Figura 4.3: Princípio de Mariott empregado no furo do ensaio de Guelph (Silva, 2007) ................... 65

Figura 4.4: Esquema de funcionamento do Permeâmetro Guelph (Silva, 2007) ................................ 66

Figura 4.5: Furo realizado próximo ao ponto de retirada do BL 04 .................................................... 68

Figura 4.6: Utilização do trado escova ................................................................................................ 68

Figura 4.7: Permeâmetro Guelph montado ......................................................................................... 69

Figura 4.8: Etapas do Ensaio de Sedimentação ................................................................................... 71

Figura 4.9: Moldagem do corpo-de-prova para realização do ensaio Triflex II ................................. 72

Figura 4.10: Painel de controle do Triflex II .................................................................................... 73

Figura 4.11: Válvulas de Pressão do Triflex II ................................................................................... 73

Figura 4.12 (a): Colocação da pedra porosa e papel filtro na base ..................................................... 74

Figura 4.12 (b): Colocação do corpo de prova .................................................................................... 74

Figura 4.12 (c): Colocação de papel filtro no topo .............................................................................. 74

Figura 4.12 (d): Colocação da pedra porosa no topo .......................................................................... 74

Figura 4.12 (e): Colocação do “ top cap” (Tampa de acrílico) ......................................................... 75

Figura 4.12 (f): Colocação de membrana protetora ....................................................................... 75

Figura 4.12 (g): Colocação da câmara triaxial .................................................................................... 75

Figura 4.12 (h): Aplicação das pressões ............................................................................................. 75

Figura 5.1: Resultado do Levantamento Planialtimétrico da Encosta ........................................... 82

Figura 5.2: Locação dos Ponto de ondagem e Retirada de amostras ............................................. 83

Figura 5.3: Seção de Sondagem S 02 (Alto do Padre Cícero) ....................................................... 84

Figura 5.4: Seção Topográfica S 02 – Alto do Padre Cícero ......................................................... 85

Figura 5.5: Seção Topográfica S 01 – Alto do Padre Cícero ......................................................... 85

Figura 5.6: Perfil de Sondagem SPT 01 – Topo da Encosta .......................................................... 86

Figura 5.7: Perfil de Sondagem SPT 02 – Meia Encosta ............................................................... 87

Figura 5.8: Perfil de Sondagem SPT 03 – Base da Encosta .......................................................... 88

Figura 5.9: Perfil de Sondagem SPT 04 – Topo da Encosta .......................................................... 89

Figura 5.10: Perfil de Sondagem SPT 05 – Topo da Encosta ........................................................ 90

Figura 5.11: Perfil de Sondagem SP 01 (Magalhães, 2013) .......................................................... 92



Figura 5.14: Coeficiente de Permeabilidade “in situ” (Guelph) e Laboratório (Triflex II) .......... 99

Figura 5.15: Perfil geotécnico com esquema da locação do ensaio de Guelph ............................. 100

Figura 5.16: Granulometria da Amostra AM 01 com e sem Defloculante .................................... 102





Figura 5.21: Carta de Plasticidade associada à carta de atividade(Vargas,1988,1992) ..................107

Figura 5.22: Intervalo de Variação de K para diversos solos(CASAGRANDE) .......................... 112

Figura 5.23: Tensão vertical x Índice de Vazios, amostras naturais (Magalhães, 2013) ............... 147

Figura 5.24:Tensão vertical x Índice de Vazios, amostras inundadas (Magalhães, 2013) ............ 147

Figura 6.1: Perfil topográfico utilizado nas simulações do SLOPE/W no estudo atual ................ 151

Figura 6.2: Seção heterogênea utilizada nas simulações de SLOPE/W no estudo atual ............... 152

Figura 6.3: Seção simplificada utilizada por Magalhães (2013) .................................................... 152

Figura 6.4: Análise da estabilidade do Topo da Encosta – SLOPE/W (umidade natural) ............ 155

Figura 6.5: Análise da estabilidade da Meia Encosta – SLOPE/W (umidade natural) .................. 155

Figura 6.6: Análise da estabilidade da Base da Encosta – SLOPE/W (umidade natural) .............. 156

Figura 6.7: Análise da estabilidade do Topo da Encosta – SLOPE/W (Condição inundada) ....... 156

Figura 6.8: Análise da estabilidade da Meia Encosta – SLOPE/W (Condição inundada) ............ 157

Figura 6.9: Análise da estabilidade da Base da Encosta – SLOPE/W (Condição inundada) ........ 157

Figura 6.10: Análise da estabilidade da Meia Encosta considerando Sobrecarga-SLOPE/W

(Condição inundada) ....................................................................................................................... 158

Figura 6.11: Perfil topográfico simplificado utilizado no estudo de Magalhães (2013) ............... 163

Figura 6.12: Perfil topográfico simplificado (Souza Neto e Carneiro (2014) ......................... 163

LISTA DE TABELAS

Tabela 2.1: Composição do solo em função da rocha mãe (Gerscovich, 2012) .......................... 32

Tabela 5.1:Resultados dos ensaios de granulometria com Defloculante ....................................... 105

Tabela 5.2: Resultados dos ensaios de granulometria sem Defloculante ...................................... 106

Tabela 5.3: Proposta de Classificação incluindo Solos Tropicais (Vargas, 1988,1992) ............... 108

Tabela 5.4: Classificação das Argilas em função da atividade (Vargas, 1978) ............................. 108

Tabela 5.5: Caracterização de Solos da Formação Barreiras (a partir de Silva, 2007) ................. 110

Tabela 5.6: Dados para determinação de Permeabilidade Saturada .............................................. 111

Tabela 5.7: Relação dos Valores de Condutividade Hidráulica e Tipos de Materiais .................. 113

Tabela 5.8: Condições iniciais dos corpos de prova- Ensaios de Cisalhamento Direto ................ 115

Tabela 5.9: Parâmetros de Resistência do solo – Ensaios de Cisalhamento Direto ....................... 116

Tabela 5.10: Parâmetros de Resistência do solo, Silva (2007) ...................................................... 127

Tabela 5.11: Comparação entre os resultados dos parâmetros de resistência do solo

obtidos por Magalhães (2013) e o Estudo Atual ............................................................................. 128

Tabela 5.12: Condições iniciais e finais dos corpos de prova nos ensaios edométricos simples .. 129

Tabela 5.13: Valores do Potencial de Colapso e Coeficiente de Colapso Estrutural ..................... 131

Tabela 5.14: Critério de Jemmings e Knight (1975) para classificação do solo

quanto a colapsibilidade .................................................................................................................. 132

Tabela 5.15: Condições Iniciais e Finais dos Ensaios Edométricos Duplos ................................. 134

Tabela 5.16: Índices dos Ensaios Edométricos .............................................................................. 138

Tabela 5.17: Classificação quanto a colapsibilidade dos solos segundo a proposta

de Reginatto e Ferrero (1973) ......................................................................................................... 140

Tabela 5.18: Valores dos potenciais de colapso dos ensaios edométricos duplos ........................ 141

Tabela 5.19: Classificação do solo para pelo critério de Jennings e Knight ................................. 142

Tabela 5.20: Classificação do solo quanto a colapsibilidade através de Métodos Indiretos ......... 144

Tabela 5.21: Comparação entre os resultados dos ensaios edométricos duplos do Estudo

Atual e do Estudo de Magalhães (2013) ......................................................................................... 145

Tabela 5.22: Comparação entre os índices dos ensaios edométricos do Estudo Atual

e do estudo de Magalhães (2013) .................................................................................................... 146

Tabela 5.23: Comparação entre os resultados da classificação de Reginatto e Ferrero (1973)

No Estudo Atual e nos estudos de Magalhães (2013) ..................................................................... 146

Tabela 5.24: Síntese dos Resultados dos Ensaios Realizados ....................................................... 149

Tabela 6.1: Parâmetros utilizados nas simulações da análise da estabilidade da encosta .............. 154

Tabela 6.2: Resumo dos resultados dos fatores de segurança (FS) ................................................ 160

LISTA DE QUADROS

Quadro 2.1: Classificação dos Movimentos de Massa (Cruden & Varnes, 1996)

(a partir de Bandeira, 2003) ............................................................................................................ 34

Quadro 2.2: Classificação dos Movimentos de Massa quanto à velocidade

(Varnes, 1978 e WL/WLI, 1994) (a partir de Coutinho e Silva 2005) ............................................ 35

Quadro 2.3: Características dos principais movimentos de massa

(Augusto Filho, 1992) (a partir de Coutinho e Silva, 2005) ............................................................ 36

Quadro 2.4: Causas dos Movimentos de Massa (Cruden & Varnes, 1996)

(a partir de Coutinho, 2010) ........................................................................................................... 42

Quadro 2.5: Causa dos Movimentos de Massa (Varnes, 1978) (a partir de Coutinho 2010) ........ 43

Quadro 3.1: Preciptações Mensais e Anuais ( período de 2001 a 2013) ....................................... 58

Quadro 4.1: Localização e Quantidade de Amostras Coletadas .................................................... 64

Quadro 5.1: Comparação entre valores de NSPT de Magalhães (2013) x Estudo Atual .................. 95

Quadro 5.2: Dados do SPT da pesquisa realizada no Vale das Pedreiras (Silva, 2007) ................ 96

Quadro 5.3: Dados do SPT da pesquisa realizada no Vale das Pedreiras (Silva, 2010) ................ 97

Quadro 5.4: Permeabilidade de solos da Formação Barreiras do estado de Pernambuco ............. 101

Quadro 5.5: Coeficientes de Permeabilidade saturada obtidos no ensaio Triflex ......................... 111

Quadro 5.6: Coeficientes de Permeabilidade de solos típicos (CASAGRANDE) ........................ 112

Quadro 5.7: Resultados da permeabilidade saturada dos estudos de Magalhães (2013)

e do Estudo Atual ............................................................................................................................ 114

Quadro 5.8: Índices de vazios de alguns solos da Formação Barreira a partir de Coutinho

e Severo (2009) ............................................................................................................................... 125

Quadro 5.9: Parâmetros de Resistência de Pico de Solos da Formação Barreiras ........................ 126

Quadro 5.10: Classificação dos solos:Vargas (1978) e Jennings e Knight (1975) ........................ 132

Quadro 5.11: Classificação de Reginatto e Ferrero (1973) ........................................................... 140

Quadro 6.1: Resultados dos Fatores de Segurança (FS) para região do topo da encosta .............. 160

Quadro 6.2: Valores de FS para o método de Morgenstern & Price ............................................. 161

Quadro 6.3: Fator de Segurança mínimo para escorregamentos, NBR 11682 .............................. 161

Quadro 6.4: Valores de FS obtidos nos estudos de Magalhães(2013) e nos de Neto e Carneiro

(2014) ................................................................................................................................................164

LISTA DE GRÁFICOS

Gráfico 5.1: Tensão Cisalhante x Deslocamento Horizontal AM 01(Natural)-TOPO ...................117

Gráfico 5.2: Envoltória de Resistência Condição Natural AM 01-TOPO ......................................117

Gráfico 5.3: Tensão Cisalhante x Deslocamento Horizontal AM 01(Inundada)-TOPO ................118

Gráfico 5.4: Envoltória de Resistência Condição Inundada AM 01(TOPO) ................................. 118

Gráfico 5.5: Envoltórias de Resistência Natural e InundadaAM 01 – TOPO ................................ 119

Gráfico 5.6: Tensão Cisalhante x Deslocamento Horizontal AM 02(Natural)-MEIA ENCOSTA 119

Gráfico 5.7: Envoltória de Resistência Condição Natural AM 02-MEIA ENCOSTA................... 120

Gráfico 5.8: Tensão Cisalhante x Deslocamento Horizontal AM 02(Inundada)-M.ENCOSTA... 120

Gráfico 5.9: Envoltória de Resistência Condição Inundada AM 02(MEIA ENCOSTA) ............. 121

Gráfico 5.10: Envoltórias de Resistência Natural e Inundada AM 02 – MEIA ENCOSTA ......... 121

Gráfico 5.11: Tensão Cisalhante x Deslocamento Horizontal AM 03(Natural)-BASE ..................122

Gráfico 5.12: Envoltória de Resistência Condição Natural AM 03-BASE......................................122

Gráfico 5.13: Tensão Cisalhante x Deslocamento Horizontal AM 03(Inundada)-BASE................123

Gráfico 5.14: Envoltória de Resistência Condição Inundada AM 03(BASE) .................................123

Gráfico 5.15: Envoltórias de Resistência Natural e Inundada AM 03 – BASE ............................ 124

Gráfico 5.16: Deformação x Tensão Vertical(Topo)-Edométrico Duplo ...................................... 135

Gráfico 5.17: Deformação x Tensão Vertical(Meia Encosta)-Edométrico Duplo ......................... 135

Gráfico 5.18: Deformação x Tensão Vertical(Base)-Edométrico Duplo ....................................... 136

Gráfico 5.19: Comparação entre a variação do índice de vazios para o Topo, Meia Encosta e

Base (umidade natural) .................................................................................................................... 137

Gráfico 5.20: Comparação entre a variação do índice de vazios para o Topo, Meia Encosta e

Base (inundado) ............................................................................................................................... 137

Gráfico 5.21: Variação do Potencial de Colapso em função da tensão vertical de consolidação... 141

SUMÁRIO

1 INTRODUÇÃO ...................................................................................................... 20

1.1 CONSIDERAÇÕES INICIAIS ............................................................................. 20

1.2 OBJETIVOS GERAL ...................................................................................................... 22

1.3 JUSTIFICATIVA ...................................................................................................... 23

1.4 ESTRUTURA DA DISSERTAÇÃO ............................................................................. 24

2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA ............................................................................. 26

2.1 BREVE HISTÓRICO SOBRE DESLIZAMENTOS DE ENCOSTAS ......................... 26

2.2 MECANISMOS DE INSTABILIZAÇÃO DE ENCOSTAS NA RMR ......................... 29

2.3 TIPOS DE TALUDE E MOVIMENTOS DE MASSA ................................................... 31

2.3.1 Conceitos ................................................................................................................... 31

2.3.2 Tipos de Taludes ...................................................................................................... 32

2.3.2.1 Taludes Naturais ...................................................................................................... 32

2.3.2.2 Taludes Construídos ...................................................................................................... 33

2.4 TIPOS DE MOVIMENTOS DE MASSA ................................................................ 33

2.4.1 Conceito de Movimentos de Massa ............................................................................. 33

2.4.2 Classificação dos Movimentos de Massa ....................................................................... 33

2.5 CAUSAS E CONDICIONANTES DOS MOVIMENTOS DE MASSA ......................... 41

2.6 ESTABILIZAÇÃO DE TALUDES ............................................................................. 43

2.6.1 Métodos de Análise de Estabilidade de Taludes ................................................................ 46

3 CARACTERIZAÇÃO DA ÁREA DE ESTUDO ................................................... 48

3.1 LOCALIZAÇÃO ...................................................................................................... 48

3.2 CARACTERÍSTICAS GERAIS DO MUNICÍPIO ................................................... 51

3.3 GEOLOGIA GERAL ........................................................................................................ 52

3.4 MODELO DE OCUPAÇÃO DA ENCOSTA ESTUDADA ..................................... 56

3.5 CLIMA ................................................................................................................... 57

3.6 TOPOGRAFIA DA ENCOSTA ............................................................................ 58

3.7 SÍNTESE E CONSIDERAÇÕES GERAIS QUANTO A ÁREA EM ESTUDO ........... 59

4 METODOLOGIA DOS ENSAIOS DE CAMPO E LABORATÓRIO ........... 60

4.1 INVESTIGAÇÃO GEOLÓGICA DE CAMPO ............................................................... 60

4.1.1 Investigação de Superfície – Levantamento Topográfico .................................................. 60

4.1.2 Investigação de subsuperfície – Sondagem SPT ............................................................... 61

4.1.3 Amostragem ................................................................................................................... 62

4.1.4 Ensaio do Permeâmetro Guelph ......................................................................................... 65

4.2 ENSAIOS DE LABORATÓRIO ............................................................................ 70

4.2.1 Ensaios de Caracterização Física ............................................................................ 70

4.2.2 Ensaios de condutividade hidráulica – TRIFLEX II .................................................. 72

4.2.3 Ensaios Edométricos ...................................................................................................... 76

4.2.4 Ensaio de Cisalhamento Direto ......................................................................................... 78

5 APRESENTAÇÃO E DISCUSSÃO DOS RESULTADOS ..................................... 81

5.1 ATIVIDADES DE CAMPO ......................................................................................... 81

5.1.1 Levantamento Planialtimétrico ......................................................................................... 81

5.1.2 Sondagem SPT .................................................................................................................. 84

5.1.3 Discussão sobre os resultados dos valores de NSPT obtidos ............................................. 92

5.1.4 Ensaio de Condutividade Hidráulica-Guelph ................................................................. 98

5.1.5 Discussão sobre os valores obtidos no ensaio de Guelph ............................................... 100

5.2 ENSAIOS DE LABORATÓRIO ............................................................................ 101

5.2.1 Ensaios de Caracterização Física .................................................................................... 101

5.2.2 Discussão sobre os resultados dos ensaios de caracterização ........................................ 109

5.2.3 Coeficientes de Permeabilidade – TRIFLEX II .............................................................. 110

5.2.4 Discussão sobre os resultados do Ensaio Triflex II ........................................................ 113

5.2.5 Resistência ao Cisalhamento ............................................................................................ 114

5.2.6 Discussão sobre os resultados dos ensaios de cisalhamento direto ................................ 127

5.2.7 Ensaios Edométricos ......................................................................................................... 129

5.2.7.1 Edométricos simples ...................................................................................................... 129

5.2.7.2 Ensaios Edométricos Duplos ........................................................................................... 133

5.2.8 Discussão sobre os resultados dos ensaios edométricos ................................................... 144

5.3 SÍNTESE DOS RESULTADOS DOS ENSAIOS ............................................................ 147

6 ANÁLISES DA ESTABILIDADE E DISCUSSÃO DOS RESULTADOS ................ 150

6.1 METODOLOGIA ADOTADA PARA ANÁLISE DE ESTABILIDADE ...................... 150

6.2 APRESENTAÇÃO DOS RESULTADOS E ANÁLISES DA ESTABILIDADE .......... 153

6.3 DISCUSSÃO SOBRE OS RESULTADOS OBTIDOS .................................................... 162

7 CONCLUSÕES, RECOMENDAÇÕES E SUGESTÕES PARA FUTURAS

PESQUISAS ................................................................................................................................ 166

7.1 CONCLUSÕES ...................................................................................................... 166

7.2 RECOMENDAÇÕES E SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS ...................... 171

REFERÊNCIAS ............................................................................................................................ 173

20

1

INTRODUÇÃO

1.1 Considerações Iniciais

As Engenharias Civil e Geotécnica, há tempos enfrentam problemas recorrentes, com

relação à segurança, envolvendo os taludes de solos, alteração de rocha, movimentos de massa,

fraturas e descontinuidades, seja relacionada às encostas naturais ou aos taludes de cortes e

aterros. Os problemas sociais no Brasil, relativos à habitação, se prolongaram por anos, sem que

fossem tomadas providências por parte do poder público, ocasionando grandes áreas de

ocupação desordenada, sujeitas a ação antrópica e natural, desfavoráveis a segurança e

estabilidade das regiões ocupadas.

A partir do momento em que o poder público despertou para a necessidade de desenvolver

ações que proporcionassem a segurança devida para os milhares de habitantes de áreas

consideradas de risco iminente, desencadeados por agentes geológicos, antrópicos ou naturais,

diversas obras passaram a serem executadas e diversas intervenções a serem implementadas,

tendo em vista, à garantia da integridade física dos moradores e diminuição de perdas materiais

e humanas.

Esta dissertação de mestrado é resultado de um estudo que integra o projeto “Engenharia

Geotécnica e Hidrologia no Sistema Encosta-Planície Costeira” do Reageo – Instituto

Geotécnico de Reabilitação do Sistema Encosta-Planície, sob a coordenação geral do Professor

Willy A. Lacerda e coordenação em Pernambuco (UFPE) do Professor Roberto Quental

Coutinho. O Reageo é formado por profissionais de dedicação exclusiva da Coppe/UFRJ,

Instituto de Geociências – Igeo/UFRJ, PUC–Rio, Uerj, UFPE, UFRGS e UNB, com grande

atuação em geotecnia de encostas e planícies, propriedades de solos e rochas, geologia,

geomorfologia e hidrologia. Tendo como patrocinador o INCT – Institutos Nacionais de

Ciências e Tecnologia do CNPQ - Conselho Nacional de Desenvolvimento Científico e

Tecnológico.

Este trabalho, sob a coordenação do Professor Roberto Quental Coutinho, representa a

continuidade de outras pesquisas desenvolvidas no GEGEP – Grupo de Engenharia Geotécnica

21

de Encostas e Planícies, UFPE, sobretudo, da pesquisa desenvolvida por Magalhães (2013). Os

estudos dessa dissertação foram desenvolvidos na mesma região estudada Magalhães (2013),

denominada encosta do Alto do Padre Cícero, no Município de Camaragibe, em uma seção

situada 20 metros a leste da seção estudada anteriormente. A sequência de investigação

científica do estudo atual seguiu a mesma linha de desenvolvimento do estudo de Magalhães

(2013), complementando as informações e testando novas possibilidades.

O Grupo GEGEP é bastante experiente na linha de pesquisa de estabilidade de encostas, e

já desenvolveu diversos trabalhos sobre o assunto, como exemplo, alguns deles são citados

abaixo:

1. Costa (1996) – DISSERTAÇÃO: em convênio com o DER, desenvolvida na encosta

Espinhaço da Gata, situada no Município de Machados – PE;

2. Souza Neto (1998) – DISSERTAÇÃO: em convênio com o DER, desenvolvida na

encosta Espinhaço da Gata, situada no Município de Machados – PE;

3. Silva (2003) – DISSERTAÇÃO: com avaliação da resistência de um solo de calcário na

Encosta Continental situada no Município de Paulista – PE;

4. Bandeira (2003) – TESE: Abordando Mapa de Risco de Erosão e Escorregamento das

encostas com ocupação desordenada do Município de Camaragibe - PE;

5. Melo Neto (2005) – DISSERTAÇÃO: com a caracterização e classificação geotécnica

de dois movimentos de massa ocorridos em Pernambuco;

6. Santana (2006) – DISSERTAÇÃO: abordando análises de soluções de engenharia para

estabilização de encostas ocupadas na Região Metropolitana do Recife. Podemos citar

também alguns;

7. Silva (2007) – TESE: abordando o estudo geológico-geotécnico de uma encosta com

problemas de estabilidade no Município de Camaragibe;

8. Coutinho & Severo (2009) – COBRAE - São Paulo - Investigação Geotécnica Para

Projeto de Estabilidade de Encostas;

9. Silva (2010) – DISSERTAÇÃO: com uma proposta de estabilização de uma encosta

ocupada em Camaragibe;

10. Magalhães (2013) – DISSERTAÇÃO: abordando o estudo da estabilidade da encosta

do Alto do Padre Cícero no Município de Camaragibe;

11. Estudo Atual, dentre outros.

22

Segundo relatos de funcionários da Defesa Civil de Camaragibe, desde o ano 2002, a

Encosta do Alto do Padre Cícero, apresenta histórico de aparecimento de fissuras de pequeno

porte, porém, em 2010 surgiu uma fissura de grande porte, motivando a realização

primeiramente da pesquisa realizada por Magalhães (2013) e consequentemente a realização da

pesquisa atual.

De acordo com o Mapa de Risco desenvolvido por Bandeira (2003), a encosta do Alto do

Padre Cícero, foi classificada como de Alto Grau de Risco de Escorregamentos e Erosão. A

encosta encontra-se ocupada por uma população de baixa renda, que desordenadamente e sem

critérios técnicos construiu suas moradias ao longo da mesma, como pode ser visto na Figura

1.1. É uma encosta que apresenta indícios de problemas relacionados com a estabilidade devido

às fissuras presentes em seu Topo.

Figura 1.1 – Encosta do Alto do Padre Cícero (Camaragibe/PE)

1.2 Objetivo Geral

O principal objetivo para o desenvolvimento desse trabalho foi apresentar um estudo da

caracterização geotécnica da encosta do Alto do Padre Cícero quanto à sua estabilidade. Esta

encosta já havia sido estudada anteriormente por Magalhães (2013). Sendo assim, nesta

23

dissertação de Mestrado foram feitos estudos semelhantes aos realizados anteriormente em uma

seção localizada a leste da seção estudada por Magalhães (2013), e apresentada uma discussão a

cerca dos resultados obtidos na pesquisa atual frente àqueles obtidos pelo estudo anterior.

Levando em consideração o objetivo principal, pode-se dizer que também foi objetivo

desta pesquisa:

Caracterização geológico-geotécnica dos materiais envolvidos na encosta, mediante

uma campanha de investigação de campo e de laboratório;

Compreender os prováveis mecanismos de instabilização da encosta, a partir dos dados

obtidos nas investigações de campo e de laboratório;

Ampliação do banco de dados dos parâmetros geotécnicos da encosta do Alto do Padre

Cícero e da Formação Barreiras, já que o Alto do Padre Cícero está geologicamente enquadrada

nesse grupo;

Disponibilizar ao meio científico as informações obtidas na presente pesquisa.

1.3 Justificativa

A importância do estudo do tema vem do fato de grandes perdas socioeconômicas em

todo o mundo, pois além de perdas humanas, movimentos de massa podem atingir a

infraestrutura doméstica, urbana, industrial, rural e o meio ambiente. Os danos causados pelos

desastres provocados por movimentos de massa, que ocorrem no mundo todo, já acontecem em

escala elevada e a tendência é aumentarem ainda mais, pois a ocupação desordenada continua

acontecendo, de maneira cada vez mais intensa e ainda com pouca fiscalização.

Os tipos de Obras e intervenções possíveis de serem executadas em áreas de risco são

inúmeras e dotadas de técnicas variadas. A escolha do tipo de solução a ser aplicada a

determinada região, vai depender de inúmeros fatores, dentre os quais estão incluídos os índices

geotécnicos e o custo de implantação da Obra.

Este trabalho foi realizado em uma área sujeita a diversos riscos, dentre os quais, estão

incluídos os movimentos de massa, provocados pela ocupação inadequada de áreas que antes

eram desocupadas. Essas ocupações inadequadas, que ocorrem em virtude dos graves e já

conhecidos problemas sociais que atingem grande parte da população carente, transformam-nas

em áreas de risco.

24

Esta dissertação, desenvolvida a partir de estudos na região do Alto do Padre Cícero, no

Município de Camaragibe, Pernambuco, tem a finalidade de servir como mais uma opção de

referência aos profissionais e estudantes da área da geotecnia, bem como para a população de

um modo geral, norteando suas decisões e práticas na intervenção preventiva ou corretiva das

soluções de engenharia a serem adotadas.

Também serviram como norteadoras deste estudo, outras três pesquisas realizadas pelo

GEGEP, por Bandeira (2003), Silva (2007) e Silva (2010), sendo que a primeira pesquisa

elaborou o Mapeamento de Risco de Erosão e Escorregamentos de todo o Município e os dois

últimos investigaram uma área, também pertencente ao Município de Camaragibe denominada

Vale das Pedreiras/Jardim Primavera, conforme mostra a Figura 1.2.

Figura 1.2 – Distância entre a área da Encosta do Alto do Padre Cícero e a área de estudos de

Silva (2007) e Silva (2010) - Vale das Pedreiras/Jardim Primavera (GOOGLE EARTH/2014).

1.4 Estrutura da Dissertação

Esta dissertação foi dividida em 7 (sete) capítulos, distribuídos da seguinte forma:

25

Capítulo 1: Introdução. Apresenta uma contextualização das situações que envolvem

problemas relacionados aos taludes de solo no Município de Camaragibe, os objetivos da

dissertação e justificativa de desenvolvimento da mesma.

Capítulo 2: Apresenta uma revisão bibliográfica, abordando os temas desenvolvidos nesta

dissertação, que dizem respeito a movimentos de massa e estabilidade de taludes, discorrendo

suscintamente sobre os tipos de movimentos de massa e os tipos de talude, conceitos básicos

aplicados a estudos de estabilidade, tais como conceitos de tensão e deformação e resistência ao

cisalhamento.

Capítulo 3: Apresenta as características gerais da área de estudo, incluindo a descrição das

características climáticas e geológicas da área e das características gerais do Município de

Camaragibe.

Capítulo 4: Apresenta a metodologia utilizada na campanha de investigação geológica e

geotécnica de campo e laboratório, incluindo procedimentos, materiais, equipamentos e normas

utilizadas.

Capítulo 5: Apresenta os resultados dos ensaios de campo e laboratório realizados com as

amostras coletadas nas três áreas componentes da seção estudada, sendo elas Topo da Encosta,

Meia Encosta e Base da Encosta, fazendo também a discussão de tais resultados em comparação

com outros resultados presentes na bibliografia.

Capítulo 6: Apresenta os resultados das simulações feitas com o software SLOPEEE/W 2007,

em relação à estabilidade dos taludes, testando diversas situações, tais como diferentes

condições de umidade do solo. É feito também neste capítulo, uma discussão sobre os

resultados obtidos na pesquisa de Magalhães (2013) e complementados por Souza Neto &

Carneiro (2014).

Capítulo 7: Apresenta as conclusões obtidas com este estudo e faz recomendações e sugestões

para pesquisas futuras. Por fim são apresentadas as referências bibliográficas.

26

2

REVISÃO BIBLIOGRÁFICA

Este capítulo apresenta ao leitor, uma revisão da bibliografia, abordando os aspectos e temas

que auxiliarão na melhor compreensão do assunto tratado na presente dissertação. A abordagem

principal é o estudo dos movimentos de massa, suas causas e os métodos de estudo de

estabilidade de encostas existentes na bibliografia geotécnica. Para compreender melhor a

motivação que levou a elaboração desse trabalho, é preciso conhecer um pouco sobre o histórico

dos deslizamentos de encostas no mundo, em especial na Região Metropolitana do Recife, e

entender o porquê da preocupação sobre este tema e da realização de tantos trabalhos,

contribuindo para o conhecimento do problema.

2.1 BREVE HISTÓRICO SOBRE DESLIZAMENTOS DE ENCOSTAS

Segundo Brabb (1991) (a partir de Magalhães (2013)), os indícios sobre deslizamentos

de encostas no mundo datam de 186 a.c. e ocorreram na China. Leroueil (2001), relata um

deslizamento induzido por um terremoto, que causou a morte de 100.000 pessoas, na Província

de Ningxia em 1920.

Segundo Coutinho e Silva (2005), movimentos de massa já vêm sendo relatados há

vários séculos na Ásia e na Europa. O primeiro deslizamento de que se tem notícia ocorreu na

Província de Honan localizada na China no ano de 1767 provocado por um terremoto. Desde

então vários são os relatos de deslizamentos ocorridos em todo o mundo até os dias atuais,

geralmente seguidos por relatos de perdas humanas e econômicas.

A China e o Japão são provavelmente os países que mais sofrem com fatalidades

decorrentes de movimentos de massa. (Coutinho e Silva, 2005).

