Dissertação de Mestrado ANÁLISE DA ESTABILIDADE DA PILHA

Transcrição

UNIVERSIDADE FEDERAL DE OURO PRETO - UFOP
NUGEO
NÚCLEO DE GEOTECNIA DA ESCOLA DE MINAS
MESTRADO PROFISSIONAL EM ENGENHARIA GEOTÉCNICA
Dissertação de Mestrado
ANÁLISE DA ESTABILIDADE DA PILHA DE
ESTÉRIL DO CORREIA - MINA DE GONGO
SOCO - PARA IMPLANTAÇÃO DA
FERROVIA ESTRADA DE FERRO VITORIA
MINAS - EFVM
.
AUTOR: WELLINGTON LUIZ PEREIRA
ORIENTADOR: Prof. Dr. Saulo Gutemberg Silva Ribeiro
(UFOP)
OURO PRETO - JULHO DE 2009.
ii
P436a
Pereira, Wellington Luiz.
Análise da estabilidade da pilha de estéril do Correia - Mina de Gongo Soco para implantação da Ferrovia Estrada de Ferro Vitória Minas – EFVM
[manuscrito] / Wellington Luiz Pereira. – 2009.
xxiv, 121f.: il., color.; grafs.; tabs. mapas.
Orientador: Prof. Dr. Saulo Gutemberg Silva Ribeiro.
Dissertação (Mestrado) - Universidade Federal de Ouro Preto. Escola de
Minas. NUGEO.
Área de concentração: Geotecnia aplicada à mineração.
1. Pilhas - Teses. 2. Vibração - Teses. 3. Estabilidade - Teses. 4. Liquefação Teses I. Universidade Federal de Ouro Preto. II. Título.
CDU: 624.13(815.1/2)
Catalogação: [email protected]
iii
"O valor das coisas não está no tempo em que elas duram,
mas na intensidade com que acontecem. Por isso existem momentos
inesquecíveis, coisas inexplicáveis e pessoas incomparáveis".
Fernando Pessoa
iv
À Márcia, companheira dos momentos difíceis.
Ao João Tameirão pelos estímulos transmitidos e
pela compreensão.
Ao Miguel, José Carlos, Renzo e à Margarete pelo apoio e cooperação que
deram-me durante esta jornada.
À Camila, Ana Clara e João Pedro motivos da minha vida.
Aos meus Pais com reconhecimento pela educação recebida.
v
AGRADECIMENTOS
Ao meu orientador, Prof. Saulo Gutemberg, que além de contribuir para o êxito deste
trabalho soube também ajudar-me a crescer espiritualmente, pela sua própria conduta de
honestidade e responsabilidade.
Ao Prof. Romero e Gilberto que desde o mestrado tem colaborado, em gesto de gratuidade,
inúmeras vezes, se mostrando sempre disposta a ajudar-me.
A todos os meus colegas, pela convivência sadia, honesta e descontraída, que no decurso
desta caminhada contribuíram para tornar mais ameno o penoso dia a dia.
A todas as pessoas que de alguma forma, com orações e pensamentos positivos, também
contribuíram para o êxito deste trabalho.
vi
RESUMO
Este trabalho consiste na verificação das deformações e recalques gerados na Pilha do
Correia, analisando também a influência das vibrações geradas pela circulação dos trens no
comportamento da Pilha, produzindo um modelo geológico/geotécnico ajustado para as
condições da Pilha e que sirva de ferramenta para uma análise da estabilidade, verificando as
deformações e recalques gerados na Pilha.
Os resultados almejados consistiram na proposta de produzir um modelo
geológico/geotécnico ajustado para as condições da Pilha, embasada em campanhas de
ensaios de laboratórios e de campo, possibilitando, adicionalmente, sua aplicação em outros
casos de implantação.
O trabalho conclui, com base nos resultados das modelagens, que a estabilidade pelo
método de equilíbrio limite, apresentou um fator de segurança satisfatório, levando em
conta que as simplificações adotadas neste processo, face às dificuldades de determinação de
parâmetros representativos das reais condições de campo.
vii
ABSTRACT
This work is the evaluation of the distortion and repression generated in the Pilha do
Correia, considering also the influence of vibrations generated by the circulation of trains in
the behavior of the stack, producing a uniform geological / geotechnical adjusted to the
conditions of the stack and to serve as a tool for analysis of stability, Verifying the distortion
and repression resulting in the stack.
The results were sought in the proposal to produce a model geological / geotechnical
adjusted to the conditions of the stack, based on testing laboratories and field, which, in
addition, its application in other cases of implantation.
The work concludes, based on the results of modeling, that the stability limit for the method
of balance limit, showed a satisfactory safety factor, taking into account the simplifications
adopted in this process, given the difficulties of determining parameters representing the
actual conditions of field.
viii
Lista de Figuras
Figura 2.1 − Mapa da localização Mina de Gongo Soco.
Figura 2.2 − Esquema da extensão da vida útil.
Figura 2.3 − Gráfico da produção de minério na mina de Gongo Soco.
Figura 2.4 – Área de interferência com a expansão da Mina.
Figura 2.5 – Área de interferência com Ramal Ferroviário da EFVM.
Figura 2.6 – Pilha de Estéril da Correia mostrando o platô na cota 995 na estaca 45 do
projeto. O traçado passa no extremo norte do platô, na cota 1025, aproximadamente.
Figura 2.7 – Vista do platô da cota 995, da Pilha de Estéril da Correia em outro ângulo mais
à direita. O traçado passa pelo extremo norte do platô.
Figura 2.8 – Linha de vazios crítico (Casagrande, 1936).
Figura 2.9 – Proporcionalidade entre a linha SSL baseada em resistência não drenada Su e a
linha SSL baseada em tensão efetiva de confinamento (em escala logarítmica).
Figura 2.10 – Estimativa da suscetibilidade de liquefação pela linha de estado permanente
(Kramer, 1996).
Figura 2.11 – Definição do parâmetro de estado ψ.
Figura 2.12 – Processo de liquefação (Yould, 1972).
ix
Figura 2.13 – Mecanismo de geração de pressão intersticial em condições não drenadas.
Figura 2.14 – Mapa de localização das residências onde foram realizadas as medições.
Figura 2.15 – Mapa de localização dos pontos de medição.
Figura 2.16 – Representação das forças de inércia na análise pseudo estática (modificado,
Cuentas, 2003).
Figura 2.17 – Efeito da freqüência e/ou rigidez no movimento induzido em taludes.
Figura 2.18 – Analogia de Newmark (1965) entre uma massa de solo potencialmente
instável e o bloco rígido sobre um plano inclinado.
Figura 2.19 – Principais componentes do modelo de bloco rígido deslizante (Hynes-Griffin e
Franklin, 1984).
Figura 3.1 – Mapa da localização da Pilha do Correia.
Figura 3.2 – Mapa geológico da Mina de Gongo Soco.
Figura 3.4 – Mapa da localização da investigação de campo.
Figura 3.5 – Barragem de Rejeito vista do platô na cota 995 da Pilha de Estéril do Correia.
Figura 3.6 – Vista dos taludes inferiores do pátio na cota 995, de Pilha de Estéril do
Correia.
Figura 3.7 – Platô da cota 995 da Pilha do Estéril da Correia, visto de outro ângulo.
x
Figura 3.8 – Arranjo geral da Pilha do Correia expandida.
Figura 4.1 – Tipos de estruturas, segundo Terzaghi.
Figura 4.2 – Estrutura esqueleto.
Figura 4.3 – Curvas tensão-deformação, obtida no ensaio da compressão simples.
Figura 4.4 – Condutividade vs índice de vazios.
Figura 4.5 – Condutividade devido à composição do solo.
Figura 4.6 - Evidências experimentais da influência da estrutura.
Figura 4.7 – Correlações k x e para o mesmo solo em estados diferentes.
Figura 4.8 – Resultados de ensaios de condutividade em solos residuais.
Figura 4.9 – Definição da seção critica.
Figura 4.10 – Perfil de solo saturado submetido a um acréscimo de tensões.
Figura 4.11 – Curva índice de vazios por logaritmo da tensão efetiva.
Figura 4.12 – Analise Granulométrica.
Figura 4.13 – Gráfico da plasticidade de Casagrande.
Figura 4.14 – Significado dos coeficientes “A” e “B” da poro-pressão.
Figura 4.15 – Variação do parâmetro A com o nível de tensões.
xi
Figura 4.16 – Variação do parâmetro Af com OCR (Budhu,1999).
Figura 4.17 – Gráfico parâmetro A x deformação axial, corpo de prova PI 11.
Figura 5.1 – Materiais utilizados na análise com o SLOPE/W.
Figura 5.2 – Superfície de ruptura circular considerando os efeitos da vibração
(Morgenstern – Price) – FS = 1,65.
Figura 5.3 – Superfície de ruptura circular sem considerar os efeitos da vibração
Figura 5.4 – Estabilidade em condições de ruptura não drenada.
Figura 5.5 – Malha de elementos finitos utilizada no estudo.
Figura 5.6 – Equipotenciais - Posição da linha freática.
Figura 5.7 – Poro-pressões estáticas em regime permanente.
Figura 5.8 – Estudo desabilitando a Pilha e o Aterro compactado.
Figura 5.9 – Posição da linha freática desabilitando a Pilha e Aterro compactado.
Figura 5.10 – Definição da condição de contorno.
xii
Figura 5.11 - Excesso de poro-pressão gerada após a entrada da composição de carga
ferroviária.
Figura 5.12 – Dissipação das poro-pressão geradas.
Figura 5.13 - Excesso de poropressão para t = 1268s e 2400s, 1,1 e 20 minutos depois de
passagem a composição.
Figura 5.14 – Possibilidade de indução de liquefação.
Figura 5.15 – Recalque imediato (2s) e por adensamento, após 1114s (18,6 minutos).
Figura 5.16 – Expansão após passagem da composição.
Figura 5.17 - Uso da rotina “Entry and Exit”.
Figura 5.18 – Uso da rotina “Full Especified”.
Figura 5.19 – Uso da rotina “Grid and Radius”.
Figura 5.20 – Uso da rotina “Entry and Exit” – FS = 1,988.
Figura 5.21 – Uso da rotina “Full Especified” – FS = 2,029.
Figura 5.22 – Uso da rotina “Grid and Radius” – FS = 2,026.
Figura 5.23 – Fator de estabilidade local do aterro compactado.
xiii
Lista de Tabelas
Tabela 2.1 − Produção de minério na mina de Gongo Soco.
Tabela 2.2 – Fatores que afetam a geração de vibração.
Tabela 2.3 – Pontos de medição, de acordo com o mapa figura 2.15.
Tabela 2.4 – Compilação dos resultados obtidos nas medições de vibração.
Tabela 3.1 – Resumo das sondagens realizadas.
Tabela 3.2 – Resumo do ensaio de infiltração.
Tabela 4.1 – Valores típicos da condutibilidade.
Tabela 4.2 – Resultados de ensaios de condutibilidade.
Tabela 4.3 – Resultados de ensaios de condutividade.
Tabela 4.5 – Influência do sistema de tensões no parâmetro A.
Tabela 4.6 – Valores da freqüência para velocidade vibratória de 15,5 mm/s.
Tabela 4.7 – Parâmetros de resistência da Pilha do Correia.
xiv
Tabela 4.8 – Parâmetros geotécnicos.
Tabela 5.1 – Materiais utilizados na análise com o Slope/W.
Tabela 5.2 – Parâmetro Bbarra.
Tabela 5.3 – Coeficiente de condutibilidade.
xv
Lista de Símbolos, Nomenclatura e Abreviações

Ângulo que indica a direção da resultante das tensões cisalhantes

Deformação

Ângulo de atrito
'
Ângulo de atrito efetivo
' médio
Ângulo de atrito efetivo médio
∆' médio
Desvio padrão do ângulo de atrito efetivo médio
γ
Peso específico natural dos materiais
d
Peso específico do solo seco
d médio
Peso específico do solo seco médio
nat
Peso específico natural

Comprimento de onda

Coeficiente de Poisson

Ângulo de inclinação da força de inércia

Tensão total
'
Tensão efetiva
3
Tensão menor (tensão de confinamento)
a
Aceleração
A
Coeficiente de Skempton
ABNT
Associação brasileira de Normas Técnicas
AF
Afloramentos rochosos
ay
Aceleração de escoamento
B
Coeficiente de Skempton
c
Coesão
xvi
c’
Coesão efetiva
c’ médio
 Coesão efetiva média
∆c’ médio
Desvio padrão da coesão efetiva média
CBTU
Companhia Brasileira de Trens Urbanos
Cc 
Índice de compressão
CP
Corpo de prova
CPT
Ensaio de penetração do cone
Cr
Índice de recompressão
CU
Ensaio triaxial consolidado e não drenado
Cv
Coeficiente de adensamento
DMT
Ensaio do dilatômetro de Marchetti
DT
Depósito sedimentar tipo fluxo gravitacional de detritos com influências
lacustres (depósito terciário)
e
Índice de vazios
E
Leste
e
médio

EFVM
Estrada de Ferro Vitória Minas

El.
Índice de vazios médio
Elevação
ENE
És - noroeste
eo
Índice de vazios inicial
ess

Índice de vazios na linha de estado permanente
FCA
Ferrovia Centro Atlântica S/A
FFM
Formação ferro-manganesífera silicosa
FS 
Fator de segurança
f Frequência de vibração
g
Aceleração da gravidade
Gs
Densidade real dos grãos
H
Horizontal
xvii
Hz
Hertz
IBC
Itabiritos carbonáticos e anfibolíticos
IDOL
Itabiritos dolomiticos ferro-manganesíferos predominantes
Is
Índice de sensibilidade das argilas
k
Coeficiente de condutibilidade hidraúlica (coeficiente de permeabilidade)
k
Coeficiente sísmico
Kh
Coeficiente horizontal
Kv 
Coeficiente vertical
LL 
Limite de liquidez
LP
Limite de plasticidade
Mt
Milhões de toneladas
n
Porosidade
N
Norte

Número de golpes da sondagem à percussão
NA
Nível d’água
NE
Nível d’água não encontrado
Nspt
Número de golpes da sondagem à percussão
NW
Noroeste
nmédio