Nas últimas décadas pesquisas tem mostrado que houve um aumento considerável na

frequência e na intensidade dos desastres naturais, o que resultou em sérios danos e prejuízos

socioeconômicos em todo o globo. Dentre os principais fatores responsáveis pelo aumento do

registro dos desastres naturais em todo o mundo citam-se: o crescimento populacional, a

segregação socioespacial (aumento das favelas e bolsões de pobreza) e as mudanças climáticas

globais. (Coutinho e Bandeira, 2012).

27

Segundo Gusmão Filho (1997), na Região Metropolitana do Recife (RMR), tem sido

observado que os deslizamentos em solos, em sua maioria são rasos e a superfície de ruptura é

translacional, paralela ao talude. Nesta Região a chuva e a forma de ocupação das encostas são

os principais fatores que contribuem para as ocorrências dos movimentos de massa e dos

processos erosivos, sendo a erosão hídrica pluvial e os escorregamentos planares os principais

processos de instabilização de encostas.

Nas áreas ocupadas o processo erosivo se dá de forma acelerada, devido à união do fator

antrópico aos demais fatores condicionantes (clima, ação de microrganismos, topografia, tipo de

solo e cobertura vegetal).

A aceleração da urbanização, sobretudo nos países menos desenvolvidos, veio

acompanhada por um crescimento urbano desordenado, ocasionando inúmeros problemas

socioambientais, como a multiplicação de bairros com infraestrutura deficiente, habitações

situadas em áreas de risco e alterações nos sistemas naturais.

As áreas menos valorizadas são então ocupadas pela população de baixa renda. Nas

moradias implantadas em patamares cortados. O material removido pelo corte é lançado sobre a

borda da encosta, sem nenhuma compactação, sendo frequentes os deslizamentos nos taludes

tanto de corte quanto de aterro, causando vítimas fatais (a partir de Coutinho e Bandeira, 2012).

Os frequentes desastres por escorregamentos de encostas ocorridos em vários

Municípios brasileiros mostram a necessidade de maior atuação da Defesa Civil, do meio

técnico, de especialistas, da comunidade e principalmente dos governantes. Estudos realizados

nas áreas de riscos indicam que a deficiência de infraestrutura urbana é uma das causas dos

desastres ocorridos nos períodos chuvosos. Em toda a Região Metropolitana do Recife, os

fatores decorrentes da forma inadequada de ocupação das encostas são importantes na

deflagração dos deslizamentos, associados aos condicionantes naturais (chuvas, litologia,

declividade, forma da encosta, etc.). O acúmulo de lixo, os cortes inadequados dos taludes, o

acúmulo do material proveniente desses cortes e a inexistência de infraestrutura adequada são os

principais fatores geradores dos processos erosivos e dos movimentos de massa em áreas

ocupadas (Coutinho e Silva, 2005).

Pernambuco, em especial a Região Metropolitana do Recife, experimentou por anos os

elevados índices de perdas de vidas e danos econômicos e ambientais provocados pelos

deslizamentos de encostas. Após algum tempo, o poder público deu início a algumas ações,

como implantação de sistemas de gerenciamento de risco, dentre os quais podemos citar o

28

Programa Metropolitano “Viva o Morro”, criado em 1997 pela Agência Estadual

Condepe/Fidem, gerenciando várias ações estruturais e não estruturais nas áreas de encostas e

alagados na RM-Recife, e o Programa Guarda-Chuva da cidade do Recife, implantado em 2001

pela Defesa Civil do Recife gerenciando os riscos da cidade. Com a implantação dessas ações

esses números diminuíram, porém não deixaram de existir.

Na Região Metropolitana do Recife (RMR), o problema dos deslizamentos se tornou

mais grave a partir da década de 1980, quando foram registradas dezenas de escorregamentos na

zona norte da cidade de Recife (no período de 1993 a 1996 foram registrados 757

escorregamentos), que causaram 67 mortes (Gusmão, 1997).

Entre 1994 e 2005 foram registradas 100 mortes em toda RMR, devido principalmente

ao aumento da urbanização, desenvolvimento e desmatamento em áreas sujeitas a esses

movimentos e ao aumento das precipitações regionais (Coutinho & Silva, 2005).

Alheiros (1998), em sua pesquisa, reuniu dados dos acidentes registrados na década de

90 pelos principais jornais locais e pelos órgãos de defesa civil na RMR. A partir desses dados,

observou que a ocorrência de escorregamentos se dá em toda a RMR, à exceção de Itamaracá e

Ipojuca, com maior concentração no Recife, Olinda, Camaragibe e Abreu e Lima (Figura 2.1).

Figura 2.1 – Índice de Mortes por escorregamento na RMR (Década de 90)-CODECIR, (a partir

de Alheiros, 1998).

29

Entre os anos de 1990 e 2000, Bandeira (2003), relata que houve 150 óbitos e mais de

9000 desabrigados na região metropolitana do Recife.

Os valores que envolvem as perdas econômicas, nas últimas décadas, decorrentes desses

deslizamentos, alcançam as cifras de bilhões de dólares.

De acordo com o site do IBGE, entre os anos de 2008 e 2013, 40,9 % das cidades

brasileiras (cerca de 2.276 cidades) foram atingidas por pelo menos um desastre natural

(enchentes, deslizamentos e etc.). Dessas cidades, 895 foram atingidas por deslizamentos de

encostas e deixaram 303.652 cidadãos sem moradia.

Segundo informações dadas pela CODECIPE, de janeiro até o início de agosto de 2014,

já aconteceram 24 deslizamentos de encostas na Região Metropolitana do Recife.

Ocupações presentes em regiões de encostas, sempre estão sujeitas a riscos de

deslizamentos, principalmente nos casos de ocupações irregulares, aquelas feitas sem nenhuma

orientação técnica de profissional ou por parte do poder público. O grau do risco a que estas

moradias estão submetidas, variam e dependem da realização de um mapeamento. Por isso,

essas habitações merecem atenção especial.

No Plano Municipal de Redução de Riscos em Assentamentos Precários do Município

de Camaragibe (PMRR), realizado no ano de 2006, existiam 164 setores de risco no Município,

sendo 38 de risco muito alto, 52 de risco alto, 22 de risco médio e 52 de risco baixo.

Ainda de acordo com o PMRR, 111.174 pessoas ocupam os morros de Camaragibe das

quais 34.992 (cerca de 32 % da população), encontram-se nas 164 áreas de risco. Dessas

pessoas em área de risco, 4.824 pessoas (cerca de 14% da população) estão diretamente

ameaçadas por ocuparem moradias em situação mais crítica de risco.

Estudar as causa e os efeitos, maneiras de estabilizar ou evitar a deflagração e entender

processos desencadeadores de problemas geotécnicos ligados aos desastres naturais, são formas

de evitar ou minimizar os índices alarmantes de perdas. Faz parte do processo de busca por

soluções, mapear os riscos e conscientizar a população.

2.2 MECANISMOS DE INSTABILIZAÇÃO DE ENCOSTAS NA REGIÃO

METROPOLITANA DO RECIFE

30

Segundo (Coutinho e Bandeira, 2012), as águas, sejam de subsuperfície ou provenientes

de chuva, representam de um modo geral, o fator acionante ou agravante de maior influência

nos movimentos de massa da Região Metropolitana do Recife, de várias cidades brasileiras e até

do mundo. É no período chuvoso que ocorre o maior número de deslizamentos de encostas.

Os principais mecanismos de atuação das águas no desencadeamento dos processos nas

encostas são:

a) Avanço da frente de umedecimento, reduzindo a resistência dos solos pela redução da

coesão aparente;

b) Elevação do nível d’água, gerando aumento das pressões neutras e reduzindo as tensões

efetivas e a resistência do solo ao cisalhamento;

c) Elevação da coluna d’água em descontinuidades, reduzindo as tensões efetivas e

gerando esforços laterais cisalhantes, podendo ocasionar ruptura;

d) Erosão subterrânea retrogressiva (pipping).

Segundo Carvalho (1989) (a partir de Coutinho e Bandeira, 2012) a umidade inicial do solo

influencia a velocidade do avanço das franjas de umedecimento, ou seja, o grau de saturação

prévio do solo também se mostra determinante para a deflagração de escorregamentos de

encostas. Considerando este fato, têm-se as águas servidas como um dos fatores de redução da

resistência do solo.

Nas ocupações com infraestrutura inadequada, sem saneamento básico, as águas servidas

são lançadas diretamente sobre o solo durante todo o ano , independente do período chuvoso.

O estudo realizado por Silva (2007), em um importante movimento de massa ocorrido numa

encosta de Camaragibe, RM-Recife, revelou a influência da geologia, da ocupação desordenada

e da forte presença de água na área. Em relação a águas servidas o estudo encontrou valores

importantes que contribuíram para o entendimento do mecanismo. Os volumes das águas

servidas são maiores que o volume das chuvas na maioria dos dias do ano, sendo que o volume

de águas servidas ultrapassa o volume diário de chuvas em 68,2% dos dias do ano, ou seja, em

249 dias.

Segundo Santana & Coutinho (2006), Além das águas servidas e das chuvas os vazamentos

nas tubulações de abastecimento de água, que são bastante comuns nas ocupações precárias,

devido a ligações clandestinas, também são de grande importância nas instabilizações de

encostas.

31

Em janeiro de 2009, um vazamento de tubulação de abastecimento de água provocou um

deslizamento de encosta no Recife, causando a morte de duas pessoas de uma mesma família.

(Bandeira, 2010).

Os movimentos de massa referentes a materiais pertencentes a Formação Barreiras na RM-

Recife estão relacionados, de um modo geral, a ocupação antrópica desordenada, a qual provoca

uma maior possibilidade de ocorrência de processos erosivos e movimentos de massa.(

Coutinho e Severo, 2009).

2.3 TIPOS DE TALUDE E MOVIMENTOS DE MASSA

2.3.1 Conceitos

Segundo Gerscovich (2012), talude é a denominação que se dá a qualquer superfície

inclinada de um maciço de solo ou rocha. Ele pode ser natural, também denominado encosta, ou

construído pelo homem, como por exemplo, os aterros e cortes.

A instabilidade de encostas é consequência da própria dinâmica de evolução das

encostas, que com o avanço dos processos físico-químicos de alteração das rochas, resulta num

material menos resistente e que a depender da influência da topografia, gera condições propícias

para deflagração da ruptura.

Os mecanismos de instabilização de encostas associados aos escorregamentos em

encostas urbanas estão ligados ao aumento de umidade devido à infiltração de águas de chuva e

servidas. O aumento da umidade induz à perda de resistência do solo (Coutinho e Bandeira –

DESASTRES NATURAIS, 2012).

A ruptura do talude em si, é caracterizada pela formação de uma superfície de

cisalhamento contínua na massa de solo. Há uma camada de solo em torno da superfície de

cisalhamento que perde suas características durante o processo de ruptura, formando assim a

zona cisalhada, primeiro forma-se a zona cisalhada e em seguida, surge à superfície de

cisalhamento.

Gerscovich (2012) cita algumas situações, onde as análises da estabilidade são

necessárias, tais como:

Encostas Naturais – Para avaliação da necessidade de medidas de estabilização;

Cortes ou Escavações – Para a definição da inclinação do corte e/ou avaliar a

necessidade de medidas de estabilização;

32

Barragem de Terra – Para a definição de seção da barragem e configuração

economicamente mais viável;

Aterros sobre solos compressíveis – Para a definição da geometria da seção

economicamente mais viável;

Barragem de rejeito (alteamento a montante) – Para a definição da seção dos diques e

configuração economicamente mais viável;

Retroanálise de ruptura para avaliação dos parâmetros de projeto.

2.3.2 Tipos de taludes

2.3.2.1 Taludes Naturais

Podem ser constituídos por:

Solo residual: Formados a partir do intemperismo físico e químico da rocha sã,

alterando progressivamente suas propriedades geomecânicas. As camadas mais superficiais vão

se transformando em solo. Permanecem no local onde são gerados. Podem chegar à espessura

de dezenas de metros. A evolução do intemperismo acontece da superfície para as regiões mais

profundas, por isso o solo residual pode apresentar diferentes horizontes, formando um perfil de

intemperismo. A composição deste tipo de solo depende da composição mineralógica da rocha-

mãe. Alguns exemplos são mostrados na tabela 2.1.

Tabela 2.1 – Composição do solo em função da rocha mãe, Gerscovich 2012.

ROCHA TIPO DE SOLO

Basalto Argiloso

Quartzito Arenoso

Filito Argiloso

Granito Arenoargiloso(micáceo)

Calcário Argiloso

Gnaisse Siltoso e micácio

Solo coluvionar: Material heterogêneo constituído por fragmentos de rocha sã ou com

sinais de intemperização, imersos em matriz de solo. Formados como resultado do transporte,

tendo como agente principal a ação da gravidade. Ficam depositados no pé do talude ou a

33

pequenas distâncias de taludes mais íngremes ou escarpas rochosas. O colúvio é chamado de

Tálus, quando há grande acúmulo de blocos rochosos de dimensões significativas. É difícil, na

maioria dos casos, identificar a transição entre solo residual e colúvio, porque o intemperismo

destrói feições geológicas e deixa a camada visualmente homogênea.

Para Gerscovich (2012), os taludes naturais estão sempre sujeitos a problema de instabilidade,

porque as ações das forças gravitacionais contribuem naturalmente para a deflagração do

movimento. Encostas que se mantinham estáveis por muitos anos, comumente sofrem processos

de movimentação, pois determinados fatores alteram o estado de tensões da massa e provocam

tensões cisalhantes que se igualam à resistência ao cisalhamento do solo.

2.3.2.2 Taludes Construídos

Os taludes que resultam da ação humana como realização de cortes e aterros em

encostas naturais, são os chamados taludes construídos.

2.4 TIPOS DE MOVIMENTOS DE MASSA

2.4.1 Conceito de movimentos de massa

Entende-se como movimentos de massa qualquer deslocamento de um determinado

volume de solo. Na maioria dos casos, a literatura trata dos movimentos de massa como

processos associados a problemas de instabilidade de encostas. São muitas as propostas de

classificação dos movimentos de massa.

2.4.2 Classificação dos movimentos de massa

A primeira classificação de movimentos de massa no Brasil foi proposta por Rodrigues

(1954) (a partir de Wolle, 1988), em que ele denomina como relativa a “desmoronamentos e

fenômenos correlatos”. Embora este autor tenha se baseado na classificação de Sharpe (1938) (a

partir de Guidicini & Nieble, 1984), ele não introduziu alterações significativas nesta

classificação, tendo se preocupado em procurar na região sudeste do Brasil exemplos de sua

aplicação. Ressaltam-se, também, as classificações de Vargas (1966), Barata (1969) e Costa

Nunes (1969), com conotações regionais, voltadas para a ocorrência de movimentos de massa

nos estados do Rio de Janeiro e São Paulo.

34

A classificação de movimentos de massa proposta por Cruden & Varnes (1996), ainda é

uma das mais utilizadas em todo mundo, sendo considerada a classificação oficial da

International Association of Engineering Geology – I AEG. Esta classificação é bem simples e

baseia-se no tipo de movimento e do material transportado. Os tipos de materiais dessa

classificação são: rocha (rock), solos (earth) e detritos (debris); e os tipos de movimento são:

quedas (falls), tombamentos (topples), escorregamentos (slides), espalhamentos (spreads),

corridas/escoamentos (flows). As corridas/escoamentos são subdivididas de acordo com a

velocidade e conteúdo de água dos materiais mobilizados. O quadro 2.1, apresenta a

classificação dos tipos de movimentos proposta por Cruden & Varnes (1996), (a partir de

Bandeira, 2003).

Quadro 2.1 – Classificação dos Movimentos de Massa (Cruden & Varnes, 1996) (a partir de

Bandeira, 2003).

Os movimentos de massa podem ser classificados também, quanto a sua velocidade de

acordo com o Quadro 2.2.

PREDOMINANTEMENTE

GROSSO

PREDOMINANTEMENTE

FINO

QUEDA QUEDA DE ROCHA QUEDA DE DETRITOS QUEDA DE SOLO

TOMBAMENTOTOMBAMENTO DE

ROCHATOMBAMENTO DE DETRITOS TOMBAMENTO DE SOLO

ESCORREGAMENTOESCORREGAMENTO

DE ROCHAESCORREGAMENTO DE DETRITOS ESCORREGAMENTO DE SOLO

EXPANSÕES LATERAISEXPANSÕES

LATERAIS DE ROCHAEXPANSÕES LATERAIS DE DETRITOS EXPANSÕES LATERAIS DE SOLO

ESCOAMENTOMOVIMENTO

LENTO/CORRIDA DE

MOVIMENTO LENTO/CORRIDA DE

DETRITOS

MOVIMENTO LENTO/CORRIDA DE

SOLO

TIPO DE MATERIAL

SOLOTIPO DE

MOVIMENTOROCHA

35

Quadro 2.2 – Classificação dos movimentos de massa quanto à velocidade, Varnes (1978 e

WP/WLI, 1994) (a partir de Coutinho e Silva, 2005).

As características principais dos movimentos de massa podem ser vistas no Quadro 2.3

VELOCIDADE DESCRIÇÃO DA VELOCIDADE TIPO DE MOVIMENTO

> 3m/s EXTREMAMENTE RÁPIDA DESMORONAMENTO

0,3m/min - 3 m/s MUITO RÁPIDA DESMORONAMENTO

1,5 m/dia - 0,3m/min RÁPIDADESMORONAMENTO E

ESCORREGAMENTO

1,5 m/mês - 1,5 m/dia MODERADA ESCORREGAMENTO

1,5 m/ano - 1,5 m/mês LENTA ESCORREGAMENTO/CREEP

0,06 m/ano - 1,5 m/ano MUITO LENTA CREEP

< 0,06 m/ano EXTREMAMENTE LENTA CREEP

CLASSES DE VELOCIDADE DESCRIÇÃO DA VELOCIDADE VELOCIDADE

7 EXTREMAMENTE RÁPIDA > 5 m/s

6 MUITO RÁPIDA 3 m/min - 5 m/s

5 RÁPIDA 1,8 m/h - 3 m/min

4 MODERADA 13 m/mês - 1,8 m/h

3 LENTA 1,6 m/ano - 13 m/mês

2 MUITO LENTA 16 mm/ano - 1,6 m/ano

1 EXTREMAMENTE LENTA < 16 mm/ano

CLASSIFICAÇÃO DOS MOVIMENTOS SEGUNDO SUA VELOCIDADE, VARNES (1978)

CLASSIFICAÇÃO DOS MOVIMENTOS SEGUNDO SUA VELOCIDADE, WP/WLI (1994)

36

Quadro 2.3 – Características dos principais movimentos de massa (Augusto Filho, 1992) (a

partir de Coutinho e Silva, 2005).

Os movimentos de massa classificam-se em:

QUEDAS - Subsidências bruscas, em alta velocidade, envolvem blocos rochosos que se

deslocam em queda livre ou ao longo de um plano inclinado. A formação dos blocos surge com

a ação do intemperismo nas fraturas, pressões hidrostáticas na fratura, perda de

desconfinamento lateral, decorrentes de obras subterrâneas, vibrações, etc.

PROCESSOS CARACTERÍSTICAS DO MOVIMENTO, MATERIAL E GEOMETRIA

Vários planos de deslocamentos (internos);

Velocidades muito baixas (cm/ano) a baixas e decrescentes com a profundidade;

Movimentos constantes, sazonais e intermitentes;

Solo, depósito, rocha alterada/fraturada;

Geometria indefinida;

Poucos planos de deslocamentos (externos);

Velocidade média (m/h) e altas (m/s);

Pequenos a grandes volumes de material;

Geometria e materiais variáveis;

PLANARES = solos pouco espessos, solos e rochas com um plano de fraqueza;

CIRCULARES = solos espessos homogêneos e rochas muito fraturadas;

EM CUNHA = solos e rochas com dois planos de fraqueza.

Sem planos de deslocamentos;

Movimentos tipo queda livre ou em plano inclinado;

Velocidades muito altas (vários m/s);

Material rochoso;

Pequenos a médios volumes;

Geometria variável: lascas, placas, blocos e etc,;

ROLAMENTO DE MATAÇÃO;

TOMBAMENTO.

Muitas superfícies de deslocamentos (internas e externas à massa de movimentação);

Movimento semelhante ao de um líquido viscoso;

Desenvolvimento ao longo das drenagens;

Velocidades médias e altas;

Mobilização de solo, rocha, detritos e água;

Grandes volumes de material;

Extenso raio de alcance mesmo em áreas planas.

CORRIDAS (FLOWS)

CLASSIFICAÇÃO DOS MOVIMENTOS (AUGUSTO FILHO, 1992)

RASTEJO (CREEP)

ESCORREGAMENTOS (SLIDES)

QUEDAS (FALLS)

37

Figura 2.2 – Esquema do processo de queda, adaptado de Carvalho et al., 2007.

TOMBAMENTO – Rotação de um bloco de solo ou rocha em torno de um ponto

abaixo do centro de gravidade da massa, podendo ser um movimento lento ou rápido.

Figura 2.3 – Esquema do processo de tombamento, Crudem & Varnes (1996) (a partir

de Coutinho 2010).

ESCORREGAMENTO – Movimentos rápidos, com superfície de ruptura definida, com

duração relativamente curta, massas de terreno geralmente bem definido quanto ao seu volume,

cujo centro de gravidade se desloca para baixo e para fora do talude (Guidicini & Nieble, 1984).

38

Os escorregamentos são um dos processos mais importantes relacionados com os

movimentos de massa no Brasil, devido a elevada frequência com que ocorrem e da grande

extensão da área com potencialidade para ocorrência destes processos. Tudo isso, devido às

características geológicas, geomorfológicas e climáticas do Brasil, associadas à intensa

urbanização e ao baixo poder de renda da população.

Existem diferentes tipos de escorregamentos que podem ser subdivididos em:

Translacionais: Ocorrem predominantemente em solos pouco desenvolvidos das vertentes com

altas declividades. A ruptura é por cisalhamento e caracteriza-se pelo deslocamento da massa

sobre uma superfície relativamente plana, de pequena espessura e comprimentos bem superiores

às larguras. São condicionados por um plano de fraqueza, desfavorável à estabilidade,

originadas de descontinuidades geológicas como fraturas, falhas, foliações e xistosidades.

Figura 2.4 – Esquema do processo de escorregamento, Cruden & Varnes (1996) (a partir de

Coutinho 2010).

Rotacionais: Possuem superfícies de deslizamento circular com concavidade voltada para cima,

sendo comum a ocorrência de uma serie de rupturas combinadas e sucessivas. O colapso da

massa ocorre por ruptura ao longo da superfície de escorregamento e rotação em torno do centro

do arco. A força responsável pelo colapso é, em princípio, o peso da cunha, enquanto a força

resistente é, em princípio, a resistência ao cisalhamento ao longo do círculo de ruptura. Em

geral, possuem um raio de alcance relativamente menor que os deslizamentos translacionais.

39

Figura 2.5 – Esquema do processo de escorregamento rotacional, Cruden & Varnes (1996) (a

partir de Coutinho 2010).

Em cunha: São mais comuns em rocha ou em taludes de corte ou encostas que sofreram algum

processo natural de erosão ou deslizamentos anteriores. Este processo está associado à

existência de dois planos de fraqueza desfavoráveis a estabilidade, condicionando o

deslocamento ao longo do eixo de intersecção destes planos.

Figura 2.6 – Esquema do processo de escorregamento em cunha, Cruden & Varnes (1996) (a

partir de Coutinho 2010).

40

EXPANSÕES LATERAIS - Movimentos caracterizados pela expansão de um solo

coesivo ou de uma massa de rocha combinado com uma subsidência da massa fraturada numa

camada de material subjacente que apresenta pouca resistência. A superfície de ruptura não se

apresenta como uma superfície de intenso cisalhamento. Expansões laterais podem resultar da

liquefação ou escoamento de materiais. Segundo Varnes (1978), as expansões laterais típicas de

rochas são movimentos que não apresentam superfície de ruptura definidas e as expansões

laterais em solos ocorrem devido à liquefação dos materiais de camadas subjacentes.

ESCOAMENTOS – Movimentos contínuos, com ou sem superfície de deslocamento

definidos, não associados a uma velocidade específica. Quando o movimento é lento, chamamos

de rastejo; quando o movimento é rápido, chamamos de corrida. A deformação dos escoamentos

assemelha-se ao movimento de um líquido viscoso.

Rastejo: Movimentos lentos e contínuos, sem superfície de ruptura bem definida, podem

abranger grandes áreas, sem que se possa diferenciar a massa em movimento e a região estável.

As causas do movimento são atribuídas à ação da gravidade associada a efeitos causados pela

variação da temperatura e umidade.

Corrida: Movimentos de alta velocidade (≥ 10 km/h), gerados pela perda completa das

características de resistência do solo. A massa de solo passa a se comportar como um fluido e os

deslocamentos atingem extensões significativas. A fluidificação do material pode ser originada

por adição de água em solos predominantemente arenosos, terremotos, cravação de estacas ou

amolgamento em argilas muito sensitivas.

Figura 2.7 – Esquema do rastejo

Fonte: http://ageoesta.blogspot.com.br/2011/06/movimentos-gravitacionais-de massa.html.

http://ageoesta.blogspot.com.br/2011/06/movimentos-gravitacionais-de%20massa.html

41

2.5 Causas e condicionantes dos movimentos de massa

Os movimentos de massa ocorrem sob influência de fatores naturais, antrópicos, ou

ambos. As causas ou fatores influentes nos movimentos de massa devem ser bem entendidos,

para que acontecimentos similares possam ser previstos, controlados e evitados, uma vez que

ocorrem sob a influência de fatores geológicos, topográficos e climáticos específicos que se

repetem em várias regiões do planeta.

Os condicionantes naturais podem ser divididos em dois grupos. Os agentes

predisponentes, que são o conjunto de características intrínsecas do meio físico natural, como

morfologia, litologia, solo, clima, hidrologia, cobertura vegetal e força da gravidade. E os

agentes efetivos, que desencadeiam diretamente o processo de movimentação de massas, como

chuva, erosão, vibração, vento, ondas, variação de temperatura e umidade, oscilação do nível

d’água e ação do homem (Carvalho et al., 2007).

Os condicionantes antrópicos mais danosos às encostas são a remoção da cobertura

vegetal, lançamento e concentração de águas servidas e pluviais diretamente sobre o solo,

execução inadequada de cortes e aterros, presença de fossas sanitárias e obstrução da drenagem

natural, agravada pelo lançamento de lixo ou entulhos.

Em geral, um deslizamento está associado a um conjunto de fatores condicionantes,

cujos efeitos somados determinam sua deflagração, e a identificação precisa desses fatores é

fundamental para a adoção de medidas corretivas ou preventivas, garantindo maior acerto do

ponto de vista técnico e econômico (Carvalho et al., 2007).

Segundo Cruden & Varnes (1996) (a partir de Coutinho, 2010), os fatores causadores

dos deslizamentos de encostas podem ser divididos em quatro classes de causas: geológicas,

morfológicas, físicas e antrópicas, como mostra o Quadro 2.4.

42

Quadro 2.4 – Causas dos movimentos de massa, Cruden & Varnes (1996) (a partir de Coutinho,

2010).

Os movimentos de massa ocorrem quando as solicitações são maiores que a resistência

ao cisalhamento dos materiais e, de acordo com Varnes (1978) (a partir de Coutinho, 2010), os

fatores deflagradores desses movimentos podem ser separados em dois grupos: os que

aumentam as solicitações e os que reduzem a resistência ao cisalhamento, considerando os

fenômenos, como pode ser visto no Quadro 2.5.

CAUSAS GEOLÓGICAS CAUSAS MORFOLÓGICAS

-Perfil geotécnico/materiais

problemáticos: sensitivo, colapsível /

mole;

-Orientação desfavorável da

descontinuidade de massa (clivagem,

acamamentos, xistosidades, falhas,

contatos sedimentares);

-Contraste na permeabilidade e seus

efeitos na poro-pressão;

-Contraste na rigidez (material denso

sobre material plástico);

-Material de preenchimento de juntas

alteradas (fissuras).

-Geometria, declividade e forma da

encosta/relevo;

-Atividades geológicas: terremotos,

vulcanismo, etc;

-Depósito de carregamento no topo do

talude;

-Remoção da vegetação (por erosão,

queimadas, secas);

-Erosão fluvial no pé do talude/erosão na

face do talude;

-Erosão subterrânea (“pipping”).

CAUSAS FÍSICAS CAUSAS ANTRÓPICAS

-Chuvas intensas em períodos curtos;

-Chuvas intensas de longa duração;

-Inundações;

-Terremotos;

-Contração e expansão de solos

expansivos.

- Escavação na base da encosta;

-Sobrecarga na encosta ou no topo;

-Remoção vegetal;

-Vibração artificial (incluindo tráfego,

máquinas pesadas);

-Falta de manutenção de drenagem;

-Vazamento de rede de abastecimento

(água e esgoto).

43

Quadro 2.5 – Causas dos movimentos de massa, Varnes (1978) (a partir de Coutinho 2010).

AÇÃO FATORES FENÔMENOS

GEOLÓGICOS/ANTRÓPICOS

Aumento da

solicitação

Remoção de massa

(lateral ou de base)

-Erosão, escorregamentos;

-Cortes;

Sobrecarga

-Peso da água de chuva, etc;

-Depósito de material;

-Peso da vegetação;

-Construção de estruturas, aterros,

etc;

Solicitações dinâmicas

-Terremotos, ondas, etc;

-Explosões, tráfego, sismos

induzidos;

Pressões laterais -Água em trincas, congelamento,

material expansivo;

Redução da

resistência

Características inerentes ao material

(textura, geometria, estrutura)

-Características geomecânicas do

material, tensões iniciais;

Mudanças ou fatores variáveis

-Intemperismo →redução da

coesão, ângulo de atrito;

-Elevação do nível d’água;

-Aumento da umidade com

redução da sucção.

2.6 ESTABILIZAÇÃO DE TALUDES

A análise da estabilidade de uma encosta requer a realização de várias atividades

visando à determinação de uma grandeza que permita quantificar o quão próximo da ruptura

está uma encosta, considerando pressões, sobrecarga, geometria, natureza do terreno, etc..

Realizando esta análise detalhada pode-se verificar se uma encosta é estável

determinando um fator de segurança associado a uma superfície potencial de deslizamento

crítica. A definição deste fator de segurança é a forma numérica de quantificar a estabilidade do

44

talude através da relação entre as grandezas resistentes que ocorrem na ruptura e as grandezas

resistentes necessárias ao equilíbrio.

Uma ruptura global é alcançada quando as forças cisalhantes se tornam iguais às forças

resistentes e uma superfície contínua de cisalhamento se desenvolve no interior da encosta.

Segundo Leroueil (2001), um valor de fator de segurança mínimo para um talude pode

variar de um local para outro, dependendo de fatores associados à densidade populacional e

condições econômicas de um determinado local.

Os valores de fatores de segurança também podem variar dependendo do risco estimado

e aceitável associado a movimentos de massa, do grau de sofisticação da investigação e pela

incerteza de qualidade dos parâmetros obtidos. As incertezas a respeito dos parâmetros

identificados numa caracterização geotécnica estão relacionadas à variação espacial dos

parâmetros que caracterizam os materiais e os fatores predisponentes, da extensão e da

qualidade da investigação realizada e das incertezas devido à variação temporal dos fatores

agravantes ou acionantes. Para obtenção de fatores de segurança deve-se ter em mente não só o

grau de incerteza das condições dos parâmetros de resistência para análise de estabilidade, mas

também quais as possíveis consequências de uma ruptura. (Silva, 2007).

Segundo Gerscovich (2012), de um modo geral, os estudos de estabilidade de taludes

seguem a seguinte metodologia:

Definição da topografia do talude;

Definição das sobrecargas a serem aplicadas sobre o talude, caso existam;

Execução das investigações de campo para definir a estratigrafia e identificar os

elementos estruturais eventualmente enterrados na massa e os níveis freáticos;

Definição das condições críticas do talude, considerando diversos momentos da vida útil

da obra;

Definição dos locais de extração de amostras indeformadas;

Realização de ensaios de caracterização, resistência ao cisalhamento e deformabilidade

(para estudos de análise de tensões);

Análise dos resultados dos ensaios para definir os parâmetros de projeto;

Adoção de métodos de dimensionamento para a obtenção do fator de segurança (FS) ou

das tensões e deformações.

As análises de estabilidade podem ser baseadas no método de análise das tensões ou

nos métodos de equilíbrio limite, sendo estes últimos os mais utilizados. Este método assume

45

que a ruptura se dá ao longo de uma superfície e que todos os elementos ao longo desta

superfície atingem a condição de FS, simultaneamente, assim, considera-se para o estudo a

seção mais crítica do talude, admite-se também que o estado de ruptura do solo seja definido

pelo critério Mohr-Coulomb.

Equilíbrio limite é um método que visa determinar o grau de estabilidade a partir das seguintes

premissas:

1) Arbitra-se uma determinada superfície potencial de ruptura (circular, planar, etc.) e o solo

acima da superfície é considerada como corpo livre;

2) O equilíbrio é calculado pelas equações da estática, subdividindo-se a massa de solo em fatias

e analisando o equilíbrio de cada fatia , como pode ser visto na Figura 2.8.

Figura 2.8 – Forças normais e de corte numa fatia genérica, Silva (2011).

Os métodos do equilíbrio limite, considerados como convencionais, assumem na análise

de estabilidade de taludes a ruptura de uma massa de solo ou rocha, dividida em lamelas ou

blocos, ao longo de uma superfície potencial de ruptura. O fator de segurança é assumido como

sendo constante ao longo desta superfície, sendo determinado a partir de equações que

satisfaçam o equilíbrio estático de forças em duas direções ortogonais e/ou de momentos.

A teoria do equilíbrio limite admite que o material tenha um modelo de comportamento

rígido plástico, assim o solo rompe bruscamente sem que antes da ruptura haja sinais de

46

deformação. Desta forma, não existe qualquer informação em relação à magnitude das tensões

no interior do talude nem da sua variação ao longo da superfície de deslizamento.

Segundo a teoria do equilíbrio limite a ruptura é progressiva e não é muito razoável

admitir que ela ocorra em todos os pontos da superfície de deslizamento ao mesmo tempo. Não

há garantia que a máxima força possa ser mobilizada simultaneamente em todos os pontos da

superfície de deslizamento.

No caso concreto das variantes do método das fatias, verifica-se que aquelas teorias que

apenas satisfazem o equilíbrio de forças (e não de momentos) fornecem fatores de segurança

menos satisfatórios, em termos de confiabilidade, do que aqueles que satisfazem as três

equações de equilíbrio.

2.6.1 MÉTODOS DE ANÁLISE DE ESTABILIDADE DE TALUDES

Os primeiros métodos de análise de estabilidade desenvolvidos, considerados como

convencionais, buscavam prever a possibilidade de rupturas pelo estudo das forças que atuavam

ao longo de uma dada superfície potencial de ruptura, considerando estáveis taludes onde a

relação entre os esforços resistentes e atuantes fossem maior do que um (1).

Os métodos baseados na teoria do equilíbrio limite podem simplificadamente ser divididos

em:

1) Não rigorosos: Métodos que não satisfazem integralmente as premissas de equilíbrio

estático global ou para as fatias individuais;

2) Rigorosos: Métodos que satisfazem integralmente estas condições de equilíbrio e,

assim, teoricamente fornecem resultados mais confiáveis.

Diante de toda a complexidade que cerca a análise da estabilidade e considerando todas

as teorias envolvidas, foram criados vários métodos de análise, dentre os quais podemos citar:

Método de Fellenius - considera uma superfície de ruptura circular, divide a massa

deslizante em lamelas e não considera forças interlamelares;

Método de Bishop Simplificado - considera uma superfície de ruptura circular, divide a

massa deslizante em lamelas, considera a resultante das forças interlamelares horizontal e as

forças cisalhantes entre lamelas como nulas;

Método de Janbu Simplificado - considera uma superfície de ruptura qualquer, a

resultante das forças interlamelares é horizontal e um fator empírico (fo) é utilizado para

considerar as forças cisalhantes interlamelares;

47

Método de Janbu Generalizado - considera uma superfície de ruptura qualquer e a

resultante das forças interlamelares é determinada por uma linha de empuxo assumida;

Método de Spencer - considera uma superfície de ruptura circular, (introduziu-se

posteriormente a condição de ruptura por uma superfície qualquer) e a resultante das forças

interlamelares tem inclinação constante através da massa deslizante;

Método de Morgenstern-Price - considera uma superfície de ruptura qualquer, a direção

da resultante das forças interlamelares é determinada pelo uso de uma função arbitrada, onde λ é

um fator da função que deve satisfazer o equilíbrio de forças e momentos, sendo as lamelas de

espessura finita;

Método GLE - considera uma superfície de ruptura qualquer, a direção da resultante das

forças entre lamelas é definida com uma função arbitrada, onde λ é um fator da função que deve

satisfazer o equilíbrio de forças e momentos, com as lamelas tendo espessura infinitesimal;

Método de Sarma - considera a massa deslizante dividida em lamelas e que a resistência

interna entre lamela é mobilizada. Um fator de aceleração crítica (Kc) pode ser utilizado para

indicar a estabilidade do talude, sendo definido como a carga horizontal, fração do peso total

livre que, aplicada no corpo livre, resulta em um estado de tensão na superfície de

escorregamento em equilíbrio com a resistência ao cisalhamento disponível. A técnica para

obter a condição crítica consiste em variar a inclinação de um bloco, mantendo-se constante as

inclinações dos outros blocos, até se obter o valor mínimo de Kc. O processo é repetido para

todos os blocos. Essa técnica não garante a unicidade da solução, mas apresenta uma solução

satisfatória, que fornece um conjunto crítico de inclinações de lamelas. Este método foi

adaptado para análise de blocos múltiplos em taludes rochosos, na qual a obtenção de Kc não é

prioritária e a inclinação das lamelas é definida pela geometria das descontinuidades, sendo o

único capaz de analisar rupturas de múltiplos blocos em taludes em rocha.

48

3

CARACTERIZAÇÃO DA ÁREA DE ESTUDO

Este capítulo abordará os aspectos característicos da área de estudo. São apresentados

localização da encosta estudada, descrição de aspectos em geral como clima, características

gerais do Município, a geologia da região, topografia e etc.

3.1 LOCALIZAÇÃO

A área de estudo refere-se a uma encosta localizada no Alto do Padre Cícero, Município

de Camaragibe, que apresenta indícios de problemas relacionados com a estabilidade, como

presença de fissuras.

De acordo com o mapa de risco de erosão e escorregamento das encostas com

ocupações desordenadas no Município de Camaragibe desenvolvido nos estudos de Bandeira

(2003), a encosta estudada foi classificada como sendo de grau de risco alto.

Anteriormente, esta encosta já havia sido estudada por Magalhães (2013), através da

investigação da seção denominada S 01. O estudo atual, realizou a investigação da seção

denominada S 02, localizada paralelamente a Leste da seção estudada anteriormente, distante

desta aproximadamente 20 metros, como mostra a Figura 3.1.

49

Figura 3.1 – Locação das Seções de Sondagem na Encosta do Alto do Padre Cícero nos estudos

de Magalhães (2013) e no Estudo Atual.

50

No desenvolvimento do trabalho, a Encosta foi dividida em três regiões denominadas

respectivamente Topo da Encosta, Meia Encosta e Base da Encosta, como mostram a Figura

3.2. A Figura 3.3, mostra a fissura presente no Topo da Encosta.

Figura 3.2 – Partes integrantes da Encosta do Alto do Padre Cícero

Figura 3.3 – Fissura localizada no Topo da Encosta do Alto do Padre Cícero.

TOPO DA ENCOSTA

MEIA ENCOSTA

BASE DA ENCOSTA

TOPO DA ENCOSTA

51

3.2 CARACTERÍTICAS GERAIS DO MUNICÍPIO

O Município de Camaragibe teve origem no Engenho Camaragibe, localizado na Região

Metropolitana do Recife e se integrou ao crescimento urbano do mesmo, a partir do século XVI,

quando teve seu espaço urbano, assim como a maioria das cidades brasileiras, desenvolvido de

forma não planejada. O adensamento populacional cresceu a partir das últimas décadas do

século XX, em função do processo de ocupação da periferia em razão do êxodo rural que levou

migrantes do agreste e do sertão do estado para a região metropolitana, sobrecarregando uma

infraestrutura já precária.

Desde que foi criado em 14 de maio de 1982, quando se emancipou do Município de

São Lourenço da Mata, Camaragibe sofreu um considerável crescimento populacional. O Censo

de 2013 registrou o número de 151.587 habitantes no Município, apresentando assim uma

densidade demográfica de 2.818,46 hab/km2. Essa densidade é considerada alta (maior que 500

hab/km2) pelos padrões adotados pelo Programa Nacional de Gerenciamento Costeiro – PNGC

de 1996.

Camaragibe pertence à Região Metropolitana do Recife, no estado de Pernambuco

possui uma área de 51,257 km2, situa-se na Zona da Mata Norte, fazendo limites ao Norte com o

Município de Paulista ao Sul e a Leste com o Município de Recife e a Oeste com o Município

de São Lourenço da Mata. Camaragibe localiza-se a uma latitude 08º01’18” sul e a uma

longitude 34º58'52" oeste, estando a uma altitude de 55 metros. Camaragibe é o segundo menor

Município da RMR, representando cerca de 2% do território Metropolitano, maior apenas que o

Município de Olinda.

Segundo dados sobre o PIB (produto interno bruto) dos Municípios, divulgado pelo

IBGE referente ao ano de 2011, a soma das riquezas produzidas no Município é de 839.344

milhões de reais (14° maior do estado). O setor de serviços é o mais representativo na economia

camaragibense, somando 642.002 milhões. Já o setor industrial e o da agricultura representam

127.605 milhões e 10.817 milhões, respectivamente. O PIB per capita do Município é de

5.761,72 mil reais (83° maior do estado), um dos menores da Região Metropolitana do Recife.

A localização do Município de Camaragibe em relação aos outros Municípios da Região

Metropolitana do Recife é mostrada na Figura 3.4.

http://pt.wikipedia.org/wiki/Sul

http://pt.wikipedia.org/wiki/Oeste

http://pt.wikipedia.org/wiki/Altitude

http://pt.wikipedia.org/wiki/Metro

http://pt.wikipedia.org/wiki/Produto_interno_bruto

http://pt.wikipedia.org/wiki/IBGE

http://pt.wikipedia.org/wiki/2011

http://pt.wikipedia.org/wiki/Reais

http://pt.wikipedia.org/wiki/Anexo:Lista_de_munic%C3%ADpios_de_Pernambuco_por_PIB

http://pt.wikipedia.org/wiki/Reais

http://pt.wikipedia.org/wiki/Anexo:Lista_de_munic%C3%ADpios_de_Pernambuco_por_PIB_per_capita

http://pt.wikipedia.org/wiki/Regi%C3%A3o_Metropolitana_do_Recife

52

Figura 3.4 – Localização do Município de Camaragibe na Região Metropolitana do Recife.

A interligação do Município de Camaragibe aos outros Municípios da Região

Metropolitana do Recife se dá pelos eixos viários PE-005 (Avenida Caxangá), fazendo ligação

com o Recife, PE-027 (Avenida General Newton Cavalcanti – Estrada de Aldeia), que o liga aos

Municípios de Paulista e Paudalho e PE-005 (Avenida Belmiro Corrêa), que o liga aos

Municípios de Recife e São Lourenço da Mata e PE-018. A Avenida Belmiro Correia é o

principal eixo de comércio e serviços da cidade, e a Estrada de Aldeia é predominantemente de

uso residencial e de lazer, com grande número de granjas e casas de campo.

3.3 GEOLOGIA GERAL

O Município de Camaragibe está situado em área constituída por rochas do

Embasamento Cristalino que é formado por rochas do Complexo Granítico-Gnáissico. Essas

CAMARAGIBE

http://pt.wikipedia.org/wiki/Avenida_Caxang%C3%A1

53

rochas são intrusivas de idade arqueana (1,5 a 21 bilhões de anos), que pertencem ao Maciço

Pernambuco – Alagoas. Apresenta pelo menos quatro fases de deformação, das quais a última,

associada à falhamentos sob regime cisalhante, resultou na formação do Lineamento

Pernambuco. O embasamento cristalino, segundo a formação geológica presente na área,

originou solos residuais de granito encontrados em todo o Município, originado do cristalino,

pelos sedimentos da Formação Barreiras e pelos depósitos aluvionares. O afloramento do

cristalino pode ser encontrado isoladamente em alguns pontos da região. (Alheiros, 1998).

Na Região Metropolitana do Recife, os depósitos da Formação Barreiras distribuem-se

discordantemente sobre o embasamento cristalino e as bacias cretáceas (Sub-Bacia Cabo e Sub-

Bacia Olinda) podendo alcançar até 150m de espessura na área norte do Recife. Embora, a

Formação Barreiras ocupe uma área aproximada de 31 Km2, equivalendo a um total de 18% da

cidade do Recife e habitados por cerca de 400.000 habitantes, são poucos os estudos

aprofundados desenvolvidos em solo desta Formação. (Coutinho e Severo, 2009). Entretanto,

em algumas regiões estes solos são bem estudados, dentre os quais podemos citar os trabalhos

de Gusmão Filho et al. (1986); Ferreira (1991); Coutinho et al. (1999,2006); Lafayette (2000);

Bandeira (2003); Bandeira et al. (2004,2005); Lafayette et al. (2003,2005), entre outros.

Alheiros (1998) descreve os solos do Município de Camaragibe como sendo

representados pelos Latossolos e Podzólicos nos topos de chapadas e topos residuais.

O Município está incluído, geologicamente, na Província da Borborema, sendo

compostos dos seguintes litotipos: Salgadinho, Belém de São Francisco e Vertentes e da Suíte

Calcialcalina de Médio a Alto Potássio Itaporanga e do Grupo Barreiras.

A Figura 3.5, mostra o Mapa geológico do Município de Camaragibe com suas unidades

geológicas.

http://pt.wikipedia.org/wiki/Solo

54

Figura 3.5 – Mapa Geológico do Município de Camaragibe, Pfaltzgraff (2007) (a partir de

Magalhães, 2013).

55

A geologia da encosta do Alto do Padre Cícero, foi definida como, integrante da

Formação Barreiras, Fácies do canal fluvial, com variações de energia das águas durante a

deposição do pacote sedimentar .

A Formação Barreiras é uma unidade de expressão continental, de grande ocorrência no

litoral brasileiro, estendendo-se desde a Foz do Amazonas, por toda a região costeira norte e

nordeste, até o Rio de Janeiro. Para o Sul, sequências equivalentes têm sido encontradas ate o

Uruguai. A Formação Barreiras constitui-se de uma cobertura sedimentar continental, de idade

pliocênica, possuindo tonalidades com coloração viva e que variam desde vermelhas, amarelas

até brancas, aflorando nas falésias erodidas ao longo das praias e nas vertentes íngremes dos

vales. Litologicamente temos as areias quartzosas, as argilas e os siltes como sedimentos da

Formação Barreiras. (Coutinho e Severo, 2009).

A Formação Barreiras associada aos processos fluviais, mostra pelo menos três fácies

distintas: leque aluvial proximal, leque distal/planície aluvial e canal fluvial (Alheiros, 1998),

conforme ilustra a figura 3.6.

Figura 3.6 – Seções colunares para a Formação Barreiras, Alheiros (1998).

56

Os sedimentos da fácie de leque proximal mostram granulação grossa e má seleção

granulométrica. A fácies de canal fluvial é caracterizada por ser de granulometria arenosa, bem

susceptível a processos erosivos. A fácies de leque distal/planície aluvial mostra uma

estratificação horizontal com intercalação de camadas arenosas e argilosas. Essa alternância

argila/areia cria situações peculiares quanto à estabilidade das encostas: se o talude cortado tiver

como camada de topo a argila, esta segurará o relevo, reduzindo a erosão da camada subjacente;

quando a camada de topo é a areia, a alta infiltração em superfície favorecerá a saturação, a

erosão na crista e possíveis escorregamentos associados no talude. (Coutinho & Severo, 2009).

3.4 MODELO DE OCUPAÇÃO DA ENCOSTA ESTUDADA

De acordo com Bandeira (2003), a ocupação da Encosta do Alto do Padre Cícero é uma

ocupação informal (por invasões). Tal ocupação foi efetuada pela população de forma ilegal, em

busca dos atrativos da área, como melhoria da infra-estrutura do local, particularmente no setor

de saúde, em que a população tem acesso às Unidades de Saúde da Família.

A encosta foi ocupada pela população de baixa renda, de forma desordenada, sem levar

em consideração os critérios técnicos que não foram oferecidos à população ocupante. Nesse

tipo de ocupação, é comum ocorrerem cortes e aterros inadequados para a segurança das casas,

desmatamentos, lançamento de águas servidas nas encostas e construção de fossas nas bordas

do talude, aumentando assim a infiltração e a sobrecarga que contribuem para a instabilidade

das encostas. A Figura 3.7, mostra a Encosta do Alto do Padre Cícero, ocupada informalmente

de maneira irregular e sem qualquer critério técnico.

Figura 3.7 – Ocupação informal da encosta do Alto do Padre Cícero.

57

3.5 CLIMA

O clima predominante no Município de Camaragibe é o tropical do tipo As’ com verões quentes

e secos e invernos amenos e úmidos com aumento das precipitações. As temperaturas variam

entre 15° e 35°, sendo que as máximas temperaturas ocorrem entre novembro e março, com

médias de 25°. O clima é úmido com chuvas concentradas no inverno (abril a julho).

Segundo Magalhães (2013), a precipitação média anual é de 2.065 mm e o período de déficit

hídrico corresponde aos meses de setembro a fevereiro, enquanto que no período de abril a

agosto, os excedentes hídricos são superiores a 100 mm, podendo atingir 200 mm, com um

balanço hídrico anual positivo.

A Prefeitura Municipal de Camaragibe, através da sua Defesa Civil, forneceu os dados do

pluviômetro localizado no prédio central da Prefeitura, como pode ser visto na Figura 3.8.

Figura 3.8 – Precipitações mensais registradas no período de 2007 a 2012 (Dados do

Pluviômetro situado no Posto da Prefeitura de Camaragibe), Magalhães (2013).

58

O Quadro 3.1 complementa as informações mostradas na Figura 3.8, onde se observa que o ano

de 2011, foi o ano que teve maior registro de precipitações dentro deste período. O mês de maio

deste mesmo ano representa o mês mais chuvoso.

Quadro 3.1 – Precipitações mensais e anuais (período de 2007 a 2013), Magalhães (2013).

MÊS

ANO (mm)

2007 2008 2009 2010 2011 2012 2013

JANEIRO 71,6 72,3 69,3 150,4 164 304,5 120,9

FEVEREIRO 129,8 19,3 348,4 58,1 209,7 136,7 52,5

MARÇO 127,6 351,5 88,4 67,1 99,8 103,8 39,3

ABRIL 279,4 211,6 311,8 187,8 505,5 55,3

MAIO 157,2 385,5 456,8 107 690,1 166,2

JUNHO 395,5 357,8 269,7 547,1 258,2 318

JULHO 266 328,8 395,5 219,7 480,4 246,9

AGOSTO 235 253,8 251,6 161,5 202,8 149,2

SETEMBRO 146,9 60,1 83,6 65,2 45,1 14,8

OUTUBRO 21,4 49,9 5,6 20,9 34,4 49

NOVEMBRO 35,3 32,7 27,8 22 143,4 14,8

DEZEMBRO 44,7 6,9 28,7 59,3 46 22,2

TOTAL 1910,4 2130,2 2337,2 1666,1 2879,4 1581,4

3.6 TOPOGRAFIA DA REGIÃO

O relevo predominante no município é o de Tabuleiros Costeiros, relevo que predomina em

todo litoral leste do nordeste, tendo altitudes médias que variam entre 50 e 100 metros acima

do nível do mar.

A área de morros da cidade de Camaragibe é formada pela evolução dos tabuleiros,

determinando um relevo imaturo e ativo. (Coutinho e Bandeira, 2012).

http://pt.wikipedia.org/wiki/Relevo_(geografia)

http://pt.wikipedia.org/wiki/Litoral

http://pt.wikipedia.org/wiki/Metros

http://pt.wikipedia.org/wiki/N%C3%ADvel_m%C3%A9dio_do_mar

59

3.7 SÍNTESE E CONSIDERAÇÕES GERAIS QUANTO A ÁREA DE ESTUDO:

1. A Encosta do Alto do Padre Cícero está localizada no Município de Camaragibe/PE,

que integra a Região Metropolitana do Recife, possui 51.257 km2 e uma população de

cerca de 151.587 habitantes, com densidade demográfica alta com 2.818 hab/km2;

2. A Encosta do Alto do Padre Cícero, foi classificada como de Alto Grau de Risco de

Escorregamentos e Erosão, de acordo com Bandeira (2003). A Encosta encontra-se

ocupada desordenadamente pela população de baixa renda;

3. De acordo com o PMRR da Prefeitura de Camaragibe 111.174 pessoas ocupam os

morros de Camaragibe. Desse total cerca de 32%, totalizando 34.992 pessoas,

encontram-se ocupando uma das 164 áreas de risco mapeadas no Município. Dentre as

pessoas em área de risco, 14%, ou seja, 4.824 pessoas estão diretamente ameaçadas por

ocuparem moradias em situação de risco mais crítico;

4. A Região do Alto do Padre Cícero, localizada no Município de Camaragibe, no estado

de Pernambuco, segundo relatos dos funcionários da Defesa Civil, apresenta sinais de

instabilidade desde o ano de 2002 como o aparecimento de pequenas fissuras e

finalmente em 2010 foi registrado o aparecimento de uma fissura de grande porte, o que

fez com que esta área fosse escolhida para ser alvo dos estudos de Magalhães (2013) e

por consequência tivesse os estudos complementados por esta pesquisa;

60

4

METODOLOGIA DOS ENSAIOS DE CAMPO E

LABORATÓRIO

Neste capítulo, serão apresentadas as metodologias utilizadas nos levantamentos de

campo para determinação do perfil geológico-geotécnico e determinação do coeficiente de

permeabilidade Guelph, nas retiradas de amostras deformadas e indeformadas (blocos) e durante

a realização dos ensaios de laboratório. Após a realização do Levantamento Topográfico da

Encosta, foi possível locar todos os pontos sondados e os pontos de onde foram retiradas as

amostras.

4.1 INVESTIGAÇÃO GEOLÓGICA DE CAMPO

4.1.1 Investigação de superfície – Levantamento Planialtimétrico

O levantamento planialtimétrico da geometria atual da encosta foi realizado com o

objetivo de determinar a topografia do terreno e foi composta de duas etapas principais:

levantamento topográfico utilizando estação total e levantamento dos pontos de apoio

topográfico por GPS.

Com os dados do levantamento (pontos do terreno) foram geradas as curvas de nível e

traçadas seções equidistantes numeradas de 0 a 5. Foi escolhida uma seção paralela (S 02) à

seção do estudo de Magalhães (2013) (S 01) como mostrado na Figura 3.5, para determinar a

localização dos pontos de sondagem SPT e retirada de amostras deformadas e indeformadas

utilizadas na realização dos ensaios de laboratório. O levantamento topográfico gerou o

cadastramento dos imóveis presentes na encosta e da fissura de Topo existente, bem como

cadastrou a localização dos pontos de Sondagem SPT e o local de retirada de amostras

utilizadas no estudo de Magalhães (2013).

61

4.1.2 Investigação de subsuperfície – Sondagens a Percussão SPT (Standard Penetration

Test)

As investigações de subsuperfície compreenderam as sondagens de simples

reconhecimento e a caracterização geotécnica da área de estudo. Essas investigações tiveram

como objetivo o conhecimento dos materiais e das formações geológicas presentes na área.

No total foram realizados 05(cinco) furos de sondagens, todos à percussão, com

realização de ensaios SPT a cada 0,5m. A profundidade de realização de sondagens foi na

ordem de 8,0 a 12,85 m.

As sondagens foram realizadas em duas campanhas. A primeira realizada no mês de

dezembro 2013, época de verão com níveis de precipitações muito baixos (Gráfico 3.1),

consistiram nas sondagens denominadas SPT 01, SPT 02 e SPT 03 (Figura 5.2).

Com o objetivo de complementar a primeira campanha, foi realizada uma segunda

campanha no mês de maio de 2014, mês de aumento das quantidades de chuvas registrando os

maiores índices de precipitações (Gráfico 3.1). Nessa campanha os Furos SPT-04 e SPT-05,

foram realizados, com o objetivo de auxiliar nos estudos de Permeabilidade do solo, portanto,

não atingiram o material impenetrável à percussão, e sim a profundidade pré-definida de 8,0

metros.

O perfil geotécnico e a resistência à penetração do amostrador padrão (NSPT), foi

caracterizado de acordo com a norma NBR-6484 – Método de Execução de Sondagem da

ABNT (Associação Brasileira de Normas Técnicas).

O critério de parada dos furos de sondagem foram valores de NSPT maiores que 30. As

sondagens atingiram a profundidade mínima de 8,0 metros e máxima de 12,85 metros.

A Figura 4.1, mostra algumas etapas da realização das sondagens à percussão.

62

Figura 4.1 - Realização da sondagem a percussão (SPT) – (a) Execução do Furo SPT 01(Topo);

(b) Montagem do tripé para execução do furo de sondagem a percussão para ensaio de

permeabilidade; (c) cravação do amostrador; (d) amostrador cravado.

(a) (b)

(c) (d)

4.1.3 Amostragem

Os ensaios de laboratório foram realizados com o uso de amostras deformadas e

indeformadas retiradas de poços de investigação, que foram executados de acordo coma NBR

9604 – Abertura de Poços e Trincheiras de Inspeção de Solos com Retirada de Amostras

Deformadas e Indeformadas da ABNT (Associação Brasileira de Normas Técnicas). As etapas

de coleta seguiram os seguintes passos:

https://www.facebook.com/photo.php?fbid=441866235939073&set=a.375882115870819.1073741826.100003471009172&type=1&relevant_count=1

63

As escavações manuais dos poços de investigação foram executadas cuidadosamente até

a cota de 1,50 metros. Os poços de investigação foram realizados de forma cúbica com

dimensões de 1,50 x 1,50 x 1,50 metros;

A partir de então, iniciou-se a moldagem dos blocos, também em forma cúbica, com

dimensões de 0,30 x 0,30 x 0,30 metros, ficando estes ligados à camada de onde se extraia a

amostra apenas pela face inferior;

Os blocos foram envolvidos em papel alumínio, em seguida isolados com fita adesiva;

Logo depois os blocos foram envolvidos com um tecido de algodão adequadamente

preparado e novamente isolaram-se os mesmo com o uso de fita adesiva;

A partir de então, utilizou-se um fio de nylon para separar a face inferior do bloco da

camada de onde se extraía a amostra;

Em seguida foi colocado papel alumínio e posteriormente colocado um tecido de

algodão para cobrir a face inferior dos blocos, agora separados da camada de onde foram

extraídos, isolando novamente com fita adesiva, a face inferior;

A seguir, com a ajuda de um pincel procedeu-se ao espalhamento de uma camada

espessa de parafina líquida, com aproximadamente 1 cm de espessura e que envolveu todo o

bloco;

Em seguida os blocos foram colocados em caixotes de madeira de forma cúbica com

dimensões de 0,35 x 0,35 x 0,35 metros;

Os espaços existentes entre o bloco e as paredes dos caixotes foram preenchidos com

serragem úmida ou isopor, inclusive na parte superior;

Esses caixotes foram cuidadosamente fechados e etiquetados com informações

referentes ao local, data da coleta, número do bloco e profundidade da coleta;

Os blocos foram cuidadosamente transportados para que os mesmos não sofressem

perturbações até a câmara úmida do Laboratório de Solos e Instrumentação da UFPE;

Desses mesmos poços de investigação foram retiradas amostras deformadas,

acondicionadas em sacos de 10 kg.

Os mesmos cuidados desprendidos com a retirada, transporte e estocagem dos blocos

antes da execução dos ensaios, foram tomados na hora da abertura e manipulação dos mesmos

para moldagem dos corpos de prova que foram utilizados na realização dos ensaios.

A localização e quantidade das amostras coletadas nos poços de investigação estão

mostradas no Quadro 4.1. A preparação para retirada de amostras indeformadas pode ser vista

na Figura 4.2.

64

Quadro 4.1 – Localização e quantidades de amostras coletadas.

Figura 4.2 – Preparação para retirada de bloco de amostra indeformada.

LOCALIZAÇÃOQUANTIDADE

DA AMOSTRADENOMINAÇÃO PROFUNDIDADE(m)

TOPO DA ENCOSTA 1 SACO DE 10 Kg AM 01 1,5

MEIA ENCOSTA 1 SACO DE 10 Kg AM 02 1,5

BASE DA ENCOSTA 1 SACO DE 10 Kg AM 03 1,5

LOCALIZAÇÃOQUANTIDADE

DA AMOSTRADENOMINAÇÃO PROFUNDIDADE(m)

TOPO DA ENCOSTA 01 BLOCO BL 01 1,5

MEIA ENCOSTA 01 BLOCO BL 02 1,5

BASE DA ENCOSTA 01 BLOCO BL 03 1,5

AMOSTRAS DEFORMADAS

AMOSTRAS INDEFORMADAS

65

4.1.4 Ensaio do Permeâmetro Guelph

Segundo Reynolds et al. (1983) (a partir de Silva, 2007), o Permeâmetro Guelph

consiste de um dispositivo desenvolvido no Canadá na Universidade de Guelph, para execução

de ensaio de infiltração de campo a carga constante. Emprega em sua utilização o princípio de

Mariotte para estabelecer o equilíbrio da carga d’água aplicada durante o ensaio (Figura 4.3). De

acordo com o princípio de Mariotte, a soma da pressão reduzida (vácuo) no ar P1 existente

acima da água do reservatório do equipamento, junto com a pressão da coluna de água P2

existente entre a superfície da água no furo do ensaio e a superfície da água do reservatório,

sempre se iguala a pressão atmosférica P3.