Porosidade média
OCR
Razão de pré adensamento
PEAD
Polietileno de alta densidade
PI
Poço de inspeção
R’s 
Resistência à compressão simples após a moldagem
Rs
Resistência à compressão simples
S
Sul
S
Resultante das tensões cisalhantes
SA
Solos em geral lateríticos transportados coluvionares a lacustres
SE
Sudeste
xviii
SM 
Sondagem mista
SPT
Sondagem à percussão
SSL
Linha de estado permanente
St
Índice de sensibilidade das argilas
Su
Resistência não drenada
u
Pressão intersticial (poro-pressão ou pressão neutra)
∆u
Incremento de pressão intersticial
UFOP
Universidade Federal de Ouro Preto
v
Velocidade de circulação das composições
V 
Vertical
w
Teor de umidade
W
Oeste
W
Peso da massa de solo
WSW
Oés - sudoeste
z
Profundidade
xix
Índice
CAPITULO 1 – INTRODUÇÃO
1.1. OBJETIVOS GERAIS ................................................................................... 1
1.2. METODOLOGIA APLICADA ..................................................................... 2
1.3. ESTRUTURA DA DISSERTAÇÃO ............................................................. 2
CAPITULO 2 – PROJETO DA EXTENSÃO DA VIDA UTIL
DA MINA DE GONGO SOCO
2.1. LOCALIZAÇÃO ………..........……......……………………....................….. 4
2.2. EXPANSÃO DA VIDA ÚTIL ...…......……...........…………………...…….. 5
2.3. INTERFERÊNCIAS DO PROJETO ……......…………………............…….. 6
2.4. CARACTEÍTICAS DE REJEITO E ESTÉRIL DE MINÉRIO DE FERRO . 10
2.5. LIQUEFAÇÃO …........................................................…...........…..……..… 11
2.5.1. Introdução ............................................................................................. 11
2.5.2. Critérios de suscetibilidade à liquefação .............................................. 11
2.5.3. Iniciação do fluxo por liquefação ......................................................... 18
2.5.4. Resistência ao cisalhamento de solos liquefeitos ................................. 21
2.6. VIBRAÇÃO ................................................................................................... 22
xx
2.6.1 Introdução .............................................................................................. 22
2.6.2. A influência das vibrações .................................................................... 22
2.6.3. Mecanismo de geração de vibração ...................................................... 23
2.6.4. Efeitos das vibrações na segurança e na infra estrutura ....................... 25
2.6.5. Medição da vibração ............................................................................. 25
2.6.6. Apresentação dos resultados ................................................................. 28
2.6.7. Método pseudo estáticos ....................................................................... 31
CAPITULO 3 – PILHA DE ESTERIL DO CORREIA
3.1. INTRODUÇÃO …….............……………………………........……….....… 36
3.2. ASPECTOS DE GEOLOGIA LOCAL …………..........…………….......… 37
3.2.1. Unidades tecto estratigráficas e litotipos ............................................. 38
3.2.3. Feições estruturais ................................................................................ 41
3.3. LEVANTAMENTOS DE CAMPO …......…......………...………........…… 43
3.4. PROJETO DA PILHA DO CORREIA EXPANDIDA .................................. 48
3.4.1 Premissas da pilha expandida ............................................................... 48
3.4.2. Características da Pilha expandida ....................................................... 51
3.4.3. Implantação da Pilha expandida .......................................................... 52
xxi
CAPITULO
4
–
DEFINIÇÃO
DOS
PARAMETROS
GEOTECNICOS
4.1. INTRODUÇÃO ………..........…….........................………….………......… 55
4.2. CARACTERIZAÇÃO DOS MATERIAIS …...………........………....…… 56
4.2.1. Estrutura dos solos ............................................................................... 56
4.2.2. Determinação dos materiais ................................................................ 61
4.3. INVESTIGAÇÃO GEOTECNICA ….............…......………………....…… 62
4.3.1. Sondagem mista .................................................................................. 63
4.3.2. Ensaios de permeabilidade “in situ” ................................................... 63
4.3.3. Sondagem à trado e poços de inspeção ............................................... 63
4.4. DETERMINAÇÃO DA CONDUTIBILIDADE HIDRÁULICA ................. 64
4.4.1. Introdução ........................................................................................... 64
4.4.2. Fatores que influenciam a condutibilidade ......................................... 64
4.4.3. Ordem de grandeza do coeficiente de condutibilidade ....................... 67
4.4.4. Determinação do coeficiente de condutibilidade ................................ 69
4.5. ADENSAMENTO ......................................................................................... 73
4.5.1. Introdução ........................................................................................... 73
4.5.2. Recalque por adensamento ................................................................. 74
4.5.3. Apresentação dos resultados do ensaio de adensamento .................... 75
4.6. DETERMINAÇÃO DOS PARAMETROS DE RESISTÊNCIA .................. 77
xxii
4.6.1. Preparação das amostras ..................................................................... 79
4.6.2. Parâmetros de Skempton .................................................................... 80
4.6.3. Definição do coeficiente sísmico ....................................................... 84
4.6.4. Definição dos parâmetros ................................................................... 85
4.6.5. Resumo dos parâmetros ...................................................................... 89
CAPITULO 5 – ANALISE DE ESTABILIDADE DA PILHA
DO CORREIA
5.1. INTRODUÇÃO ………..........….......………………......…….……….......... 90
5.2. METODOLOGIA DE ANÁLISE …................………………..............…… 90
5.2.1 Análise de percolação (Seep/W) .......................................................... 91
5.2.2 Análise de tensões e deformações (Sigma/W) .................................... 91
5.2.3. Análise de estabilidade (Slope/W) ..................................................... 91
5.2.4. Principais condicionantes da estabilidade .......................................... 92
5.2.5. Análise de estabilidade ....................................................................... 92
5.2.6. Análise da rede de fluxo ..................................................................... 97
5.2.7. Análise da tensão – deformação com indução de poro-pressão ....... 100
5.2.8 Analise da estabilidade do talude do aterro compactado ................... 106
xxiii
CAPITULO 6 – CONCLUSÕES E SUGETÕES PARA
PESQUISAS FUTURAS
6.1. INTRODUÇÃO ………..........………...........…......……..….……….......... 111
6.2. SUGESTÕES PARA PESQUISAS FUTURAS ….……..........…...........… 112
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ................................. 114
xxiv
CAPÍTULO 1 – INTRODUÇÃO
1.1. OBJETIVOS GERAIS
O objetivo principal desta dissertação é produzir um modelo geológico/geotécnico ajustado
para as condições da Pilha do Correia – Mina de Gongo Soco e que sirva de ferramenta para
uma análise de sua estabilidade, verificando as deformações e recalques gerados na Pilha.
Esta análise tem impacto direto na implantação do projeto de uma Ferrovia que será
construída sobre a Pilha.
Para analisar a estabilidade da pilha é preciso estudar e compreender um complexo contexto
de disciplinas que passam pela geologia estrutural, mecânica dos solos, hidrogeologia,
estabilidade de taludes, entre outras. Inserem-se nesta temática, não só os estudos
relacionados como também a difusão de conhecimentos advindos da engenharia ferroviária
no comportamento da Pilha do Correia, quando empregada como Via Permanente.
Como conseqüência desta análise, os resultados almejados consistiram na proposta de
produzir um modelo geológico/geotécnico ajustado para as condições da Pilha, embasada
em campanhas de ensaios de laboratórios e de campo, possibilitando, adicionalmente, sua
aplicação em outros casos de implantação.
Por se tratar de um estudo, nenhuma sofisticação foi incorporada, sendo utilizados somente
os dados disponíveis do projeto. É feita a descrição dos métodos executivos com base nos
documentos de projeto e realizada uma análise crítica sobre esses procedimentos.
1
1.2. METODOLOGIA APLICADA
Para o desenvolvimento da análise de estabilidade da pilha de estéril do Correia da Mina de
Gongo Soco para implantação de ferrovia Estrada de Ferro Vitória Minas – EFVM, a
metodologia aplicada compreendeu as seguintes etapas: coleta de dados, análise dos dados;
os quais culminaram na proposição e sugestões para análise da estabilidade da Pilha como
forma de garantir a implantação da relocação da Pêra Ferroviária (ramal ferroviário de
carregamento) da Mina de Gongo Soco.
Os dados necessários a uma análise da relocação da Pêra Ferroviária da Mina de Gongo
Soco foram obtidos em revisão bibliográfica, visitas técnicas e pesquisa com profissionais da
área.
Os dados e informações coletados passaram por uma sistematização e uma avaliação quanto
ao grau de priorização, de significância e de relevância.
Para conclusão das análises, foram realizadas investigações geotécnicas visando fornecer
subsídios aos estudos de estabilidade da pilha de estéril do Correia da Mina de Gongo para
implantação de Ferrovia.
1.3. ESTRUTURAÇÃO DA DISSERTAÇÃO
Este trabalho foi dividido em 6 capítulos.
No Capítulo 1, faz-se uma apresentação dos objetivos principais deste trabalho, metodologia
aplicada e estruturação da dissertação.
2
No Capítulo 2, faz-se uma descrição da implantação do projeto de expansão da vida útil da
Mina de Gongo Soco, abordando as características e condicionantes que devem ser levadas
em conta ao se implantar o projeto.
O Capítulo 3 tem por objetivo apresentar, os estudos realizados e o projeto executivo
concebido para a Expansão da Pilha de Estéril do Correia, parte integrante do complexo da
Mina de Gongo Soco.
No Capítulo 4 apresentam-se essencialmente os resultados de ensaios de laboratório e de
campo, procurando estabelecer uma descrição dos parâmetros obtidos nos ensaios, desde o
inicio de seu processo executivo à implantação da Ferrovia.
No Capítulo 5 apresentam-se os resultados obtidos das análises de estabilidade do talude no
modelo geotécnico desenvolvido com base em seções consideradas críticas, a partir dos
parâmetros obtidos nos ensaios.
No Capítulo 6 tem-se a apresentação das principais conclusões do trabalho e algumas
sugestões para novas pesquisas.
3
CAPÍTULO 2 – PROJETO DA EXTENSÃO DA
VIDA ÚTIL DA MINA DE GONGO SOCO
2.1. LOCALIZAÇÃO
A Mina de Gongo Soco localiza-se no Complexo das Minas Centrais, no Município de
Barão de Cocais – MG. A Figura 2.1 mostra o mapa de localização da Mina de Gongo
Soco.
CAUÊ
MINAS DO MEIO
QUADRILÁTERO
FERRÍFERO
CONCEIÇÃO
CÓRREGO
DO MEIO
MINAS CENTRAIS
ANDRADE
P
H
C
D
P
BELO
HORIZONTE
BRUCUTU
DOIS
IRMÃOS
GONGO
SOCO
CONTAGEM
ITABIRA
ÁGUA
LIMPA
NOVA
LIMA
BETIM
IBIRITÉ
BAÚ
CATAS ALTAS
BRUMADINHO
FAZENDÃO
ALEGRIA
FEIJÃO
Áreas Vale
Áreas MBR
ITABIRITO
TIMBOPEBA
FÁBRICA
FÁBRICA
NOVA
Pires
Patrag
OURO
PRETO
CONGONHAS
Figura 2.1 – Mapa da localização Mina de Gongo Soco.
4
Áreas SAMARCO
Outros
EFVM
FCA
MRS
2.2. EXPANSÃO DA VIDA ÚTIL
No ano de 2005 (Figura 2.2) foi realizada uma revisão do modelo geológico, que
possibilitou o incremento da reserva da Mina de Gongo Soco em 29,8 milhões de
toneladas, passando sua reserva atual de 14,5 milhões de toneladas para uma reserva de
44,3 milhões de toneladas, ampliando sua vida útil em 05 anos.
Reserva Atua l
14,5 Mt
29,8 Mt
Reserva Ca va 20 14
Extensão da Vida Útil
até 2014
44,3 Mt
Figura 2.2 – Esquema da extensão da vida útil.
A Tabela 2.1 e Figura 2.3 ilustram este incremento.
Tabela 2.1 – Produção de minério na mina de Gongo Soco.
Caso Base
Caso Meta
Total (M t)
2006
6,1
6,1
2007
6,1
0,0
6,1
2008
4,8
2,3
7,1
2009
1,7
5,0
6,7
5
2010
2011
2012
2013
2014
5,5
5,5
5,3
5,3
3,8
3,8
3,4
3,4
2,1
2,1
Figura 2.3 – Gráfico da produção de minério na mina de Gongo Soco.
2.3. INTERFERÊNCIAS DO PROJETO
De acordo com o seqüenciamento de lavra, a partir de agosto de 2008, o avanço da lavra,
pois o minério mergulha na direção sul, no sentido da posição atual do Ramal da Ferrovia
EFVM, interferindo com a posição atual da Ferrovia. Além desta interferência, que inclui
também alterações na Pêra Ferroviária, algumas edificações prediais também precisariam ser
reconstruídas para eliminar as interferências com o avanço da lavra.
A Figura 2.4 ilustra a área de interferência com a expansão da Mina.
Então para estender as operações da Mina até o ano de 2014, será necessária a realização de
algumas operações, tais como:

relocação das edificações da Mina;

relocação do ramal da EFVM no trecho de interferência com a Mina, com uma
extensão aproximada de 1,3km;
6
Cava Final
2014
Figura 2.4 – Área de interferência com a expansão da Mina.
Com as interferências no Ramal Ferroviário da EFVM (Figura 2.5), devido à expansão da
cava da Mina, haverá a realização de algumas obras, tais como:

Remoção de 1,9 milhões de metros cúbicos de estéril nos taludes de mina para
relocação da ferrovia;

Remoção de 0,8 milhões de metros cúbicos de estéril da Pilha Sudoeste para
construção da nova pêra ferroviária;

Empilhamento de estéril controlado na Pilha do Correia para implantação do ramal
ferroviário.
7
EFVM relocada
Cava 2014
EFVM atual
Pera de carregamento
“nova”
Pilha de estéril
do Correia
Pera de carregamento
atual
Pilha de estéril SW
Figura 2.5 – Área de interferência com Ramal Ferroviário da EFVM.
8
O objeto de estudo será a relocação do Ramal Ferroviário da EFVM sobre o empilhamento
de estéril da Pilha do Correia na cota 995,00 metros (Figuras 2.6 e 2.7) gerando um modelo
geotécnico calibrado para a Pilha.
Figura 2.6 – Pilha de estéril do Correia mostrando o platô na cota 995 na estaca 45 do
projeto. O traçado passa no extremo norte do platô, na cota 1023, aproximadamente.
Figura 2.7 – Vista do platô da cota 995, da Pilha de Estéril do Correia em outro ângulo
mais à direita. O traçado passa pelo extremo norte do platô.
9
Estudos de estabilidade e deformação para a Pilha quando da relocação da EFVM e da pera
de carregamento da Mina Gongo Soco serão efetuados, levando em conta, os critérios de
suscetibilidade de liquefação devido ao efeito da vibração originada pela passagem da
composição ferroviária.
2.4. CARACTEÍTICAS DE REJEITO E ESTÉRIL DE MINÉRIO DE FERRO
Chammas (1989) considera que a mineração é um conjunto de atividades à extração
econômica de bens minerais da crosta terrestre que por sua vez provoca sensíveis
transformações no meio ambiente seja pelas atividades da lavra como pelo processo do
minério. Na lavra são produzidos os estéreis do decape da Mina e nos processos são
produzidos os minérios, os rejeitos e seus afluentes.
Segundo Presotti (2002), os estéreis são normalmente considerados materiais sem valor
comercial proveniente do decapeamento da jazida, sendo estocados sob forma de pilhas em
talvegues e encostas nas proximidades da lavra. Do beneficiamento do minério resultam os
rejeitos que podem ser ativos (contaminados) ou inertes (não contaminados), dependendo
do tipo de minério e do processo utilizado em seu beneficiamento. Do processamento do
minério de ferro resulta, em geral, um rejeito inerte.
Lopes (2000) considera que o comportamento dos rejeitos pode ser definido através de
estudos fundamentados na mecânica dos solos clássica, contudo, as suas particularidades
devem ser consideradas, pois os rejeitos são de formação recente e lançados logo depois de
gerados. Os rejeitos devido a sua suceptibilidade a liquefação, erosão interna, piping e
dificuldade de compactação devem ser mais pesquisados, a fim de evitar riscos quando
utilizados com material de construção de barragens.
10
2.5. LIQUEFAÇÃO
2.5.1. Introdução
A história registra ao longo dos séculos inúmeros casos de ruptura catastrófica de maciços,
com consideráveis prejuízos econômicos, perdas de vidas humanas e danos ao meio
ambiente, causados pela liquefação (Guillen, 2004).
Algumas das rupturas foram desencadeadas por carregamentos sísmicos e outras por um
aumento monotônico das tensões de cisalhamento na massa de solo (liquefação estática ou
monotônica). O fato deste tipo de ruptura se assemelhar ao comportamento de um líquido é
devido à substancial perda de resistência em regiões da massa de solo e não apenas ao longo
de determinada superfície de ruptura (Guillen, 2004).
Quando a liquefação ocorre, um súbito aumento da poro-pressão faz decrescer a resistência
ao cisalhamento do solo e sua habilidade em suportar é significativamente reduzida. Fluxo
de massa por liquefação é o fenômeno no qual o equilíbrio estático é destruído por
carregamentos estáticos ou dinâmicos em um depósito de solo com baixa resistência residual
(resistência do solo liquefeito). Colapsos causados por liquefação são freqüentemente
caracterizados por movimentos rápidos e de grande extensão (Guillén, 2004).
2.5.2. Critérios de suscetibilidade à liquefação
Segundo Guillén, 2004 há muitos critérios publicados na literatura para estimativa da
suscetibilidade de liquefação de areias, sendo alguns deles apresentados a seguir:

Critério geológico
Como a liquefação ocorre geralmente em solos saturados, quanto mais profundo for o nível
d´água subterrâneo, tanto menor sua suscetibilidade à liquefação. Ocorrência de liquefação é
11
geralmente observada em maciços onde o nível d´água situa-se poucos metros abaixo da
superfície. Depósitos formados pela ação do homem merecem também atenção especial,
pois, quando pouco compactados (por exemplo, barragens de rejeito, aterros hidráulicos,
pilha de estéril), são bastante suscetíveis à liquefação.

Critério de composição de material
Por muitos anos acreditou-se que liquefação estava restrita a depósitos de areia. Solos de
granulometria mais fina foram considerados incapazes de gerar altos valores de poropressão, comumente associados com a liquefação, enquanto que solos de granulometria mais
grossa foram, por sua vez, considerados muito permeáveis para manter acréscimos de poropressão por um tempo suficiente para o processo de liquefação se desenvolver. Mais
recentemente, os limites dos critérios baseados em granulometria foram expandidos.
Liquefação de siltes não plásticos foi observada (Ishihara, 1984, 1985), tanto em laboratório
como em campo, indicando que as características de plasticidade são mais influentes do que
a distribuição granulométrica no caso de solos finos. De acordo com Wang (1979), solos
finos que satisfazem cada uma das seguintes condições do “critério chinês” podem ser
considerados suscetíveis à liquefação: a) fração mais fina do que 5µ ≤ 15%; b) limite de
liquidez LL ≤ 35%; c) teor de umidade w ≥ 0,9LL; d) índice de liquidez ≤ 0,75. Para
considerar diferenças da prática americana, a U.S. Army Corps of Engineers recomendou
adaptar o critério chinês por meio das seguintes modificações: a) decréscimo da fração de
finos em 5%; b) acréscimo do limite de liquidez em 1%; c) acréscimo do teor de umidade
natural em 2% (Finn, 1994).
Quanto a solos grossos, liquefação em pedregulhos também foi observada em campo
(Coulter e Migliaccio, 1966; Chang, 1978; Wong, 1984; Youd et al., 1985; Yegian et al.,
1994) e em laboratório (Wong et al., 1975; Evans e Seed, 1987). Quando a dissipação das
poro pressões for impedida pela presença de camadas impermeáveis, podem então ser
estabelecidas condições para uma solicitação não-drenada e, conseqüentemente, propiciar a
ocorrência de liquefação neste tipo de solo.
12
A suscetibilidade à liquefação é também influenciada pela distribuição granulométrica. Solos
bem graduados são geralmente menos suscetíveis porque o preenchimento dos vazios pelas
partículas menores resulta numa menor variação volumétrica, sob condição drenada, e em
menores valores de poro-pressão, na condição não drenada. Evidências de campo indicam
que a maioria dos casos de ruptura por liquefação aconteceu em depósitos de solo com
granulometria uniforme.
A forma da partícula pode igualmente influenciar a suscetibilidade à liquefação. Solos com
partículas arredondadas tendem a tornarem-se menos densos com maior facilidade do que
aqueles formados por grãos angulares, logo apresentando uma maior suscetibilidade.
Depósitos com partículas arredondadas ocorrem geralmente em ambientes de deposição
fluvial e aluvionar, onde areias saturadas fofas são freqüentemente encontradas, formando
áreas de alto potencial de liquefação.

Critérios de estado
Mesmo se um solo satisfazer a todos os critérios de suscetibilidade anteriormente citados, a
liquefação pode ou não se desenvolver. A suscetibilidade à liquefação depende ainda
fortemente de um critério de estado, dependente da densidade relativa e das tensões iniciais
no maciço de solo. Historicamente, os seguintes critérios de estado foram apresentados na
literatura: critério do índice de vazios crítico, critério do estado de deformação e parâmetro
de estado.
Critério do índice de vazios crítico
Casagrande (1936) executando ensaios triaxiais drenados (deformação controlada) em
amostras de areia fofa e densa verificou experimentalmente que sob uma mesma tensão
efetiva a densidade relativa do solo se aproximava de um valor constante à medida que as
amostras eram cisalhadas sob grandes deformações. O índice de vazios correspondente a
este estado final de volume constante foi denominado índice de vazios crítico, ec. Com a
13
execução de ensaios adicionais sob diferentes tensões de confinamento, Casagrande
constatou também que o índice de vazios crítico podia ser unicamente relacionado com as
tensões de confinamento através da linha de índice de vazios crítico da Figura 2.8. Ainda
que equipamentos necessários para medição de poro-pressão não estivessem disponíveis à
época, Casagrande sugeriu que a linha de vazios crítico também poderia ser interpretada
como uma fronteira entre regiões de desenvolvimento de excessos de poro-pressão positiva
(contração de volume, solos fofos) e de poro-pressão negativa (expansão de volume, solos
densos).
Admitindo-se então que a linha de índice de vazios crítico delimita uma fronteira entre
comportamentos de contração e expansão de volume, esta foi também considerada como um
critério de suscetibilidade de liquefação (Figura 2.8). Solos saturados com índices de vazios
altos o suficiente para serem localizados acima desta linha eram considerados suscetíveis à
liquefação, enquanto que os localizados abaixo dela eram classificados como não
suscetíveis.
Figura 2.8 – Linha de vazios crítico (Casagrande, 1936).
Critério do estado de deformação
Castro (1969), estudante de pós-graduação de Casagrande, executou um programa de
ensaios triaxiais de tensão controlada, não drenados, estáticos e cíclicos, em amostras de
14
areia consolidadas isotrópica e anisotropicamente.
O programa de ensaios de Castro (1969) mostrou existir uma relação única entre índice de
vazios e tensão confinante sob grandes deformações que, graficamente, é plotada
paralelamente, mas abaixo da linha de índice de vazios crítico de Casagrande obtida com
ensaios triaxiais drenados de deformação controlada. O estado no qual o solo flui
continuamente sob tensão cisalhante constante, volume constante e velocidade constante foi
então definido como linha de estado permanente (Castro e Poulos, 1977; Poulos, 1981).
Mais recentemente, tem-se comprovado que a linha de estado permanente não é unicamente
definida pela densidade relativa do solo, sendo diferente para trajetórias de tensão de
compressão e de extensão, particularmente se a estrutura do material for marcadamente
anisotrópica (Vaid t al., 1990; Reimer e Seed, 1992; Vaid e Thomas, 1995), recomendandose, portanto, que o ambiente do depósito e a situação de carregamento sejam representados
o mais próximo da realidade quanto possível na investigação das condições de estado
permanente em ensaios de laboratório.
De maneira geral, a linha de estado permanente (SSL – steady state line) pode ser
visualizada como uma curva projetada em planos de τ.
Adicionalmente, como a resistência não drenada Su é proporcional à tensão efetiva de
confinamento na condição permanente, uma linha SSL baseada em resistência não drenada
do solo apresenta-se paralela à linha SSL baseada em tensão confinante efetiva, quando
ambas são plotadas em escala logarítmica (Figura 2.9).
A linha SSL é útil para identificação das condições sob as quais um solo pode ser suscetível
ao fluxo por liquefação (Figura 2.10). Um solo cujo estado é plotado abaixo da linha SSL
não é considerado suscetível à liquefação, enquanto que para um solo representado acima de
SSL a liquefação poderá ocorrer se as tensões cisalhantes necessárias para equilíbrio estático
da massa de solo forem maiores do que a resistência ao cisalhamento residual (estado
15
permanente). Como a linha SSL pode ser usada também para avaliar a resistência ao
cisalhamento não drenado do solo liquefeito, então também seria possível empregá-la para
uma estimativa dos potenciais efeitos do fenômeno da liquefação.
Figura 2.9 – Proporcionalidade entre a linha SSL baseada em resistência não drenada
Su e a linha SSL baseada em tensão efetiva de confinamento (em escala logarítmica).
Figura 2.10 – Estimativa da suscetibilidade de liquefação pela linha de estado permanente
(Kramer, 1996).
Parâmetro de estado
Densidade relativa ou índice de vazios apenas tem aplicabilidade limitada quando se
pretende estimar a suscetibilidade de liquefação de solos, como bem ilustra a linha SSL. Um
elemento de solo com um particular índice de vazios (i.e. com determinada densidade
16
relativa) pode ser suscetível à liquefação sob altas tensões confinantes, mas não suscetível
caso estas sejam baixas.
Been e Jefferies (1985) introduziram o conceito de parâmetro de estado, definido por
  eo  e ss
(2.1)
onde ess é o índice de vazios na linha de estado permanente sob a tensão efetiva confinante
de interesse (Figura 2.11).
Figura 2.11 – Definição do parâmetro de estado ψ.
Quando ψ é positivo, o solo exibe comportamento contrativo e pode ser suscetível à
liquefação, enquanto que para valores negativos de ψ a variação volumétrica é negativa
(dilatação) e o solo não é considerado suscetível ao fluxo por liquefação. O parâmetro de
estado foi relacionado com ângulo de atrito do solo, ângulo de dilatância, resultados de
ensaios de campo (CPT, DMT – ensaio de dilatômetro) de acordo com Been et al. (1986,
1987), Sladen (1985), Ishihara (1993), entre outros.
A possibilidade de determinar o valor do parâmetro de estado ψ pela execução de ensaios in
situ tem grande apelo prático, mas a precisão de sua determinação depende da precisão com
17
que a posição da linha SSL pode ser obtida.
2.5.3. Iniciação do fluxo de massa por liquefação
Segundo Guillén, 2004, 0 fato de que um depósito de solo ser suscetível à liquefação não
significa necessariamente que esta ocorrerá, pois sua iniciação depende das características
do carregamento, estático ou dinâmico, aplicado no maciço. A liquefação de solos
granulares pode ser iniciada sob várias circunstâncias. Sob carregamento estático
(monotônico) foi observada em depósitos de solos naturais (Koppejan et al., 1948; Andersen
e Bjerrum, 1968; Bjerrum, 1971; Kramer, 1988), aterros (Middlebrooks, 1942; Cornforth et
al., 1975; Mitchell, 1984), depósitos de rejeitos de mineração (Kleiner, 1976; Jennings,
1979; Eckersley, 1985). Sob carregamento dinâmico, além de fontes sísmicas, foi também
constatada como efeito de vibrações causadas pela cravação de estacas (Jakobsen, 1952;
Broms e Bennermark, 1967), por tráfego de veículos (Fellenius, 1953), exploração geofísica
(Hryciw et al., 1990), e explosões (Conlon, 1966; Carter e Seed, 1988).
Durante os sismos, o fenômeno que provoca maior destruição em diversos tipos de
estruturas, ocorre devido ao aparecimento de fissuras, movimentos diferenciados, perda de
resistência e rigidez do solo. A perda de resistência ou rigidez do solo resulta na ruptura de
edifícios, de barragens, deslizamento de taludes, etc. Outro processo pelo qual a perda de
resistência do solo ocorre é a liquefação, que é susceptível de ocorrer em solos de
granulometria média a fina e saturados.
Em 1936 Casagrande explicou o fenômeno da liquefação com base no conceito de índice de
vazios critico. Areia densa quando sujeita ao cisalhamento cíclico ou não tende a dilatar; a
areia solta sob as mesmas condições, tende a diminuir de volume. O índice de vazios para o
qual a areia não altera o seu volume quando sujeita ao cisalhamento é denominado índice de
vazios crítico.
Depósitos de areia com índice de vazios superior ao critico tendem a diminuir o seu volume
18
quando sujeitas a vibrações induzidas pelos sismos. Se não existir drenagem, a pressão nos
poros aumenta e a tensão efetiva diminui podendo induzir à liquefação. Segundo a equação
de Terzaghi:
   'u
(2.2)
sendo:
'  tensão efetiva;
  tensão total;
u  pressão intersticial.
Se os valores de  se mantiverem constantes e a pressão intersticial u aumentar, chega um
momento em que u se torna igual a , neste momento ' toma valor nulo. Nessas condições,
a areia não possui nenhuma resistência ao cisalhamento e atinge o estado de liquefação. Na
Figura 2.12 é mostrado o processo de densificação da areia devido à vibração (Youd, 1972).
Esse processo pode ocorrer sem consequências graves se existir drenagem. Contudo,
durante o sismo, devido à rápida atuação deste, dificilmente se efetua drenagem suficiente
para evitar a liquefação. Simultaneamente o efeito da ação da gravidade sobre os sólidos é
transferido para a água nos poros. O resultado será o incremento da pressão no fluido
intersticial com a redução na capacidade do solo para resistir a cargas.
Na Figura 2.13, A é o ponto na curva de compressão que representa o índice de vazios e0 e
tensão efetiva A' a uma determinada profundidade num deposito de areia saturada. Devido
às ações cíclicas provocada pelo sismo, a alteração no índice de vazios, se for permitida
drenagem completa, será AB=∆e. Contudo, se não ocorrer drenagem, o índice de vazios
permanece e0 e a tensão efetiva é reduzido para c’, com um incremento da pressão
intersticial no valor de ∆u, atingindo-se o estado de tensões indicado no ponto C. Se o valor
de ∆u se tornar igual ou superior a A', o solo liquefaz-se.
19
Figura 2.12 – Processo de liquefação (modificado - Youd, 1972).
20
Indíce de vazios, e
Curva de compressão
Tensão efetiva, ’
Figura 2.13 – Mecanismo de geração de pressão intersticial em condições não drenadas.
2.5.4. Resistência ao cisalhamento de solos liquefeitos
Segundo Guillén, 2004 quando as tensões cisalhantes necessárias para manter o equilíbrio
estático de um depósito de solo excedem a resistência ao cisalhamento disponível, o solo
deforma-se até atingir uma configuração de equilíbrio onde as tensões não ultrapassem o
valor da resistência. A quantidade de deformação experimentada pelo material neste
processo é fortemente influenciada pela diferença entre as tensões cisalhantes existentes e a
resistência ao cisalhamento do solo liquefeito. No campo, a ruptura geralmente envolve
diferentes trajetórias de tensão, e conseqüentemente diferentes resistências no estado
permanente, em diferentes partes do maciço de solo, além da possibilidade de que drenagem
pode também ocorrer durante a ruptura. Considerados estes fatores, não é surpreendente
que a resistência de solos liquefeitos seja difícil de ser determinada com precisão.
21
2.6. VIBRAÇÃO
2.6.1. Introdução
Tem-se observado que na grande maioria das vezes, a análise de sensibilidade da estrutura a
ações dinâmicas, não é realizada durante as fases de projeto e o problema dinâmico
estrutural somente se torna evidente na fase de utilização da obra. Em outros casos o
problema se evidencia por alguma alteração nas ações dinâmicas externas idealizadas no
projeto ou por uma eventual mudança na destinação e uso desta obra. Os efeitos das ações
dinâmicas sobre as edificações são ainda mais pronunciados em decorrência das próprias
características estruturais.
Os modelos analíticos dessas fontes de energia devem reproduzir suas principais
características dinâmicas com uma formulação matemática simplificada, porém, sem
prejuízo dos resultados das análises estruturais dinâmicas. A observação e medições
experimentais podem ser utilizadas tanto para identificar as características dinâmicas da
estrutura afetada, quanto para identificar qualitativa e quantitativamente as resultantes das
ações dinâmicas. Modelos matemáticos e computacionais podem ser, então, elaborados e
calibrados a partir destes resultados experimentais para se iniciar uma análise dinâmica do
problema. Faz parte deste trabalho a utilização de alguns modelos analítico-matemáticos
simplificados, descritos mais adiante, como forma de auxiliar nas análises e previsões do
grau de sensibilidade da estrutura a determinadas ações dinâmicas.
2.6.2. A influência das vibrações
Os valores limites do nível de vibração não dependem apenas dos danos que a velocidade de
vibração de partícula pode causar nas construções civis, mas também do tipo de construção
em si, tendo sido provado que, com freqüência, a vibração gerada por explosivos é apenas o
instante detonador de um processo de instabilidade atribuído a outras causas, como
recalque, dilatação térmica, insuficiência de material, erro de cálculo de projeto etc
(Fornaro, 1980).
22
Também é importante considerar as características próprias das vibrações, ou seja, a
freqüência, a repetição e a duração do fenômeno. Pode-se dizer que um edifício sofre danos,
se a resposta dinâmica provocada pelas vibrações adicionadas às cargas estáticas
permanentes e acidentais, superarem as condições de resistência da estrutura.
Quando não é possível, partindo apenas das medidas de velocidade, obter os limites
causadores de danos às estruturas, é necessário recorrer-se a tabelas empíricas de danos,
correlacionando, de vários modos, as características mais evidentes do fenômeno. Esse é o
caminho sugerido pela maior parte das normas (Fornaro, 1980).
2.6.3. Mecanismo de geração de vibração
No caso específico de ferrovias, a principal causa de geração de vibração está associada com
o movimento do campo de tensões resultante das cargas dos eixos dos comboios em
movimento e com a resposta da superestrutura ferroviária e respectiva fundação a essas
ações (Dawn e Stanworth, 1979).
Para além do movimento do campo de tensões, considerado como causa primária da
geração de vibrações, há outras que contribuem para a geração de vibrações ou para a
alteração das suas características. Na Tabela 2.2 listam-se os principais fatores que se
relacionam com a geração de vibrações (Krylov, 2002; Hall,2003).
Conforme apresentado em Marcelino (2005), cada um dos fatores acima apresentados gera
vibrações com determinadas características (comprimento de onda, freqüência) que, em
conjunto, compõem toda a gama de vibrações que resulta da circulação ferroviária. Por
exemplo, as irregularidades nos trilhos ou nas rodas, com um comprimento de onda
,
provocam, numa composição que circule a uma velocidade v, vibrações com uma freqüência
f, dada por:
f  v   (2.3)
23
Tabela 2.2 – Fatores que afetam a geração de vibração.
- Carga por eixo
Ondas devidas à resposta
estrutural
- Geometria (espaçamento e distribuição de
cargas)
- Velocidade
- Oscilações do veículo
Vibração na ligação rodas - Propriedade dinâmica do bogie
trilho
- Defeitos das rodas
- Desalinhamento dos motores
- Defeitos (ondulações)
Trilho
- Juntas
- Aparelhos de mudança de Via
- Curvas e inclinações
- Característica das travessas (espaçamento,
Fundação
rigidez, massa)
- Característica do lastro
- Característica do solo de fundação
As freqüências próprias de vibração dos diversos componentes do material circulante podem
ser próximas das freqüências geradas pela circulação da composição, o que, naturalmente
pode conduzir fenômenos de amplificação das vibrações de forma mais ou menos
importante, com as naturais conseqüências, quer em termos de segurança, quer em termos
de conforto. Por esse motivo, um modelo completo para estudo da geração e propagação
das vibrações deverá compreender, de forma integrada, os diversos elementos que intervem
no processo, ou seja, o veículo, a linha, a fundação, etc. Na prática, os modelos deste tipo
são bastante complexos e, muitas vezes, analisam-se e contabilizam-se separadamente os
diversos intervenientes no processo de geração e propagação das vibrações.
24
2.6.4. Efeitos das vibrações na segurança e na infra-estrutura
Conforme apresentado em Marcelino (2005), tendo em consideração a existência de
vibrações devidas à passagem das composições ferroviárias, interessa perceber que medida
essas vibrações afetam o meio circulante da infra-estrutura, a própria infra-estrutura, ou
mesmo o material circulante. Alguns autores procuram identificar as gamas de freqüência
em relação ao mecanismo de geração das vibrações (Hildebrand, 2004; Esveld, 2001).
Segundo esses autores, a gama de freqüência mais relevante em resultado do tráfego
ferroviário situa-se abaixo dos 200Hz. Acresce que, nas vibrações geradas pelas
composições, o maior conteúdo energético situa-se precisamente na gama de baixas
freqüências (< 20Hz). As vibrações com estas freqüências podem causar danos na própria
infra-estrutura danificando os trilhos ou o lastro, causar assentamentos devidos a cargas
cíclicas no aterro ou na fundação, instabilizar taludes, ou mesmo danificar estruturas
adjacentes.
2.6.5. Medição da vibração
De acordo com trabalho apresentado e desenvolvido por Guerra (2008) no município de
Belo Horizonte, no Bairro Camargos, nas margens da linha férrea administrada pela FCA
(Ferrovia Centro Atlântica S/A) e CBTU (Companhia Brasileira de Trens Urbanos) - trecho
Eldorado-Calafate e em algumas residências, com objetivo de executar uma série de medidas
em casas situados no bairro Camargos em Belo Horizonte, estas casas situadas as margens
da ferrovia - trecho Eldorado-Calafate, com o intuito de se avaliar as vibrações ocasionadas
pelo trânsito ferroviário nas edificações, em termos de risco estrutural.
O trabalho de medição da vibração foi realizado com medições diurnas no dia 14/06/2008 e
noturnas dia 24/06/2008, nas Ruas Aristides Junqueira e Tantalita. Na Rua Aristides
Junqueira, foram selecionadas as residências de números 217 e 232, por serem as de maior
proximidade da linha férrea, já na Rua Tantalita foi selecionada a residência de número 97,
pelo mesmo critério (Figura 2.14).
25
2
1
3
Figura 2.14 – Mapa de localização das residências onde foram realizadas as medições.
Após a obtenção dos dados, esses foram tratados estatisticamente e comparados com as
Normas e dados bibliográficos existentes. As medidas realizadas e a descrição de cada ponto
podem ser vistas, respectivamente, na Tabela 2.3 e no mapa de localização, (Figura 2.15).
As medidas de impacto das vibrações nas estruturas das construções foram realizadas
utilizando-se dois sismógrafos.
26
Tabela 2.3 – Pontos de medição, de acordo com o mapa Figura 2.15.
Ponto
Endereço
1
Rua Tantalita, 97
2
Rua Aristides Junqueira, 217
3
4
5
6
7
8
Rua Tantalita, 97
Local da montagem do equipamento
Área de serviço
Quarto mais próximo a FCA
Limite da propriedade com a faixa da
FCA
Limite da propriedade com a faixa da
FCA
Linha Férrea
Linha Férrea
Muro divisa propriedade com a FCA
Sala
Figura 2.15 – Mapa de localização dos pontos de medição.
27
2.6.6. Apresentação dos Resultados
De acordo com trabalho realizado por Guerra (2008), não existe um consenso sobre valores
admissíveis de vibração em função da resposta humana, e em geral as normas internacionais,
assim como as existentes no Brasil, não tratam com bases claras as relações de causa e
efeito, não existindo uma definição clara do que realmente é desconforto ambiental e dano
estrutural, em diferentes níveis e que normas se aplicam dependendo da análise de caso a
caso. Como exposto, cada norma apresenta valores e parâmetros diferentes. Por exemplo, a
norma francesa, uma das mais restritivas, considera aceitável para edifício muito sensível um
valor máximo de velocidade 4mm/s para freqüências entre 4Hz - 8Hz (baixa freqüência),
6mm/s para freqüências entre 8Hz - 30Hz (freqüência intermediária) e 9mm/s para
freqüências entre 30Hz - 100Hz (alta freqüência). Por outro lado, a norma sueca, bem
menos restritiva, permite para residências um valor máximo de velocidade 50mm/s para
freqüências acima de 40Hz. No entanto, a norma brasileira para avaliação de dano estrutural
utiliza valores conservadores, 15mm/s (ABNT 9653 - desmonte de rochas por explosivos),
que, no entanto podem ser considerados altos se utilizados como limites para conforto
ambiental, causando impasses entre os órgãos ambientais fiscalizadores e a comunidade. A
única norma que considera os monumentos históricos explicitamente é a Portuguesa NP2074, assumindo, para alta freqüência (> 40Hz), velocidade de até 10mm/s, sendo também
uma norma bem restritiva. O estudo realizado totalizou 25 medidas, obtidas em diferentes
pontos no Bairro Camargos.
De acordo com a Tabela 2.4 e 2.5 é possível perceber que os maiores valores foram obtidos
nas medições realizadas na linha, o que já era de se esperar, pois na linha o equipamento foi
instalado próximo a fonte das vibrações. Estes valores variam de 12,9mm/s (medição 9) a
16,5mm/s (medição 2).
28
Data
Medição
Hora
Equipamento
Tran
Pico
(mm/s)
Vert Pico
(mm/s)
Long
Pico
(mm/s)
PVS1
Endereço
14/06/2008
1
09:37:19
BA 5229
0,762
0,508
0,762
0,861
14/06/2008
2
12:27:39
BA 5229
6,48
15,7
9,91
16,5
14/06/2008
3
12:32:58
5172
0,445
0,317
0,381
0,587
Limite da propriedade com a
faixa da FCA
14/06/2008
4
12:33:30
5172
0,317
0,254
0,381
0,429
faixa da FCA
14/06/2008
5
12:34:01
5172
0,317
0,254
0,381
0,445
faixa da FCA
14/06/2008
6
12:34:31
5172
0,381
0,445
0,572
0,603
faixa da FCA
14/06/2008
7
12:35:02
5172
0,381
0,381
0,508
0,603
faixa da FCA
14/06/2008
8
12:35:32
5172
0,317
0,317
0,317
0,413
faixa da FCA
14/06/2008
9
12:59:54
BA 5229
6,6
6,35
10,3
12,9
14/06/2008
10
13:03:15
5172
0,445
0,317
0,381
0,524
Rua Tantalita, 97
Área interna, divisa propriedade
com a FCA
14/06/2008
11
13:03:44
5172
0,0635
0,0636
0,0637
0,111
Rua Tantalita, 97
com a FCA
14/06/2008
13
14:14:36
5172
0,572
0,445
0,508
0,619
Rua Tantalita, 97
com a FCA
29
Local da montagem do
equipamento
faixa da FCA
Linha Férrea
Linha Férrea
Data
Medição
Hora
Equipamento
Tran
Pico
(mm/s)
Vert Pico
(mm/s)
Long
Pico
(mm/s)
PVS1
14/06/2008
14
14:15:07
5172
0,317
0,317
0,445
0,492
Rua Tantalita, 97
com a FCA
15/06/2008
15
15:15:38
5172
0,381
0,381
0,381
0,492
Rua Tantalita, 97
com a FCA
15/06/2008
16
15:16:08
5172
0,508
0,508
0,445
0,619
Rua Tantalita, 97
com a FCA
14/06/2008
17
14:16:38
5172
0,381
0,381
0,381
0,46
Rua Tantalita, 97
com a FCA
14/06/2008
18
14:17:08
5172
0,317
0,317
0,317
0,492
Rua Tantalita, 97
com a FCA
14/06/2008
19
14:17:38
5172
0,381
0,508
0,317
0,54
Rua Tantalita, 97
com a FCA
14/06/2008
20
14:18:09
5172
0,381
0,508
0,445
0,572
Rua Tantalita, 97
com a FCA
14/06/2008
21
15:18:39
5172
0,381
0,381
0,508
0,54
Rua Tantalita, 97
com a FCA
24/06/2008
22
18:37:22
BA 5229
0,508
0,508
0,635
0,696
Quarto mais próximo à FCA
24/06/2008
23
22:21:45
BA 5229
0,381
0,381
0,508
0,648
Rua Tantalita, 97
Área de serviço
24/06/2008
24
22:31:47
BA 5229
0,508
0,381
0,762
0,842
Rua Tantalita, 97
Área de serviço
24/06/2008
25
23:35:03
BA 5229
1,78
1,78
1,02
2,14
Rua Tantalita, 97
Área de serviço
30
Endereço
Local da montagem do
equipamento
2.6.7. Método Pseudo-Estáticos
De acordo com Cuentas (2003), as diversas soluções de equilíbrio limite obtidas para
carregamentos estáticos podem ser estendidas para consideração de carregamentos sísmicos
através da inclusão de forças estáticas adicionais (Figura 2.16), com módulo proporcional ao
peso W da massa de solo potencialmente instável, representando as componentes da força
de inércia gerada pelo carregamento dinâmico.
Tipicamente, assume-se na maioria das aplicações de métodos pseudo-estáticos a hipótese que Kv = 0,
permanecendo, entretanto a questão de como escolher um valor apropriado do coeficiente horizontal
Kh. Um erro comum é empregar o valor da máxima
aceleração horizontal esperada como coeficiente sísmico, o que produz resultados excessivamente
conservadores, pois a aceleração máxima geralmente atua em um único instante de tempo e apenas em
único sentido.
Kh
W
W = Peso da massa
deslizante
Aceleração do terreno
Figura 2.16 – Representação das forças de inércia na análise pseudo estática
(modificado, Cuentas, 2003).
Para taludes de solo muito rígido e/ou taludes submetidos a movimentos de baixa freqüência
(uma combinação que produz grandes comprimentos de onda) e/ou massas instáveis de
pequena espessura (deslizamentos superficiais), os deslocamentos horizontais ao longo da
superfície potencial de deslizamento estarão aproximadamente em fase (Figura 2.17) e a
hipótese de bloco rígido será aproximadamente satisfeita.
31
u
z
Figura 2.17 – Efeito da freqüência e/ou rigidez no movimento induzido em taludes.
O método pseudo-estático, como todos os métodos de equilíbrio limite, calcula um fator de
segurança pseudo-estático FS contra a ruptura, mas não fornece informações sobre as
deformações do talude causadas pela ação do carregamento sísmico. As condições de
servicibilidade pós-sismo dependem dos deslocamentos permanentes ocorridos no talude e,
em termos da prática da engenharia, a "ruptura" do talude com base nos deslocamentos
permanentes serem aceitáveis ou não.
O fato de que as acelerações induzidas pelo sismo variam com o tempo, faz com que as
forças de inércia e os correspondentes fatores de segurança pseudo-estáticos também variem
durante o terremoto. Se as forças de inércia atuantes na potencial massa de solo instável
tornaram-se grandes o suficiente de modo que a resultante das forças ativas (estáticas e
dinâmicas) seja superior à resistência ao cisalhamento desenvolvida ao longo da potencial
superfície de deslizamento, então o fator de segurança pseudo-estático será inferior a 1 e a
massa de solo não estará mais em equilíbrio estático.
De acordo com o California’s Seismic Hazards Mapping Act – Special Publication 117
(1997), taludes que apresentam um fator de segurança pseudo estático superior a 1,1,
determinado usando um coeficiente sísmico apropriado, podem ser considerados estáveis.
32
Se FS < 1,1 deve usar o método de Newmark, ou outro método baseado em análises tensão
x deformação, para determinar a magnitude dos deslocamentos do talude induzidos pelo
terremoto ou então tomar providências para minimizar seus efeitos.
Newmark (1965) desenvolveu um método baseado em deslocamentos para previsão das
deformações permanentes induzidas por sismos em um talude de solo. Fez uma analogia
entre a massa de solo potencialmente instável e um bloco rígido que descansa sobre um
plano inclinado, conforme Figura 2.18. Analisando as condições de equilíbrio do bloco,
Newmark chegou à conclusão que deslocamentos permanentes ocorrem sempre que
aceleração exceder a determinado valor crítico, chamado de aceleração de fluência ou de
escoamento.
Figura 2.18 – Analogia de Newmark (1965) entre uma massa de solo potencialmente
instável e o bloco rígido sobre um plano inclinado.
A condição de equilíbrio limite (FS = 1) na massa de solo de peso W é causada por uma
excitação que se propaga, em relação à Figura 2.19 a da direita para a esquerda, com
aceleração de escoamento ay. Este valor de aceleração é limitado pela resistência ao
cisalhamento desenvolvida ao longo da superfície potencial de deslizamento; caso a
aceleração aumente, então a massa desliza talude abaixo. Pelo princípio de D’Alembert,
(Cuentas, 2003) a aceleração de escoamento é representada por uma força de inércia,
aplicada pseudo-estaticamente no centro de gravidade da massa instável, formando ângulo 
com a horizontal, no sentido oposto ao da aceleração.
Kh  (ay  W )  g
(2.4)
33
A Figura 2.19 b mostra o polígono de forças para a condição de equilíbrio limite, onde o
ângulo de inclinação  da força de inércia pode ser determinado como aquele que minimiza
ky.
Figura 2.19 – Principais componentes do modelo de bloco rígido deslizante (HynesGriffin e Franklin, 1984).
Seu valor é usualmente alguns graus diferentes de zero, sendo geralmente admitido nulo
(Franklin e Chang, 1977), o que implica na desconsideração da componente vertical da
34
aceleração de escoamento. O ângulo  indica a direção da resultante S das tensões
cisalhantes na interface da massa de solo instável sendo determinado com base na análise de
estabilidade pseudo-estática do talude de solo.
35
CAPÍTULO 3 – PILHA DE ESTÉRIL DO
CORREIA
3.1. INTRODUÇÃO
A expansão da Pilha de Estéril do Correia se fará no sentido sul à pilha atual existente na
elevação 1.020 metros. A Pilha do Correia será restringida a jusante pela presença do
reservatório da barragem de contenção de rejeitos e sólidos existente, recém alteada,
elevando-se o nível máximo do reservatório para El. 957 metros. A Figura 3.1 mostra o
mapa de localização da Pilha do Correia.
O pé da pilha do Correia expandida deverá se posicionar na elevação 950 metros, portanto,
7 metros abaixo do nível máximo da barragem de rejeitos/contenção de sólidos.
PILHA DO
CORREA ATUAL
PILHA
EXPANDIDA
PÉ-DA-PILHA
El. 950M
NA El. 957M
Figura 3.1 – Mapa da localização da Pilha do Correia
36
3.2. ASPECTOS DE GEOLOGIA LOCAL
De acordo com relatório elaborado pela JM Souto (2006), a expansão da pilha de estéril do
Correia será feita no local de ocorrência de depósito sedimentar paleogênico denominado
“Bacia Terciária do Gongo Soco”. Estes depósitos ocorrem em forma de depressão ovalada,
sobrejacente aos dolomitos ferro-manganesíferos e dolomitos cinza, constituintes da
formação Gandarela.
A origem desta bacia sedimentar está relacionada com a dissolução e conseqüente perda de
volume dos carbonatos dos dolomitos subjacentes, favorecida pela presença de nível de
rocha metabásica na extremidade sul do depósito, que serviu de barreira hidráulica para os
fluxos de água subterrânea, acentuando a dissolução dos cabornatos, no local. Em
complemento a origem química ocorreu à contribuição da tectônica na formação da bacia,
evidenciada pela forte inclinação das camadas sedimentares para sul, com falhamentos
associados.
Capeando o depósito paleogênico ocorrem sedimentos mais recentes, destacando-se:

coluvios de idade quaternária;

depósitos de fluxos: estes depósitos, constituídos por materiais de textura argilo-
arenosa, ocorrem superficialmente e localizadamente, principalmente nas vertentes do
talvegue;

carapaças endurecidas de canga laterítica brechóide.
Além desses, observa-se a ocorrência de materiais de características diversas (terrosos e
rochosos e blocos) recobrindo as vertentes do talvegue, originários da intensa
movimentação de materiais no local, palco da implantação de diversas obras de engenharia,
bem como a concentração no fundo do talvegue desses materiais de deposição muito
recente, representado por mistura de solos com blocos rochosos, movimentados por
gravidade (com deposição favorecida pelo fluxo pluvial) associados ainda ao rejeito da
37
lavagem de minério descarregados e conduzidos pela drenagem periférica da pilha do
Correia atual ou seja, descida d‘água em concreto posicionada na ombreira direita da pilha.
3.2.1. Unidades Tecto Estratigráficas e Litotipos

Formação Gandarela (IBC, IDOL e FFM)
É constituída por um pacote estratificado portador, da base para o topo, de itabiritos
carbonáticos e anfibolíticos (IBC),
Itabiritos dolomiticos ferro-manganesíferos
predominantes (IDOL) e nível persistente de formação ferro-manganesífera silicosa (FFM).

Coberturas Cenozóicas
O tipo principal de cobertura cenozóica corresponde a um depósito sedimentar tipo fluxo
gravitacional de detritos com influências lacustres (DT), paleogênico (Terciário Inferior),
que ocorre laterizado e cortado por inúmeras pequenas falhas, particularmente ao longo dos
contatos norte e sul com as unidades encaixantes.
Este depósito é portador de níveis com fragmentos angulosos de hematita intercalados com
material argilo-arenoso avermelhado, arenitos argilosos, siltitos amarelos com fósseis de
plantas, por vezes com repetições de seqüências, tendo sido o conjunto endurecido por
laterização. Este depósito é denominado de “Bacia Terciária do Gongo Soco” e tem sua
descrição pormenorizada no trabalho de graduação de José Ricardo Maizatto denominado
“Estratigrafia e Tectônica das Rochas Cenozóicas da bacia do Gandarela e da Região do
Gongo Soco, Sinclinal Gandarela, Quadrilátero Ferrífero – Minas Gerais”, 1995, UFOP.
Ocorre basicamente em depressão oval (1,5 x 1,0km) e possivelmente fechada, configurando
bacia sobreposta aos itabiritos dolomiticos ferro-manganesíferos (IDOL) da Formação
Gandarela, a partir do contato destes com os itabiritos carbonáticos (IBC) da mesma
formação.
38
Figura 3.2 – Mapa geológico da Mina de Gongo Soco.
39
A disposição do depósito em forma de bacia desenvolvida em depressão fechada no interior
dos dolomitos Gandarela indica uma origem resultante da dissolução, e conseqüente perda
de volume dos carbonatos subjacentes.
A relação nítida dos depósitos com falhamentos, detectada a partir de falhas estriadas e
espelhadas, particularmente nos contatos com os solos argilosos resultantes da alteração dos
dolomitos, indica uma contribuição tectogênica para a formação da bacia e para o
incremento da sedimentação. Ainda, como evidência da origem tectônica, cita-se a forte
inclinação dos estratos do depósito (cerca de 45º para sul), onde este basculamento está
limitado por falhas.
As melhores exposições do depósito encontram-se nos cortes da pêra ferroviária de
carregamento de minério existente, no lado norte da bacia. Acredita-se que a bacia possa ter
espessuras máximas da ordem de centenas de metros de sedimentos, o que ainda não foi
comprovado através de sondagens.
Com base nas observações de campo acredita-se numa origem mista para a formação do
depósito, englobando dissolução dos carbonatos subjacentes e falhamentos associados.
Acredita-se no prolongamento neotectônico desses falhamentos, com movimentações
discretas.
Cumpre mencionar que esse depósito do Gongo Sôco é análogo a outros muitos do
Quadrilátero Ferrífero, podendo representar um episódio regional ligado a falhamentos e à
evolução do relevo.
Capeando esses depósitos paleogênicos e os litotipos pré-cambrianos, ocorrem as seguintes
coberturas mais novas, atribuídas ao Quaternário:

depósitos de fluxos gravitacionais de detritos tipo colúvios, formados por argilas
arenosas, com cascalheiras basais.

carapaças de canga laterítica brechóide.
40
3.2.2. Feições Estruturais
Os estudos geoestruturais evidenciaram que nos litotipos detectados na região da ferrovia,
as feições estruturais mais relevantes são constituídas pela foliação, juntas e falhas esparsas,
como mostrado na Figura 3.2.

Foliação
Corresponde à feição mais antiga resultante de deformação dúctil sob condições de fácies
xisto verde. É uma feição onipresente e persistente nos maciços Pré – Cambrianos da mina,
representada pela xistosidade e foliação milonítica.
A foliação apresenta traçado sinuoso, desenhando um padrão amendoado no maciço local.
Ao redor dos núcleos de dolomito puro observa-se o desvio da foliação, amoldando-se à sua
forma amendoada. De uma maneira geral, a foliação apresenta as seguintes características:

direção geral E-W a ENE-WSW com mergulho moderado a suave para sul;

inversões locais com alteração brusca de mergulhos, decorrentes de dobras e
ondulações, condicionadas pelo padrão amendoado da foliação ;

persistência à escala dos litotipos, abrangendo os maciços rochosos ;

anisotropia da matriz rochosa, porém compondo planos fechados;

Juntas
No maciço Pré-Cambriano local, as juntas são onipresentes e possuem interesse significativo
na segmentação secundária de massas. quase todas podem ser consideradas como de origem
tectônica em condições rúpteis. Via de regra, as juntas no maciço local exibem as seguintes
características:

Predomínio de direções de NW-SE e N-S;

persistência máxima de 10 metros, truncada por pontes rochosas mínimas de 5 metros;
41

superfícies planas a curviplanares, paredes sãs a decompostas, fechadas e
eventualmente sedosas. Nas porções superiores do maciço podem ser preenchidas por argila
com aberturas maiores do que 10cm;

as paredes podem exibir dissolução;

espaçamento é métrico a decamétrico normalmente.
No Depósito Paleogênico Terciário, as juntas observadas nos cortes do pátio de
carregamento da mina decorrem do alívio de tensões, geradas pela evolução do relevo.

Falhas
Nos maciços Pré-Cambrianos do local, foram detectadas algumas falhas inseridas ao longo
da foliação. Nos contatos do Depósito Terciário (DT) com as encaixantes dolomíticas,
foram detectadas algumas falhas ocasionais, estriadas e espelhadas. Possuem direção
semelhante à da foliação que ocorre na mina, com mergulhos íngremes para sul.
Na área da ferrovia, a investigação do projeto não detectou falhas no Depósito Terciário.
Entretanto, caso venha a ocorrer, esta feição não conforma zonas preferenciais de fraqueza
no interior do maciço, pois são ocasionais e apresentam persistência reduzida, com
mergulhos subverticais e direção caótica. Nessa situação, as falhas atuam como fraturas, que
interagem na redução da resistência da matriz do solo argiloso duro que forma o depósito
terciário.
Os estudos geológico-geotécnicos desenvolvido na área de interesse da ferrovia
evidenciaram as seguintes unidades geotécnicas:

Afloramentos rochosos (AF) de dolomitos rosas, localmente com fendas preenchidas
por solos orgânicos. As áreas com afloramentos são normalmente pouco fraturadas.

Solos em geral lateríticos transportados coluvionares a lacustres (SA), aflorantes na
maior parte nas fundações das pilhas Correia e Sudoeste. São resultantes do depósito
paleogênico terciário (DT).
42

Depósitos de estéril já anteriormente lançados (Pilhas), portadores de blocos de várias
granulometrias, com algum material na matriz que pode variar desde argilas a areias.

Itabiritos dolomíticos ferro-manganesíferos predominantes (IDOL).