Figura 4.3 – Princípio de Mariotte empregado no furo do Ensaio de Guelph, Silva (2007).

O princípio de funcionamento do equipamento é simples, e composto basicamente de

um reservatório que fornece o suprimento de água, para manter o nível constante, como

mostrado na Figura 4.4.

66

Figura 4.4 – Esquema de funcionamento do Permeâmetro Guelph, Silva (2007).

O reservatório pode ser dividido em duas partes:

1. O reservatório interno graduado, que possibilita leituras do fluxo de água e é utilizado

em solos de baixa permeabilidade;

2. O reservatório externo, utilizado em combinação com o reservatório interno, quando o

solo possui de moderada a alta permeabilidade.

A escolha de um dos reservatórios dependerá da permeabilidade do solo. Nos ensaios, o

fluxo permanente é estabelecido através de um furo de sondagem, com dimensões bem

definidas, mantendo-se o nível d´água constante no furo conforme o princípio de Mariotte,

como mostrado na figura 4.5. A vazão é monitorada pela variação no nível d´água dentro do

tubo do reservatório interno. Uma vez que o fluxo alcance a condição de regime permanente

67

(quando a variação de altura no nível d´água, em três leituras consecutivas, permanecerem

constantes), a permeabilidade de campo (Kfs) pode ser definida.

Para obtenção da permeabilidade de campo (Kfs), é necessária a utilização de pelo

menos duas alturas de cargas distintas (5 e 10cm).

De acordo com Silva (2007), o ensaio Guelph admite como hipótese básica para sua

realização, a presença de um meio isotrópico e um semi-espaço infinito. Logo, resultados do

ensaio em solos heterogêneos ou próximo a superfícies impermeáveis podem apresentar valores

destoantes dos valores reais da massa de solo. Em tais circunstâncias, os resultados obtidos

devem ser analisados mais cuidadosamente e comparados com valores característicos

determinados para solos semelhantes.

Para esta pesquisa, o procedimento do ensaio foi realizado de acordo com o manual do

equipamento Soilmoisture (1991), seguindo as seguintes etapas:

Foi feita avalição do local, levando em consideração a topografia, aparência geral do

solo e objetivos do ensaio, para em seguida, definir o número e localização das áreas, que

deverão ser tomadas como representativas da permeabilidade da massa. No caso desse estudo,

escolheu-se um ponto próximo ao local de coleta da amostra, denominada BL 04, como pode

ser visto na Figura 5.2, localizado no Topo da Encosta;

Realizou-se um furo com diâmetro constante de 6 cm e base plana utilizando trados

especiais disponíveis no equipamento. Durante a execução do furo, tentou-se evitar a presença

de irregularidades e poros nas paredes do furo nos solos argilosos através do uso de um trado

escova;

68

Figura 4.5 – Furo de 6 cm realizado próximo ao ponto de retirada do BL 04.

Figura 4.6 – Utilização do trado escova.

Procedeu-se então a montagem, abastecimento dos reservatórios d’água e instalação do

permeâmetro no furo de ensaio;

69

Figura 4.7 –Permeâmetro Guelph montado.

Aplicou-se através da elevação do tubo de ar interno uma primeira carga constante H de

5 cm no furo de ensaio e foram feitas leituras do volume de água indicada na escala de carga,

até que o índice de rebaixamento d’água no reservatório fosse constante, indicando que o fluxo

infiltrado no solo também é constante;

Esperou-se até que a água começasse a percolar no solo e que fossem liberadas bolhas

na parte interna do equipamento, que representavam a saída do ar presente no solo, que estava

sendo preenchido pela água;

A partir daí foram feitas as leituras da variação do volume de água, em intervalos de

tempo iguais, até que se obtivessem três leituras constantes;

Em seguida, aplicou-se nova carga constante de H no valor de 10 cm até que novamente

o índice de rebaixamento d’água fosse constante;

As aplicações das duas cargas e as leituras foram feitas a cada metro do furo, até que se

atingisse a profundidade final de 4,0 metros;

Todas as leituras foram lançadas em uma planilha do Excel;

70

Procedeu-se o cálculo do parâmetro de permeabilidade de campo para cada metro do

furo, obtendo-se assim quatro valores.

4.2 ENSAIOS DE LABORATÓRIO

Para a realização de um estudo geotécnico e de uma análise de estabilidade confiáveis, é

necessária à realização de uma ampla campanha de ensaios de campo e de laboratório

representativa dos materiais que compõem a encosta.

Nas amostras indeformadas (tipo bloco) foram realizados ensaios edométricos, ensaios

de cisalhamento direto e ensaios para determinação da permeabilidade (Tri-flex II).

As amostras amolgadas, acondicionadas em saco, destinaram-se aos ensaios de

caracterização física (granulometria com e sem defloculante, Limites de Atterberg e densidade

real dos grãos).

4.2.1 Ensaios de caracterização física

Os ensaios de caracterização física foram realizados segundo as normas da ABNT, com

e sem o uso de defloculante, para verificação do nível de agregação dos solos, identificação e

classificação dos mesmos.

As normas técnicas usadas como referência para execução dos ensaios de caracterização

física foram:

1. NBR 6457/86 – Preparação de Amostras;

2. NBR 7181/84 – Análise Granulométrica;

3. NBR 13602/96 – Avaliação de dispersividade de solos argilosos pelo ensaio

sedimentométrico comparativo;

4. NBR 6508/84 – Determinação de Massa Específica;

5. NBR 6459/84 – Determinação do Limite de Liquidez;

6. NBR 7180/88 – Determinação do limite de Plasticidade;

71

Metodologia adotada nos ensaios

Os ensaios de granulometria foram realizados através de dois procedimentos. No

primeiro, procedeu-se o peneiramento associado à sedimentação com o uso de defloculante e

agitação mecânica, conforme recomendação da NBR 7181/84. No segundo, de acordo com a

NBR 13602/96, sem a utilização de defloculante no procedimento de sedimentação.

Durante a preparação das amostras foi utilizado o procedimento com secagem prévia ao

ar, conforme recomendação da NBR 6457/84.

A Figura 4.8, mostra algumas das etapas do ensaio de sedimentação.

Figura 4.8 – Etapas do ensaio de Sedimentação

Sem Defloculante

Sem Defloculante Com Defloculante

Com Defloculante

72

4.2.2 Ensaio de condutividade hidráulica ou TRIFLEX II

Este ensaio é realizado através de um aparelho que determina a condutividade hidráulica

do solo em amostras indeformadas tipo bloco. A principal característica deste equipamento é a

de permitir a simulação do ensaio de permeabilidade sob diferentes pressões (confinante, base e

topo). Para a realização dos ensaios moldaram-se corpos de prova com alturas de 7,5 cm e

diâmetro de 9,6 cm a partir das amostras indeformadas, como mostra a Figura 4.9.

Figura 4.9 – Moldagem do corpo de prova para realização do Ensaio Triflex II.

73

As figuras 4.10 e 4.11 mostram o painel de controle do equipamento e as válvulas que

aplicam as diferentes pressões no corpo de prova.

Figura 4.10 – Painel de Controle do Triflex II.

Figura 4.11 – Válvulas de Pressão do Triflex II.

Sistema de aplicação de Pressão

Medidores de variação volumétrica

Regula a variação de pressão

Visualiza a pressão no canal observado

Pressão de Base

Pressão de Topo

Pressão de Confinante

Câmara Triaxial

C.P.

Percolação

Sistema Auxiliar Base

Topo

Derivação

74

A montagem da célula de ensaio seguiu a sequência mostrada nas Figuras 4.12 (a) a 4.12 (h).

Fig. 4.12 (a) - Colocação da pedra porosa e papel

filtro na base;

Fig. 4.12 (b) - Colocação do corpo de prova;

Fig. 4.12 (c) - Colocação de papel filtro

no topo;

Fig.4.12 (d) – Colocação da pedra porosa no

topo;

75

Fig. 4.12 (e) – Colocação do “ top cap”

(Tampa de acrílico), onde são acopladas as

mangueiras de drenagem;

Fig. 4.12 (f) – Envolvimento do corpo de

prova com membrana protetora para evitar

contato com a água externa;

Fig. 4.12 (g) – Colocação da câmara triaxial; Fig. 4.12 (h) – Aplicação das pressões.

76

Após a montagem da célula do ensaio, verificou-se se existiam bolhas de ar no sistema e

em seguida saturou-se o corpo de prova;

Foi aplicada uma pressão confinante e em seguida removeram-se as bolhas de ar do

sistema, drenando-o com água destilada até que todas as bolhas saíssem das tubulações;

A pressão confinante no corpo de prova foi aumentada até a diferença entre as duas

tensões aplicadas não ultrapassasse 10 kPa;

Depois de 24 horas, a saturação do corpo de prova foi verificada. O volume de água que

entrou pela base da amostra, foi o mesmo que saiu pelo topo da amostra ao ser aplicado uma

pressão constante;

Após ser confirmada a saturação do corpo de prova, o ensaio de permeabilidade

propriamente dito foi iniciado;

Inicialmente foram fechadas as válvulas de pressão de topo e base;

Foi liberado o fluxo constante e ascendente;

As válvulas de topo e de base da célula triaxial foram abertas e mediu-se o tempo

necessário para que um volume de 5 ml percolasse pela amostra;

O procedimento foi repetido até que se obtivessem no mínimo três leituras de tempo

com pequenas variações até um limite de ± 5%.

As cargas utilizadas durante o ensaio foram as seguintes:

- Topo: 180 kPa

- Lateral: 210 kPa

- Base: 200 kPa

A aplicação das cargas durante o ensaio buscou atender a condição de que a pressão

lateral tinha que ser maior que a pressão na base e no topo e que a pressão na base devia ser

maior que a pressão no topo.

4.2.3 Ensaios Edométricos

Foram realizados ensaios edométricos para avaliação das deformações de colapso em

amostras indeformadas dos solos sob diferentes tensões de inundação.

Equipamento: Para a realização desses ensaios utilizou-se prensas de adensamento

convencionais com sistema de cargas através de pesos em pendural, com relação de braço 1:10 e

77

células edométricas do tipo anel fixo. Foram utilizados anéis de adensamento com diâmetro de

60 cm2 e 2 cm de altura. As leituras das deformações foram realizadas através de extensômetros

fabricados com sensibilidade de 0,01 mm.

Corpos de Prova: Os corpos de prova de amostras indeformadas, foram moldados pela

cravação estática, de anéis confeccionados em aço inoxidável com dimensões e peso bem

definidos, nos blocos de se solo. A cravação do anel ocorreu sempre no sentido vertical,

partindo do topo do bloco, acompanhada do desbaste do solo circundante ao anel utilizando uma

faca afiada de lâmina reta. Em seguida, foi cortado em torno de 10 mm abaixo da face inferior

do corpo de prova, separando-o do bloco. Em cada corpo de prova, a superfície foi devidamente

nivelada utilizando uma régua metálica. Os corpos de prova foram pesados e do material

remanescente do acabamento foram coletadas amostras de solo para determinação do teor de

umidade inicial do ensaio.

A montagem e execução dos ensaios seguiram, de acordo com os procedimentos

adotados pelo Laboratório de Solos e Instrumentação da UFPE, os seguintes passos:

Nas partes inferior e superior do corpo de prova, colocou-se um conjunto composto por

pedra porosa e papel filtro, depois esse conjunto foi inserido na base do equipamento;

Todas as vezes que o ensaio era realizado com o corpo de prova na condição natural de

umidade, as pedras porosas eram secas ao ar, antes da colocação do papel filtro sobre elas;

De acordo com Silva (2007), com a finalidade de minimizar a perda de umidade em

ensaios com amostras na umidade natural, deve-se envolver o topo da célula de adensamento

com uma capa plástica envolvida por ligas de borracha. Esse procedimento tem sido utilizado

até os dias de hoje por outros autores;

Todas as vezes que o ensaio era realizado na condição inundada, as pedras porosas eram

saturadas com água destilada;

A inundação dos corpos de prova era realizada pela parte inferior da célula edométrica

com água destilada, utilizando uma mangueira localizada na base do equipamento, após serem

estabilizadas as deformações com a amostra submetida a uma tensão de 1kPa;

Por cima desse conjunto colocou-se um colarinho metálico para distribuir as tensões;

Sobre o colarinho metálico, foi colocado outro papel filtro e tapou-se a base do

equipamento;

As bases superior e inferior da célula de adensamento foram fixadas com o uso de

parafusos;

A prensa de adensamento foi nivelada;

78

Um contrapeso foi introduzido ao equipamento para nivelamento do mesmo e o braço

foi regulado com ajustes nos parafusos contidos no equipamento;

A célula de adensamento, contendo o corpo de prova, foi inserido na prensa de

adensamento;

Mais uma vez, procedeu-se a ajustes, regulando os parafusos do equipamento para tocar

na célula;

Ajustou-se o deflectômetro para marcar as leituras;

O carregamento foi iniciado, aumentando-se as cargas à medida que se estabilizaram as

deformações;

Após o carregamento as leituras e o tempo foram anotados até que se chegasse à tensão

desejada.

Para os ensaios edométricos duplos foi utilizado o intervalo de tensões de 2.5, 5, 10, 20,

40, 80, 160, 320, 640 e 1280 kPa no carregamento e de 320, 80 e 20 kPa no descarregamento;

Para os ensaios edométricos simples, as amostras eram carregadas até a tensão vertical

determinada, onde após estabilização das deformações (período de 24 horas), era efetuada a

inundação do solo, com o auxílio de uma piceta, contendo água destilada. As deformações

decorrentes da inundação foram acompanhadas por um período de 24horas;

As leituras de deformação foram realizadas a 10, 25 e 50 segundos e a 1, 2, 4, 8, 15, 30,

60, 120, 240, 480 e 1440 minutos. Segundo Silva (2007), o critério para determinação do tempo

de duração de cada estágio de tensão foi definido como sendo o tempo necessário para as

deformações entre dois intervalos de tempo consecutivos, numa razão (Δt/t)=1, fosse inferior a

5% da deformação total ocorrida até o tempo anterior. Sendo assim, os ensaios foram realizados

com tempo de duração para cada estágio de tensão de no mínimo 24 horas;

No início e no final de cada ensaio eram medidas as umidades iniciais e finais dos

corpos de prova.

4.2.4 Ensaio de Cisalhamento Direto

No estudo da estabilidade de uma encosta os ensaios para avaliação da resistência ao

cisalhamento têm grande importância contribuindo, junto com outros aspectos, para um melhor

entendimento dos processos envolvidos em movimentos de massa e permitir a quantificação do

fator de segurança.

A resistência ao cisalhamento de um solo consiste na máxima tensão de cisalhamento

que o solo pode suportar sem sofrer ruptura.

79

De acordo com Souza Neto (1998), O ensaio de cisalhamento direto visa avaliar a

resistência ao cisalhamento dos solos em termos de tensões totais utilizando o critério de ruptura

de Mohr-Coulomb. Embora este ensaio apresente algumas limitações, tais como: plano de

ruptura pré-determinado, que nem sempre corresponde ao plano de maior fraqueza e a

impossibilidade de medição do poro-pressões, por outro lado, tem sido de amplo emprego no

meio geotécnico em face de sua simplicidade.

Os parâmetros de resistência dos solos, obtidos neste estudo foram utilizados nas

análises de estabilidade a serem apresentadas no Capítulo 6.

Os ensaios realizados foram do tipo Ensaio de Cisalhamento Direto Convencional

(Condições de realização: inundada e umidade natural), com o intuito da obtenção dos

parâmetros de resistência.

Os ensaios foram realizados no Laboratório de Solos e Instrumentação da UFPE.

Equipamento: Foram utilizadas prensas de cisalhamento com sistema de cargas através de peso

em pendural. Para as leituras das deformações horizontais e verticais, foram utilizados

extensômetros, com sensibilidade de 0,01 mm e anel de carga para determinação das forças

horizontais aplicadas aos corpos de prova.

Corpos de Prova: Foram utilizados corpos de prova com seção transversal quadrada de 4”

(10,16 cm) de lado e 4 cm de altura, moldados a partir dos blocos de amostras indeformadas,

retirados dos poços de sondagem do Topo da Encosta, Meia Encosta e Base da Encosta. As

amostras foram retiradas a uma profundidade de 1,50 metros, sendo uma no Topo, uma na Meia

Encosta e uma na Base da Encosta, totalizando três amostras. Cada amostra deu origem a dois

corpos de prova preparados na umidade natural e inundado (utilizando água destilada). Os

corpos de prova foram ensaiados na condição inundada, por apresentar a pior situação para

deflagração dos escorregamentos nas encostas, que podem ocorrer em invernos rigorosos. Eles

foram inicialmente inundados por um período de 24 horas, sendo após este tempo, adensado por

uma hora para estabilização dos recalques.

Para execução do ensaio, seguiram-se os procedimentos do Laboratório de Solos e

Instrumentação da UFPE, que se baseiam nas recomendações de Head (1994).

Todos os corpos de prova foram adensados por um período de 24 horas, até atingir sua

estabilização;

80

As leituras de deformação foram realizadas a 10, 25 e 50 segundos e a 1, 2, 4, 8, 15, 30,

60, 120, 240, 480 e 1440 minutos através de extensômetros;

O critério utilizado para verificação da estabilização dos recalques foi o mesmo

utilizado nos ensaios edométricos, explicitado na seção anterior;

Após a estabilização das deformações iniciou-se o cisalhamento;

A velocidade de deformação adotada nos ensaios foi de 0,038 mm/min. A velocidade de

cisalhamento adotada no ensaio deve ser tal que não permita o desenvolvimento de pressão

neutra, para que o ensaio seja considerado drenado. O intervalo das tensões normais utilizadas

foram de 25 kPa, 50 kPa, 100kPa e 200 kPa;

No início e no final de cada ensaio eram coletadas amostras para determinação das

umidades iniciais e finais dos corpos de prova. O critério de ruptura adotado nos ensaios foi o

valor de pico da tensão cisalhante ou o valor máximo se a curva tensão-deformação não

indicasse valor de pico bem definido;

81

5

APRESENTAÇÃO E DISCUSSÃO DOS RESULTADOS

DOS ENSAIOS REALIZADOS

Neste capítulo será feita a apresentação e discussão a cerca dos resultados obtidos nas

atividades desenvolvidas em campo e em laboratório durante a execução desta pesquisa. Ao

longo do Capítulo, será apresentado um resumo comparativo entre os resultados obtidos nesta

pesquisa com outras pesquisas realizadas pelo GEGEP/UFPE. Por fim será apresentada uma

síntese dos resultados obtidos.

5.1 ATIVIDADES DE CAMPO

5.1.1 Levantamento Planialtimétrico

O levantamento planialtimétrico da Encosta foi realizado para obtenção da geometria da

mesma, pois nos estudos de Magalhães (2013) não houve definição real da topografia local.

Esse levantamento proporcionou além da obtenção da geometria da encosta, o cadastramento de

imóveis construídos ao longo desta e orientação geográfica quanto à localização da encosta e

seções estudadas, bem como cadastrou os pontos de levantamentos executados por Magalhães

(2013).

O resultado do levantamento planialtimétrico é mostrado na Figura 5.1.

A locação dos furos de sondagem e dos pontos de retirada de amostras deformadas e

indeformadas são mostradas na Figura 5.2.

82

Figura 5.1 – Resultado do Levantamento Planialtimétrico do Alto do Padre Cícero.

83

Figura 5.2 – Locação dos pontos de sondagem e de retirada de amostras deformadas e

indeformadas nos estudos de Magalhães (2013) e no estudo atual.

SILVA (2007) e SILVA (2010)

MAGALHÃES (2013) e ESTUDO ATUAL

84

5.1.2 Sondagem a Percussão – SPT

A Figura 5.3, mostra o perfil de sondagem obtido no estudo atual, com a classificação

de suas camadas e valores de SPT.

Todos os perfis foram desenhados baseando-se no estudo topográfico realizado na

região durante a execução desta pesquisa.

No entorno do furo SPT 02, há uma dúvida quanto ao arranjo das camadas a partir de

aproximadamente 6,0 m de profundidade, pois a classificação apresentada pelo boletim de

sondagem não é bastante claro quanto à divisão dos materiais nessa região e as amostras

retiradas para ensaios de caracterização e demais ensaios, não atingiu tal profundidade.

Figura 5.3 – Seção de Sondagem S 02 (Alto do Padre Cícero).

As Figuras 5.4 e 5.5 mostram as seções topográficas, correspondentes às seções de

sondagem S 01 (Magalhães, 2013) e S 02 (Estudo Atual), como mostrado na figura 3.1, com a

localização das partes da encosta consideradas para o estudo (Topo, Meia Encosta e Base),

incluindo o esquema da fissura ocorrida na área do Topo da Encosta.

(m)

(m)

85

Figura 5.4 – Seção Topográfica - S 02 – Alto do Padre Cícero.

Figura 5.5 – Seção Topográfica - S 01 – Alto do Padre Cícero (Magalhães 2013).

SPT O1

SPT O3

SPT O2

FISSURA

ELEV

AÇ

ÃO

(m

)

Distância(m)

86

As Figuras 5.6, 5.7, 5.8, 5.9 e 5.10, mostram os resultados obtidos nas sondagens à percussão

(SPT), no estudo atual.

Figura 5.6 – Perfil de Sondagem SPT 01-Topo da Encosta (Estudo Atual).

87

Figura 5.7 – Perfil de Sondagem SPT 02 – Meia Encosta (Estudo Atual).

88

Figura 5.8 – Perfil de Sondagem SPT 03 – Base da Encosta (Estudo Atual).

89

Figura 5.9 – Perfil de Sondagem SPT 04 – Topo da Encosta (Estudo Atual).

90

Figura 5.10 – Perfil de Sondagem SPT 05 – Topo da Encosta (Estudo Atual).

91

A área de estudo foi classificada geologicamente como sendo pertencente à Formação

Barreiras, fácies canal fluvial, constituída de sedimentos fluviais, areno-argilosos de coloração

creme a avermelhada. Apesar da variação de cor, devidos a fatores como energia das águas,

deposição do pacote sedimentar e do teor de óxido de ferro, todo o perfil pertence à mesma

unidade geológica.

Analisando a resistência a penetração dinâmica, vemos que:

1. SPT 01 – Inicialmente existe um pico no primeiro metro da sondagem, atingindo valor

de NSPT ˃ 10. A seguir a resistência se mostra crescente com a profundidade. Após o

primeiro metro, a resistência só atinge valores de NSPT ˃ 10, a partir de 8 m de

profundidade. Próximo dos 10 m de profundidade, o valor do NSPT é 26, chegando a

NSPT = 40 no limite da sondagem com a profundidade de 11,75 m.

2. SPT 02 – Existe um pico no primeiro metro de sondagem, apresentando valores de

NSPT˃10. Em seguida a resistência cai e volta a crescer gradualmente com a

profundidade, atingindo o valor de NSPT=10 com 7,5 m. No limite da sondagem,

profundidade de 12,85m, tem valor de NSPT=43.

3. SPT 03 – Existe um pico com valores de NSPT próximo a 10 nos primeiros 2m de

profundidade. Em seguida os valores de NSPT, seguem menores e uniformes, só

atingindo valor próximo a 10 a partir do 9m de profundidade. No limite da sondagem,

na profundidade de 12,45m o valor do NSPT é igual a 46.

Em todos os casos é possível observar que de um modo geral a resistência cresce com a

profundidade e as camadas de argila se intercalam com as camadas arenosas, variando

apenas a coloração.

Pode-se observar que a camada de solo superficial do Topo da Encosta (Figura 5.7), é

formada por areia e a alta infiltração de água nesta região favorecerá a saturação, a erosão

na crista e possíveis escorregamentos. Já para as demais regiões (Meia Encosta e Base da

Encosta), a camada superficial é formada por argila, desse modo, essa camada segura o

relevo, reduzindo a erosão da camada subjacente.

92

5.1.3 Discussão sobre os resultados dos valores de NSPT obtidos na pesquisa atual

comparados com outros resultados encontrados na literatura:

As figuras 5.11, 5.12 e 5.13, mostram os resultados obtidos na campanha de sondagem à

percussão (SPT), realizada por MAGALHÃES (2013). A locação desses furos pode ser

observada na figura 5.2.

Figura 5.11 – Furo de Sondagem SP-03 MAGALHÃES (2013).

93

Descrição do MaterialDescrição

Geológica

Argila areno siltosa, fofa, presença de restos

vegetais, coloração amarela escura

Formação Barreiras

Areia argilo siltosa, pouco compacta, coloração

amarela escura

Areia silto argilosa, pouco compacta a

moderadamente compacta coloração amarela

Areia média silto argilosa, moderadamente

compacta a compacta coloração rosa claro

Areia silto argilosa compacta, coloração amarela

Areia média silto argilosa, compacta coloração

amarela

Argila areno siltosa, dura, presença de restos

vegetais, coloração vermelha e amarelo escuro

0 10 20 30 40 50 60

\\

Nspt golpes / 30cm

0,00

1,00

2,00

3,00

4,00

5,00

6,00

7,00

8,00

9,00

10,00

11,00

12,00

13,00

14,00

15,00

15,45

Limite de sondagem

Pro

fundid

ade

(m)


94


idem, rija a dura coloração vermelho escuro

idem, rija a dura

Descrição do MaterialDescrição

Geológica

Argila areno siltosa, mole a média, coloração

amarela escura

0 10 20 30 40 50 60

\\\\

Nspt golpes / 30cm

Pro

fundid

ade

(m)

0,00

1,00

2,00

3,00

4,00

5,00

6,00

7,00

8,00

9,00

10,00

11,00

12,00

13,00

14,00

15,00

16,00

17,00

18,00

19,00

20,00

20,45

Limite de sondagem


95

Observa-se nos três furos de sondagem SPT realizados na pesquisa de Magalhães (2013),

Figuras 5.11, 5.12 e 5.13, um comportamento similar aos dos furos realizados nesta pesquisa,

aonde a resistência vai crescendo gradualmente com a profundidade, atingindo nos furos SP 01,

SP 02 e SP 03 valores de NSPT˃10 nas profundidades de 4m, 6m e 4m, respectivamente. Porém,

as maiores resistências surgem em profundidades maiores que na campanha de sondagem SPT

da pesquisa atual.

Nos estudos realizados por Magalhães (2013), não se verifica resistência de pico no

primeiro metro de sondagem.

No estudo atual o impenetrável ao SPT, foi atingido em profundidades inferiores as dos

estudos de Magalhães (2013). Enquanto no estudo atual essa profundidade variou entre 12 e 12

metros, nos estudos de Magalhães (2013) a variação foi entre 15 e 20 metros.

O Quadro 5.1, mostra uma comparação entre as profundidades em que se alcançaram

valores de NSPT ˃10 para as sondagens do Estudo Atual e para os estudos de Magalhães (2013).

Quadro 5.1 - Comparação entre valores de NSPT de MAGALHÃES (2013) e o Estudo Atual.

FURO

PROFUNDIDADE PARA VALORES DE

NSPT ˃ 10

MAGALHÃES (2013) ESTUDO ATUAL

SPT 01 (TOPO DA

ENCOSTA) 4,0 metros 8,0 metros

SPT 02 (MEIA ENCOSTA) 6,0 metros 7,7 metros

SPT 03 (BASE DA

ENCOSTA) 4,0 metros 9,0 metros

96

Tanto nos estudos de Magalhães (2013), como no estudo atual, as resistências crescem

com a profundidade e as camadas argilosas se intercalam com as camadas arenosas, variando

apenas a coloração dos materiais.

As pesquisas realizadas por Silva (2007) e Silva (2010), em uma região que também

pertence ao Município de Camaragibe, denominada de Vale das Pedreiras/Jardim Primavera,

apresentaram resultados coerentes com o comportamento do tipo de formação geológica

encontrada no Alto do Padre Cícero, onde as maiores resistências são registradas para as

maiores profundidades. No entanto esta comparação deve ser feita com ressalvas, pois os solos

desses estudos são formados por solos da Formação Barreiras e por solo residual maduro de

granito.

Alguns dados dos estudos realizados por silva (2007) e por Silva (2010) são mostrados

nos Quadros 5.2 e 5.3.

Quadro 5.2: Dados do SPT da pesquisa realizada no Vale das Pedreiras-Camaragibe, SILVA

(2007).

Furo

Profundidade para valores

significativos de NSPT (NSPT

˃ 10) (m)

Profundidade do limite

da sondagem(m)

Valor de NSPT no limite

da sondagem

SM 01 5 9 60

SM 02 5 11 60

SP 01 5 15 60

SP 02 5 23 60

SP 03 5 10 55

SP 04 5 11 40

SP 05 8 12,5 40

SP 06 7 11 38

SP 07 9 12 12

SP 08 5 12 13

SP 09 7 12 12

SP 10 7 12 10

97

Através da observação dos dados da sondagem SPT de SILVA (2007), foi possível

identificar que a resistência cresceu com o aumento da profundidade. Apenas no furo SP 06,

entre as profundidades de 9 e 10,5 m a resistência cai apresentando valores de NSPT menores que

5.

Segundo SILVA (2007), na área estudada, as camadas argilosas se intercalam com as

camadas arenosas em praticamente toda a encosta, variando apenas a coloração dos materiais

presentes, da mesma forma que acontece nos estudos de Magalhães (2013) e no estudo atual. A

área de estudo denominada de Jardim Primavera-Camaragibe, é constituída por sedimentos da

Formação Barreiras e solo residual de granito, sendo que os solos da Formação Barreiras foram

identificados apenas nos taludes localizados na área abaixo de onde foram executadas as

sondagens e nos taludes existentes na área sondada, os solos foram classificados como residual

maduro de granito.

Quadro 5.3: Dados do SPT realizado em Jardim Primavera-Camaragibe, SILVA (2010).

Furo

Profundidade para

valores significativos

de NSPT (NSPT ˃ 10)

(m)

Profundidade do

limite da

sondagem(m)

Valor de NSPT

no limite da

sondagem

SP-A1 2 12 70

SP-A2 Entre 0 e 1 8 58

SP-A3 3 12 40

A resistência cresceu com o aumento da profundidade e os valores de NSPT já se

apresentaram altos em pequenas profundidades. O furo SP-A2, alcança valores de NSPT˃20 já no

primeiro metro de sondagem.

98

5.1.4 Ensaio de Condutividade Hidráulica – Guelph

Para determinação da Condutividade hidráulica “in situ”, foi utilizado o permeâmetro

Guelph. Este ensaio fornece diretamente a permeabilidade do solo (K) em cm/s. O ensaio de

Guelph foi realizado na região do Topo da Encosta, a cada 1m até atingir a profundidade total

de 4 m, onde os materiais existentes pertencem ao grupo da Formação Barreiras e foram

classificados como Argilas Areno-siltosas.

A Figura 5.14, mostra os resultados obtidos nos ensaios de permeabilidade de campo,

Guelph e uma relação entre a profundidade de realização dos ensaios e os valores de

coeficientes de permeabilidade encontrados. É apresentado também, o valor do coeficiente de

permeabilidade saturada, obtido através do ensaio Triflex II para a região próxima ao da

realização do ensaio de Guelph.

Pode-se observar que o valor do coeficiente de permeabilidade de campo diminui com a

profundidade, indicando a presença de material menos poroso, mais coeso a maiores

profundidades. O maior coeficiente de permeabilidade foi identificado no primeiro metro de

realização do ensaio, com valor de 1,62 x 10-4

cm/s, ficando bem próximo ao obtido no ensaio

Triflex II (3,32 x 10-4

cm/s), atingindo o valor de 5,75 x 10-5

cm/s na profundidade limite de

realização do ensaio que foi de 4 metros.

Esses resultados apresentam-se lógicos quando comparados com a classificação do

material componente do perfil estudado, visto que, de acordo com a Figura 5.15, a camada de 4

metros de profundidade, atingida pelo ensaio do Permeâmetro Guelph, é composta por material

classificado como Areia Argilosa com Silte, seguida por uma camada classificada como Argila

Arenosa, justificando a maior permeabilidade na camada mais superficial, com menor

quantidade de finos e diminuição da permeabilidade em materiais mais argilosos, com maior

presença de finos.

É importante lembrar, que o Perfil Geotécnico, foi definido com base nos ensaios

realizados com o uso de defloculante.

99

Figura 5.14 – Coeficiente de Permeabilidade “in situ” (Guelph) e de Laboratório (Triflex II).

Embora as camadas mais inferiores sejam formadas por material mais argiloso,

apresentam um valor de coeficiente de permeabilidade maior, provavelmente devido a

aglutinação das partículas.

GUELPH TRIFLEX II

Ks (cm/s) Ks (cm/s)

1 1,62E-04 3,32E-04

2 1,35E-04

3 4,04E-05

4 5,75E-05

PERMEABILIDADE SATURADA

Prof.(m)

100

Figura 5.15 – Perfil Geotécnico com esquema da locação do ensaio de Guelph e da

profundidade de realização do ensaio.

5.1.5 Discussão sobre os valores obtidos no ensaio do Permeâmetro Guelph realizados

nos estudos de Silva (2007) e no Estudo Atual:

A seção geotécnica estudada por Silva (2007) é composta por solos da Formação

Barreiras e Solo Residual de Granito, sua pesquisa foi realizada nos dois grupos de solos. Nessa

seção, serão apresentados apenas, os resultados fornecidos pelo estudo de Silva (2007), para os

solos da Formação Barreiras, por se tratar da mesma formação do Estudo Atual.

Nos estudos de Silva (2007), os solos da Formação Barreiras apresentaram valores de

coeficientes de condutividade hidráulica variando de 1,5 a 7,3 x 10-6

cm/s, de acordo com a

classificação de Casagrande (Figura 5.22), são solos que variam de areias muito finas a argilas.

Terzaghi & Peck, classificam esses solos como de baixa permeabilidade, como pode ser visto na

Tabela 5.7.Os resultados obtidos pelos ensaios de Guelph e pelo Triflex II, no Estudo Atual,

mostraram-se coerentes com outros resultados apresentados no estudo de Silva (2007) e em

outros realizados no estado de Pernambuco em solos da Formação Barreiras, como mostra o

Quadro 5.4, onde foram incluídos os valores de coeficientes de permeabilidade determinados

pelos estudos de Magalhães (2013) no ensaio Triflex II, e os valores obtidos no estudo atual

para o Triflex II e para o ensaio do Permeâmetro Guelph.

(m)

(m)

(m)

101

Quadro 5.4 – Permeabilidade de Solos da Formação Barreiras do Estado de Pernambuco

(a partir de Coutinho e Severo, 2009).

5.2 Ensaios de Laboratório

5.2.1 Ensaios de caracterização Física

Os ensaios de caracterização física realizados neste estudo foram à determinação da

granulometria com e sem defloculante, limites de Atterberg e densidade real dos grãos. A

densidade real dos grãos teve valores de 2.63 g/cm3, 2.64 g/cm

3, 2.61 g/cm

3, 2.54 g/cm

3 e 2.55

g/cm3 para as amostras AM 01, AM 02, AM 03, AM 04 e AM 05 respectivamente. As amostras

01, 02 e 03 foram retiradas do material recolhido do Topo da Encosta, Meia Encosta e Base da

Encosta respectivamente, os quais também foram utilizados nos demais ensaios de laboratório.

Já as amostras 04 e 05 foram retiradas ambas do Topo da encosta apenas para auxiliar nos

ensaios de permeabilidade de campo (Guelph). As Figuras 5.16, 5.17, 5.18, 5.19 e 5.20,

mostram os resultados obtidos nos ensaios de granulometria.

SOLO REFERÊNCIA LOCAL

PERMEABILIDADE SATURADA

“in situ” (Guelph)

cm/s

Laboratório

(Triflex II) - cm/s

FO

RM

AÇ

ÃO

BA

RR

EIR

AS

Coutinho et al.

(1999) Recife,PE 4,78 x 10

-5 -

Lafayette (2000) Recife,PE 2,5 x 10-5

7,6 x 10-5

Lima (2002) Recife,PE 1,79 a 9,07 x 10-7

1,24 x 10-5

a 6,43 x

10-7

Lafayette et

al.(2005) Cabo,PE 4,03 a 8,94 x 10

-6 -

Silva et al.

(2005) Camaragibe, PE 1,2 x 10

-6 a 3,6 x 10

-7 1,2 x 10

-6 a 4,8 x 10

-7

Severo et al.

(2006) Tibau do Sul,RN 1,75 x 10

-6 a 6,6 x 10

-8 6,5 x 10

-5 a 1,5 x 10

-8

Silva (2007) Camaragibe,PE 1,25 a 7,3 x 10-6

1,22 e 4,84 x 10-6

Meira (2008) Ibura-Recife,PE 1,3 x 10-5

a 9,1 x 10-7

1,0 x 10-5

a 6,4 x 10-7

Magalhães

(2013) Camaragibe,PE -

5,37 a 9,218 x 10

-5

Estudo Atual Camaragibe,PE 5,75 x 10-5

a 1,62 x 10-4

3,32 e 5,104 x 10-4

102

Figura 5.16 – Granulometria da amostra AM 01 com e sem defloculante(Topo).

Figura 5.17 – Granulometria da amostra AM 02 com e sem defloculante (Meia Encosta).

Figura 5.18 – Granulometria da amostra AM 03 com e sem defloculante (Base).

SEM DEFLOCULANTE argila = 0 (%) silte = 12 (%) areia fina = 76 (%) areia média = 12 (%) areia grossa = 0 (%) pedregulho = 0 (%)

SEM DEFLOCULANTE argila = 0 (%) silte = 11 (%) areia fina = 76(%) areia média = 13 (%) areia grossa = 0 (%) pedregulho = 0 (%)

SEM DEFLOCULANTE argila = 0 (%) silte = 23 (%) areia fina = 59(%) areia média = 18 (%) areia grossa = 0 (%) pedregulho = 0 (%)

COM DEFLOCULANTE argila = 59 (%) silte = 4 (%) areia fina = 28 (%) areia média = 9 (%) areia grossa = 0 (%) pedregulho = 0 (%)

COM DEFLOCULANTE argila = 43 (%) silte = 7 (%) areia fina = 33(%) areia média = 17 (%) areia grossa = 0 (%) pedregulho = 0 (%)


103

Figura 5.19 – Granulometria da amostra AM 04 com e sem defloculante (Topo).

Figura 5.20 – Granulometria da amostra AM 05 com e sem defloculante (Topo).

Para obter uma avaliação da granulometria do solo no estado natural, nas condições in

situ, foi realizada a análise granulométrica sem o uso de defloculante. Os resultados obtidos

demonstram que sem o uso de defloculante, os percentuais de argila são nulos.

Para a amostra AM-01(Topo da Encosta), quando usamos o defloculante o percentual

de silte é menor (4%) e a fração de argila aparece representando 59 % do total da amostra e a

areia representa 37% do total, não há presença de pedregulhos. Sem o uso do defloculante, o

percentual de argila é nulo, a areia representa 88% da amostra e o percentual de silte é um

pouco maior (12%).

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0,001 0,010 0,100 1,000 10,000 100,000

(%)

qu

e p

as

sa

Diametro dos grãos (mm)

Argila Silte Areia fina Areia

Pedregulho




COM DEFLOCULANTE argila = 49 (%) silte = 10 (%) areia fina = 32 (%) areia média = 9 (%) areia grossa = 0 (%) pedregulho = 0 (%)

104

Na amostra AM-02 (Meia Encosta), no ensaio com o uso do defloculante, a argila

representa 43 % da amostra o percentual de silte é de 7% e a areia representa 50% do total da

amostra. Sem o uso do defloculante o percentual de argila é nulo, o percentual de silte aumenta

discretamente para 11% e a areia representa 89% da amostra.

Para a amostra AM-03 (Base da Encosta) com o uso do defloculante a argila representa

49% da amostra e a areia 41%. Já no ensaio sem o uso do defloculante, o percentual de argila é

nulo e o silte representa 20 % da amostra e a areia 80% do total.

Da análise desses dados, pode-se concluir que, a simulação da situação de campo,

mostrou um solo com comportamento de materiais de estrutura porosa, com grãos maiores,

devido ao fato das partículas finas estarem aglutinadas nas partículas grossas, o que pode influir

nas características mecânicas e hidráulicas, já que temos solos argilosos, apresentando

características típicas de solo arenoso. As Tabelas 5.1 e 5.2 mostram um resumo dos resultados

dos ensaios de caracterização física com o uso de defloculante e sem o uso de defloculante

respectivamente. Quando a análise da granulometria, leva em consideração os resultados com

defloculante, observa-se que a fração fina está presente em todas as amostras, com cerca de 50%

de material passando na peneira de número # 200 (0,075mm), como mostra a Tabela 5.1.

105

Tabela 5.1 – Resultados dos ensaios de Granulometria Com Defloculante.

AM-01: TOPO DA ENCOSTA (Granulometria Com Defloculante)

Prof.

(m)

Composição Granulométrica (%) Limites e

Atterberg (%)

Atividade

IA =

IP/(%φ≤2µ) PEDREG. AREIA SILTE ARGILA ≤2µ LL LP IP

1,50 0 37 4 59 57 43 10 33 0,57

AM-02: MEIA ENCOSTA (Granulometria Com Defloculante)

Prof.

(m)


Atterberg (%)

Atividade

IA =


1,50 0 50 7 43 55 40 8 22 0,40

AM-03: BASE DA ENCOSTA (Granulometria Com Defloculante)

Prof.

(m)


Atterberg (%)

Atividade

IA =


1,50 0 51 7 42 49 39 9 30 0,61

106

Tabela 5.2 – Resultados dos ensaios de Granulometria Sem Defloculante.

AM-01: TOPO DA ENCOSTA (Granulometria Sem Defloculante)

Prof.

(m)

Composição Granulométrica (%)

PEDREG. AREIA SILTE ARGILA ≤2µ

1,50 0 88 12 0 0

AM-02: MEIA ENCOSTA (Granulometria Sem Defloculante)

Prof.

(m)



1,50 0 89 11 0 0

AM-03: BASE DA ENCOSTA (Granulometria Sem Defloculante)

Prof.

(m)



1,50 0 77 23 0 0

A Classificação Unificada (USCS) é mais bem aplicada a solos sedimentares

localizados em regiões de clima temperado, onde há boas correlações entre as propriedades

índices (limites de Atterberg) destes solos e os critérios de identificação adotados. Embora esta

107

classificação possua a grande vantagem de seus grupos serem identificados através de análise

táctil-visual, quando aplicadas a solos tropicais pode-se mostrar inadequada.

Deste modo, para a classificação, será utilizada a adaptação efetuada por VARGAS

(1988 e 1992) na Classificação Unificada (USCS) para os solos tropicais, que utiliza o índice de

atividade de Skempton para identificar a mineralogia da fração silte e argila como de natureza

caulinítica. A Figura 5.21 e a Tabela 5.4, apresentam repesctivamente, a Carta de Plasticidade e

a classificação proposta por Vargas (1988,1992).

Figura 5.21 – Carta de Plasticidade associada à Carta de Atividade (VARGAS, 1988,1992), com

respectivos resultados dos ensaios de caracterização com defloculante.

108

Tabela 5.3 – Proposta de classificação incluindo solos tropicais (VARGAS, 1988 e 1992).

Observando a Figura 5.21 e a Tabela 5.4, é possível notar que os solos da presente

pesquisa, na Carta de Plasticidade, localizaram-se acima da linha A, sendo classificados no

grupo CL (Argilas Arenosas ou Siltosas) não caulinítico. Já na carta de atividade, os solos

localizam-se abaixo da linha E, sendo classificados no grupo KL (Argilas Arenosas) e

caracterizados como cauliníticos e de baixa compressibilidade.

Ainda de acordo com a classificação das Argilas em função da atividade de Vargas

(1978), mostrada na Tabela 5.4, as amostras são classificadas como Argilas Areno-Siltosas

Inativas, pois IA ˂ 0,75.

Tabela 5.4 – Classificação das Argilas em função da atividade (VARGAS, 1978).

TIPO DE ARGILA ATIVIDADE IP/(%# 0,0002 mm)

Inativa ˂0,75

Normais 0,75 A 1,25

Ativa ˃1,25

Maior Divisão Grupo do SoloSub-Grupos

Propostos

Símbolos

Grupos

Silte e Areias muito FinasAreias e Fragmentos de

rochas ML

Areias Finas Argilosas Solos Micáceos MLm

Areias Argilosas Solos Não Cauliníticos CL

Areias de Baixa Plasticidade Tipo Caulinítico KL

KLf

OL

Solos Siltosos Ferrosos

Diatomáceas. Solos

Elásticos MH

Solos Siltosos Orgânicos Solos Micáceos MHm

Tipo Não Caulinítico CH

Tipo Caulinítico KH

KHf

OHSo

los

de

gra

nu

lom

etr

ia f

ina

, c

on

ten

do

po

uc

o

ou

ne

nh

um

ma

teri

al d

e g

ran

ula

çã

o g

ros

sa

Baixa Compressibilidade

LL < 50

Alta Compressibilidade

LL ˃ 50

Argilas Arenosas

Argilas Siltosas

Argilas de Alta Plasticidade,

Argilas Arenosas ou Siltosas

Solos Argilosos Ferrosos

Solos Argilosos Orgânicos

109

Os solos das três amostras estudadas, embora pertençam a pontos distintos da seção de

sondagem, apresentaram comportamento similar uns aos outros e são classificados como argilas

areno-siltosas inativas de baixa permeabilidade.

5.2.2 Discussão sobre os resultados dos ensaios de caracterização física realizados na

pesquisa atual comparados com outros resultados encontrados na literatura:

Nos estudos de Magalhães (2013), a granulometria com o uso de defloculante,

apresentou altos percentuais da fração areia para o Topo da Encosta, Meia Encosta e Base da

Encosta, sendo eles 49%, 56% e 58%, respectivamente e o material foi classificado como Argila

Areno-siltosa Inativa, de maneira similar ao comportamento do material estudado na atual

pesquisa.

A Formação Barreiras, associada aos processos fluviais, mostra pelo menos três fácies

distintas: leque aluvial proximal, leque distal/planície aluvial e canal fluvial, que é a fácies na

qual se enquadra o Estudo Atual, sendo composta de sedimentos predominantemente arenosos,

onde seu conteúdo de argila é disseminado pelo sedimento em decorrência principalmente da

argilização dos feldspatos que constituem a grande parte dos grãos de areia. A granulometria do

material deste estudo como o do estudo de Magalhães (2013) confirma as características desta

fácies.

Os resultados dos ensaios de caracterização com o uso de defloculante apresentados por

Silva (2007), também mostraram grandes percentuais da fração de areia tais como 57%, 67% e

68% para a seção SM-02 e de 62,5% e 63% para a seção SP-01. Esses resultados pertencem ao

grupo de resultados pertencentes aos solos da Formação Barreiras estudados por Silva (2007).

A Tabela 5.5, apresenta alguns solos da Formação Barreiras do estado de Pernambuco,

apresentando sua granulometria, índice de plasticidade, limite de liquidez e atividade

relacionado à identificação da fácies quando possível.

110

Tabela 5.5 - Caracterização de solos da Formação Barreiras (a partir de SILVA 2007).

* FB – Formação Barreiras

De um modo geral, observa-se na Tabela 5.5 que os solos da Formação Barreiras,

apresentam altos percentuais da fração areia e classificam-se na Carta de Atividade como

inativos (Ia < 0,75) e normais (0,75 < Ia < 1,25), caso similar ao do estudo atual.

5.2.3 Coeficientes de Permeabilidade – Triflex II

Para execução dos ensaios de permeabilidade, foram retiradas duas amostras

indeformadas, localizadas no topo da encosta, conforme Figura 5.2, denominados BL 04 e BL

05.

Os coeficientes de Permeabilidade saturada (K) foram obtidos em laboratório, através

do ensaio Tri-Flex II e calculados com o uso da Equação 5.1, adaptada de Magalhães (2013):

𝐊𝐬𝐚𝐭 = 𝐕𝐟 × 𝐡𝐦

𝚫𝐏 × 𝐭 × 𝐀𝐜𝐩 (Equação 5.1)

onde:

Vf : volume percolado (cm3)

hm : altura do corpo de prova (cm)

LIMITES DE ATTERBERG

ARG. SILTE AREIA PEDR. LL (%) IP (%)

CAMARAGIBEPresente

estudo0-1,50

Argilas

Arenosas FB/Canal Fluvial42 - 59 4 - 7 37 - 51 0 39 - 43 22 -33 0,40 - 0,61

CAMARAGIBEMagalhães

(2013)0-2,0

Argilas Silto-

Arenosas FB/Canal Fluvial32 - 40 7 - 10 49 - 58 0 - 2 31 - 38 12 - 14 0,36 - 0,45

CAMARAGIBE Silva (2007) 1,5-6,3 Areia Argilosa FB/Planície Aluvial 20 - 28 8 - 12 57 - 68 0 - 8 32 - 42 12 -14 0,5 - 0,7

RECIFECoutinho

et. al (2006)0-0,50

Areia Argilosa

e SiltosaFB/Aser identificada 8 - 30 3 - 15 55 - 87 0 - 2 29 - 34 11 - 15 -

RECIFE Lima (2002) 1,3Argila

ArenosaFB/Aser identificada 58 3 39 0 42 16 0,3

0,5-5,0 Areia Argilosa FB/Aluvial Proximal 20 - 48 8 - 31 40 - 57 0 - 8 45 - 49 14 - 19 0,7 - 1,1

0,5-4,0

Areias

Argilosas e

Siltosas

FB/Canal Fluvial 10 - 35 4 - 24 58 - 85 0 20 - 31 6 - 11 0,3 - 0,5

CABOLafayette

(2006)0,0-6,0

Areias

Argilosas e

Siltosas

FB/Canal Fluvial 5 - 39 1 - 7 66 - 94 0 - 5,2 20 - 32 4 - 13 0,3 - 0,5

RECIFESantana

(2006)0-3,3 Areia argilosa

FB/A ser

identificada17 - 20 4 -13 65 - 67 2 - 6 24 - 29 7 - 12 0,5 - 0,6

CAMARAGIBEBandeira

(2003)

GRANULOMETRIAATIVIDADELOCAL REF. PROF.(m)

DESCRIÇÃO

DO SOLO

FORMAÇÃO

GEOLÓGICA/FÁCEIS/

GÊNESE

111

ACP: área da superfície do corpo de prova (cm2)

T: tempo (s)

∆P: variação da pressão (cm H2O)

Os dados utilizados no cálculo para determinação do coeficiente de permeabilidade

encontram-se na Tabela 5.6.

Tabela 5.6 – Dados para determinação da Permeabilidade Saturada.

DADOS PARA DETERMINAÇÃO DA PERMEABILIDADE

AMOSTRAS L(cm) DCP(cm) ACP(cm) V(cm3) T(s) ∆P(cmH2O)

AM-01(topo da

encosta)

12,75 9,9 78,07 5 16 100

AM-02(topo da

encosta)

12,75 9,9 78,07 5 16 100

Os coeficientes de permeabilidade saturada apresentaram valores de 3,32 x 10-4

cm/s e

5,104 x 10-4

cm/s para as amostras AM 04 e AM 05 respectivamente como se observa no

Quadro 5.5.

Quadro 5.5 – Coeficientes de Permeabilidade Saturada obtidos no Ensaio Triflex.

COEFICIENTE DE PERMEABILIDADE SATURADA

AMOSTRA k(cm/s)

AM 04 - Topo da Encosta 3,32 x 10-4

AM 05 - Topo da Encosta 5,104 x 10-4

A Figura 5.22 mostra intervalos de variação de K para diversos solos e o Quadro 5.6

mostra os Coeficientes de permeabilidade de solos típicos, ambos baseados nos estudos de

CASAGRANDE.

112

Figura 5.22 – Intervalos de variação de K para diversos solos segundo CASAGRANDE.

Quadro 5.6 – Coeficientes de permeabilidade de solos típicos (CASAGRANDE).

Observando a Figura 5.22 e o Quadro 5.6, ambos baseados nos estudos de Casagrande,

os solos apresentam resultados compatíveis com valores típicos de areias muito finas e siltes ou

misturas de ambos e argilas.

De acordo com as relações de Terzaghi & Peck (1967) e Melo & Teixeira (1967) (a

partir de Sousa & Celligoi,2011), encontradas na Tabela 5.7, os solos do estudo atual, podem

ser classificados como de baixo grau de permeabilidade e pertencentes ao grupo das Areias

Finas Siltosas e Argilosas e Siltes Argilosos, o que era de se esperar, levando em consideração o

resultado da caracterização física dos solos, sem o uso do defloculante, para a região do Topo da

Encosta, onde foram coletadas as amostras AM 04 e AM 05, utilizadas no ensaio Triflex II, que

apresentaram percentuais de Areia Fina de 71% e 72% respectivamente.

cm/seg mm/dia

10-2 1 a 100 864 a 86400 Pedregulho limpo

10-3 0,001 a 1 0,86 a 864

Areias limpas, misturas de

areia limpas e pedregulhos

10-7 10-7 a 10-3

8,64 x 10-5 a

0,86

Areias muito finas;

siltes;misturas de areia,

silte e argila; argilas

estratificadas

Aquíferos pobres

10-9 10-9 a 10-7

8,64 x 10-7 a

8,64 x 10-5Argilas não alteradas Impermeáveis

K MaterialCaracterísticas de

escoamento

Aquíferos bons

113

Tabela 5.7 – Relação dos Valores de Condutividade hidráulica e tipos de materiais.

COEFICIENTE DE

PERMEABILIDADE

K(cm/s)

GRAU DE

PERMEABILIDADE

TERZAGHI & PECK (1967)

TIPO DE SOLO

MELLO &

TEIXEIRA (1967)

109 a 1 ALTA PEDREGULHOS

E AREIAS

1 a 10-1

ALTA AREIAS

10-1

a 10-3

MÉDIA AREIAS

10-3

a 10-5

BAIXA AREIAS FINAS

SILTOSAS E

ARGILOSAS,

SILTES

ARGILOSOS

10-5

a 10-7

MUITO BAIXA ARGILAS

˂ 10-7

PRATICAMENTE

IMPERMEÁVEL

5.2.4 Discussão sobre os resultados do Ensaio Triflex II dos Estudos de Magalhães

(2013) e do Estudo atual:

O Quadro 5.7, mostra uma comparação entre os valores obtidos no ensaio Triflex II,

realizados no estudo de Magalhães (2013) e no Estudo Atual.

Nos estudos de Magalhães (2013), o ensaio Trifex II apresentou resultado para o

coeficiente de permeabilidade saturada da região do Topo da Encosta, com valor de 5,368 x 10-5

cm/s. Observando a Tabela 5.13, o solo do estudo de Magalhães (2013), se enquadra no grupo

dos solos com baixo grau de permeabilidade e típico de areias finas siltosas e argilosas, essa

classificação é a mesma na qual se enquadra o material investigado no ensaio Triflex II do

estudo atual, quando foram analisados dois corpos de prova de amostras retiradas do Topo da

Encosta, denominadas AM 04 e AM 05 (para locação dos pontos de retirada das amostras ver a

Figura 5.2), obtendo valores de 3,32 x 10-4

cm/s e 5,104 x 10-4

cm/s, respectivamente para o

coeficiente de permeabilidade saturada.

114

Quadro 5.7 – Resultados da permeabilidade saturada dos estudos de Magalhães (2013) e do

Estudo Atual.

RESULTADOS DOS ENSAIOS DE PERMEABILIDADE SATURADA – TRIFLEX II

Local Estudos de Magalhães (2013) Estudo Atual

Topo da Encosta 5,368 x 10-5

3,32 x 10-4

Topo da Encosta - 5,104 x 10-4

5.2.5 Resistência ao Cisalhamento

Com os corpos de prova moldados a partir das amostras indeformadas BL 01(Topo da

Encosta), BL 02(Meia Encosta) e BL 03(Base da Encosta), locados de acordo com a Figura 5.2,

foram realizados os ensaios de Cisalhamento Direto para obtenção dos parâmetros de

Resistência do Solo.

As amostras BL 01, BL 02 e BL 03, foram inicialmente, retiradas durante o mês de

dezembro, época de poucas chuvas e de consequente diminuição das infiltrações de águas na

superfície do terreno. Os ensaios referentes ao BL 01 apresentaram resultados típicos de

amostras que tiveram a qualidade comprometida pela manipulação do material na fase de coleta

ou amostragem, pois estes valores se mostraram estatisticamente muito distorcidos, se

comparados com outras amostras estudadas. Esta situação levou a necessidade da retirada de

nova amostra para o Topo da Encosta, seguindo todas as premissas necessárias a uma boa

amostragem, resultando em corpos de prova mais confiáveis e representativos da realidade.

A nova amostragem foi feita durante o mês de maio, típico período de aumento das

precipitações, o que pode ser notado na Tabela 5.8, através dos valores obtidos para as umidades

do solo para a região do Topo da Encosta em relação à Meia Encosta e a Base da Encosta.

As amostras foram estudadas em laboratório, simulando duas condições distintas, a

condição natural e a condição inundada. A Tabela 5.8, mostra os resultados da condição inicial

dos corpos de prova utilizados na realização dos ensaios de cisalhamento direto, com corpos de

prova na condição CDN (cisalhamento direto natural) e CDI (cisalhamento direto inundado).

115

Tabela 5.8 – Condições iniciais dos corpos de prova - Ensaios de Cisalhamento Direto.

Os ensaios de Cisalhamento Direto, foram realizados, utilizando as tensões de 25, 50,

100 e 200 kPa, seguindo a metodologia apresentada na seção anterior para obtenção dos

parâmetros de resistência, que ajudaram a compreender o comportamento do solo e foram

usados no capítulo 7 nas simulações feitas com o SLOPEE/W, para estudo da estabilidade dos

taludes. De acordo com os resultados mostrados na Tabela 5.8, pode-se ver que a umidade das

amostras variou entre 10 e 16%, apresentando-se maior para a amostra 01 (Topo da Encosta),

deve ser levado em consideração a diferença entre os períodos de realização da amostragem do

Topo da Encosta em relação as demais regiões. O peso específico natural variou entre 1,470

g/cm3 a 1,89 g/cm

3, apresentando valores maiores às amostras da Base da Encosta.

As amostras Base da Encosta e do Topo apresentaram os maiores graus de saturação.

De uma maneira geral, as amostras não estavam saturadas, porém apresentavam valores

consideráveis de grau de saturação, sendo cerca de 45%, 30% e 50% para Topo, Meia Encosta e

Base da Encosta respectivamente.

Para todas as posições estudadas na seção S 02 (Base, Meia Encosta e Topo), os índices

de vazios não sofreram variações elevadas quando comparamos os ensaios realizados nas

AMOSTRA TIPO DE ENSAIO σn(kPa) W0 (%) ɣnat(g/cm3) ɣseco(g/cm3) e0 S0 (%)

25 15,00 1,509 1,348 0,95 42,66

50 16,00 1,497 1,427 0,85 49,00

100 16,00 1,483 1,35 0,95 44,21

200 16,00 1,473 1,396 0,89 47,58

25 16,00 1,473 1,326 0,99 42,67

50 16,00 1,456 1,376 0,92 46,23

100 16,32 1,478 1,411 0,87 46,52

200 16,32 1,473 1,326 0,99 43,44

25 11,00 1,635 1,492 0,77 32,94

50 11,00 1,625 1,482 0,78 32,67

100 11,00 1,621 1,546 0,71 30,18

200 11,00 1,638 1,491 0,77 33,64

25 11,00 1,635 1,476 0,7 30,33

50 10,01 1,622 1,474 0,71 30,00

100 10,06 1,626 1,478 0,79 33,72

200 12,63 1,92 1,704 0,55 39,00

25 12,00 1,881 1,692 0,54 53,50

50 12,00 1,886 1,687 0,55 55,99

100 11,00 1,87 1,694 0,54 50,03

200 11,00 1,649 1,488 0,67 20,98

25 11,00 1,878 1,696 0,54 51,86

50 12,00 1,886 1,687 0,55 56,14

100 11,00 1,893 1,706 0,53 53,86

200 12,00 1,872 1,676 0,56 54,51

AM-01 TOPO

DA ENCOSTA

AM-02 MEIA

ENCOSTA

CDN

CDI

CDN

CDI

CDN

CDI

AM-03 BASE

DA ENCOSTA

116

condições de umidade natural e inundado, porém apresentaram valores bem distintos quando

comparamos as posições (Topo, Meia Encosta e Base) entre si, sendo que o Topo da encosta

apresentou os maiores valores de índices de vazios, variando de 0,85 a 0,99, na Meia Encosta os

valores variou de 0,70 a 0,79 e na Base da Encosta, essa variação foi de 0,53 a 0,67.

Na Tabela 5.9 encontram-se os resultados dos parâmetros de resistência do solo coesão

(c’) e ângulo de atritos (ø’), obtidos pelo critério de Mohr-Coulomb através das envoltórias de

resistência. Mostra-se também a umidade e o grau de saturação inicial.

Tabela 5.9 – Parâmetros de Resistência do Solo – Ensaios de Cisalhamento Direto.

Os Gráficos de 5.1 a 5.15 mostram as curvas de Tensões Cisalhantes x Deslocamentos

Horizontais e as Envoltórias de Resistência dos solos, para corpos de prova nas condições de

ensaio natural e inundado, obtidas dos ensaios de Cisalhamento Direto para o Topo da Encosta,

Meia Encosta e Base da Encosta na seção estudada S 02.

AMOSTRA ɣ(g/cm3) W0 (%) S0 (%) c(kPa) Ø(°)

28,75 32,92

Inundado 2,031 6,19 30,73

MEIA

ENCOSTA

BL 02

Natural 1,63 7,02 35,32

Inundado 1,952 2,85 31,62

11,00 32,35

11,00 33,26

12,00 45,13BASE DA

ENCOSTA

BL 03

Natural 1,822

CONDIÇÃO DO CORPO DE

PROVA

TOPO DA

ENCOSTA

BL 01

Natural 1,491 10,00 35,00

Inundado 1,85 1,00 32,00

15,75 45,86

16,16 44,72

12,00 54,00

117

Gráfico 5.1 – Tensão Cisalhante x Deslocamento Horizontal na condição natural – AM 01

(Topo da Encosta).