Depósito sedimentar tipo fluxo gravitacional de detritos com influências lacustres
(DT).
3.3. LEVANTAMENTOS DE CAMPO
As investigações foram realizadas com a finalidade de caracterizar, geotecnicamente, o
maciço de fundação da pilha a ser expandida. Sua localização foi na linha de fundo do
talvegue, lateralmente à faixa representada por depósito recente, constituída por materiais
heterogêneos, solos, rejeitos de minério e blocos rochosos de dimensões diversas (Figura
3.3).
Para caracterização geotécnica da expansão da Pilha do Correia foram executadas
sondagens a percussão - SPT. A localização da campanha de investigação são apresentados
na Figura 3.4 e os resultados obtidos na Tabela 3.1.
A sondagem SP-200, foi executada pouco a jusante do pé da pilha de estéril do Correia –
atual, enquanto as demais foram executadas bem a jusante, na região prevista a implantação
do pé da pilha a ser expandida.
As sondagens executadas na fundação da pilha do Correia mostrou um horizonte superior de
solo, de origem transportada e/ou residual muito maduro, com textura argilo silto arenosa,
de coloração avermelhada, com vestígios de matéria orgânica e/ou com a presença de
pedregulhos (fragmentos angulosos) de hematita. Este horizonte de origem transportada
e/ou residual muito maduro, com uma espessura variável entre 1,00 e 5,00 metros e uma a
resistência média (N) obtida de 5 golpes para penetração dos 30cm finais.
43
44
PILHA DO CORREA
ATUAL
PILHA
EXPANDIDA
PÉ-DA-PILHA
El. 950M
Figura 3.4 – Mapa da localização da investigação de campo.
45
Tabela 3.1 – Resumo das sondagens realizadas.
Cota
SP N°
Boca
Prof
N.A
metros
metros
metros
200
963,277
8,43
1,12
Horizontes Geotécnicos
Espessura
SPT
(m)
médio
0,00 – 2,85
8
Argila areno siltosa, com pedregulho de hematita
2,85 – 3,60
34
Solo residual de arenito – Areia argilosa pouco siltosa
Descrição táctil visual
3,60 – 8,43
201
201A
201B
202
955,27
955,437
954,589
952,489
4,32
6,17
4,90
21,25
1,75
1,66
2,50
1,53
Solo residual de argilito – Argila siltosa pouco arenosa
0,00 – 1,05
—
Argila siltosa pouco arenosa, com matéria orgânica
1,05 – 4,15
2,5
Argila areno siltosa, com pedregulho de hematita
4,15 – 4,32
—
Solo residual de arenito argiloso
0,00 – 1,10
—
Argila siltosa arenosa, com matéria orgânica
1,10 – 4,15
2
Argila areno siltosa com pedregulho de hematita
4,15 – 6,17
46,5
Solo residual de arenito – silte arenoso pouco argiloso
0,00 – 1,00
—
Argila siltosa arenosa com matéria orgânica
1,00 – 2,90
1,2
Argila silto arenosa, com pedregulho de hematita
2,90 – 4,90
50
Solo residual de arenito – silte arenoso pouco argiloso
0,00 – 1,20
—
Argila silto arenosa com pedregulho, com matéria orgânica
1,20 – 8,45
14
Solo residual de arenito – areia argilo siltosa, com
8,45 – 20,90
28
pedregulho de hematita
20,90 – 21,25
41
Solo residual de arenito – areia siltosa pouco argilosa , com
0,00 – 2,20
3,5
Argila areno siltosa com pedregulho
2,20 – 4,50
5
Solo residual de arenito – areia siltosa pouco argilosa, com
4,50 – 5,18
>100
0,00 – 0,60
—
Argila siltosa pouco arenosa, com matéria orgânica
0,60 – 1,90
1
1,90 – 2,80
46
formação ferrífera e pedregulho de hematita
203
948,806
5,18
NE
pedregulho
Solo residual de arenito – areia, com pedregulho de
hematita
203A
946,814
2,80
NE
Solo residual de arenito - areia, com pedregulho de
hematita
204
946,866
3,05
NE
0,00 – 1,90
2
1,90 – 3,05
>100
205
206
951,865
956,712
2,28
8,77
NE
NE
0,00 – 0,30
—
Silte, com matéria orgânica
0,30 – 2,28
20
0,00 – 0,20
—
Silte argilo arenosa, com matéria orgânica, com pedregulho
0,20 – 1,55
5
Argila silto arenosa
1,55 – 5,90
4
5,90 – 6,80
13
Solo residual de arenito – areia siltosa pouco arenosa
6,80 – 7,45
6
Solo residual de siltito – silte argiloso pouco arenoso
7,45 – 8,77
30
Solo residual de arenito – areia argilo siltosa
46
Após horizonte de origem transportada e/ou residual muito maduro foi verificado a
ocorrência de solos residuais originários da alteração dos argilitos/siltitos e dos arenitos
argilosos, constituintes dos depósitos paleogênicos.
Os horizontes residuais argilo siltosos dominam as porções mais elevadas e a montante, caso
da SP-200, enquanto os arenosos se concentraram nas porções inferiores – caso das
sondagens realizadas na região do pé da pilha. Para esses horizontes a resistência (N) a
penetração do amostrador padrão SPT foi em média 28 golpes, sendo frequentemente
superiores aos 20 golpes (para a penetração dos 30cm finais).
O horizonte de deposição muito recente, de localização restrita a calha do talvegue, definido
por uma mistura de solos, blocos rochosos e finos oriundos da lavagem do minério (rejeito),
que ocorre ao longo do eixo do talvegue, com dimensão lateral (largura) reduzida (entre 6 e
20 metros), não pôde ser investigado, porém sua espessura média estimada é da ordem dos
2,50 metros. O nível d’água foi identificado por grande parte das sondagens, em geral a
pequena profundidade.
Com relação à condutividade dos materiais atravessados, obtida através de ensaios de
condutividade “in situ”, observou-se que para o horizonte superior a condutividade variou
entre 10-5 a 10-6m/s; já os solos de origem nitidamente residuais, as condutividades obtidas
foram em geral mais baixas, variando entre 10-6 a 10-7m/s, predominantemente.
Os resultados do ensaio de condutividade são apresentados na Tabela 3.2, a seguir:
47
Tabela 3.2 – Resumo do ensaio de infiltração.
Ensaios de Infiltração
Sondagem
Trecho
k
SP- N°
metros
m/s
0,10 – 1,00
3,04x10-6
1,00 – 2,00
4,88x10-6
2,00 – 3,00
7,14 x10-7
4,00 – 5,00
3,00 x10-7
5,00 – 6,00
7,15 x10-8
5,00 – 21,20
6,66 x10-8
0,10 – 1,00
7,72 x10-5
1,00 – 2,00
1,15 x10-6
2,00 – 3,00
2,43 x10-6
203A
0,20 – 2,00
4,44 x10-6
204
0,20 – 1,00
1,51 x10-5
205
0,30 – 1,00
1,79 x10-5
0,20 – 1,00
2,02 x10-5
1,10 – 2,00
7,61 x10-6
2,00 – 3,00
5,74 x10-6
5,00 – 6,00
7,42 x10-6
6,00 – 7,00
5,20 x10-6
7,00 – 8,00
2,87 x10-7
202
203
206
3.4. PROJETO DA PILHA DO CORREIA EXPANDIDA
3.4.1. PREMISSAS DA PILHA EXPANDIDA
Para execução do projeto da Pilha do Correia expandida foram adotadas algumas premissas básicas
(Figura 3.5, 3.6 e 3.7):

Execução de maciço de enrocamento compactado no pé da pilha;
48

Preservação do acesso existente na ombreira esquerda, entre as elevações 1.015 e
1.020 metros;

Interceptação, condução e retirada das águas pluviais superficiais sobre o platô da
elevação 1.020 metros, apenas para uma das ombreiras, diminuindo significativamente a
extensão do canal a ser implantado na outra ombreira;

Interceptação das águas conduzidas pelo dreno de fundação da pilha do Correia
existente e sua condução através de tubulação instalada no interior de vala escavada,
preenchida com material drenante, para fora da pilha a ser ampliada e seu deságüe no
reservatório.
Figura 3.5 – Barragem de Rejeito vista do platô na cota 995 da Pilha de Estéril do
Correia.
49
Figura 3.6 – Vista dos taludes inferiores do pátio na cota 995, de Pilha de Estéril do
Correia.
Figura 3.7 – Platô da cota 995 da Pilha do Estéril do Correia, visto de outro ângulo.
50
3.4.2. Características da Pilha Expandida
As características principais do projeto da ampliação da pilha do Correia são apresentadas
abaixo:

Volume para acomodação de estéril (previsto)  952.439m³;

Área total de desmatamento e limpeza  5.052 hectare;

Inclinação individual dos bancos  1 (V): 2 (H) (predominantemente) e variável
(localizadamente);

Altura individual dos bancos  10,0 metros;

Largura das bermas  7,50 metros;

Altura máxima da pilha  48,0 metros (maior distância vertical entre a base e a
superfície exposta da pilha);

Desnível máximo da pilha  70,0 metros (altura máxima entre o pé e a crista da
pilha);

Declividade das bermas  a longitudinal é de 1%, com caimento para ambas as
ombreiras e a transversal é de cerca de 3%;

Drenagem superficial de crista (platô na elevação nominal 1.020 metros)  canal
escavado, revestido com grama, seção trapezoidal, com caimento de 0,5% apenas para a
ombreira direita e interligada ao canal periférico B;

Drenagem superficial de bancadas  valetas triangulares na junção das bermas com os
pés dos taludes dos bancos imediatamente superiores, com caimento (1%) para ambas as
ombreiras;

Drenagem superficial periférica (dois canais em concreto armado):
 Canal Periférico A (ombreira esquerda)  descida com extensão de
135,10m, direcionando as águas interceptadas e conduzidas pelas valetas de
bermas situadas entre as elevações 1.000m e 960m, para a barragem
existente;
 Canal Periférico B (ombreira direita)  com comprimento de 246,70m,
aproximadamente, coletando e direcionando as águas coletadas e conduzidas
51
pelos canal do platô da El.: 1.020m para o reservatório da barragem
existente;
 bueiro da ferrovia e valetas de bermas implantadas entre as elevações
1.010m e 960m;

Preenchimento da estrutura de drenagem periférica existente com material drenante 
comprimento da ordem dos 111m;

Drenagem de fundo (tubulação polietileno de alta densidade (PEAD) flexível,
instalada em cava de seção trapezoidal, preenchida com brita e transicionada com areia):
 Dreno Principal coletor das águas conduzidas pelo dreno de fundo da pilha
atual (P1)  comprimento de 175m, tubulação flexível, instalada no interior
vala escavada, seção trapezoidal, preenchida com material drenante,
desenvolvendo-se na elevação nominal 967m (declividade constante de
0,75%), em terreno natural;
 Dreno Principal interceptor e condutor das águas das nascentes P2 e P3, até
o topo do dreno de pé da pilha (enrocamento) onde desaguadas 
tubulação flexível, instalada no interior vala escavada, seção quadrada,
preenchida com material drenante, comprimento de 120m;
 Drenos Secundários, ao longo de talvegues  valas escavadas de seção
quadrada, preenchidas por brita, desaguando no dreno de pé da pilha;
 Preenchimento com brita da estrutura de drenagem periférica existente, na
lateral direita da pilha atual, e sua transformação em dreno de fundo
secundário, conectado ao dreno de fundo principal (comprimento da ordem
dos 111m).
3.4.3. Implantação da Pilha Expandida
O maciço da pilha será alteado pela disposição ascendente do estéril em camadas de no
máximo 2m de espessura até alcançar as elevações topográficas previstas no desenho de
arranjo geral, mantendo nas faces desconfinadas os ângulos de repouso do material lançado
e bermas com larguras provisórias de aproximadamente 14m. Alcançada a cota prevista para
o banco, o talude será ajustado para o ângulo previsto 1 (V) : 2 (H), e a berma para os
52
7,50m, de largura.
A implantação do dreno de pé, preenchendo toda a calha do talvegue compreendida entre as
elevações 950m e 958m, constituído por blocos de rocha sã (quartzito, obtidos das
escavações da Mina), compactado através de passadas de trator de esteira, em camadas com
espessura variando entre 60cm a no máximo 70cm, com remoção dos materiais de baixa
resistência da fundação do maciço de enrocamento, no pé da Pilha.
O acabamento superficial da berma, com caimento no sentido de ambas as ombreiras, terá
inclinação de 1,0% no sentido longitudinal e de 3,0% no transversal. A crista de cada talude
individual terá proteção contra transbordamento de água pluvial por uma leira contínua, em
material terroso não compactado. No pé de cada talude, ao longo de sua extensão a berma
deverá terminar em uma sarjeta, de seção triangular; cujos revestimentos (tanto da berma,
quanto da sarjeta) serão em solo (arenoso-argiloso) compactado, com graus de
compactação de 90% e 96% da densidade máxima do Proctor normal, respectivamente, as
camadas inferior com 0,50m de espessura e superior com 0,15 m. Todas as superfícies
expostas terão proteção anti-erosiva com revestimento vegetal.
Em função da relocação da Ferrovia na cota 1023 metros, a implantação da Pilha do Correia
sofreu alterações no seu arranjo, sendo finalizada na cota 995,00 metros.
A Figura 3.8 ilustra o arranjo da expansão da Pilha do Correia.
53
1.03
Elevação (m) (x 1000)
1.02
1.01
SM10
1.00
SM14
0.99
SM12
0.98
1: Pilha
0.97
SM17
6: Saprolito
0.96
0.95
2: Colúvio
3: Enrocamento
5: Solo Residual
0.94
0.93
0.92
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
Distância (m)
Figura 3.8 – Arranjo geral da Pilha do Correia expandida.
54
260
280
300
320
340
CAPÍTULO
4
–
DEFINIÇÃO
DOS
PARÂMETROS GEOTÉCNICOS
4.1. INTRODUÇÃO
Para a análise da estabilidade é importante conhecer as características dos materiais
constituintes do maciço e da estrutura de contenção, além das condições do projeto. No
entanto, é comum a observação de diversos materiais envolvidos na estabilidade de uma
estrutura. Este fato associado às dificuldades experimentais para determinação do grande
número de parâmetros envolvidos na análise de estabilidade, evidencia a impossibilidade de
uma avaliação precisa da estabilidade de uma estrutura.
Foram executadas investigações geotécnicas e ensaios de laboratório para fornecer subsídios
à definição dos parâmetros geotécnicos. Os principais parâmetros geotécnicos de interesse
na engenharia geotécnica, citado por Bowles (1988), são:

parâmetros de resistência e deformabilidade: ângulo de atrito -  e coesão – c, módulo
de elasticidade e coeficiente de Poisson - .

parâmetros de compressibilidade: índice de compressão - Cc e índice de recompressão
- Cr.

características físicas: peso específico - s; densidade real dos grãos - Gs; porosidade
– n ; índice de vazios - e; teor de umidade natural - ws; limite de liquidez - LL e
limite de plasticidade – LP.

parâmetro de condutividade: condutividade hidráulica - k.
Rico e Castillo (1984) sugerem que os parâmetros geotécnicos podem variar segundo
fatores inerentes ao maciço ou inerentes à determinação experimental. Dentre os diversos
fatores pode-se destacar:
55

condições inerentes ao maciço: ocorrência geomecânica não detectada durante a
prospecção; variação do nível d’água; tipo de solo; relevo; profundidade das
escavações ou altura do aterro; histórico de tensões experimentado pelo solo;
anisotropia ou heterogeneidade; interferências antrópicas (terraplenagens, obras, redes
de esgoto e água, edificações);

condições inerentes à determinação experimental: reprodução das condições de campo
em laboratório; procedimento de ensaio; amolgamento; condições de drenagem;
trajetória de tensões; tipo e velocidade de cisalhamento.
Nas investigações, as sondagens SPT, mistas e a trado foram executadas a partir da pilha e
do terreno de fundação.
As sondagens a trado executadas nestas investigações atingiram pequena profundidade,
servindo exclusivamente para conhecimento do horizonte superior do terreno que será a
fundação do aterro a ser construído e da superestrutura da ferrovia.
Foram coletadas amostras deformadas e indeformadas de solo nos poços perfurados e sobre
elas foram efetuados ensaios de caracterização do material e de definição dos parâmetros
geotécnicos de resistência e de deformabilidade que serão utilizados nas análises de
estabilidade da Pilha do Correia expandida.
4.2. CARACTERIZAÇÃO DOS MATERIAIS
4.2.1. Estrutura dos Solos
Estrutura de um solo é o termo que designa a situação do arranjo das partículas no interior
da massa de solo. Variando-se o arranjo, varia a estrutura do solo, a qual depende
fundamentalmente do tamanho e da forma dos grãos, bem como dos minerais constituintes
dos grãos.
56
Segundo Terzaghi, os principais tipos de estrutura são: granular simples, alveolar ou em
favo e floculenta; posteriormente, agregou-se a elas uma estrutura denominada esqueleto
(Figura 4.1).
(a) granular simples
(b) alveolar
(c) floculenta
Figura 4.1 – Tipos de estruturas, segundo Terzaghi.
Estrutura granular simples
Quando os grãos de areia com diâmetro maior que 0,02mm, em suspensão em água, entram
em processo de deposição, a sedimentação avança lentamente.
Suponhamos que já se tinha processado parte da sedimentação e que, sobre uma superfície
muito irregular do sedimento de fundo assente uma partícula recém chegada. Seu
movimento, até então vertical, é perturbado, ao tocar no grão já sedimentado, por duas
novas forças: a resistência do sedimento à penetração e o atrito inicial que age no ponto de
contato entre as partículas e o sedimento. Se os grãos são de areia, o atrito inicial é
desprezível, comparado com o peso do grão.
O peso e a reação formam um binário que rola a partícula até ela encontrar, numa depressão
adjacente, o seu equilíbrio, o seu repouso. Forma-se, então, um sedimento com estrutura
granular simples (Figura 4.1a) na qual cada grão toca em diversos grãos vizinhos.
57
Nas condições indicadas, forma-se uma estrutura fofa; por um processo posterior, de
vibração, por exemplo, estas estruturas podem tornar-se compactas. A estrutura granular
fofa ou compacta é própria das areias e pedregulhos.
Estrutura alveolar ou em favo de abelha
Se as partículas que sedimentam são suficientemente pequenas, com diâmetros menores que
0,02 mm, o atrito inicial é da mesma ordem de grandeza ou menor que o peso próprio, o
que pode impedir as partículas de rolarem; assim, elas permanecerão na posição do primeiro
contato e o sedimento tornar-se-á esponjoso, como mostrado na Figura 4.1b. Esta estrutura
em que cada lamela toca em poucas lamelas dos grãos vizinhos é denominada de alveolar ou
em favo de abelha. Trata-se de estrutura estável, característica das argilas.
Estrutura floculenta
Sendo as partículas com tamanho coloidal. Sabe-se que essas partículas são carregadas de
eletricidade, quase sempre negativa, o que impede a aglutinação das mesmas no seio da
suspensão, devido à repulsão mútua. Em virtude do seu reduzido tamanho estas partículas
tenderiam a permanecer indefinidamente em suspensão, como é característico dos colóides,
sendo dotadas de um estado de agitação permanente denominado de movimento browniano.
Se esta suspensão entra em contato com um eletrólito, o que pode acontecer quando as
águas de um rio atingem as águas salgadas do mar os cátions de eletrólito neutralizam as
cargas negativas das partículas. Como o movimento browniano das partículas continua, não
havendo mais repulsão, as partículas passam a colidir; entra em ação o atrito inicial e elas
passam a depositarem-se juntas.
Começam a depositarem-se, não mais partículas isoladas, mas flóculos esponjosos que se
agregam durante o processo de sedimentação. Formam-se, assim, sedimentos esponjosos
semelhantes aos da estrutura alveolar, porém com flóculos em lugar das lamelas ou grãos;
portanto, uma estrutura ainda mais porosa que a alveolar. Esta estrutura é denominada
58
estrutura floculenta ou floculada (Figura 4.1c).
Estrutura esqueleto
A estrutura floculenta é raramente encontrada nos solos naturais, pois sendo gradualmente
carregada pelo material que se deposita em cima dela, tende a desagregar, transformando-se
numa estrutura alveolar. Esta estrutura, por sua vez, devido aos mesmos fatores de
carregamento, tenderia a se transformar em estrutura simplesmente granular. Entretanto,
como as frações mais finas dos solos estão sempre associadas com porções de partículas
mais grossas, estas últimas formam o arcabouço ou esqueleto que suporta a maior parte das
cargas, provocando, então maior concentração de pressões em determinados pontos. Isto
torna possível que as porções mais finas retenham permanentemente sua estrutura alveolar.
O conjunto forma, então, o que se denomina estrutura esqueleto (Figura 4.2).
Figura 4.2 – Estrutura esqueleto.
59
Amolgamento
Amolgamento é a operação de destruição da estrutura original do solo, com a conseqüente
perda de sua resistência, mantido seu teor de umidade original. A influência da estrutura do
solo em suas propriedades é pesquisada através de ensaios realizados com amostras
indeformadas.
As estruturas, quando mais complexas, menos estáveis são e, uma vez destruídas, não
poderão mais ser recompostas.
O efeito do amolgamento é o de destruir qualquer aglutinação nos pontos de contato dos
grãos e, portanto, a estrutura, de forma a transformar o solo numa massa de grãos dispersos.
Uma série de efeitos eletroquímicos, envolvendo a atração entre os grãos, dá lugar, então, a
uma redução da resistência. A Figura 4.3 mostra as curvas tensão-deformação obtidas no
ensaio numa mesma amostra de solo antes e depois de remoldado. O índice de sensibilidade,
como definido por Skempton, é o seguinte:
(4.1)
St  Is  Rs  R' s
onde,
St = Is Índice de sensibilidade,
Rs  Resistência à compressão simples,
R’s  Resistência à compressão simples após a moldagem.
Para Is = 1, as argilas são ditas insensíveis, para Is entre 2 e 4, são de pequena a média
sensibilidade, para Is entre 4 e 8, são consideradas extra-sensíveis.
Quando maior o índice de sensibilidade mais sofrem as argilas o efeito da remoldagem, pois
resulta disso uma redução da resistência e aumento da compressibilidade e diminuição da
condutividade.
60
Tensão
Efeito da estrutura - 
Figura 4.3 – Curvas tensão-deformação, obtida no ensaio da compressão simples.
4.2.2. Determinação dos Materiais
A etapa preliminar aos estudos de análise da estabilidade constitui-se na identificação dos
materiais existentes, enfatizando os materiais potencialmente geradores da Pilha.
Cuidados foram tomados no processo de preparação das amostras, normatizando os
procedimentos de ensaios e procurando manter o máximo a representatividade das amostras
evitando, desta forma, que a qualidade dos ensaios fosse comprometida. A preparação das
amostras para os ensaios foi conduzida conforme as prescrições das normas da ABNT.
Os ensaios executados, a saber, foram:

Condutividade “in situ”;

Umidade natural;

Massa especifica aparente seca natural;

Triaxial CU com medida de poro-pressão;

Adensamento edométrico.
61
Os ensaios foram executados no laboratório de empresas especializadas.
4.3. INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA
Visando apresentar os subsídios aos estudos deste projeto, foram executadas sondagens a
percussão e mistas na região da implantação da ferrovia. As sondagens foram executadas a
partir das pilhas existentes e do terreno de fundação, com o objetivo de avaliar o solo de
fundação e suas características de resistência, bem como as condições de nível de água.
Nos boletins de investigações de campo, as sondagens expuseram que:

A fundação é constituída de Depósito Paleogênico Terciário, caracterizado por um
solo de textura argilo – siltosa pouco arenosa, com pedregulhos de cor marrom,
apresentando consistência média a dura, com número de golpes para penetração dos
30cm finais (Nspt médio) de 10 golpes. Os horizontes mais resistentes manifestam
número de golpes - Nspt, acima de 28 golpes, tendo sido observado também a
condição impenetrável ao número de golpes (Nspt).