Gráfico 5.2 – Envoltória de Resistência do solo na Condição Natural – AM 01 (Topo da

Encosta).

Ø=35°

C=10 kPa

kPa

118

Gráfico 5.3 – Tensão Cisalhante x Deformação Horizontal cond. inundada – AM 01(Topo da Encosta).

Gráfico 5.4 – Envoltória de Resistência do solo cond. inundada – AM 01(Topo da Encosta).

Ø=32°

C=1 kPa

119


(Meia Encosta).

Gráfico 5.5 – Envoltórias de Resistência natural e inundada – AM 01(Topo da Encosta).

Ø=35°

C=10 kPa

kPa

Ø=32° C=1 kPa

120

Gráfico 5.7 – Envoltória de Resistência do solo na Condição Natural – AM 02

(Meia da Encosta).

Gráfico 5.8 – Tensão Cisalhante x Deslocamento Horizontal na condição inundada – AM 02

(Meia Encosta).

Ø=35,32°

C=7,02 kPa

121

Gráfico 5.9 – Envoltória de Resistência do solo na Cond. Inundada – AM 02 (Meia da Encosta).

Gráfico 5.10 – Envoltórias de Resistência natural e inundada – AM 02(Meia Encosta).

Ø=32,62°

C=2,85 kPa

Ø=35,32°

C=7,02 kPa

Ø=32,62°

C=2,85 kPa

122


(Base da Encosta)

Gráfico 5.12 – Envoltória de Resistência do solo na Cond. Natural – AM 03

(Base da Encosta).

Ø=32,92°

C=28,75 kPa

123

Gráfico 5.13 – Tem. Cisalhante x Desloc. Horizontal inundada – AM 03 (Base da Encosta)

Gráfico 5.14 – Envoltória de Resistência do solo na Cond. inundada – AM 03(Base da Encosta)

Ø=30,73°

C=6,19 kPa

124

Gráfico 5.15 – Envoltórias de Resistência natural e inundada – AM 03(Base da Encosta).

Observando os gráficos Tensão x Deformação, verifica-se que nenhuma das amostras

estudadas, apresentaram picos definidos para as tensões de 25 a 200 kPa, comportamento

característico de materiais que possuem rupturas plásticas ou elasto-plástico, que é o caso mais

comum, onde o solo se comporta de forma elástica até um certo valor de tensão a partir do qual

toda deformação não elástica permanece. Nesse caso as tensões cisalhantes crescem ao longo

dos deslocamentos, tendendo a atingir valores constantes após certos níveis de deslocamentos,

sugerindo que as rupturas ocorrerão de maneira mais lenta num possível movimento de massa.

De uma maneira geral, as tensões cisalhantes, crescem com o deslocamento horizontal.

Com relação às envoltórias de resistência, observa-se que à medida que as amostras

foram inundadas houve perda da coesão e uma discreta variação do ângulo de atrito, mostrando

valores bem próximos para as duas condições de realização dos ensaios, aproximando-se da

condição conceitual ideal, onde os ângulos de atrito das amostras devem apresentar valores

similares no ensaio CDN (natural) e no CDI (inundado).

As perdas de coesão das amostras quando comparados os resultados dos ensaios nas

condições natural e inundada, foram bastante significativas, principalmente para a amostra 01,

passando de 10 kPa para 1 kPa e para a amostra 03, passando de 28,75 kPa para 6,19 kPa, como

mostra a Tabela 5.9, foram esses pontos que apresentaram os maiores graus de saturação e

maiores umidades. A variação tão brusca no parâmetro da coesão pode estar relacionada ao fato

da existência de uma grande parcela de areia presente nas camadas dos materiais estudados,

Ø=32,92°

C=28,75 kPa

Ø=30,73°

C=6,19 kPa

125

conforme pode ser observado nos resultados dos ensaios de caracterização com e sem o uso do

defloculante mostrados nas Tabelas 5.1 e 5.2, onde nos resultados com o uso do defloculante o

percentual de areia é de cerca de 37% para o Topo da Encosta, 50% para a Meia Encosta 51%

para a Base da encosta. Já para os ensaios sem o uso do defloculante, o percentual de argila é

nulo para Topo, Meia Encosta e Base e os percentuais de areia são respectivamente 88%, 89% e

77%. A Base da Encosta apresentou a maior variação no valor da coesão natural comparada

com a coesão inundada, justamente a região que apresenta maior percentual de areia para o

ensaio com defloculante e maior valor de grau de saturação.

Com relação aos índices de vazios iniciais (e0), Coutinho e Severo (2009), comentam

que a Formação Barreiras possui valores de (e0) relativamente baixos. A faixa de valores

encontrada para os índices de vazios iniciais desta pesquisa encontra-se mostrada no Quadro

5.8, junto com outros valores pertencentes a solos da Formação Barreiras do Nordeste

brasileiro. No Quadro 5.9, são mostrados os parâmetros de resistência de pico de solos da

Formação Barreiras.

Quadro 5.8 – Índices de Vazios de alguns Solos da Formação Barreiras, a partir de Coutinho e

Severo, (2009).

LOCAL SOLO eEstudo Atual (2014)


Fácies: Canal Fluvial

0,53 - 0,99


Lafayette (2000)0,62 - 0,82


Fácies: Leque fluvial

Lafayette et al. (2003,2005)

0,82 - 0,84


Fácies: Aluvial de canal

Silva et al. (2005)

0,65 - 0,91


Coutinho et al. (1999)0,62 - 0,69


Fácies: Leque Proximal

Bandeira et al. (2004)

0,63 - 0,84


Silva (2007)0,61 - 0,92


Meira (2008)0,62 - 0,98

RIO GRANDE DO

NORTE


Severo et. Al(2006) 0,40 - 0,75

PERNAMBUCO

126

Quadro 5.9- Parâmetros de resistência de pico de solos da Formação Barreiras (a partir de

Coutinho e Severo 2009).

Referência/Local FáciesTipo de

ensaio

Descrição/

ClassificaçãoIP

Condição

do corpo

de prova

c (kPa) φ (˚)

10 35

7,02 35,32

28,75 32,92

1 32

2,85 31,62

6,19 30,73

27,3 36

35 28

13,7 36

8,7 34

6,9 30

3,3 35

Gusmão Filho et al. (1986)/

Olinda-PEA ser identificada

Truaxial

(CU)

Areia Argilosa

SC31 - 40 Inundado 20 - 50 20 - 24

Natural 13 31

Inundado0 30

Lafayette (2000) Alto do

Reservatório - Recife - PEA ser identificada

Cis.

Direto

Areia Argilosa

SC11 - 18 Inundado 7 - 13 24 - 26

Natural 28 31

Inundado 10 32

Natural 33 -56 33 - 36

Inundado 1,5 - 1,8 33 -35

Natural 43 - 46 31 - 45

Inundado 0 - 3,7 31 - 35

Bandeira et al. (2004)

Camaragibe - PELeque Proximal

Cis.

Direto

Silte Arenoso

ML14 - 16 Inundado 12 29

Natural 45 - 47 31 - 44

Inundado 0 - 3,7 31 - 34

Natural 1,0 - 4,2 28 - 34

Inundado 0,4 - 3,5 23 - 26

Natural 116 - 192 27 - 32

Inundado 23 - 54 26 - 30

Severo (2011) Tibau do Sul -

RN

Fluvial de menor

energia de

transporte

Triaxial

CD

Areia argilosa

SC 11 Saturado 6,5 29

Severo (2011) Tibau do Sul -

RN

Fluvial de menor

energia de

transporte

Triaxial

CD

Areia silto-

argilosa SM-SC

Cimentadad

naturalmente 5 - 6 saturado 62 - 110 28 - 30

Severo et al. (2006)

Tibau do Sul - RNA ser identificada

Cis.

Direto

Argila de baixa

plasticidade CL7 - 19

Silva (2007)

Camaragibe - PEPlanície Aluvial

Cis.

Direto

Areia Argilosa

SC12 - 14

Meira (2008) Canal FluvialCis.

Direto

Areia Argilosa

SC7,9 - 9,2

9 - 13

Cis.

Direto

Silva (2005)

Camaragibe - PEAluvial de canal

Areia Argilosa

SC12 - 13

Lafayette et al. (2003;2005)

Cabo de S. Agostinho - PELeque fluvial

Cis.

Direto

Areia Argilosa

SC

Lima (2002) Alto do

Reservatório - Recife - PEA ser identificada

Cis.

Direto

Argila Arenosa

SC16

Coutinho et al. (1999;2006)

Santos (2001)

Horto Dois Irmãos

Recife - PE

A ser identificadaCis.

Direto

Areia Argilosa

SC10 - 16

Natural

Inundado

Magalhães

2013

Encosta do Alto do Padre

Cícero / Camaragibe-PE

Canal FluvialCis.

Direto

Argila Arenosa

CL 11 - 13

Natural

Inundado

ESTUDO ATUAL

2014

Encosta do Alto do Padre

Cícero - Camaragibe-PE

Canal FluvialCis.

Direto

Argila Arenosa

CL /KL22 - 33

127

5.2.6 Discussão sobre os resultados dos ensaios de Cisalhamento Direto realizados na

pesquisa atual em comparação com outros resultados encontrados na literatura:

De acordo com Magalhães (2013), as amostras ensaiadas, que pertencem à mesma área

da pesquisa atual, apresentaram perda de coesão e pequena variação no ângulo de atrito, à

medida que houve mudança na condição de realização dos ensaios de natural para inundado.

Este comportamento é semelhante ao que ocorreu com o material do estudo atual. Nos estudos

de Magalhães (2013), os resultados dos ensaios de granulometria com o uso de defloculante,

também apresentaram altos percentuais da fração areia para o Topo da Encosta, Meia Encosta e

Base da Encosta, sendo eles 49%, 56% e 58%, respectivamente, o que pode ajudar a entender o

motivo de tal variação nos valores da coesão.Nos estudos de Silva (2007), referente à área

denominada de Vale da Pedreiras/Jardim Primavera (Camaragibe-PE), os resultados mostraram

material com comportamento semelhante aos outros já citados nesse capítulo, com perda de

coesão e pequena variação do ângulo de atrito à medida que a condição de ensaio varia de

natural para inundado, tanto quando o material foi geologicamente classificado como

pertencente à Formação Barreiras, tanto quando foi classificado como solo residual de granito.

A tabela 5.10, mostra os resultados obtidos por Silva (2007).

Tabela 5.10 – Parâmetros de Resistência do Solo, Silva (2007).

AMOSTRA TIPO DE ENSAIO c(kPa) Ø(°)

SP 02

SOLO RESIDUAL DE

GRANITO

Cisalhamento

DiretoNatural 9,8 28,2

Cisalhamento

DiretoInundado 9,7 26,3

SP 02

SOLO RESIDUAL DE

GRANITO

Cisalhamento


Cisalhamento


SP 01

FORMAÇÃO

BARREIRAS

Cisalhamento


Cisalhamento


44,20

Cisalhamento


CONDIÇÃO DO CORPO DE

PROVA

SM 02

FORMAÇÃO

BARREIRAS

Cisalhamento

DiretoNatural 47,00

128

Os resultados de granulometria apresentados por Silva (2007) mostraram também,

grandes percentuais da fração de areia, sendo eles 57%, 67% e 68% para a seção SM-02 e de

62,5% e 63% para a seção SP-01.

Na Tabela 5.11 é mostrada uma comparação entre os parâmetros de Resistência dos solo

obtidos nos estudos de Magalhães (2013) e no estudo atual.

Tabela 5.11 – Parâmetros de Resistência do Solo obtidos por Magalhães (2013) e o Estudo

Atual.

AMOSTRA c(kPa) W0 (%) S0 (%) c(kPa) Ø(°)

BASE DA

ENCOSTA

Natural

Estudo Atual 28,75 32,92

Magalhães (2013) 13,76 36,5

Inundado


Magalhães (2013) 3,3 35,1

MEIA ENCOSTA

Natural


Magalhães (2013) 35,08 28,1

Inundado


Magalhães (2013) 6,97 29,5

11,00 32,35

13,93 55,75

11,00 33,26

14,68

CONDIÇÃO DO

CORPO DE PROVA

TOPO DA

ENCOSTA

Natural


Magalhães (2013) 27,39 35,70

Inundado


Magalhães (2013) 8,72 34,20

15,75 45,86

13,54 46,30

16,16 44,72

13,60 46,50

13,10

12,00

13,31

12,00

57,20

45,13

42,30

54,00

42,95

129

Tanto nos estudos de Magalhães (2013), como no Estudo Atual, os valores da coesão

variaram bruscamente na mudança da condição do ensaio de umidade natural para inundado. As

umidades das amostras de Magalhães (2013) para a Meia Encosta e a Base da Encosta, se

apresentam maiores que as do Estudo Atual, no entanto, a amostragem em seu estudo foi

realizada durante o mês de agosto, período em que os volumes de precipitação ainda são

maiores que durante o mês de Dezembro, período em que foi realizada a amostragem para o

Estudo Atual. Para as amostras do Topo da Encosta, os valores da umidade são maiores para o

Estudo Atual, pois a amostragem foi feita durante o mês de maio, onde as precipitações são

maiores que durante o mês de agosto. Todas as amostragens de Magalhães (2013) foram feitas

durante o mês de agosto.

5.2.7 Ensaios Edométricos

Neste tópico, serão apresentados os resultados dos ensaios Edométricos. Foram

realizados dois tipos de ensaios Edométricos: Ensaio Edométrico Simples e Ensaio Edométrico

Duplo.

5.2.7.1 Ensaios Edométricos Simples

Estes ensaios foram realizados, com o objetivo de avaliar as deformações de colapso em

amostras indeformadas dos solos sob diferentes tensões de inundação (20 kPa e 200 kPa).

Na Tabela 5.12 são mostradas as condições iniciais e finais obtidos nos ensaios edométricos

simples.

Tabela 5.12 – Condições iniciais e finais dos corpos de prova nos ensaios Edométricos Simples.

AMOSTRAS

PESO ESPECÍFICO

APARENTE

SECO(kN/m3)

UMIDADE

(%)

GRAU DE

SATURAÇÃO

(%)

ÍNDICE DE

VAZIOS

(e0)

UMIDADE

(%)

GRAU DE

SATURAÇÃO

(%)

ÍNDICE DE

VAZIOS

(e0)

AM 01-Topo da Encosta 1,43 8,05 25,28 0,84 28,97 98,59 0,77

AM 02-Meia Encosta 1,48 8,00 58,29 0,46 25,47 100,00 0,40

AM 03-Base da Encosta 1,76 8,67 46,89 0,50 10,03 56,38 0,40

AMOSTRAS

PESO ESPECÍFICO

APARENTE

SECO(kN/m3)

UMIDADE

(%)

GRAU DE

SATURAÇÃO

(%)

ÍNDICE DE

VAZIOS

(e0)

UMIDADE

(%)

GRAU DE

SATURAÇÃO

(%)

ÍNDICE DE

VAZIOS

(e0)

AM 01-Topo da Encosta 1,43 11,59 34,00 0,89 24,46 80,20 0,35

AM 02-Meia Encosta 1,72 8,22 40,43 0,47 19,40 100,00 0,16

AM 03-Base da Encosta 1,75 9,28 49,72 0,50 189,26 100,00 0,30

ENSAIOS EDOMÉTRICOS SIMPLES - CONDIÇÕES INICIAIS E FINAIS (200 kPa)

CONDIÇÕES INICIAIS CONDIÇÕES FINAIS

ENSAIOS EDOMÉTRICOS SIMPLES - CONDIÇÕES INICIAIS E FINAIS (20 kPa)

CONDIÇÕES FINAISCONDIÇÕES INICIAIS

130

Os resultados mostram que o índice de vazios, variou em todas as posições estudadas

(Topo, Meia Encosta e Base). O Topo da Encosta, mostrou os maiores valores de índices de

vazios, tanto para a pressão de 20 kPa como para a pressão de 200 kPa, dando indícios de que

esta região da encosta, pode ser a mais susceptível de sofrer maiores deformações ou colapso,

quando submetida a determinadas tensões. Comparando as condições iniciais e finais do ensaio,

observamos que o índice de vazios diminuiu e o grau de saturação e umidade aumentaram.

Classificação da Colapsibilidade do Solo através dos resultados do Ensaio Edométrico

Simples

Para classificar os solos quanto a colapsibilidade, através dos ensaios edométricos,

foram utilizados os critérios adotados por Vargas (1978) e Jennings e Knight (1975) (a partir de

Souza Neto, 2004). O primeiro se baseia nos valores do coeficiente de colapso estrutural (i),

para classificar os solos como colapsíveis ou não colapsíveis. O segundo usa os valores do

Potencial de Colapso (PC) para classificar a gravidade dos problemas do solo. De acordo com

Ferreira e Lacerda (1993) (a partir de Souza Neto, 2004), os potenciais de colapsividade, podem

ser calculados pela Equação 5.2.

PC (%) = (∆H/Hi) x 100 (Equação 5.2)

Onde:

PC = Potencial de Colapso

∆H = Variação da altura do corpo de prova devido à inundação.

Hi = Altura do corpo de prova no início da Inundação.

Vargas (1978) citado por Silva (2007), propôs em seu critério de identificação da

colapsibilidade o cálculo do Coeficiente de Colapso Estrutural ( i ), pela relação dada pela

Equação 5.3.

i(%) = (∆e/1+ei)*100 (Equação 5.3)

Onde:

∆e = variação do índice de vazios devido à inundação sob uma tensão específica,

ei = índice de vazios, antes da inundação.

131

Dessa forma, considerando os resultados obtidos nos ensaios edométricos simples para

as tensões verticais de 20 kPa e 200 kPa e considerando as equações 5.2 e 5.3 , temos os

resultados de Potenciais de Colapso (PC) e Coeficiente de Colapso Estrutural ( i ) das amostras

apresentados na Tabela 5.13.

Tabela 5.13 – Valores do Potencial de Colapso e Coeficiente de Colapso Estrutural.

À medida que a tensão vertical aumentou os valores do Potencial de Colapso também

aumentaram. O maior incremento no Potencial de Colapso devido ao aumento do carregamento

foi registrado para a amostra do Topo da Encosta. Como já havia sido comentado anteriormente

nessa seção, o Topo da Encosta apresentou os maiores valores de índices de vazios para as

pressões de 20 e 200 kPa.

De acordo com Vargas (1978) (a partir de Souza Neto, 2004) os solos são classificados

como colapsíveis se i ˃ 2%, independente da tensão vertical de inundação.

O critério de classificação de Jennings e Knight (1975) (a partir de Souza Neto, 2004)

baseando-se no PC(%) classifica os solos de acordo com o Quadro 5.10.

AMOSTRAS

PC i PC

19,09%

7,89%

28,57%

21,10%

13,33%

33,71%

i

3,38%

4,11%

6,67%

2,47%

2,81%

3,38%

ENSAIOS EDOMÉTRICOS SIMPLES - VALORES DO POTENCIAL DE COLAPSO E COEFICIENTE DE COLAPSO ESTRUTURAL

BL 02-Meia Encosta

BL 03-Base da Encosta

20 kPa 200 kPa

TENSÕES DE INUNDAÇÃO

BL 01-Topo da Encosta

132

Quadro 5.10 – Classificação da colapsibilidade nas obras de engenharia (Jennings e Knight,

1975) (a partir de Souza Neto, 2004).

PC (%)

GRAVIDADE DO PROBLEMA

0 a 1

Sem Problema

1 a 5

Problema Moderado

5 a 10

Problemático

10 a 20

Problema Leve

˃ 20

Problema Muito Grave

Levando em consideração o Quadro 5.10 e os critérios de classificação de Vargas

(1978) e Jennings e Knight (1975), temos os resultados de classificação dos solos mostrados na

Tabela 5.14.

Tabela 5.14 – Classificação dos solos pelos Critérios de Varga (1978) e Jennings e Knight

(1975) (a partir de Souza Neto, 2004) para as tensões de inundação de 20 e 200 kPa.

Classificação dos solos pelos critérios de Vargas (1978) e Jennings e Knight (1975)

LOCAL DA

AMOSTRA

VARGAS (1978) JENNINGS E KNIGHT (1975)

20 kPa 200 kPa 20 kPa 200 kPa

AM 01 - TOPO Colapsível Colapsível Problema Moderado Problema Muito

Grave

AM 02 – MEIA

ENCOSTA Colapsível Colapsível Problema Moderado Problema Grave

AM 03 – BASE Colapsível Colapsível Problema Moderado Problemático

133

O maior Potencial de Colapso foi apresentado pela amostra 01 (Topo da Encosta), tendo

um valor de 33,71 % para a tensão de 200 kPa como pode ser visto na Tabela 5.13. Todas as

amostras foram consideradas colapsíveis para as tensões de 20 e 200 kPa, de acordo com o

critério de classificação de Vargas, pois apresentaram valores de i ˃ 2%. A classificação dos

solos, de acordo com o critério de classificação de Jennings e Knight (1975), variou de

problemas moderados para todas as amostras submetidas a tensão de 20 kPa e para a Base da

Encosta quando submetida a tensão de 200 kPa a Problema Muito Grave na tensão de 200 kPa

no Topo da Encosta e Problema Grave para a tensão de 200 kPa na Meia Encosta.

Pelo critério de Jennings e Knight (1975), a região do Topo da Encosta para a tensão de

200 kPa apresentou classificação de Problema muito grave quanto a colapsibilidade do solo,

exatamente a mesma região com maior valor de Potencial de Colapso (PC) e Coeficiente

Estrutural de Colapso (i) para a tensão de 200 kPa, como mostra a Tabela 5.14.

5.2.7.2 Ensaios Edométricos Duplos

Neste item serão apresentados os resultados dos ensaios Edométricos Duplos, realizados na

condição de umidade natural e inundada, para avaliação do comportamento e características do

solo e da colapsibilidade.

Na tabela 5.15, estão apresentadas as condições iniciais e finais dos corpos de prova com

umidade natural e inundada.

134

Tabela 5.15 – Condições Iniciais e Finais dos Ensaios Edométricos Duplos

Observando a Tabela 5.15, vemos que o índice de vazios variou em todas as posições

(Base, Meia Encosta e Topo), tanto para os ensaios realizados na condição de umidade natural

como para a condição inundada.

Em relação aos ensaios realizados na condição de umidade natural, quando comparamos

os resultados das condições iniciais e finais, só o corpo de prova Meia Encosta chegou a saturar.

Em relação aos ensaios realizados na condição inundada, comparando os resultados das

condições iniciais e finais dos corpos de prova, podemos observar que todos os corpos de prova

de todas as posições estudadas atingiram a saturação.

Os Gráficos 5.16, 5.17 e 5.18, mostram os resultados da variação da Deformação com a

Tensão Vertical de Consolidação, para os três pontos da seção estudada (Topo da Encosta, Meia

Encosta e Base da Encosta).

AMOSTRAS

PESO ESPECÍFICO

APARENTE

SECO(kN/m3)

UMIDADE

(%)

GRAU DE

SATURAÇÃO

(%)

ÍNDICE DE VAZIOS

(e0)

UMIDADE

(%)

GRAU DE

SATURAÇÃO

(%)

ÍNDICE DE VAZIOS

(e0)

BL 01-Topo da Encosta 1,37 12,80 36,66 0,92 11,59 41,01 0,77

BL 02-Meia Encosta 1,79 6,87 53,62 0,34 10,39 100,00 0,22

BL 03-Base da Encosta 1,74 10,00 51,69 0,50 11,08 89,5 0,32

AMOSTRAS

PESO ESPECÍFICO

APARENTE

SECO(kN/m3)

UMIDADE

(%)

GRAU DE

SATURAÇÃO

(%)

ÍNDICE DE VAZIOS

(e0)

UMIDADE

(%)

GRAU DE

SATURAÇÃO

(%)

ÍNDICE DE VAZIOS

(e0)

BL 01-Topo da Encosta 1,37 11,40 33,53 0,89 20,46 100,00 0,34

BL 02-Meia Encosta 1,79 6,76 52,94 0,38 16,12 100,00 0,10

BL 03-Base da Encosta 1,74 9,75 51,08 0,5 18,37 100,00 0,31

ENSAIOS EDOMÉTRICOS DUPLO - CONDIÇÕES INICIAIS E FINAIS (UMIDADE NATURAL)

CONDIÇÕES FINAISCONDIÇÕES INICIAIS

ENSAIOS EDOMÉTRICOS DUPLO - CONDIÇÕES INICIAIS E FINAIS (INUNDADA)


135

Gráfico 5.16 – Ensaio Edométrico Duplo (Topo da Encosta). Variação da Deformação em

função Tensão Vertical.

Gráfico 5.17 – Ensaio Edométrico Duplo (Meia Encosta). Variação da Deformação em função

Tensão Vertical.

136

Gráfico 5.18 – Ensaio Edométrico Duplo (Base da Encosta). Variação da Deformação em

função da Tensão Vertical.

Os Gráficos acima mostram que as deformações sofridas pelos corpos de prova

ensaiados na condição inundada, foram maiores que as deformações sofridas pelos corpos de

prova ensaiados na condição natural.

Na condição de ensaio de umidade natural, a amostra da Base da Encosta, apresentou os

maiores valores de deformação, seguida pelos valores da Meia Encosta e por último a Base da

Encosta. Deste modo, podemos dizer que em termos de deformação na umidade natural temos:

AM 03 (Base da Encosta) ˃ AM 01 (Topo da Encosta) ˃ AM 02 (Meia Encosta). Ou seja, a

Base da Encosta está mais propícia a sofrer deformações, para esta situação.

Na condição inundada os valores das deformações, foram maiores para a região do

Topo da Encosta, seguida da Meia Encosta e por último a Base da Encosta. Deste modo,

podemos dizer que em termos de deformação na condição inundada, temos: AM 01 (Topo da

Encosta) ˃ AM 02 (Meia Encosta) ˃ AM 01 (Topo da Encosta). Ou seja, o Topo da Encosta

está mais propício a sofrer deformações, para esta situação.

Os Gráficos 5.19 e 5.20, mostram como variaram os índices de vazios das amostras em

função da tensão vertical de consolidação, nas condições natural e inundada.

137

Gráfico 5.19 – Comparação entre a variação do índice de vazios em função da Tensão Vertical

na condição de ensaio com umidade natural, para a Base, Meia Encosta e Topo da Encosta.

Gráfico 5.20 – Comparação entre a variação do índice de vazios em função da Tensão Vertical

na condição de ensaio inundado, para a Base, Meia Encosta e Topo da Encosta.

Através da observação das Figuras 5.19 e 5.20 podemos ver que os valores e as

variações dos índices de vazios foram menores para a amostra da Meia Encosta, tanto na

138

condição natural quanto na condição inundada. Os maiores valores de índice de vazios foram

registrados para a amostra do Topo da Encosta, nas duas condições de realização dos ensaios,

sendo que a maior variação desses valores foi registrada quando o ensaio foi realizado na

condição inundada.

Os Ensaios Edométricos, forneceram o Índice de Vazios Inicial (e0) o Índice de

Compressão (Cc) e o Índice de Descompressão (Cr). Estes valores estão mostrados na Tabela

5.16.

Tabela 5.16 – Índices dos Ensaios Edométricos

Pela observação dos índices mostrados na Tabela 5.16, nota-se que as maiores

deformações ocorreram no trecho de compressão virgem, no trecho de recompressão do solo as

deformações foram muitos pequenas, sendo que na condição de ensaio com umidade natural, as

maiores deformações surgiram na região da Base da Encosta seguida pelo Topo da Encosta e

por último na Meia Encosta.

Quando a condição de ensaio mudou para inundado, as deformações maiores

apresentaram-se na região do Topo da Encosta, seguido da Meia Encosta e por último a Base.

e0 Cc

0,92 0,12

0,89 0,39

e0 Cc

0,34 0,11

0,38 0,22

e0 Cc

0,50 0,15

0,50 0,16

NATURAL 0,016

INUNDADO 0,018

INUNDADO 0,015

Am 03-Base da Encosta Cr

Cr

NATURAL

AM 01-Topo da Encosta

0,01

ENSAIOS EDOMÉTRICOS DUPLOS - ÍNDICES

NATURAL 0,01

INUNDADO 0,02

AM 02-Meia Encosta Cr

139

Da análise de todos os dados fornecidos nos ensaios edométricos duplos, tanto para os

realizados na condição de umidade natural como para os realizados na condição inundada,

observam-se valores que apontam para a região do Topo da Encosta como sendo a mais propícia

a sofrer maiores deformações ou colapso para a condição inundada, se levarmos em

consideração o fato de que esta posição da encosta (Topo) apresentou os maiores valores de

deformações e maiores valores de índices de vazios, proporcionando maiores possibilidades de

penetração da água à estrutura do solo removendo ou reduzindo o material ou força de ligação

entre os grãos.

Quando a análise dos dados leva em consideração a condição natural, a região mais

propícia a sofrer deformações é a Base da Encosta, pois apesar de possuir um índice de vazios

menor que a região do Topo da Encosta, estava com grau de saturação maior, como pode ser

visto na Tabela 5.15.

Classificação da Colapsibilidade do solo através dos resultados do Ensaio Edométrico

Duplo

Reginatto e Ferrero (1973), baseando-se nos resultados de uma série de ensaios

edométricos duplos, apresentaram um critério de classificação para determinação da

suscetibilidade ao colapso dos solos para uma determinada tensão vertical, tomando-se como

referência à tensão vertical geostática e a tensão de pré-consolidação, sob duas condições

limites: umidade natural e condição inundada. Sendo assim, o coeficiente de colapsibilidade

pode ser obtido pela equação 5.4.

C = (σvps – σv0) / (σvpn – σv0) (Equação 5.4)

onde:

C = Coeficiente de Colapsibilidade

σvps = Tensão de Pré-Consolidação inundada

σvpn = Tensão de Pré-Consolidação natural

σv0 = Peso das Terras na profundidade da coleta

Através da comparação entre o Coeficiente de Colapsibilidade, valores das tensões de

consolidação natural e inundada e da tensão vertical geostática (Peso das Terras), os solos

podem ser classificados de acordo com o Quadro 5.11.

140

Quadro 11 – Classificação de Reginatto & Ferrero (1973).

SOLO VERDADEIRAMENTE

COLAPSÍVEL

σvps ˂ σv0 e C ˂ 0

SOLO CONDICIONADO AO COLAPSO σvpn ˃ σv0 e 0 ˂ C ˂ 1

SOLO NÃO COLAPSÍVEL σvpn = C = 1

O solo considerado verdadeiramente colapsível, pode sofrer colapso apenas com o peso

próprio e grandes deformações ocorrerão sob saturação, independente da tensão vertical. Se for

considerado condicionado ao colapso, sofrerá colapso se houver alguma ação ou fenômeno que

altere o estado de tensão a que está submetido.

Sendo a profundidade da coleta de 1,50m e utilizando o Método de Casagrande para

determinação das Tensões de Pré-Consolidação, obtemos para as amostras desse estudo a

classificação mostrada na Tabela 5.17.

Tabela 5.17 – Classificação quanto a colapsibilidade dos solos segundo a proposta de Reginatto

& Ferrero (1973).

Jennings e Knight (1957) citado por Souza Neto (2004) propuseram que as deformações

de colapso fossem obtidas das curvas dos ensaios edométricos duplos, comparando as duas

curvas (uma na umidade natural e outra inundada), oriundas de duas amostras idênticas. Os

valores dos Potenciais de colapso foram obtidos pela diferença entre as deformações fornecidas

pelas curvas dos ensaios edométricos naturais e inundados e são mostrados na Tabela 5.18.

σv0 σvpn σvps C

20,55 150,00 50,00 0,22

29,55 250,00 55,00 0,11

26,10 210,00 45,00 0,10

Solo Condicionado ao Colapso


ENSAIOS EDOMÉTRICOS DUPLOS - CLASSIFICAÇÃO DE REGINATTO E FERREIRO

CLASSIFICAÇÃO

BL 02-Meia Encosta


AMOSTRAS

BL 01-Topo da Encosta Solo Condicionado ao Colapso

141

Tabela 5.18 – Valores dos Potenciais de Colapso dos Ensaios Edométricos Duplos.

O Gráfico 5.21 mostra a variação do Potencial de Colapso em função da Tensão de

Consolidação.

Gráfico 5.21 – Variação do Potencial de Colapso em função da Tensão Vertical de

Consolidação.

Os Potenciais de Colapso de todas as amostras, cresceram até a tensão de inundação de

160 kPa, para as tensões superiores a este valor, o Potencial de Colapso diminuiu. Os maiores

valores de Potenciais de Colapso são apresentados na posição do Topo da Encosta, mostrando

10 20 40 80 160 320 640

BL 01-Topo da

Encosta 0,04 1,64 5,2 6,19 6,25 5,74 2,49

BL 02-Meia

Encosta -0,10 0,60 1,71 4,05 5,18 3,23 -1,91

BL 03-Base da

Encosta -0,10 0,61 1,18 1,84 2,03 0,28 -3,25

AMOSTRASTensões de Inundação (kPa)

POTENCIAIS DE COLAPSO DOS ENSAIOS EDOMÉTRICOS DUPLO ( % )

142

que esta região é a que possui as maiores probabilidades de sofrer deformações ou colapso,

embora todas as amostras tenham apresentado potenciais de colapso consideráveis para

determinadas tensões. Apenas a amostra da Meia Encosta apresentou comportamento de Pico

bem definido.

Comparando os valores contidos na Tabela 5.18, com a classificação proposta por

Jennings e Knight (1975), temos a classificação mostrada na Tabela 5.19 para o solo do estudo

atual quanto à colapsibilidade.

Tabela 5.19 – Classificação do Solo quanto à colapsibilidade pelo critério de Jennings e Knight

(1975).

Classificação da Colapsibilidade do solo através de Métodos Indiretos

Apenas com a finalidade ilustrativa, serão mostradas nessa seção outras possibilidades

de classificação dos solos quanto à colapsibilidade, levando em consideração outras

características do solo.

Tensão

(kPa)PC

Tensão

(kPa)PC

Tensão

(kPa)PC

10 0,04 10 -0,1 10 -0,1

20 1,64 20 0,6 20 0,61

40 5,2 40 1,71 40 1,18

80 6,19 80 4,05 80 1,84

160 6,25 160 5,18 160 2,03

320 5,74 320 3,23 320 0,28

640 2,49 640 -1,91 640 -3,25

AM 01-TOPO DA ENCOSTA

Gravidade do

Problema

Sem Problema

AM 02-MEIA ENCOSTA

Gravidade do

Problema

Não Colapsível

Sem Problema

Problema Moderado

Problema Moderado

Problemático

Problema Moderado

Problemático

Problemático

Problemático

Problemático

Problema Moderado

Problema Moderado

Não Colapsível

AM 03-BASE DA ENCOSTA

Gravidade do

Problema

Não Colapsível

Sem Problema

Problema Moderado

Problema Moderado

Problema Moderado

CLASSIFICAÇÃO DE JENNINGS e KNIGHT(1975)

Problema Moderado

Não Colapsível

143

A colapsibilidade pode ser avaliada também, a partir dos chamados Métodos indiretos

de classificação, que se baseiam em índices físicos, características granulométricas e plásticas

dos solos. A Tabela 5.30, mostras alguns dos índices físicos obtidos em laboratório e a

respectiva classificação do solo de acordo com as propostas de Denisov (1951), Código de

Obras da URSS (1951) e Handy (1973).

O critério de Denisov (1951) citado por Souza Neto (2004), leva em consideração o valor de K

(coeficiente de subsidência), que é calculado pela Equação 5.5.

K = eL/e0 (Equação 5.5)

Onde:

e0 = índice de vazios inicial

eL= (LL x GS)/100 (Equação 5.6)

Gs = Peso específico dos grãos.

Este critério considera o solo colapsível se : 0,5 < K < 0,75.

O critério do código de obras da URSS (1962), citado por Souza Neto (2004), obedece a

Equação 5.7.

λ = (e0 – eL)/1+ e0 (Equação 5.7)

De acordo com esse critério o solo é considerado colapsível se λ ≥ -0,1.

O critério de Handy (1973), citado por Souza Neto (2004), classifica a probabilidade de

colapso de acordo com o percentual de argila presentes na amostra. Se o percentual de finos for

< 16 % a probabilidade de colapso é alta, se estiver entre 16 e 24 % é provável que haja colapso,

se estiver entre 24 e 32 % é pouco provável que haja colapso e por fim, se o percentual de finos

for maior que 32% o solo é considerado não colapsível.

As classificações quanto à colapsibilidade do solo obtidas através dos métodos indiretos

estão mostradas na Tabela 5.20.

144

Tabela 5.20 – Classificação do solo quanto à colapsibilidade através de Métodos indiretos (a

partir de Souza Neto, 2004).

As propostas apresentadas classificam os solos como não colapsíveis em várias

situações, mesmo com os altos percentuais de colapso encontrados para as amostras.

5.2.8 Discussão sobre os resultados dos Ensaios Edométricos Simples e Duplos

realizados na Região de Camaragibe – PE, durante a pesquisa de Magalhães (2013) e os

resultados encontrados na pesquisa atual:

Magalhães (2013) usou o critério de Reginatto e Ferrero (1973) para classificar o solo

quanto à colapsibilidade considerando o solo Verdadeiramente Colapsível em pelo menos uma

amostra que foi a da Base da Encosta, já no estudo atual, para o mesmo critério de classificação

todas as amostras foram consideradas como Condicionadas ao Colapso.

De modo análogo ao estudo atual, às amostras inundadas do estudo de Magalhães

(2013) apresentaram as maiores deformações, e essas deformações foram maiores nas amostras

com maiores índices de vazios.

As Tabelas abaixo apresentam comparações entre os valores obtidos nos ensaios

realizados nos estudos de Magalhães (2013) e o estudo atual.

K CLASSIFICAÇÃO λ CLASSIFICAÇÃOPercentual de

Argila(<0,002mm)CLASSIFICAÇÃO

AM 01

(TOPO DA ENCOSTA) 0,89 1,13 43 2,64 1,27 Não Colapsível 0,65 Colapsível 57 Não Colapsível

AM 02

(MEIA ENCOSTA) 0,83 1,06 40 2,64 1,27 Não Colapsível 0,60 Colapsível 55 Não Colapsível

AM 03

(BASE DA ENCOSTA) 0,48 1,02 39 2,61 2,12 Não Colapsível -0,06 Não-Colapsível 49 Não Colapsível

Critério de

Denisov(1951)LOCAL DA AMOSTRA e0

Critério do Código de

obras URSS (1962)eL LL GS

Critério de Handy (1973)

145

Tabela 5.21 – Comparação entre os Resultados dos Ensaios Edométricos Duplos do Estudo

Atual e o estudo de Magalhães (2013).

A partir da Tabela 5.21, observa-se que os maiores índices de vazios tanto para a

condição de realização de ensaio natural como no inundado, encontram-se nas amostras do

Topo da Encosta para o estudo atual e na Base da Encosta nos estudos de Magalhães (2013),

posição da encosta classificada como verdadeiramente colapsível em sua pesquisa. Quando

comparadas as condições iniciais e finais de ensaio, nos estudos de Magalhães (2013) o grau de

saturação variou muito pouco, já no estudo atual o corpo de prova saturou para a posição Meia

encosta no ensaio natural e em todas as posições (Topo, Meia Encosta e Base) para o ensaio

realizado na condição inundada.

De acordo com a Tabela 5.22, verifica-se que o valor do índice de vazios foi maior para

a amostra do Topo da Encosta no estudo atual e para a Base nos estudos de Magalhães (2013).

No estudo atual as maiores deformações ocorreram na região do Topo da Encosta para a

condição inundada e no estudo de Magalhães (2013) aconteceram na Base da Encosta. Na

condição Natural, as maiores deformações no estudo atual ocorreram na Base da Encosta e no

estudo de Magalhães (2013), ocorreram no Topo da Encosta. As deformações do trecho de

recompressão foram bem pequenas em ambas as pesquisas.

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

BL 01-Topo da Encosta 1,37 1,56 12,80 13,75 36,66 52,44 0,92 0,69 11,59 13,47 41,01 51,39 0,77 0,69

BL 02-Meia Encosta 1,79 1,55 6,87 13,80 53,62 53,66 0,34 0,707 10,39 13,50 100,00 42,49 0,22 0,724

BL 03-Base da Encosta 1,74 1,44 10,00 13,20 51,69 42,02 0,50 0,834 11,08 12,30 89,5 38,3 0,32 0,851

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

BL 01-Topo da Encosta 1,37 1,56 11,40 13,60 33,53 51,72 0,89 0,69 20,46 15,70 100,00 50,48 0,34 0,82

BL 02-Meia Encosta 1,79 1,53 6,76 15,50 52,94 56,72 0,38 0,72 16,12 17,70 100,00 61,77 0,10 0,76

BL 03-Base da Encosta 1,74 1,44 9,75 13,20 51,08 42,04 0,50 0,83 18,37 15,60 100,00 50,19 0,31 0,82

GRAU DE SATURAÇÃO

(%)ÍNDICE DE VAZIOS (e0)

AMOSTRAS

ENSAIOS EDOMÉTRICOS DUPLO - CONDIÇÕES INICIAIS E FINAIS (INUNDADA)

PESO ESPECÍFICO

APARENTE

SECO(kN/m3)

UMIDADE (%)GRAU DE SATURAÇÃO

(%)ÍNDICE DE VAZIOS (e0) UMIDADE (%)


AMOSTRAS

PESO ESPECÍFICO

APARENTE

SECO(kN/m3)

UMIDADE (%)GRAU DE SATURAÇÃO

(%)ÍNDICE DE VAZIOS (e0) UMIDADE (%)

CONDIÇÕES INICIAIS

GRAU DE SATURAÇÃO

(%)ÍNDICE DE VAZIOS (e0)

ENSAIOS EDOMÉTRICOS DUPLO - CONDIÇÕES INICIAIS E FINAIS (UMIDADE NATURAL)

CONDIÇÕES FINAIS

146

Tabela 5.22 – Comparação entre os Índices dos Ensaios Edométricos Duplos do Estudo Atual e

o estudo de Magalhães (2013)

A Tabela 5.23, mostra uma comparação entre os resultados obtidos para a classificação de

Reginatto e Ferrero para os estudos de Magalhães (2013) e para o Estudo Atual.

Tabela 5.23 – Comparação entre os Resultados da Classificação de Reginatto & Ferrero (1973)

do Estudo Atual e o Estudo de Magalhães (2013).

As Figuras 5.23 e 5.24 mostram como variaram os índices de vazios em função da tensão de

consolidação, nos estudos de Magalhães (2013).

Estu

do

Atu

al

Mag

alh

ães

(20

13

)

Estu

do

Atu

al

Mag

alh

ães

(20

13

)

Estu

do

Atu

al

Mag

alh

ães

(20

13

)

Estu

do

Atu

al

Mag

alh

ães

(20

13

)

0,21 38,54 1,50 1,50 0,50 80,00 0,22 0,37

0,30 39,80 2,50 240,00 0,55 110,00 0,11 0,35

0,26 38,08 2,10 180,00 0,45 30,00 0,10 -0,05




AMOSTRAS


Verdadeiramente Colapsível

ENSAIOS EDOMÉTRICOS DUPLOS - CLASSIFICAÇÃO DE REGINATTO E FERREIRO

CLASSIFICAÇÃO

BL 02-Meia Encosta


BL 01-Topo da Encosta Solo Condicionado ao Colapso

σv0 σvpn σvps C

MAGALHÃES (2013)

CLASSIFICAÇÃO

ESTUDO ATUAL

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Magalhães

(2013)

0,92 0,695 0,125 0,315 0,015

0,89 0,695 0,395 0,204 0,019

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Magalhães

(2013)

0,34 0,725 0,11 0,183 0,026

0,38 0,707 0,22 0,094 0,023

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Magalhães

(2013)

0,50 0,830 0,15 0,250 0,017

0,50 0,834 0,16 0,228 0,025

NATURAL 0,016

INUNDADO 0,018

INUNDADO 0015

AM 03-Base da

Encosta

e0 Cc Cr

Estudo

Atual

ENSAIOS EDOMÉTRICOS DUPLOS - ÍNDICES

Cre0 Cc

NATURAL

Estudo

Atual

AM 01-Topo da

Encosta

0,016

NATURAL 0,016

INUNDADO 0,018

AM 02-Meia

Encosta

e0 Cc Cr

Estudo

Atual

147

Figura 5.23 – Tensão Vertical x Índice de Vazios, Amostras Naturais - Magalhães (2013).

Figura 5.24 – Tensão Vertical x Índice de Vazios, Amostras Inundadas - Magalhães (2013).

5.3 Síntese dos Resultados dos Ensaios

Esta seção apresenta uma síntese dos resultados obtidos ao longo da pesquisa realizada

e apresentados ao longo deste capítulo.

Apesar de terem sido coletadas em regiões diferentes ao longo da Encosta, as amostras

apresentaram caracterização e comportamento semelhantes. A partir do momento que a unidade

148

geológica foi definida como sendo a mesma em todas as partes da seção da Encosta (Topo,

Meia Encosta e Base), como Formação Barreiras fácies canal fluvial, já era de se esperar que

embora houvesse algumas diferenças entre os resultados, de um modo geral as características e

o comportamento fossem os mesmos.

Os ensaios de Sondagem a Percussão, mostraram que a resistência cresce com a

profundidade. De acordo com a caracterização física as amostras foram classificadas como

Argila Areno-Siltosas inativas e de baixa permeabilidade.

Os coeficientes de permeabilidade saturada apresentaram valores muito próximos,

quando realizados em campo pelo Permeâmetro Guelph e em laboratório pelo Triflex II,

apresentando material argiloso com comportamento de solo arenoso, o que é aceitável, já que os

ensaios de granulometria mostraram elevados índices de percentual de areia.

As amostras mostraram comportamento de solos pré-adensados, sendo considerados

colapsíveis em todos os casos para as tensões de 20 e 200 kPa de acordo com a proposta de

Classificação de Vargas e pela proposta de classificação de Jennings & Knight o problema

quanto a colapsibilidade foi considerado moderado em todos os casos para a tensão de 20 kPa e

muito grave para o Topo da Encosta, grave na Meia Encosta e problemático para a Base nos

ensaios edométricos simples. Já nos ensaios edométricos duplo, pela classificação de Reginatto

& Ferrero, o solo é considerado condicionado ao colapso em todos os casos.

Os ensaios de cisalhamento direto, as amostras perderam resistência quando

considerada a condição inundada na parcela da coesão, principalmente no Topo e na Base da

Encosta.

Os maiores índices de vazios e maiores deformações ocorreram nas amostras do Topo

da Encosta.

A Tabela 5.24 mostra a síntese dos principais resultados obtidos.

149

Tabela 5.24 – Síntese dos Resultados dos Ensaios Realizados

20 k

PA

200k

Pa

AM

01(

TOP

O D

A E

NC

OST

A)

3,32

x 1

0-4/

5,10

4 x

10-4

1,62

x 1

0-4 a

5,75

x 1

0-5C

OLA

PSÍ

VEL

PR

OB

LEM

A M

OD

ERA

DO

PR

OB

LEM

A M

UIT

O G

RA

VE

CO

ND

ICIO

NA

DO

AO

CO

LAP

SO

AM

02(

MEI

A E

NC

OST

A)

--

CO

LAP

SÍV

ELP

RO

BLE

MA

MO

DER

AD

OP

RO

BLE

MA

GR

AV

EC

ON

DIC

ION

AD

O A

O C

OLA

PSO

AM

03(

BA

SE D

A E

NC

OST

A)

--

CO

LAP

SÍV

ELP

RO

BLE

MA

MO

DER

AD

OP

RO

BLE

MÁ

TIC

OC

ON

DIC

ION

AD

O A

O C

OLA

PSO

SÍN

TESE

DO

S R

ESU

LTA

DO

S

VA

RG

AS

JEN

NIN

GS

& K

NIG

TH

REG

INA

TTO

&FE

RR

ERO

AM

OST

RA

S

CO

EFIC

IEN

TES

DE

PER

MEA

BIL

IDA

DE

SATU

RA

DA

C

OLA

PSO

TRIF

LEX

IIG

UEL

PH

AM

01(

TOP

O D

A E

NC

OST

A)

1035

132

15,7

516

,16

45,8

644

,72

AM

02(

MEI

A E

NC

OST

A)

7,02

35,3

22,

8531

,62

1111

32,3

533

,26

AM

03(

BA

SE D

A E

NC

OST

A)

28,7

532

,92

6,19

30,7

312

1245

,13

54

AM

OST

RA

S

SÍN

TESE

DO

S R

ESU

LTA

DO

S

NA

TUR

AL

INU

ND

AD

O

NA

TUR

AL

INU

ND

AD

ON

ATU

RA

LIN

UN

DA

DO

c (k

Pa)

Ø (

°)c

(kP

a)Ø

(°)

CIS

ALH

AM

ENTO

DIR

ETO

UM

IDA

DE(

%)

GR

AU

DE

SATU

RA

ÇÃ

O(%

)

NA

TUR

AL

INU

ND

AD

ON

ATU

RA

LIN

UN

DA

DO

NA

TUR

AL

INU

ND

AD

O

AM

01(

TOP

O D

A E

NC

OST

A)

0,92

0,89

0,12

0,39

0,01

0,02

AM

02(

MEI

A E

NC

OST

A)

0,34

0,38

0,11

0,22

0,01

0,01

5

AM

03(

BA

SE D

A E

NC

OST

A)

0,5

0,5

0,15

0,16

0,01

60,

018

EDO

MÉT

RIC

OS

e0

Cc

Cr

AM

OST

RA

S

SÍN

TESE

DO

S R

ESU

LTA

DO

S

150

6

ANÁLISE DA ESTABILIDADE DA ENCOSTA E

DISCUSSÃO DOS RESULTADOS

Quando projetos especiais são desenvolvidos para serem implementados nas áreas

sujeitas a processos de instabilização e movimentos de massa, na maioria dos casos a avaliação

da estabilidade de taludes é o fator controlador de projetos, quase sempre expresso sob a forma

de um coeficiente de segurança mínimo a ser utilizado como critério de projeto.

Neste capítulo será apresentada a análise de estabilidade na encosta estudada. Para que

uma análise de estabilidade esteja bem embasada é necessário definir o mais próximo da

realidade a geometria da região, obter os parâmetros de resistência e a distribuição de poro

pressão relacionadas com o caso estudado. Dessa forma foi realizado o Levantamento

Topográfico da área e para a análise foi utilizada a investigação geológico- geotécnica de campo

tal como as sondagens, definindo os materiais componentes das camadas de solo e a definição

da formação geológica, neste caso definida como Formação Barreiras. Os parâmetros de

resistência utilizados foram obtidos em laboratório nos ensaios de cisalhamento direto

convencional na condição de umidade natural e na condição inundada. A análise da

estabilidade, considerando a superfície topográfica original, definiu uma seção para estudo,

paralela a seção estudada anteriormente por Magalhães (2013), distante aproximadamente 20

metros desta.

O software utilizado para realizar a análise da estabilidade foi o SLOPE/W 2007. No

Brasil, este software é uma das ferramentas computacionais mais utilizadas entre os

profissionais da área para calcular o fator de segurança mínimo e avaliar as condições de

estabilidade.

6.1 Metodologia Adotada Para Análises de Estabilidade

O SLOPE/W possui uma formulação bastante simplificada e permite uma análise rápida

dos problemas de estabilidade de taludes, desde os mais simples aos mais complexos, utilizando

a teoria de equilíbrio limite para calcular o fator de segurança. Este programa utiliza os métodos

de Fellenius, Bishop Simplificado, Janbu, Morgenstern-Price e o método de Spencer para

151

análise da estabilidade. Utilizando este programa, é possível modelar tipos heterogêneos de

solo, de diferentes estratigrafias e superfícies de deslizamento complexas.

Diferentemente da metodologia adotada no estudo de Magalhães (2013), foi utilizada a

superfície topográfica real obtida no levantamento planialtimétrico, e as camadas não foram

consideradas homogêneas, sendo utilizadas as camadas definidas pela sondagem e ensaios de

laboratório, com suas espessuras e geometria mais próxima da realidade possível. As Figuras

6.1e 6.2 mostram respectivamente, o perfil topográfico e a seção heterogênea com os diferentes

materiais considerados nas camadas de solo.

Figura 6.1 – Perfil Topográfico utilizado nas simulações do SLOPE/W no estudo atual.

Figura 6.2 – Seção heterogênea utilizada nas simulações do SLOPEE/W no estudo atual.

AREIA ARGILOSA COM SILTE

ARGILA ARENOSA COM SILTE

AREIA SILTOSA/SILTE ARENOSO

ARGILA SILTO-ARENOSA COM

FORMAÇÃO DE ROCHA

(m)

(m)

152

A Figura 6.3, mostra a seção simplificada, utilizada por Magalhães (2013) no estudo anterior.

Figura 6.3 – Seção simplificada utilizada por Magalhães (2013).

Além de apresentar o valor do Fator de Segurança calculado, o SLOPEE/W, apresenta

também, a representação gráfica do resultado obtido.

As simulações nas Análises de Estabilidade consideraram rupturas totais, considerando

o maior número de centros e raios, em três pontos da seção estudada (Topo da Encosta, Meia

Encosta e Base da Encosta).

Foram simuladas três situações distintas quanto à condição de umidade dos solos:

Considerando a condição de umidade natural em toda a seção;

Considerando a condição inundada em toda a seção;

Considerando uma sobrecarga na meia encosta.

(m)

153

6.2 APRESENTAÇÃO DOS RESULTADOS E ANÁLISES DA ESTABILIDADE

A Tabela 6.1, mostra os parâmetros utilizados nas simulações durante a Análise da Estabilidade

da Encosta.

Tabela 6.1 – Parâmetros utilizados nas simulações da Análise da Estabilidade da Encosta

obtidos através dos ensaios de Cisalhamento Direto .

AMOSTRA ɣ(g/cm3) c(kPa) Ø(°)

1,00 - 3,151,491 10 35,00

3,50 - 6,00

6,00 - 8,30

8,30 - 11,75

1,00 - 3,15 1,850 1,00 32,00

3,50 - 6,00

6,00 - 8,30

8,30 - 11,75

1,00 - 3,00 1,630 7,02 35,32

3,00 - 10,40

10,40 - 12,85

1,00 - 3,00 1,952 2,85 31,62

3,00 - 10,40

10,40 - 12,85

1,00 - 2,41 1,822 28,75 32,92

2,41 - 8,30

8,30 - 11,05

11,05 - 12,45

1,00 - 2,41 2,031 6,19 30,73

2,41 - 8,30

8,30 - 11,05

11,05 - 12,45

BASE DA ENCOSTA

12

,45

Argila Arenosa com Silte

Inundado

Areia Siltosa/Silto Arenosoestimado usando correlações em

função do valor de NSPT

Argila Arenosa com Silteestimado usando correlações em


Argila Silto-Arenosa com

Formação de Rocha

estimado usando correlações em


BASE DA ENCOSTA

12

,45


Natural






Formação de Rocha



MEIA ENCOSTA

12

,85


NaturalAreia Siltosa/Silto Arenoso




Formação de Rocha



MEIA ENCOSTA

12

,85


InundadoAreia Siltosa/Silto Arenoso




Formação de Rocha



TOPO DA ENCOSTA

11

,75

Areia Argilosa com Silte

Inundado






Formação de Rocha



TOPO DA ENCOSTA

11

,75

Areia Argilosa com Silte

Natural






Formação de Rocha



PROF.(m) CLASSIFICAÇÃOCONDIÇÃO DO

CORPO DE PROVA

154

A fim de ilustrar melhor as situações reais de campo, foi feita uma estimativa dos

parâmetros para as camadas cujas profundidades não foram atingidas pelas investigações e

retiradas de amostras deformadas e indeformadas, baseando-se em valores típicos presentes na

literatura e fazendo correlações através dos valores de NSPT.

As Figuras de 6.4 a 6.10 mostram os fatores de segurança obtidos como resultado após

os cálculos simulados pelo SLOPE/W.

A seção estudada foi dividida em três pontos distintos: Topo da Encosta, Meia-Encosta

e Base da Encosta.

Foram consideradas duas situações distintas durante a análise, em relações as condições

de umidade do material, sendo elas: Umidade Natural (simulando as condições de ausência de

chuvas) e Condição Inundada (simulando os períodos de precipitação intensa das chuvas).

O Perfil foi considerado heterogêneo com camadas homogêneas e com valores de

parâmetros diferentes para cada uma. A primeira camada de cada parte da seção teve seus

parâmetros obtidos diretamente pelos ensaios de laboratório. As camadas que não foram

atingidas pela coleta de amostras, portanto não tiveram seus parâmetros determinados em

laboratório, tiveram estes, arbitrados em função de correlações com os valores de SPT e valores

típicos conhecidos da literatura.

Durante as simulações foi considerada também a hipótese da sobrecarga na região da

Meia-Encosta, em função de uma provável ruptura e consequente deslizamento de material da

região do Topo da Encosta, na condição inundada, o que poderia diminuir o valor do FS e

desestabilizar outras superfícies antes consideradas estáveis, como pode ser visto na figura 6.10.

155

Figura 6.4 – Análise da Estabilidade do Topo da Encosta – SLOPE/W

(UMIDADE NATURAL)

Figura 6.5 – Análise da Estabilidade da Meia Encosta – SLOPE/W

(UMIDADE NATURAL)

156

Figura 6.6– Análise da Estabilidade da Base da Encosta – SLOPE/W

(UMIDADE NATURAL)

Figura 6.7 – Análise da Estabilidade do Topo da Encosta – SLOPE/W

(INUNDADO)

157

Figura 6.8 – Análise da Estabilidade da Meia Encosta – SLOPE/W

(INUNDADO)

Figura 6.9 – Análise da Estabilidade da Base da Encosta – SLOPE/W

(INUNDADO)

158

Figura 6.10 – Análise da Estabilidade da Meia Encosta considerando Sobrecarga – SLOPE/W

(INUNDADO)

A Tabela 6.2 mostra os resultados obtidos utilizando os quatro métodos de cálculos

considerados na análise de estabilidade utilizados pelo SLOPE/W, Morgenterm & Price,

Bishop, Janbu e Ordinary.

159

Tabela 6.2 – Resumo dos resultados dos Fatores de Segurança (FS) obtidos após simulações

com o SLOPE/W

Observando as Figuras de 6.4 a 6.10, verifica-se que todas as superfícies de

deslizamento se situam muito próximas à superfície do terreno, o que aumenta a probabilidade

de deslizamento e o risco de instabilidade.

O Método de Bishop simplificado apresentou os maiores valores de Fatores de

segurança (FS). Este método obtém o resultado de maneira iterativa, considerando a superfície

de ruptura circular, utiliza o método das fatias. Talvez seja o método mais utilizado na prática,

apesar de não satisfazer o equilíbrio de forças horizontais o FS (fator de segurança) fornecido

por este método é aceitável para os estudos de estabilidade de taludes. Segundo Gerscovich

(2012), seus resultados comparados com os resultados de métodos mais rigorosos não

ultrapassam 5% de diferença entre seus valores.

Por outro lado, o Método de Janbu Simplificado, apresentou os menores valores de

Fatores de Segurança (FS), apesar de não ter sido usado os fatores de correção para este método.

Este método considera uma superfície de ruptura qualquer, foi criado par reduzir o esforço

computacional exigido pelo método rigoroso de Janbu. Aplica-se a taludes homogêneos, utiliza

Natural 1,705 1,628 1,709 1,638

Inundado 1,064 1,034 1,067 1,036

Natural 2,056 1,953 2,061 1,974

Inundado 1,402 1,357 1,405 1,363

Sobrecarga Meia

EncostaInundado 1,306 1,259 1,310 1,266

Natural 1,902 1,925 1,904 1,890

Inundado 1,633 1,571 1,636 1,582

Morgenstern &

PriceJambu Bishop Ordinary

RESULTADOS OBTIDOS COM O SLOP/W

Topo da Encosta

Meia Encosta

Base Encosta

LOCAL CONDIÇÃO

160

um fator de correção para suprir a falta da parcela dos efeitos da ação das foças cisalhantes.

Segundo Gerscovich (2012), Não fornece bons resultados para superfícies em forma de cunha.

A região da Seção estudada, que apresentou menores valores de Fatores de Segurança

(FS), foi o Topo da Encosta, o que de alguma forma, já dá indícios dos motivos pelos quais

existem fissuras em nessa posição da Encosta. O Quadro 6.1 mostra os valores dos Fatores de

Segurança obtidos para esta região.

Quadro 6.1 – Resultados dos Fatores de Segurança (FS) para a região do Topo da Encosta.

De acordo com a observação da Tabela 6.3, é possível perceber que comparando os

resultados da amostra inundada com a amostra natural, o valor do Fator de Segurança (FS)

diminui cerca de 35% e o nível de tensões se aproxima da condição de equilíbrio limite (FS=1),

dando mais subsídios a explicação do aparecimento das fissuras no local.

Com o aumento das precipitações ou em épocas de chuvas intensas, condição inundada,

a diminuição do Fator de Segurança (FS), deve-se, sobretudo a perda de resistência ao

cisalhamento na parcela da coesão e ao aumento do peso específico do solo.

O Método de Morgenstern & Price, foi adotado para este estudo, pois é um dos Métodos

mais gerais de equilíbrio limite, para uma superfície qualquer e satisfaz as condições de

equilíbrio de forças e momento. Os resultados fornecidos por este método foram extraídos da

Tabela 6.2 e mostrados no Quadro 6.2.

MÉTODO NATURAL INUNDADO

Morgenstern & Price 1,705 1,064

Janbu 1,628 1,034

Bishop 1,709 1,067

Ordinary 1,638 1,036

RESULTADOS OBTIDOS COM O SLOP/W PARA O TOPO DA ENCOSTA

161

Quadro 6.2 – Valores de FS para o Método de Morgenstern & Price.