O nível de água não foi detectado nas sondagens à percussão (SPT).
A relocação da Pêra Ferroviária, com extensão aproximada de 1,3km, estará sendo
implantada no aterro compactado que será construído sobre a Pilha de Estéril do Correia, no
ponto de estudo desta dissertação e num corte que será executado na Pilha de Estéril
Sudoeste.
Na área de interesse para os estudos desta dissertação foram executadas 06 sondagens
mistas e 05 poços de inspeção e de coleta de amostras. Na inspeção realizada na superfície
da Pilha foi observado materiais heterogêneos, de granulometria variável, compreendendo
desde frações finas (argilosas, siltosas e arenosas) até blocos rochosos (em menor
porcentagem). No nível do fundo dos vales naturais estavam sendo dispostos materiais
granulares, permeáveis, com a finalidade de drenar as águas de percolação subterrânea.
62
4.3.1. Sondagem Mista
As sondagens foram executadas por empresa contratada. Estas indicaram que as Pilhas são
constituídas essencialmente por material de granulometria fina (argila, silte e areia), podendo
conter porcentagens variáveis de minério e pedregulho. A presença de blocos rochosos é
pouco freqüente, como verificado no nível da fundação, possivelmente constituindo a
camada drenante.
Os valores de resistência à penetração são na grande maioria elevados em toda profundidade
onde se realizou as investigações de campo, com exceção de alguns intervalos que
apresentaram baixa consistência.
4.3.2. Ensaios de condutividade “in situ”
Nestas sondagens executadas, foram realizados 60 ensaios de infiltração, para determinação
dos valores dos coeficientes de condutividade (condutibilidade hidráulica) em várias
profundidades. Os ensaios foram executados por empresa
4.3.3. Sondagem à Trado e Poço de Inspeção
As sondagens a trado executadas atingiram pequena profundidade, servindo exclusivamente
para conhecimento do horizonte superior da Pilha que será a fundação do aterro a ser
construído e da superestrutura da ferrovia.
Foram coletadas amostras deformadas e indeformadas de solo nos poços de inspeção e nelas
foram executados ensaios de caracterização e de definição dos parâmetros geotécnicos de
resistência e de deformabilidade que serão utilizados nas análises de estabilidade. Na Pilha
do Correia executou-se os poços denominados de PI-11, PI-14, PI-16, PI-4 e PI-5.
63
4.4. DETERMINAÇÃO DA CONDUTIVIDADE HIDRÁULICA
4.4.1. Introdução
A condutividade hidráulica ou simplesmente condutividade é a propriedade que o solo
apresenta de permitir o escoamento de água através dele. A determinação do valor da
condutividade é muito importante em algumas obras de engenharia, principalmente, na
estimativa da vazão que percolará através do maciço e da fundação.
Portanto, os mais graves problemas de construção estão relacionados com a presença da
água. O conhecimento da condutividade e de sua variação é necessário para a resolução
desses problemas. A condutividade pode ser determinada através de ensaios de laboratório
em amostras indeformadas, reconstituídas ou por meio de ensaios “in situ”.
O solo é um material complexo, constituído por grãos minerais e/ou matéria orgânica,
constituindo uma fase sólida, envolvidos por uma fase líquida. Há uma terceira fase,
eventualmente presente; o qual preenche parte dos poros dos solos não inteiramente
saturados de água. No caso das areias, o solo poderia ser visto como um material
constituído por canalículos, interconectados uns aos outros, nos quais ou há água
armazenada, em equilíbrio hidrostático, ou água flui através desses canalículos, sob a ação
da gravidade. Nas argilas esse modelo simples do solo perde sua validade, uma vez que
devido ao pequeníssimo diâmetro que teriam tais canalículos e as formas diferentes dos
grãos, intervêm forças de natureza capilar e molecular de interação entre a fase sólida e a
líquida. Portanto, o modelo de um meio poroso, pelo qual percola à água, é precário para as
argilas, embora possa ser perfeitamente eficiente para as areias.
4.4.2. Fatores que influenciam a condutividade
De acordo com as notas de aula da professora Denise Gerscovich (2007), os principais
fatores que influenciam na condutividade são:
64

Granulometria - O tamanho das partículas que constituem os solos influencia no valor
de “k”. Nos solos pedregulhosos sem finos (partículas com diâmetro superior a 2mm),
por exemplo, o valor de “k” é superior a 0,0001 m/s; já nos solos finos (partícula com
diâmetro inferior a 0,074mm) os valores de “k” são bem inferiores a este valor.

Índice de vazios - A condutividade dos solos está relacionada com o índice de vazios,
logo, com a sua porosidade. Quanto mais poroso for um solo, maior será o índice de
vazios, por conseguinte, mais permeável.

Fluído - O tipo de fluído que se encontra nos poros. Nos solos, em geral, o fluído é a
água com ou sem gases (ar) dissolvidos.
Macro-estrutura (Figura 4.4) - Principalmente em solos que guardam as
características do material de origem (rocha mãe) como diaclases, fraturas, juntas,
estratificações. Estes solos constituem o horizonte C dos perfis de solo, também
denominados de solos saprolíticos.
Permeabilidade a 20oC (m/sec)

Função do Índice de vazios
Figura 4.4 – Condutividade vs índice de vazios.
65

Composição mineralógica (Figura 4.5) - A predominância de alguns tipos de minerais
na constituição dos solos tem grande influência na condutividade. Como exemplo,
argilas moles que são constituídas, predominantemente, de argilo minerais (caulinitas,
ilitas e montmorilonitas) possuem um valor de “k” muito baixo, que varia de 10-9 a
10-10m/s. Já nos solos arenosos, cascalhentos sem finos, que são constituídos,
principalmente, de minerais silicosos (quartzo) o valor de “k” é da ordem de 0,001 a
Índice de vazios
0,0001m/s.
Coeficiente de permeabilidade, k (cm/sec –
escala logarítmica)
Figura 4.5 – Condutividade devido à composição do solo.

Estrutura (Figura 4.6) - É o arranjo das partículas. Nas argilas existem as estruturas
isoladas e em grupo que atuam forças de natureza capilar e molecular, que dependem
da forma das partículas. Nas areias o arranjo estrutural é mais simplificado,
constituindo-se por canalículos, interconectados onde a água flui mais facilmente.
66
Figura 4.6 - Evidências experimentais da influência da estrutura.

Temperatura - Quanto maior a temperatura, menor a viscosidade d’água, portanto,
maior a condutividade, isto significa que a água mais facilmente escoará pelos poros
do solo.
4.4.3. Ordem de grandeza da condutividade
Na Figura 4.7 e 4.8 (Vargas, 1977) apresentam-se valores médios típicos dos coeficientes de
condutividade em função dos solos arenosos e argilosos. Consideram-se solos permeáveis,
ou que apresentam drenagem livre aqueles que têm condutividade superior a 10-7 m/s. Os
demais são solos impermeáveis ou com drenagem impedida.
A Tabela 4.1 apresentam alguns resultados de ensaios de condutividade em solos residuais
brasileiros (Vargas, 1977). Este autor verificou também a influência dos diferentes estados
do solo no valor da condutividade.
Tabela 4.1 – Valores típicos da condutividade.
Permeabilidade
Solos permeáveis
Solos impermeáveis
Tipo de solo
Alta
Alta
Baixa
Muito baixa
Baixíssima
67
Pedregulho
Areias
Siltes e argilas
Argila
Argila
k (cm/s)
> 10-3
10-3 a 10-5
10-5 a 10-7
10-7 a 10-9
< 10-9
Figura 4.7 – Correlações k x e para o mesmo solo em estados diferentes
Figura 4.8 – Resultados de ensaios de condutividade em solos residuais.
68
4.4.4. Determinação da condutividade
Para determinação da condutividade da expansão da Pilha do Correia foram executadas 07 sondagens
mistas (SM). Com relação à condutividade dos materiais atravessados, obtida através de ensaios de
condutividade “in situ”, observou-se que para o horizonte superior a condutividade variou entre 10-5 a
10-6m/s; já os solos de origem nitidamente residual, as condutividades obtidas foram em geral mais
baixas, variando entre 10-6 a 10-7 m/s, predominantemente.
Os resultados do ensaio de condutividade são apresentados na Figura 4.9 referente à seção critica na
Pilha definida pelas sondagens mistas SM 10, SM 12, SM 14 e SM 17.
Nos furos de sondagem da Figura 4.9, foram executados 29 ensaios de infiltração, com a finalidade de
determinar os valores dos coeficientes de condutividade nas várias profundidades da seção considerada
crítica. Os seus resultados apresentados nas Tabela 4.2 e 4.3 mostram condutividade variando de
3,05x10-4 m/s até 9,86x10-6 m/s, com valor médio de 4,65x10-5m/s. Observou-se que em algumas
profundidades dos furos SM 15 e SM 16, não foi possível a realização do ensaio de infiltração devido
à perda total d’água, indicando que a condutividade é muito alta. Estas características de condutividade
indicam que no maciço da Pilha deve haver zonas de boa dissipação de poro-pressões geradas,
contribuindo para melhorar as condições de estabilidade global dos taludes. O terreno da fundação da
Pilha é constituído de solos residuais e coluvião, com características argilosas e consistência elevada.
69
Figura 4.9 – Definição da seção critica.
70
SM 10
Profundidade - metros Coeficiente de permeabilidade - k (cm/s)
2,00 a 3,00
9,86 x 10-6
5,00 a 6,00
7,87 x 10-5
8,00 a 9,00
4,76 x 10-5
11,00 a 12,00
1,87 x 10-5
14,00 a 15,00
1,92 x 10-5
17,00 a 18,00
3,05 x 10-4
20,00 a 21,00
1,48 x 10-5
2300 a 24,00
3,26 x 10-5
26,00 a 27,00
1,56 x 10-5
SM 12
2,00 a 3,00
6,96 x 10-5
5,00 a 6,00
8,04 x 10-5
8,00 a 9,00
3,07 x 10-5
11,00 a 12,00
1,87 x 10-5
14,00 a 15,00
1,37 x 10-5
17,00 a 18,00
1,59 x 10-5
20,00 a 21,00
1,61 x 10-5
71
SM 14
2,00 a 3,00
6,33 x 10-5
5,00 a 6,00
1,66 x 10-5
8,00 a 9,00
5,05 x 10-5
11,00 a 12,00
4,37 x 10-5
14,00 a 15,00
3,51 x 10-5
17,00 a 18,00
2,93 x 10-5
20,00 a 21,00
1,00 x 10-5
2300 a 24,00
8,35 x 10-5
26,00 a 27,00
1,37 x 10-5
29,00 a 30,00
1,68 x 10-5
32,00 a 33,00
1,67 x 10-5
SM 17
2,00 a 3,00
1,45 x 10-4
5,00 a 6,00
8,12 x 10-5
72
4.5. ADENSAMENTO
4.5.1. Introdução
A compressibilidade é uma característica de todos os materiais apresentam quando
submetidos a forças externas (carregamentos) se deformar. O que difere o solo dos outros
materiais é que ele é um material natural, com uma estrutura interna a qual pode ser
alterada, pelo carregamento, com deslocamento e/ou ruptura de partículas. Portanto, devido
a estrutura própria do solo (multi-fásica), com uma fase sólida (grãos), uma fase fluída
(água) e uma fase gasosa (ar) confere-lhe um comportamento próprio, tensão-deformação, o
qual pode depender do tempo.
A Figura 4.10, apresenta um elemento de solo saturado submetido a um acréscimo de
tensão. O acréscimo de carga ocasionará uma variação de volume, o qual pode ser devido à
compressão da fase sólida, a compressão da fase fluída ou a uma drenagem dos fluídos dos
vazios do solo.
Admite-se que os esforços aplicados na prática da engenharia (solo saturado) são
insuficientes para comprimir a fase sólida (grãos) e a fase fluída (compressibilidade
desprezível).
Portanto, o único motivo para que ocorra variação de volume, será devido à redução dos
vazios com a conseqüente expulsão da água dos poros. Define-se compressibilidade dos
solos como sendo a diminuição do seu volume sob a ação de cargas aplicadas. A
compressibilidade depende do tipo de solo, por exemplo: a compressibilidade em areias
(solos não-coesivos) devido a sua alta condutividade ocorrerá rapidamente, pois a água
poderá drenar facilmente. Em contrapartida, nas argilas (solos coesivos) a saída de água é
lenta
devido
à
baixa
condutividade,
portanto,
as
variações
volumétricas
(deformações/recalques) dependem do tempo, até que se conduza o solo a um novo estado
de equilíbrio, sob as cargas aplicadas. Essas variações volumétricas que ocorrem em solos
finos saturados, ao longo do tempo, constituem o processo de adensamento.
73
Figura 4.10 – Perfil de solo saturado submetido a um acréscimo de tensões.
4.5.2. Recalques por Adensamento
O cálculo de recalques é de muita importância em obras como aterros rodoviários,
ferroviário, fundações diretas, pistas de aeroportos, barragens, etc. Embora o problema
maior esteja nos recalques diferenciais, pois são estes que provocam o aparecimento de
fissuras e falhas, não há meios de avaliá-los previamente. Entretanto, a experiência
geotécnica tem demonstrado que os danos às estruturas, devido a tais recalques, estão
associados à magnitude do recalque total. Na realidade, o recalque final que uma estrutura
sofrerá será composto de outras parcelas, como, por exemplo, o recalque imediato ou
elástico, estudado na Teoria da Elasticidade. Nesta seção, estudar-se-á o cálculo do recalque
total que um solo sofrerá no campo, os quais se processam no decorrer do tempo, e que se
deve a uma expulsão de água dos vazios do solo a partir de dados obtidos do ensaio de
adensamento.
74
4.5.3. Apresentação dos resultados do ensaio de adensamento
Os resultados do ensaio, normalmente, são apresentados num gráfico semi-logarítmico
(Figura 4.11) em que nas ordenadas se têm as variações de volume (representados pelos
índices de vazios finais em cada estágio de carregamento) e nas abscissas, em escala
logarítmica, as tensões aplicadas.
Figura 4.11 – Curva índice de vazios por logaritmo da tensão efetiva.
Podem-se distinguir nesse gráfico, três partes distintas: a primeira, quase horizontal; a
segunda, reta e inclinada e a terceira parte ligeiramente curva. O primeiro trecho representa
uma recompressão do solo, até um valor característico de tensão, correspondente à máxima
tensão que o solo já sofreu na natureza; de fato, ao retirar a amostra indeformada do solo,
para ensaiar em laboratório, estão sendo eliminadas as tensões devidas ao solo sobrejacente,
o que permite à amostra um alívio de tensões e, conseqüentemente, uma ligeira expansão.
Tal reta apresenta um coeficiente angular denominado índice de recompressão (Cr).
75
Ultrapassando o valor característico de tensão, o corpo de prova principia a comprimir-se,
sob tensões superiores às tensões máximas por ele já suportadas na natureza. Assim, as
deformações são bem pronunciadas e o trecho reto do gráfico que as representa é chamado
de reta virgem de adensamento. Tal reta apresenta um coeficiente angular denominado
índice de compressão (Cc). O índice de compressão ou compressibilidade é utilizado para o
cálculo de recalque, em solos que se estejam comprimindo, ao longo da reta virgem de
adensamento. Por último, o terceiro trecho corresponde à parte final do ensaio, quando o
corpo de prova é descarregado gradativamente, e pode experimentar ligeiras expansões.
O ensaio de adensamento foi executado somente sobre 3 amostras da Pilha do Correia, uma
vez que houve dificuldade na talhagem dos corpos de prova das outras amostras, devido à
presença excessiva de frações grossas, incompatíveis com a altura do molde rígido do
aparelho.
Os carregamentos foram duplicados a cada novo estágio e continuados até ser atingida a
pressão de 1.600kPa (16kgf/cm²). No estágio de carga de 50kPa (0,5kgf/cm²) os corpos de
prova foram saturados por submersão e, em cada estágio, após a estabilização do recalque,
foram feitas determinações da condutividade. Somente na amostra do poço PI-16 foi notado
um pequeno recalque devido à saturação, mas o recalque que foi medido não caracteriza o
solo como sendo colapsível. A amostra do poço PI-14, que apresentou a resistência ao
cisalhamento mais baixa entre as 5 amostras ensaiadas, foi também a que apresentou pressão
de pré-adensamento mais baixa (78kPa - 0,78kgf/cm²) e maior índice de compressão igual a
0,30. A redução na condutividade devido ao aumento do carregamento foi mais significativa
na amostra do poço PI-14, passando de 2x10-7m/s na pressão de 50kPa (0,5kgf/cm²) para
7x10-9m/s na pressão de 1.600kPa (16kgf/cm2), ao passo que na amostra do PI-16 variou de
2,2x10-7m/s para 1,5x10-7m/s.
Em todas as 3 amostras os valores dos coeficientes de adensamento (Cv) resultaram
elevados e situaram-se em torno de 10-2cm²/s.
76
4.6. DETERMINAÇÃO DOS PARÂMETROS DE RESISTÊNCIA
Como apresentado na Figura 4.12, a análise granulométrica realizada, revelou um material
com concentração preponderante de frações finas (silte), sendo pouco representativas as
frações argila e pedregulho.
Figura 4.12 – Análise Granulométrica
Os limites de Atterberg e os índices associados são empregados na identificação e
classificação dos solos. Freqüentemente os limites são utilizados para controlar os solos e
em métodos semi-empíricos de projeto.
Os limites não fornecem características referentes a estrutura do solo, pois esta é destruída
no preparo da amostra para a determinação destes valores. O gráfico de plasticidade de
Casagrande foi proposto a partir de um grande número de ensaios em solos pertencentes, na
77
sua maioria, a regiões não tropicais. Portanto para solos residuais e tropicais o gráfico é
muitas vezes inadequado. Resultados de pesquisas realizados por Arthur Casagrande
permitiram a elaboração de um gráfico (Figura 4.13), que serve para a classificação de um
solo segundo as suas propriedades plásticas.
As frações passantes na peneira # 40 apresentaram baixa plasticidade, definindo pontos
localizados abaixo da Linha A, no gráfico de plasticidade. No ensaio para determinação da
densidade real dos grãos, esta apresentou o valor variável entre 2,795g/cm³ a 3,801g/cm³.
Identificando um material com forte presença de minerais pesados, possivelmente minérios
de ferro.
Figura 4.13 – Gráfico da plasticidade de Casagrande.
Para determinação da resistência ao cisalhamento foram executados ensaios de compressão
triaxial, consolidado, não drenado e com medidas de poro-pressão. Tendo previsto as
possíveis tensões que se desenvolverá nas Pilhas foram solicitados que os ensaios fossem
realizados com pressões confinantes efetivas de consolidação iguais a 100kPa, 300kPa e
600kPa.
78
Os ensaios foram realizados num laboratório especializado com os corpos de prova talhados
e previamente submetidos à saturação e no outro laboratório com corpos de prova ensaiados
na sua umidade natural.
4.6.1. Preparação das Amostras
Para os ensaios realizados pela empresa especializada, os corpos de prova foram talhados
dos blocos indeformados, e moldados com dimensões variadas em função das
granulometrias das amostras com 3,57cm de diâmetro e 8,00cm de altura para as amostras
PI – 11 e PI – 14, e 5,08cm de diâmetro e 11,00cm de altura para amostra
PI – 16,
ficando com o eixo vertical no sentido topo/base do bloco.
As aparas resultantes da moldagem foram utilizadas na determinação da umidade inicial de
cada corpo de prova e foram determinadas suas massas especificas aparentes. Depois de
montados, os CP’s foram submetidos à saturação, através de uma coluna d’água percolando
da base para o topo, de modo a eliminar o ar contido nos vazios e elevar o grau de
saturação.
O adensamento foi feito submetendo os corpos de prova de prova às suas respectivas
tensões confinantes de ensaio, deixando drenar pelo topo e pela base, durante 24 (vinte e
quatro) horas, fazendo o controle da variação de volume através de buretas graduadas,
conectadas as células. Depois de adensados, os corpos de prova foram submetidos saturação
por contra pressão, aplicada em estágios de 50kPa, até atingir uma pressão máxima de
200kPa.
O rompimento foi feito em prensa de deformação controlada, com velocidade de
deformação de 0,09 mm/min, sendo conduzido até uma deformação específica axial de 20%.
Durante o rompimento foram feitas medidas das poro-pressões desenvolvidas, para
determinação dos parâmetros de resistência em termos de tensões efetivas. Para os ensaios
realizados pela outra empresa, os corpos de prova foram moldados na umidade natural e na
massa aparente seca natural, pois as amostras são constituídas por partículas graúdas acima
79
da peneira # 4, que impossibilitou a obtenção de CP’s talhados.
Após a moldagem, foi aplicada a tensão confinante do ensaio, sem permitir a drenagem do
mesmo. O rompimento foi feito em prensa de deformação controlada, com velocidade de
deformação de 0,118mm/min, sem permitir a drenagem do mesmo. Durante o rompimento
foram feitas medidas de poro-pressões desenvolvidas, para determinação dos parâmetros de
resistência em termos de tensões efetivas. No critério de ruptura adotado a variação máxima
da tensão axial no intervalo de 0 a 20% de deformação.
4.6.2. Parâmetros de Skempton
A teoria dos “coeficientes A e B” de poro-pressão, apresentada por Skempton (1954),
propõe-se a determinar a variação da poro-pressão em uma amostra de argila, quando
variam as tensões principais σ1 e σ3.
A fórmula proposta por Skempton, é a seguinte:
u  B 3  A 1   3 
(4.2)
onde A e B são coeficientes determinados experimentalmente. O coeficiente A depende
principalmente do tipo de solo e do estado de solicitação a que já esteve submetido; o
coeficiente B é predominantemente influenciado pelo grau de saturação. A Figura 4.14
esclarece os significados de “B” e “A”:
Fase de adensamento (B)
Fase de cisalhamento (A)
Figura 4.14 – Significado dos coeficientes “A” e “B” de poro-pressão.
80
De acordo com expressão 4.2:

a 1ª. parcela depende da tensão confinante e permite a avaliação do grau de saturação.

a 2ª parcela depende da tensão desviadora.
O parâmetro A varia com:

tipo de solo;

nível de tensões: o parâmetro A varia com o nível de tensões (Figura 4.15).
Portanto toma-se, em geral, o valor de A correspondente à ruptura (Af); isto é:
Figura 4.15 – Variação do parâmetro A com o nível de tensões.

sistema de tensões: O parâmetro A foi originalmente definido para situação
assimétrica. Na prática esta condição raramente ocorre. Para outros sistemas de
deformação, resposta de poro-pressão muda e, portanto o valor de A muda. No caso
de deformação plana a deformação em um dos eixos é nula (
2
= 0). A Tabela 4.5
mostra um resumo de valores do parâmetro A, para diferentes condições de
deformação.
81
Tabela 4.5 – Influência do sistema de tensões no parâmetro A.

Sistema de Tensões
Af
Aximétrica 
Aximétrica 
Aximétrica 
1/3
2/3
1/2
histórico de tensões (Figura 4.16);
Figura 4.16 – Variação do parâmetro Af com OCR (Budhu,1999).
Para determinação do parâmetro A foram executados ensaios de compressão triaxial,
consolidado, não drenado e com medidas de poro-pressão, que estão apresentados nas
Figuras 4.17, 4.18 e 4.19:
82
As amostras dos poços PI-11, PI-14 e PI-16 apresentaram trajetórias de tensões efetivas que
caracterizam solos sobre adensados e normalmente adensados, mesmo com a pressão
confinante elevada, de 600kPa. Os parâmetros A determinados a partir da interpretação das
envoltórias, nas amostras da Pilha do Correia, foi de 0,49. O PI 11 é altamente pré
adensado, devido à geração de poro-pressão negativa e os demais são NA.
83
4.6.3. Definição do coeficiente sísmico
O parâmetro k é denominado coeficiente sísmico, sendo definido como o quociente entre a
aceleração do movimento vibratório (a) e a aceleração da gravidade (g). Para convertê-lo
em função da velocidade vibratória (v), e admitido uma perturbação sinusoidal.
Podemos usar a seguinte relação para definir a velocidade vibratória,
k  a g
(4.3)
Sendo a acelaração do movimento vibratório que é, definido por:
(4.4)
a  2 π  v f
onde,
f  traduz a freqüência dominante das ondas sísmicas.
Conforme os valores apresentados na Tabela 2.5, verifica-se que os sismogramas
apresentam respectivamente as componentes transversais, verticais e longitudinais da
freqüência da vibração (abscissa), onde é possível observar que os valores mais altos de
vibração tem baixa freqüência, < 10Hz (Tabela 4.6).
Tabela 4.6 – Valores da freqüência para velocidade vibratória de 15,5 mm/s.
PPV (mm/s)
ZC Freq (Hz)
Data
Tempo
Verificação do sensor
Frequência (Hz)
Overswing ratio
Tran
Vert
Long
6,48
57
14/06/2008
14:14:57
Passado
7,6
3,5
15,5
26
14/06/2008
14:14:57
Passado
7,4
3,8
9,27
16
14/06/2008
14:14:57
Passado
7,6
3,7
84
Notas:
Hora de começo do Histograma: 14:09:57 - 14 / junho / 2008
Tempo de encerramento do histograma: 14:16:44 - 14 / junho / 2008
Escala: Geo : 254mm/s
Taxa simples: 1.024sps
Local: Linha Férrea
Sumario do Pico de Vetor: 15,5mm/son
4.6.4. Definição dos parâmetros
As densidades naturais determinadas nos corpos de prova apresentaram valor médio de
2,08g/cm³, observando-se que a amostra que foi coletada no poço PI-14 apresentou valor
médio de 1,72g/cm³.
As amostras dos poços PI-14 e PI-16 apresentaram trajetórias de tensões efetivas que
caracterizam solos normalmente adensados, tanto para a pressão confinante moderada
(150kPa) quanto para a elevada (600kPa). Nas amostras dos outros 4 poços as trajetórias
foram de solos sobre-adensados. Os parâmetros de resistências obtidos a partir da
interpretação das envoltórias determinadas pelas trajetórias de tensões efetivas, nas amostras
da Pilha do Correia, são coesão de 18kPa e 51kPa e ângulo de atrito de 24,23º e 39,20º.
Com base nos resultados dos ensaios de campo e laboratório e das sondagens executadas na
pilha de estéril, os parâmetros geotécnicos obtidos são apresentados na Tabela 4.7.
Para o estudo subseqüente de estabilidade e comportamento da Pilha do Correia foram
determinados os seguintes parâmetros:
85
Tabela 4.7 – Parâmetros de resistência da Pilha do Correia.
onde,
3  tensão de confinamento,
nat  peso específico natural,
d médio  peso específico do solo seco médio,
Amax médio  parâmetro A médio de Skempton,
nmédio  porosidade média,
e médio  índice de vazios médio,
c’  coesão efetiva,
c’ médio  coesão efetiva média,
∆c’ médio  desvio padrão da coesão efetiva média,
'  ângulo de atrito efetivo,
'
médio
 ângulo de atrito efetivo médio,
∆'
86
médio
 desvio padrão do ângulo de atrito efetivo médio.

Pilha de estéril:
Peso específico natural dos materiais: γ = 20,08kN/m³
Coesão efetiva: c’ = 30,80kPa
Ângulo de atrito efetivo: ' = 34,52º
Parâmetro de poro-pressão Amax = 0,49

Aterro Compactado:
Na Pilha Correia foi construído recentemente um aterro compactado com solo argiloso,
homogêneo, selecionado em área de empréstimo. Como não foram realizados ensaios neste
material para o estudo em questão, foram estimados os seguintes parâmetros:
Peso específico natural: γ = 20,00kN/m³
Coesão efetiva: c’ = 35kPa
Ângulo de atrito efetivo: ' = 28º

Fundação:
Com base nos resultados obtidos pelas investigações de sub superfície realizadas e pelas
informações disponibilizadas em bancos de dados sobre materiais de estéril semelhantes, foi
elaborado o modelo geotécnico para o conjunto aterro – fundação, com ênfase para o
desenvolvimento de resistência ao cisalhamento, visando a avaliação da estabilidade da pilha
projetada.
As características hidrogeotécnicas da fundação foram também analisadas à luz das
informações disponibilizadas pelas investigações de sub superfície, com ênfase aos
resultados dos ensaios “in situ” de condutividade em furos de sondagem, e pelo
mapeamento de campo.
87
O material que constitui o maciço da pilha de estéril encontra-se inserido numa faixa
granulométrica bastante ampla, com frações desde o diâmetro correspondente ao das argilas
e dos siltes até diâmetro de blocos de rocha de textura predominantemente arenosa. Mesmo
tratando-se de um maciço lançado em camadas de no máximo 2,0m de espessura, o tráfego
de veículos transportadores e máquinas de espalhamento operando sobre o maciço impõelhe alguma compactação que, em associação com outros fatores, tais como, adensamento
devido ao peso próprio e imbricamento das partículas granulares, conferem ao maciço uma
resistência ao cisalhamento característica, responsável pela sua estabilidade. Os parâmetros
representativos admitidos para a resistência ao cisalhamento da pilha de estéril estão
apresentados a seguir. Para efeito de modelagem o maciço de fundação foi subdivido em
dois horizontes geotécnicos distintos:
 O superior foi admitido como um horizonte contínuo, com espessura
variável, englobando os solos superficiais de origem não esclarecida
(depósitos recentes plúvio-gravitacionais e/ou, coluvionares e/ou residual
muito maduro) e a camada superior dos solos residuais, com resistência a
penetração do amostrador SPT inferiores a 20 golpes;
 O inferior, com espessura também contínua e variável, representando os
solos residuais/saprolíticos, cujas resistências obtidas nos ensaios SPT foram
superiores a 20 golpes.
Nas análises realizadas, o lençol freático identificado nas sondagens a pequena profundidade,
foi considerado nas seções desenvolvendo-se ao longo do contato entre a pilha e a fundação.
Os efeitos da poro-pressão foram considerados nas análises de acordo com o parâmetro (A),
mais conservador, semelhante ao encontrado para solos argilosos normalmente adensados.
Do exposto acima e com base na bibliografia existente e na experiência adquirida no trato
com materiais e obras semelhantes, foram selecionados os parâmetros de peso específico
total, coesão e ângulo de atrito efetivos, além do parâmetro de poro-pressão,
representativos dos materiais envolvidos. Estes quantitativos estão apresentados a seguir.
88
Coluvio (e/ou solo residual maduro) e Solo residual maduro / saprolito (Nspt <20):
Solo residual / saprolítico (Nspt >20):
4.6.5. Resumo dos parâmetros
Os parâmetros de resistência ao cisalhamento (coesão, c’ e ângulo de atrito, ), assim como
os pesos específicos utilizados nas análises de estabilidade estão resumidamente
apresentados na Tabela 4.8.
Tabela 4.8 – Parâmetros Geotécnicos.
89
CAPITULO 5 – ANÁLISE DE ESTABILIDADE
DA PILHA DO CORREIA
5.1. INTRODUÇÃO
As análises tem como objetivo apresentar os estudos de estabilidade dos trechos da ferrovia
sobre a pilha do Correia. As análises foram efetuadas a partir da seção crítica do trecho em
estudo e utilizando os dados apresentados no Capítulo 4.
As diversas soluções de equilíbrio limite para análise das condições de estabilidade de
taludes de solo sob carregamento estático são possíveis de serem estendidas para um
contexto pseudo-estático adicionando-se forças aplicadas no centróide da massa instável
conservando-se o mesmo módulo, direção porém sentido oposto ao das forças inerciais
geradas pela propagação da excitação sísmica (princípio de d’Alembert). Neste tipo de
análise geralmente a componente vertical da força de inércia é desprezada em função da
hipótese de que as ondas cisalhantes incidentes SV são verticais, e a componente horizontal
é obtida pela multiplicação do coeficiente sísmico horizontal k pelo peso total da massa de
solo instável.
5.2. METODOLOGIA DE ANÁLISE
As análises serão realizadas, utilizando-se os módulos Slope, Seep e Sigma do programa
computacional GeoStudio 2007 (GeoSlope, 2007), que permite a pesquisa da superfície de
ruptura empregando o método do equilíbrio limite preconizado por Morgenstern & Price e
acoplado ao método pseudo-estático formulado.
90
As análises serão desenvolvidas com base na seção considerada crítica, onde apresentava as
maiores alturas e situações específicas de carregamento. A posição do nível de água foi
conseguida a partir dos levantamentos de campos, onde foram efetuadas sondagens a
percussão com ensaios de SPT (Standard Penetration Test), e dados de nível de água.
5.2.1. Análise de percolação (Seep/W)
Utiliza o método de elementos finitos para modelar o fluxo de água e, dessa maneira, definir
a distribuição de poro-pressões em materiais como rocha e solo. Possibilita também, a
avaliação de vazões em diferentes pontos do maciço e determinação de poro-pressões
atuantes.
As poro-pressões servem de dado de entrada para o programa Slope/W e Sigma/W nas suas
análises.
5.2.2. Análise de tensões e deformações (Sigma/W)
Utiliza o método de elementos finitos para avaliar o comportamento tensão-deformação de
solos, considerando-se análises simples em regime linear elástico até análises mais
complexas, envolvendo modelos elasto-plásticos não lineares e, inclusive, a geração e
dissipação de poro-pressões geradas em função de carregamentos induzidos de forma não
drenada.
A análise do adensamento é avaliado através do aclopamento com programa Seep/W.
5.2.3. Análise de estabilidade (Slope/W)
Utiliza o método de elementos finitos para análise de estabilidade de talude com a definição
do fator de segurança dos taludes. Pode-se modelar solos heterogêneos, geometria da
superfície de deslizamento e estratigrafia complexas. Podem ser executadas análises usando
parâmetros de entrada determinísticos ou probabilísticos.
91
Podemos usar como dado de entrada nas análises do Slope/W, as tensões, a geração e a
dissipação de poro-pressões geradas no Sigma/W e os dados da rede de fluxo geradas no
Seep/W
5.2.4. Principais condicionantes da estabilidade
As principais condicionantes da estabilidade do aterro são:

Espessura e consistência dos litotipos presentes na fundação;

Nível de água na fundação e aterro;

Geometria geral dos aterros;