O Quadro 6.3, apresenta uma recomendação da NBR 11682 (ABNT, 2009), apresentada na

Tabela 3 da citada norma, para valores de fator de segurança admissível (FSadm), que considera

os níveis de segurança estabelecidos para o projeto.

Quadro 6.3 – Fatores de Segurança mínimos para escorregamentos NBR 11682.

NÍVEL DE SEGURANÇA

CONTRA DANOS MATERIAIS

E AMBIENTAIS

NÍVEL DE SEGURANÇA

CONTRA DANOS A VIDAS

HUMANAS

ALTO MÉDIO BAIXO

ALTO 1,5 1,5 1,4

MÉDIO 1,5 1,4 1,3

BAIXO 1,4 1,3 1,2

De acordo com Gerscovich (2012), apesar da sugestão da norma que, em caso de grande

variabilidade nos resultados dos ensaios geotécnicos, os fatores de segurança da Tabela 6.5

Natural 1,705

Inundado 1,064

Natural 2,056

Inundado 1,402

Sobrecarga

Meia EncostaInundado 1,306

Natural 1,902

Inundado 1,633

Resumo dos Resultados obtidos com o Slop/W para o

método de Morgenstern & Price

Topo

Meia Encosta

Base Encosta

162

devem ser majorados em 10% ou alternativamente, deve-se proceder a um enfoque

probabilístico, essa abordagem tem sido criticada por vários projetistas que sugerem que os

estudos de estabilidade para estes casos, incorporem um tratamento estatístico para a

representação das incertezas decorrentes de um número limitado de amostras e da variabilidade

dos parâmetros geotécnicos determinados em ensaios de campo e/ou laboratório.

Adotando-se o valor de FS = 1,5, como Fator de Segurança recomendado, já que pela

norma, representa um nível satisfatório de segurança contra danos a vidas humanas e danos

materiais e ambientais, tomando como base os resultados fornecidos pelo Quadro 6.3, conclui-

se que:

Na condição de umidade natural, as três regiões da encosta, na seção estudada estão

longe dos riscos de deslizamento e danos a vidas humanas e danos materiais e

ambientais;

Na condição inundada, apenas a Base da Encosta, possui um FS que está dentro do

recomendado com valor de 1,63, com menor probabilidade de perdas de vida e perdas

materiais e ambientais em caso de deslizamento. O Topo da Encosta se aproxima da

condição limite de tensões, apresentando um FS = 1,064;

Considerando uma sobrecarga na Meia Encosta, há diminuição do FS e não é atingido

o FSadm . A região torna-se mais instável e a proximidade com a condição limite de

tensões aumenta.

A encosta tem sua condição de estabilidade no Período de precipitações intensas ou

aumento das precipitações, abaixo da recomendada para áreas habitadas, além de uma

condição de estabilidade crítica, com valor de FS próximo de 1(um), no Topo da

Encosta.

6.3 Discussão sobre os resultados obtidos nas simulações com o uso do SLOPEEE/W

na pesquisa atual comparados com os resultados das pesquisas de Magalhães (2013) e Neto

& Carneiro (2014), todas realizadas na região do Alto do Padre Cícero - Camaragibe –

PE:

O trabalho de Souza Neto e Carneiro (2014), em suas simulações com o uso do

SLOPEE/W para obtenção dos fatores de segurança, utilizou os mesmos parâmetros do solo

utilizados na pesquisa de Magalhães (2013). Ambos consideraram a Encosta composta por

materiais homogêneos e com perfil topográfico simplificado como pode ser visto na Figura 6.11

e 6.12.

163

Figura 6.11 – Perfil Topográfico Simplificado utilizado no estudo de Estudo de Magalhães

(2013).

Figura 6.12 – Perfil Topográfico simplificado utilizado no estudo de Souza Neto e Carneiro

(2014).

O estudo de Souza Neto e Carneiro (2014) utilizou como parâmetro o estudo realizado

por Magalhães (2013), fazendo novas simulações e considerando uma sobrecarga na Meia

Encosta, situação que não foi considerada no estudo de Magalhães (2013).

164

Os estudos de Magalhães (2013) e de Souza Neto & Carneiro (2014), também

apontaram para o Topo da Encosta como sendo a região que apresentou menores valores para os

fatores de segurança, houve também a diminuição dos mesmos quando utilizados os parâmetros

da condição inundada, simulando a condição do solo devido ao aumento das precipitações.

As superfícies de deslizamento dos estudos de Magalhães (2013) e Souza Neto e

Carneiro (2014) situaram-se mais distantes da superfície do terreno.

O Quadro 6.4, mostra uma comparação entre os valores encontrados por Magalhães

(2013) e por Souza Neto e Carneiro (2014).

Quadro 6.4 – Valores dos Fatores de Segurança obtidos no Estudo atual e nos Estudos de

Magalhães (2013) e Neto & Carneiro (2014).

Nos estudos de Souza Neto & Carneiro, quando simulada a condição com sobrecarga na

Meia Encosta na condição inundada, da mesma forma como ocorreu no estudo atual, houve

diminuição no valor do Fato de Segurança (FS), chegando-se mais próximo da condição de

equilíbrio limite.

As condições consideradas para a entrada de dados no SLOPE/W do estudo atual, foram

diversas das condições consideradas nos estudos de Magalhães (2013) e de Souza Neto e

Carneiro (2014), tais como, seção heterogênea, camadas com parâmetros distintos ao longo da

profundidade da seção estudada e utilização de perfil topográfico real. Porém, apesar do

refinamento dos dados na pesquisa atual, os resultados continuam próximos e coerentes. Apesar

Magalhães

(2013)

Neto &

Carneiro

(2014)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Neto &

Carneiro

(2014)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Neto &

Carneiro

(2014)

Estudo

Atual

Magalhães

(2013)

Neto &

Carneiro

(2014)

Estudo

Atual

Natural 1,69 1,755 1,705 1,611 1,672 1,628 1,696 1,761 1,709 1,629 1,688 1,638

Inundada 1,159 1,208 1,064 1,092 1,163 1,034 1,165 1,213 1,067 1,1 1,169 1,036

Natural 1,805 2,949 2,056 1,681 2,807 1,953 1,805 2,954 2,061 1,69 2,864 1,974

Inundada 1,699 1,565 1,402 1,482 1,52 1,357 1,699 1,579 1,405 1,439 1,527 1,363

Sobrecarga Inundada - 1,394 1,306 - 1,321 1,259 - 1,396 1,31 - 1,328 1,266

Natural 2,28 2,225 1,902 2,092 2,111 1,925 2,268 2,223 1,904 2,008 2,103 1,89

Inundada 1,342 1,664 1,633 1,255 1,578 1,571 1,356 1,664 1,636 1,25 1,572 1,582

Topo da Encosta

Meia Encosta

Base da Encosta

LOCAL CONDIÇÃO

MORGENSTERN & PRICE JANBU BISHOP ORDINARY

MÉTODO

COMPARAÇÃO ENTRE OS RESULTADOS OBTIDOS COM O SLOP/W nos estudos de Magalhães(2013), Souza Neto e

Carneiro(2014) e o Estudo Atual

165

das situações consideradas representarem condições distintas, os parâmetros podem ser

comparados em termos de número com a finalidade de explicitar as coerências dos dados.

Nos três estudos viu-se que a região do Topo da Encosta apresenta os valores de FS

mais próximos da condição de equilíbrio limite e que quando a condição de ensaio mudou de

natural para inundado, houve redução do FS. É possível notar também que quando considerada

a sobrecarga produzida pelo acréscimo de material proveniente de um possível deslizamento da

região do topo da Encosta, incidindo sobre a região da Meia-Encosta, há alteração do FS,

diminuindo um pouco mais seu valor.

166

7

CONCLUSÕES, RECOMENDAÇÕE E SUGESTÕES PARA

FUTURAS PESQUISAS

Tendo em vista o estudo geológico-geotécnico realizado na presente pesquisa, referente

ao problema de instabilidade da encosta do Alto do Padre Cícero, localizada no Município de

Camaragibe, será apresentada neste capítulo uma síntese das pesquisas realizadas apresentando

as principais conclusões obtidas, recomendações e sugestões para futuras pesquisas.

7.1 CONCLUSÕES

Com relação à Sondagem SPT:

1. Os perfis de sondagem do estuado atual apresentam um pico inicial de resistência,

apresentando valores de NSPT ˃ 10 no primeiro metro de sondagem. Depois esse valor

cai bruscamente e cresce gradualmente, só atingindo valores de NSPT ˃ 10 a partir de

aproximadamente 8 metros de profundidade, e os valores de resistência maiores foram

atingidos a profundidades de cerca de 11 metros;

2. O comportamento do solo componente da seção do estudo atual denominada S 02, de

um modo geral, é similar ao do solo estudado na seção de Magalhães (2013)

denominada S 01, com relação ao crescimento gradual dos valores de resistência.

Porém, valores de NSPT ˃ 10 são atingidos a profundidades menores, em torno de 4

metros de profundidade e as maiores resistências foram atingidas em maiores

profundidades, depois de 15 metros;

3. Quanto à classificação tátil-visual, o material se mostrou homogêneo ao longo da

profundidade, alternando entre camadas de areia e argila com presença de material

siltoso em algumas camadas;

167

4. A resistência do solo aumenta com a profundidade e as camadas argilosas se intercalam

com as camadas arenosas, apresentando porções de silte em alguma delas.

Com Relação aos ensaios de Caracterização:

1. Foram realizados ensaios de caracterização física com e sem o uso de defloculante. O

ensaio sem o uso de defloculante foi realizado com o objetivo de simular a situação de

campo (in situ) e ajudar a entender as condições das partículas de argila;

2. Nos ensaios sem o uso de defloculante, os percentuais de argila foram nulos, e o maior

percentual apresentado foi da fração areia com valores de 88% para o Topo da Encosta,

89% para a Meia Encosta e de 77% para a Base da Encosta;

3. No ensaio de caracterização com o uso do defloculante, a fração de argila se mostrou

presente em todas as amostras e em grande quantidade, com valores de cerca de 59%,

43% e 42% para Topo, Meia Encosta e Base respectivamente. Já os percentuais de areia

foram de 37%, 50% e 51% para Topo, Meia Encosta e Base, respectivamente;

4. A simulação da condição in situ mostrou a presença de um material com

comportamento semelhante ao de um material com estrutura porosa, onde as partículas

mais finas estão aglutinadas nas grossas o que influi nas características mecânicas e

hidráulicas e possibilita a existência de solo argiloso apresentando comportamento de

solo arenoso;

5. Pela classificação de Vargas (1988, 1992) da Carta de Plasticidade associada à Carta de

Atividade, as amostras são classificadas como pertencentes ao grupo KL (Argilas

Arenosas ou siltosas cauliníticas) na Carta de Atividade e no grupo CL (Argilas

Arenosas ou Siltosas não cauliníticas);

6. Pela classificação das argilas em função da atividade de Vargas (1978), as amostras são

classificadas como Argilas Areno-Siltosas inativas e de baixa compressibilidade.

7. Os solos foram classificados como Argilas Areno-Siltosas inativas e de baixa

permeabilidade.

Com Relação aos Ensaios de Permeabilidade:

1. Os coeficientes de permeabilidade resultantes do Ensaio Triflex, apresentaram valores

de 3,32 x 10-4

cm/s e 5,104 x 10-4

cm/s para as duas amostras estudadas, que de acordo

168

com os estudos de Casagrande (1963), classificam os solos como areia muito fina, silte

ou mistura de ambos e argila e de baixo grau de permeabilidade;

2. Os resultados dos ensaios de Guelph, apresentaram valores para o coeficiente de

permeabilidade variando de 5,75 x 10-5

cm/s a 1,62 x 10-4

cm/s, e de acordo com

Terzaghi e Peck (1967) e Melo e Teixeira (1967), os solos podem ser classificados

como de baixo grau de permeabilidade e pertencentes ao grupo das areias finas siltosas

e argilosas, siltes argilosos. Esta classificação é coerente com o resultado da

classificação pela caracterização sem o uso do defloculante, indicando presença maior

de material graúdo;

3. Os resultados de coeficientes de permeabilidade saturada obtidos nos ensaios Triflex II

(3,32 x 10-4

cm/s) e de Permeâmetro Guelph (1,62 x 10-4

cm/s), ambos para a

profundidade em torno de 1 metro, mostraram-se próximos e coerentes com outros

resultados presentes na literatura para solos da Formação Barreiras;

Com Relação aos Ensaios Edométricos Simples e Duplos:

EDOMÉTRICOS SIMPLES

1. Em relação às condições iniciais e finais dos corpos de prova o índice de vazios varia

em todas as posições estudadas (Topo, Base e Meia Encosta), sendo que o Topo

apresentou os maiores valores de índices de vazios tanto para a pressão de 20 kPa como

para a pressão de 200 kPa, tendo valor de 0,84 na condição inicial e de 0,77 na condição

final;

2. À medida que a tensão vertical aumentou os valores de Potencial de Colapso (PC)

também aumentou, tendo para a tensão de inundação de 20 kPa valores de 2.47%,

2.81% e 3.38% para Topo, Meia Encosta e Base da Encosta respectivamente. Para a

tensão de 200 kPa os valores de Potencial de Colapso foram 25.21%, 16.04% e 7.89%

para o Topo, Meia Encosta e Base respectivamente. Esses valores de Potenciais de

Colapso, classificaram os solos quanto a colapsibilidade com Problema Moderado no

Topo, Meia Encosta e Base da Encosta para a tensão de 20 kPa, já que todos os PC

ficaram abaixo de 5%.Para atenção de 200 kPa, os solos foram classificados como

Problema Muito Grave no Topo da Encosta (PC ˃20%), Problema Grave na Meia

Encosta (PC entre 10% e 20 %) e Problemático na Base da Encosta (PC entre 5% e

10%);

169

3. O coeficiente de colapso estrutural i(%) para a tensão de 20 kPa para Topo, Meia

Encosta e Base foi de 3.88, 4.11 e 6.67 respectivamente. Já para a tensão de 200 kPa

esses coeficientes tiveram valores de 28.57%, 21.10% e 13.33% para Topo, Meia

Encosta e Base da Encosta respectivamente. Esses coeficientes de colapso estrutural

classificaram todas as amostras como colapsíveis, segundo o critério de Vargas (1978),

já que todas apresentaram i ˃ 2%.

4. O maior valor de Coeficiente de Colapso nos ensaios edométricos simples foi

apresentado para a região do Topo da Encosta na tensão de 200 kPa, sendo PC= 33,71%

e classificado pela proposta de Vargas (1978) como colapsível. Esta região foi a mesma

considerada na proposta de classificação de Jennings e Knight (1975) como uma região

que possui problema muito grave com relação a colapsividade para a tensão de 200 kPa.

EDOMÉTRICO DUPLOS

1. As deformações sofridas pelos corpos de prova ensaiados na condição inundada foram

maiores que as dos corpos de prova ensaiados na condição de umidade natural. Em

termos de maiores deformações sofridas podemos dizer que na condição de umidade

natural temos AM 03 (Base da Encosta) ˃ AM 02 (Meia Encosta) ˃ AM 01(Topo da

Encosta), e para a condição inundada temos AM 01 (Topo da Encosta) ˃ AM 02 (Meia

Encosta) ˃ AM 03 (Base da Encosta);

2. Os maiores índices de vazios foram apresentados pela amostra do Topo da Encosta com

valores de 0,92 para a condição de umidade natural e 0,89 para a condição inundada;

3. Pela classificação de Reginatto e Ferrero (1973), todas as amostras foram consideradas

condicionadas ao colapso já que σvpn ˃ σv0 e 0 ˂ C ˂ 1 para o Topo da Encosta, Meia

Encosta e Base da Encosta;

4. Todas as amostras, apresentaram Potencial de Colapso crescente até a Tensão de

Inundação de 160 kPa e decrescente a partir de então

5. Pela classificação de Jennings e Knight (1975) quanto a colapsibilidade, o solo se

mostrou Problemático para as tensões de 40 kPa, 80 kPa, 160 kPa e 320 kPa no Topo da

Encosta e para a tensão de 160 kPa na Meia Encosta;

Com Relação aos Ensaios de Resistência ao Cisalhamento:

170

1. Nenhuma das amostras estudadas apresentaram picos definidos para as tensões de

25kPa, 50 kPa, 100kPa e 200 kPa, comportamento característico de rupturas plásticas e

de uma maneira geral, as tensões cisalhantes, crescem com o deslocamento horizontal,

tendendo a atingir valores constantes após certos níveis de deslocamento, sugerindo que

as rupturas ocorrerão de uma maneira mais lenta, em caso de um provável movimento

de massa;

2. À medida que as amostras foram inundadas houve perda da coesão e discreta variação

do ângulo de atrito, que apresentaram valores bem próximos nas duas condições de

realização de ensaio (natural e inundado), aproximando-se da condição conceitual ideal

que seria que os valores dos ângulos de atrito nas duas condições de ensaio fossem

exatamente iguais;

3. As perdas de coesão das amostras quando comparados os resultados dos ensaios nas

condições natural e inundada, foram bastante significativas, principalmente para as

amostras do Topo da Encosta AM 01 e para AM 03 (Base da Encosta), passando de

10,0 kPa para 1,0 kPa no Topo e de 28,75 kPa para 6,19 kPa na Base. Na amostra da

Meia Encosta o valor caiu de 7,02 kPa para 2,85 kPa;

4. Nas regiões do Topo e da Base da Encosta, apresentaram os maiores valores para o grau

de saturação onde na Base da Encosta os valores foram de 45,13% na condição natural e

de 54% na condição inundada e no Topo da Encosta os valores foram de 45,58% para

condição natural e de 44,72% para a inundada.

5. A umidade das amostras foram maiores para o Topo da Encosta e pela Base, sendo que

a retirada da amostra do Topo da Encosta foi feita em época de maiores precipitações

que a época de retirada da amostra da Base da Encosta. A umidade no Topo da Encosta

foi de 15,75% na condição natural e de 16,16% na inundada e para a Base da Encosta

foi de 12% na condição inundada e de 12% na condição inundada.

6. A variação brusca nos valores da coesão pode estar relacionada ao fato da grande

presença de material arenoso nas camadas dos materiais estudados com percentuais

próximos de 80% nos ensaios sem defloculante e de 50% nos ensaios com defloculante.

Com Relação à Análise de Estabilidade da Encosta:

1. Na condição Inundada, todas as amostras tiveram perda de resistência na parcela da

coesão, resultando em uma reduções do Fator de Segurança em relação a condição de

umidade natural de aproximadamente 38% para o Topo da Encosta, de 32% para a

171

Meia Encosta sem sobrecarga, de 37% para a Meia Encosta com Sobrecarga e de 15%

para a Base da encosta. Este fato confirma que em períodos de aumento da precipitação

ou de precipitação intensa há um risco maior da ocorrência de fissuras, trincas e

deslizamento;

2. Todos os métodos considerados no cálculo da estabilidade de taludes pelo SLOPEE/W

2007, mostraram valores de fatores de segurança menores para a condição inundada;

3. O valor de FS = 1.5, foi adotado como Fator de Segurança recomendado, já que pela

NBR 11682 (2008), representa um alto nível de segurança contra danos a vidas

humanas e danos materiais e ambientais;

4. A região que mais se aproxima da condição limite de tensões é o Topo da Encosta, na

condição Inundada, apresentando valor de FS = 1,064. Nessa condição, apenas a Base

da Encosta, apresenta valores de Fator de Segurança acima do recomendado (FS = 1,5)

para evitar perdas de vidas e perdas materiais e ambientais em caso de movimentos de

massas, com valor de FS = 1,633, acima;

5. A Encosta na condição natural apresentou Fatores de Segurança de 1.705, 2.056 e 1.902

para as regiões do Topo da Encosta, Meia Encosta e Base da Encosta respectivamente.

Na condição inundada, os fatores de segurança obtidos para Topo da Encosta, Meia

Encosta e Base da Encosta foram 1.064, 1.402 e 1.633 respectivamente;

6. Houve ainda uma simulação considerando uma sobrecarga provocada por um possível

movimento de massa proveniente do Topo da Encosta incidindo sobre a Meia Encosta

na condição inundada, que forneceu um fator de segurança ainda mais reduzido pra a

Meia Encosta de 1.306, enquanto que sem a sobrecarga foi de 1.402;

7. As condições atuais da encosta potencializam a condição de baixa estabilidade, tal como

a ocupação desordenada, a falta de dispositivos de drenagem, as camadas de lixo,

jogados a céu aberto e a retirada da vegetação primitiva.

7.2 RECOMENDAÇÕES E SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS

1. Monitorar a Encosta com o auxílio de Inclinômetros para acompanhar a variação dos

deslocamentos ao longo dos períodos secos e chuvosos;

2. Realizar pesquisas de Análises Geotécnicas em outra seção distinta da utilizada no

estudo de Magalhães (2013) e no Estudo Atual, tendo em vista que a apenas 20 metros

de distância, as seções já apresentaram algumas variações de resultado significativas,

172

bem como para aumentar o Banco de Dados sobre a Região do Alto do Padre Cícero e

de sua caracterização geotécnica e dos solos da Formação Barreiras;

3. Fazer Estudo Hidrológico da Área e Dimensionar um Sistema de Micro e

Macrodrenagem eficiente, com implantação de solução mais adequada;

4. Estudos Complementares, visando dimensionar a solução de Estabilidade de Encosta

mais viável técnica e economicamente;

5. Realizar o Estudo não saturado com sucção controlada;

6. Estudar o Processo de Influência das águas das chuvas nos Fatores de Segurança.

173

REFERÊNCIAS

ALHEIROS, M. M., (1998), “Riscos de Escorregamentos na Região Metropolitana de Recife”,

Tese de Doutorado, UFBA.

AYRES, Lula Cardoso, (2008). ”História de Camaragibe”. Disponível em:

<http://www.upenet.com.br/concluido/2008/Camaragibe_08/arquivos/HISTORIA%20DE%20

CAMARAGIBE.pdf> Acesso em 26/jan/2014.

BANDEIRA, Ana Patrícia Nunes (2003). Mapa de risco de erosão e escorregamento das

encostas com ocupações desordenadas no Município de Camaragibe-PE. Dissertação de

mestrado em Engenharia Civil. Universidade Federal de Pernambuco.

BANDEIRA, A.P. (2010); “Parâmetros Técnicos para Gerenciamento de Áreas de Riscos de

Escorregamentos de Encostas na Região Metropolitana de Recife”, Tese de Doutorado, UFPE,

Recife-PE.

BARATA, F. E. (1969). “Landslides in the Tropical Region of Rio de Janeiro”. In: ICSMFE,

México. SMMS, Vol 2.

CAPUTO, Homero Pinto (1998). Mecânica dos solos e suas aplicações – Mecânica das rochas,

fundações e Obras de Terra – Vol 2. LTC - Livros Técnicos e Científicos Editora. Rio de

Janeiro-RJ.

CARVALHO, Celso Santos; MACEDO, Eduardo Soares de; OGURA, Agostinho Tadashi

(organizadores) (2007). Mapeamento de riscos em encostas e margem de rios. Ministério das

Cidades / Instituto de Pesquisas Tecnológicas – IPT, Brasília.

COSTA NUNES, A. J. (1969). “Landslides in Soils of Decomposed Rock due to Intense

Rainstorms”. In International Conference on Soil Mechanics and Foundations Engineering,

México, SMMS, Vol. 2.

174

COUTINHO, R.Q.; SILVA, M.M. (2005). “Classificação e Mecanismos de Movimento de

Massa”. Conferência. IV COBRAE – Conferência Brasileira sobre Estabilidade de Encostas.

Salvador, Bahia.

COUTINHO, R.Q. (2007). Lecture “Landslide Risk Management for Urban Areas” In: XIII

PCSMGE – 13º Congresso Panamericano de Mecânica dos Solos e Engenharia Geotécnica,

2007, ISSMGE, Isla Margarita.

COUTINHO, R. Q. & SEVERO, R. N. F. (2009) “Investigação Geotécnica para Projeto de

Estabilidade de Encostas” In: V COBRAE. Anais, São Paulo - SP, 55p.

COUTINHO, R.Q. (2010). “Gestão de Riscos de Movimentos de Massa para Planejamento do

Uso do Solo” Palestra ABMS.

COUTINHO & Silva., (2005). “Mecânica dos Solos 2 – Estabilidade de Taludes”. Apostila do

curso de Pós-Graduação em Engenharia Civil da UFPE/Organizadores: Roberto Quental

Coutinho (Professor – DEC/UFPE – área de Geotecnia) e Marilia Mary da Silva (Doutoranda –

DEC/UFPE – Área de Geotecnia) – PE, p.122.

COUTINHO, R.Q.; BANDEIRA, A.P., (2012) “Processos e Instabilização de Encostas e

Avaliação do Grau de Risco: Estudo de Caso nas Cidades de Recife e Camaragibe”. Desastres

naturais: suscetibilidade e riscos, mitigação e prevenção, gestão e ações emergenciais /

organizadores Willy Alvarenga Lacerda et. al., COPPE/UFRJ, Rio de Janeiro-RJ, Cap. 4 p.41-

61.

COUTINHO, R.Q.; BANDEIRA, A.P. (2012) “Gerenciamento de Áreas de Riscos: Ações

Estruturais e não Estruturais”. Desastres naturais: suscetibilidade e riscos, mitigação e

prevenção, gestão e ações emergenciais / organizadores Willy Alvarenga Lacerda et. al.,

COPPE/UFRJ, Rio de Janeiro-RJ, Cap. 10 p.163-178.

COUTINHO, Roberto Quental (coord.) (2010). Curso de Capacitação: Gestão e mapeamento de

riscos socioambientais. Ministério das cidades / Secretaria de Programas Urbanos /

Universidade Federal de Pernambuco.

175

FERREIRA, S. R. M. (1995). “Colapso e Expansão de Solos Naturais Não Saturados Devido à

Inundação”. Tese de Doutorado. COPPE/UFRJ. Rio de Janeiro.

GEORIO. Manual de técnico de encostas. Fundação Instituto de Geotécnica do Município do

Rio de Janeiro, 1999. 4v.

GERSCOVICH, DENISE. (2012). “ Estabilidade de Taludes”. Ed. Oficina de Textos, São

Paulo-SP, p.166.

GUIDICINI, G. & NIEBLE, C. M. (1984). “Estabilidade de Taludes Naturais e de Escavação”.

São Paulo: Edgard Blücher.

GUSMÃO FILHO, J.A. (1997) ”Chuvas e Deslizamentos nas Encostas Ocupadas”. In:

Workshop: A Meteorologia e os Recursos Hídricos Aplicados a Defesa Civil, Recife-PE.

GUSMÃO FILHO, J.A. (1998). “Fundações do Conhecimento Geológico à Prática de

Engenharia”. Ed. Universitária da UFPE, Recife-PE, p.345.

HEAD, K. H. (1994). “Manual Soil Laboratory Testing”. London, Pentech Press, Second

Edition, Vol. 2.

IBGE, (2014). “Banco de Dados”. Acessado em 01/07/2014. http://www.ibge.gov.br

LEROUEIL,S.(2001). “Natural SLOPEEes and cuts: movement and failure mechanisms”.

Geotechnique, Vol. 51, nº 3.

MAGALHÃES, J. S. L. A. (2013). “Estudo da estabilidade da encosta Alto do Padre Cícero no

Município de Camaragibe-PE”. Dissertação de Mestrado em Engenharia Civil, UFPE, Recife-

PE.

REGINATTO, A.R. e FERRERO, J.C. (1973).”Colopse Potencial of Soil and Soil Water

Chemistry”. Proceedings, VII Int. Conf. On Soil Mech. And Found Eng., Moscow, Vol. 2.2.

SANTANA, R. G. & COUTINHO, R. Q. (2006) “Análise de Soluções de Engenharia para

Contenção em Encostas Ocupadas na Região Metropolitana do Recife - PE” In: XII

COBRAMSEG. Anais, Curitiba - PR, 6p. Edição em CD-ROM.

http://www.ibge.gov.br/

176

SANTOS, E.F.D. (2006). “Estudo comparativo de diferentes sistemas de classificações

geotécnicas aplicadas aos solos tropicais”. Dissertação de Mestrado, USP, São Carlos-SP.

SCHNID, FERNANDO. (2000). “Ensaios de Campo e suas aplicações à Engenharia de

Fundações”. Ed. Oficina de Textos, São Paulo-SP.

SILVA, João Paulo Moreira (2011). “Os métodos de equilíbrio limite e dos elementos finitos na

análise de estabilidade de taludes”. Dissertação de mestrado em Engenharia Civil – Geotecnia.

Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto.

SILVA, M.M. (2007). “Estudo Geológico-Geotécnico de uma Encosta com Problemas de

Instabilidade no Município de Camaragibe – PE”, Tese de Doutorado, UFPE, Recife – PE.

SILVA, R.R. (2010). “Proposta para Estabilização de uma Encosta Ocupada em Camaragibe -

PE com a consideração de um tratamento global” Dissertação de Mestrado, UFPE, Recife-PE.

SOUZA e CELLIGOI. (2011). “Avaliação da condutividade hidráulica do solo em área agrícola

e florestada na cidade de Londrina/PR, através do Permeâmetro Guelph”. Boletim da Geografia,

v29, n.2 (2011); 123-133.

SOUZA NETO e CARNEIRO. (2014). “Estudos geotécnios e recomendações de estabilização

através da técnica de solo grampeado, visando a redução de riscos de deslizamentos de uma

encosta em Camaragibe-PE”. Trabalho de conclusão de curso sob a orientação do Professor

Dr.Roberto Quental Coutinho.UFPE, Recife-PE.

SOUZA NETO, J. B. (1998), Características Geotécnicas do Solo Residual de Gnaisse

da Encosta Espinhaço da Gata, PE-89, Machados-PE. Dissertação de Mestrado.

UFPE. CTG. Engenharia Civil, Recife-PE.

SOUZA NETO, J. B. (2004) “Comportamento de um solo colapsível avaliado a partir

de ensaios de laboratório e campo, e previsão de recalques devidos à inundação

(colapso)”. Tese de Doutorado. UFRJ / COPPE. Rio de Janeiro. 432p.

VARGAS, M. (1966). “Discussão sobre o tema: Estabilidade de taludes”. COBRAMSEF, 3,

Belo Horizonte. Anais, Vol 3.

177

VARGAS, M. (1988) “Characterization Identification and Classification of Tropical Soils”.

Proc. II Inter. Conference on Geomechanics of Tropical Soils. Singapure.

VARGAS, M. (1992) “Identification and Classification of Tropical Soil”. US/Brasil”.

Geotechinical Workshop on Applicability of Classical Soil Mechanics Principles to Structured

Soil. Belo Horizonte, Vol 1.

WOLLE C. M. (1988). “Análise dos Escorregamentos Translacionais numa Região da Serra do

Mar no Contexto de uma Classificação de Mecanismo de Instabilização de Encostas”. Tese de

Doutorado, USP, São Paulo-SP.

estudos geotÉcnicos e de estabilidade de taludes … · anna paula leopoldo de souza estudos...

Documents