Parâmetros de resistência ao cisalhamento (coesão e ângulo de atrito dos materiais da
fundação e aterro).
5.2.5. Análise de estabilidade
Usualmente, para determinação das condições de segurança de uma obra de terra, em
particular de uma pilha de estéril, são utilizados métodos baseados em Equilíbrio Limite.
Com o uso deste método obtém-se um fator de segurança à ruptura, ou seja, procede-se a
uma análise da estabilidade. Este método não fornece informações sobre deformações e
deslocamentos associados à condição do uso do empreendimento, uma vez que apenas
tensões e cargas são consideradas (equilíbrio de momentos e forças). Assim sendo, em
muitos casos, é necessária uma análise complementar para a previsão das deformações.
Neste trabalho, esta análise foi desenvolvida por meio do programa Sigma/W, módulo do
pacote computacional GeoStudio 2007 (GeoSlope, 2007).
De acordo com as investigações de campo e os ensaios de laboratório executados com os
materiais envolvidos na construção da Pilha do Correia e do aterro compactado, os
parâmetros escolhidos para a análise de estabilidade sísmica pseudo-estática estão
mostrados na Figura 5.1 e na Tabela 5.1. Neste estudo, a vibração é inserida em toda massa
potencial de ruptura, o que não é representativo dos efeitos da vibração advinda da
composição. Tem-se aqui uma situação razoavelmente conservadora.
92
Para os parâmetros de resistência da pilha foram adotados os valores médios e os
respectivos desvios padrão. O desvio padrão do ângulo de atrito foi de 6,22 graus e para
coesão 14,2kPa. Desta forma o sistema pôde fazer uma análise probabilista com base em
combinações de valores para a pilha.
Tabela 5.1 – Materiais utilizados na análise com o Slope/W.
Material
30,8
Ângulo de
atrito
(o)
34,5
20
0
43
22
22
19
20
20
35
27
28
Mohr Coulomb
22
19
100
32
Mohr Coulomb
22
19
25
32
Modelo
Peso
especifico
(kN/m³)
23
Peso especifico
natural
(kN/m³)
20,1
Pilha de estéril
Mohr Coulomb
Enrocamento
Coluvio
Aterro
compactado
Mohr Coulomb
Mohr Coulomb
Mohr Coulomb
22
Solo residual
Saprolito
Coesão
(kPa)
A análise de estabilidade é feita por método de equilíbrio limite, usando a rotina “Auto
Locate” para busca da superfície potencial circular de ruptura e a rotina “Optimize”. Esta
rotina estuda automaticamente superfícies de forma qualquer, próximas à superfície
potencial circular, primeiramente encontrada pelo “Auto Locate”. A análise de estabilidade
indica que a estrutura se encontra em condições de estabilidade, com fator de segurança
próximo a 1,65. A análise probabilística apresenta uma probabilidade inferior a 10-6% com
valor mínimo do fator de segurança em 1,35. A Figura 5.2 apresenta a superfície crítica
obtida pelo método de Morgenstern-Price considerando a vibração atuando em toda a massa
potencial de ruptura. A linha freática foi obtida no programa Seep/W como será apresentado
no item a seguir.
93
1.03
1.02
1.01
4: Aterro Compactado
1.00
SM14
0.99
SM12
SM10
0.98
1: Pilha
0.97
SM1
7
6: Saprolito
0.96
0.95
2:
3:
Colúvio Enrocamento
5: Solo Residual
0.94
0.93
0.92
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
Distância (m)
Figura 5.1 – Materiais utilizados na análise com o Slope/W.
94
260
280
300
320
340
Se as vibrações não fossem consideradas na modelagem, o fator de segurança da estrutura seria
maior em aproximadamente 20,9%, como indicado na Figura 5.3.
Em ambos os casos a superfície potencial de ruptura se deu em numa região que passa por três
materiais, o aterro compactado, a pilha de estéril e a fundação.
1.650
1.03
1.02
1.01
1.00
0.99
0.98
0.97
0.96
0.95
0.94
0.93
0.92
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
280
300
320
340
Distância (m)
Figura 5.2 – Superfície potencial de ruptura considerando os efeitos da vibração em
toda massa potencial (Morgenstern – Price) – FS = 1,65.
1.995
1.03
1.02
1.01
1.00
0.99
0.98
0.97
0.96
0.95
0.94
0.93
0.92
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
280
300
320
340
Distância (m)
Figura 5.3 – Superfície potencial de ruptura sem considerar os efeitos da vibração
95
Um novo estudo foi desenvolvido para simular uma condição de mobilização não drenada na
superfície potencial de ruptura. O programa Slope/W permite esta simulação com base no
parâmetro Bbarra. O parâmetro Bbarra representa a razão entre a poro-pressão gerada no
cisalhamento pela tensão vertical total e foram considerados nas análises de acordo com o
parâmetro (A) definido no item 4.6.5. Os valores adotados estão transcritos na Tabela 5.2.
Tabela 5.2 – Parâmetro Bbarra.
Material
Bbarra
Solo Residual
0,20
Colúvio
0,00
Pilha de Rejeito
0,49
Aterro Compactado
0,50
Enrocamento
0,00
Saprolito
0,20
Como apresentado na Figura 5.4, para esta condição, o fator de segurança apresentou-se
menor, com magnitude igual a 1,57, porém, ainda com boas condições de estabilidade.
1.574
1.03
1.02
1.01
1.00
0.99
0.98
0.97
0.96
0.95
0.94
0.93
0.92
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
280
300
Distância (m)
Figura 5.4 – Estabilidade em condições de ruptura não drenada.
96
320
340
A análise probabilística indicou probabilidade de ruptura inferior a 10-6% e fator de segurança
mínimo igual a 1,23. Estes resultados dão fortes indicações das boas condições de estabilidade
global da obra.
5.2.6. Análise da rede de fluxo
Neste item serão descritas as simulações numéricas de fluxo efetuadas para a Pilha de estéril do
Correia, tomando-se como referência os aspectos teóricos, dados e informações discutidos nos
itens anteriores. Para a realização das referidas análises, foi empregado o programa Seep/W
(GeoSlope, 2007), o qual permite o desenvolvimento de modelagem computacional de uma
grande variedade de problemas e obras de engenharia associados à ocorrência de fluxo em
meios porosos.

Dados de Entrada
Com o objetivo de proceder à realização das simulações numéricas de fluxo, visando a
avaliação das condições operacionais da Pilha do Correia, foi escolhida a mesma seção
estudada na análise de estabilidade anterior. A geometria da seção submetida à análise foi
reproduzida em malhas de elementos finitos, adotando-se elementos triangulares e
quadrangulares lineares.
Os valores adotados, para a condutibilidade hidráulica, estão transcritos na Tabela 5.3.
Tabela 5.3 – Coeficiente de condutibilidade.
Material
Solo residual
Saprolito
Coluvio
Enrocamento
Pilha de estéril
Aterro compactado
Coeficiente de permeabilidade
k (m/s)
6,90 x 10-8
6,94 x 10-7
1,49 x 10-5
0,01
4,60 x 10-5
9,26 x 10-8
97
Para melhoria dos resultados advindos do pulso de carga da entrada da composição de carga
ferroviária, optou-se por fazer um melhor refinamento no aterro compactado. Isto possibilitou
trabalhar com uma malha otimizada com 4.716 nós e 2.375 elementos (Figura 5.5).
1.03
1.02
1.01
1.00
0.99
0.98
1: Pilha
0.97
6: Saprolito
0.96
0.95
2: Colúvio
3: Enrocamento
5: Solo Residual
0.94
0.93
0.92
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
280
300
320
340
Distância (m)
Figura 5.5 – Malha de elementos finitos utilizada no estudo.

Simulações Numéricas
Com base nas informações acima, procedeu-se, preliminarmente, à realização da análise
introdutória (ou de calibração do modelo), em busca da posição da linha freática, que está
graficamente na Figura 5.6 e foi encontrada através de calibração com pesquisa de carga a
montante.
1.03
1.01
1.00
0.99
0.98
962
966
0.95
974
0.96
978
982
0.97
970
1.02
958
0.94
0.93
0.92
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
Distância (m)
Figura 5.6 – Equipotenciais - Posição da linha freática.
98
280
300
320
340
A Figura 5.6 mostra além das equipotenciais, vetores de velocidade de fluxo. Pode-se visualizar
nesta figura uma concentração de fluxo na saída, no enrocamento, próxima ao pé do talude de
jusante. Isto é ocasionado pelo aumento dos gradientes hidráulicos.
Como se pode notar na Figura 5.7, as poro-pressões acima da linha freática são modeladas pelo
sistema por sucção mátrica e apresentam-se fortemente negativas com o aumento da elevação.
Apesar destes valores serem inconsistentes, este mecanismo numérico inibi o fluxo nesta região
por meio da minimização da condutividade hidráulica via função condutividade.
1.03
1.02
-500
1.01
-400
1.00
-300
0.99
-200
0.98
-100
0
0.97
10 0
0.96
20 0
0.95
0.94
300
40 0
0.93
500
0.92
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
280
300
320
340
Distância (m)
Figura 5.7 – Poro-pressões estáticas em regime permanente.
Para avaliar a influência desta elevada sucção mátrica na posição da linha freática, um estudo
particular foi aqui desenvolvido por meio da não habilitação dos materiais Pilha e Aterro
Compactado (Figura 5.8).
Este procedimento não alterou a posição da linha freática, como pode ser observado na Figura
5.9.
99
1.03
1
5 6
1.02
8 2
83
8 0
84
55
5 4
2
7 8
58
6
5 7
3
4
5
53
60
1.01
52
59
61
7
7 7
7 6
4
8
7 5
1.00
74
9
SM10
51
SM14
5 0
1 0
34
8 1
4 9
3 3
SM12
7 3
0.99
32
31
7 2
7 9
0.98
1
11
0.97
3 0
29
28
1 2
4 8
1 3
1 5
16
4 5
44
14
4 7
6 2
SM17
4 3
6: Saprolito
66
2 7
17
46
7 1
0.96
2: Colúvio
2 6
2 5
1 8
4 2
24
6 3
6 5
64
3: Enrocamento
1 9
2 1
2 0
4 1
0.95
4 0
3 9
7 0
5: Solo Residual
2 2
38
68
23
37
69
0.94
67
0.93
0.92
3 5
0
36
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
280
300
320
340
Distância (m)
Figura 5.8 – Estudo desabilitando a Pilha e o Aterro compactado.
Este procedimento não alterou a posição da linha freática, como pode ser observado na Figura
5.9.
1.03
1.02
1.01
1.00
0.99
0.98
0.97
0.96
0.95
0.94
0.93
0.92
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
280
300
320
340
Distância (m)
Figura 5.9 – Posição da linha freática desabilitando a Pilha e Aterro compactado.
5.2.7. Análise da tensão – deformação com indução de poro-pressão
Para realização das análises tensão deformação da Pilha do Correia, foi utilizado o programa
Sigma/W (GeoSlope, 2007). O programa tem uma análise denominada “Coupled Stress PWP”
que associada à modelagem do material por “Effective Parameters w/PWP Change” possibilita
a avaliação da geração e dissipação de poro-pressões geradas neste material em função de
100
carregamentos induzidos de forma não drenada. Visando avaliar a geração de poro-pressões em
função da carga abrupta advinda da passagem do comboio, esta análise foi aqui utilizada.

Dados de Entrada
Neste trabalho, foram feitas análises envolvendo apenas a fase de operação e considerando a
seção transversal já definida. Aproveitando a rotina “Clone” do programa GeoStudio 2007,
este estudo aproveitou a mesma malha de elementos finitos utilizada nos estudos de percolação.
Na Figura 5.10, apresentam-se a malha de elementos finitos utilizada nas análises e as
condições de contorno.
1.03
1.02
1.01
SM10
1.00
SM14
SM12
0.99
0.98
1: Pilha
SM17
0.97
6: Saprolito
0.96
0.95
2: Colúvio
3: Enrocamento
5: Solo Residual
0.94
0.93
0.92
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
280
300
320
340
Distância (m)
Figura 5.10 – Definição da condição de contorno.

Simulações Numéricas
O estudo foi modelado considerando um trem tipo com tensão vertical induzida ao solo de
30kPa e horizontal de 2,1kPa (coeficiente sísmico igual a 0,07, calculado no item 4.6.3),
aplicada numa extensão transversal igual a 8,5 metros. Com base em observação de campo, o
tempo de passagem de todo o comboio foi estimado em 20 minutos.
Para vários tempos de passagem da composição de carga ferroviária, apresenta-se o excesso de
poro-pressão gerada, conforme Figura 5.11.
101
27
9
15
3
6
(a) - t = 16s após a entrada da composição de carga ferroviária.
27
15
3
9
3
6
(b) - t = 84s após a entrada da composição de carga ferroviária.
27
15
3
9
6
3
27
(c) - t = 574s (9,6min.) após a entrada da composição de carga ferroviária.
15
3
9
6
3
(d) - t = 1114s (18,6min.) após a entrada da composição de carga ferroviária.
Figura 5.11 - Excesso de poro-pressão gerada após a entrada da composição de carga
ferroviária.
102
Observa-se que com a entrada da composição a geração de poro-pressão em 3kPa (10% da
carga vertical) alcança a profundidade de 28 metros, ou seja, toda região sob a pista de tráfego
até alcançar a pilha de rejeito, onde a dissipação é instantânea. Como apresentado, a
condutividade do aterro é 9,26x10-8m/s e da pilha 4,6x10-5m/s, ou seja, a dissipação na pilha é
500 vezes mais rápida que no aterro compactado. Este comportamento evidencia que o tráfego
de composições não induz geração de poro-pressão sobre a pilha de rejeito, ficando a mesma
restrita ao aterro.
Para avaliação gráfica do comportamento da geração de poro-pressão em relação à
profundidade e sua dissipação, é apresentado na Figura 5.12 o perfil vertical do excesso de
poro-pressão para os tempos 1.114s e 1.268s, localizado no eixo da pista. Estes tempos
permitem avaliar a rápida dissipação que ocorre após a saída da composição, aos 1.200s
(20min.).
1025
Elevação (m)
1020
1015
1114 sec
1010
1005
1268 sec
1000
995
-5
0
5
10
15
20
25
30
Excesso de poropressão (kPa)
Figura 5.12 – Dissipação das poro-pressão geradas.
Para avaliar a dissipação remanescente, tem-se na Figura 5.13 o comportamento das pressões
geradas após a passagem do comboio, tempos 1.268s e 2.400s.
103
1025
Elevação (m)
1020
1015
1268 sec
1010
1005
2400 sec
1000
995
-2
-1
0
1
Excesso de poropressão (kPa)
Figura 5.13 - Excesso de poro-pressão para t = 1268s e 2400s, 1,1 e 20 minutos depois de
passagem a composição.
O gráfico mostra que em cerca de 1 minuto as pressões dissipam para valores máximos da
ordem de 0,2kPa alcançando valores uniformes de 0,07kPa, após 20 minutos de passado o
comboio.
Este resultado pode ser considerado bastante satisfatório para avaliação da estabilidade do
aterro e da pilha em termos de geração de poro-pressão.
Como mencionado no Capítulo 2, a geração de poro-pressões positivas pode levar um solo à
liquefação. Isto ocorre quando a tensão efetiva tende para zero em solos não coesivos. No
gráfico ilustrado na Figura 5.14 tem-se o desenvolvimento das tensões totais, efetivas e as
poro-pressão para o tempo 85s. Notifica-se que sob a ferrovia, antes da passagem da
composição as tensões totais eram iguais as tensões efetivas, considerando de forma
conservadora a sucção mátrica como nula. Neste gráfico é possível observar que a geração de
poro-pressão faz com que as tensões efetivas sejam minimizadas, porém não chegam a valores
negativos (tração). Neste sentido, é de se esperar que a geração de poro-pressão induzida pela
passagem do comboio não condicione rupturas por liquefação no aterro compactado.
104
1024
1022
Poro Pressão
: 1114 sec
Y(m)
1020
1018
Tensão Total
Vertical : 1114
sec
1016
Tensão Efetiva
Vertical : 1114
sec
1014
1012
0
50
100
150
200
250
kPa
Figura 5.14 – Possibilidade de indução de liquefação.
Com a entrada da composição, o recalque imediato máximo no eixo das cargas foi estimado em
3,13cm (2 segundos) sendo o recalque após 1114s igual a 3,09cm, ou seja, o recalque por
adensamento durante a passagem da composição foi estimado em 0,4mm. Estes dados e o
comportamento dos recalques no eixo da pista podem ser observados na Figura 5.15.
1025
1020
Y (m)
1015
2 sec
1010
1005
1114 sec
1000
995
-0.035
-0.04
-0.025
-0.03
-0.015
-0.02
-0.005
-0.01
Recalque (m)
Figura 5.15 – Recalque imediato (2s) e por adensamento, após 1114s (18,6 minutos).
105
Após a passagem da composição tem-se a expansão do solo, como pode ser observado na
Figura 5.16. Nota-se que a expansão é praticamente instantânea, sendo possível observar uma
pequena diferença entre os recalques para t=1268s e 2400s, 1 minuto e 20 minutos, após
passada a composição, respectivamente.
1025
1020
1114 sec
Y (m)
1015
1010
1268 sec
1005
2400 sec
1000
995
-0.04 -0.035 -0.03 -0.025 -0.02
-0.015 -0.01 -0.005
0
Recalque (m)
Figura 5.16 – Expansão após passagem da composição.
5.2.8. Análise da estabilidade do talude do aterro compactado
Com base nos dados quantificados na análise anterior, relativos à geração de poro-pressões
com a passagem da composição, fez-se aqui um estudo do efeito desta geração na estabilidade
do talude do aterro compactado.
Três formas clássicas para a pesquisa das superfícies potenciais foram aplicadas neste estudo, a
saber: entrada e saída (“Entry and Exit”), totalmente especificada (“Fully Specified”) e grade
e raios (“Grid and Radius”). Os resultados estão apresentados nas Figuras 5.17, 5.18 e 5.19,
respectivamente.
106
1.03
1
5 6
1.02
8 2
8 38 0
8 4
5 5
5 4
2
7 8
5 8
5 7
6
3
4
5
5 3
6 0
1.01
5 2
5 9
6 1
7
7 7
7 6
8
SM10
7 5
1.00
7 4
9
5 1
SM14
5 0
1 0
3 4
8 1
4 9
3 3
7 3
0.99
3 2
SM12
3 1
7 2
7 9
0.98
3 0
1: Pilha
1 1
0.97
2 9
2 8
1 2
4 8
1 3
1
5
1 6
4
5
4 4
1 4
SM17
2 7
1 7
4 7
6 2
4 6
4 3
6: Saprolito
7 1
0.96
6 6
2 6
2: Colúvio
2 4
6 3
6 5
6 4
3: Enrocamento
4 2
1
0.95
2 5
1 8
9
2 1
2 0
4 1
3 9
4 0
7 0
5: Solo Residual
2 2
3 8
2 3
6 8
3 7
6 9
0.94
6 7
0.93
0.92
3 5
3 6
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
280
300
320
340
Distância (m)
Figura 5.17 - Uso da rotina “Entry and Exit”.
1.03
1
5 6
1.02
8 2
8 3
8
0
8 4
5 5
5
4
2
7 8
5 8
5 7
6
3
4
5
5 3
6 0
1.01
5 2
5 9
6 1
7
7 7
7 6
8
SM10
7 5
1.00
7 4
9
5 1
SM14
5 0
1 0
3 4
8
1
4 9
3 3
7 3
0.99
3
2
SM12
3 1
7 2
7 9
0.98
1: Pilha
1 1
0.97
3 0
2
9
2 8
1 2
4 8
1 3
1 5
1 6
4 5
4 4
1 4
SM17
2 7
1 7
4 7
6 2
4 6
4
3
6: Saprolito
7 1
0.96
6 6
2 6
2: Colúvio
2 5
1 8
2 4
6 3
4 2
6 5
3: Enrocamento
1 9
2 0
4 1
4 0
6 4
2 1
3 9
0.95
7 0
5: Solo Residual
2 2
3 8
2 3
6 8
3 7
6 9
0.94
6 7
0.93
0.92
3 5
3 6
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
280
300
320
340
Distância (m)
Figura 5.18 – Uso da rotina “Full Especified”.
1.03
1
5 6
1.02
8 2
8 3
8 0
8
4
5 5
5 4
2
7 8
5 8
5 7
6
3
4
5
5 3
6 0
1.01
5 2
5 9
6 1
7 7
7
7
6
SM10
8
7 5
1.00
7 4
9
5 1
SM14
5 0
1 0
3 4
8 1
4 9
3 3
SM12
7 3
0.99
3 2
3 1
7 2
7 9
0.98
1: Pilha
1 1
0.97
3 0
2 9
2 8
1 2
4 8
1 3
1 5
1 6
4 5
4 4
1 4
SM17
2 7
1 7
4 7
6 2
4 6
4 3
6: Saprolito
7 1
0.96
6 6
2 6
2: Colúvio
2 5
1 8
4 2
2 4
6 3
6 5
1 9
0.95
6 4
3: Enrocamento
2 1
2 0
4 1
3 9
4 0
7 0
5: Solo Residual
2 2
3 8
2 3
6 8
3 7
6 9
0.94
6 7
0.93
0.92
3 5
0
3 6
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
Distância (m)
Figura 5.19 – Uso da rotina “Grid and Radius”.
107
280
300
320
340
Os cálculos de estabilidade foram feitos pelo método de Morgenstern-Price com a habilitação
da rotina de otimização da superfície de ruptura (“Optimize”). Tanto a superfície potencial de
ruptura, quanto o fator de segurança foram muito similares com a utilização dos três processos
de busca, e indicam que a estrutura se encontra em condições satisfatórias de estabilidade, com
fator de segurança próximo de 2,0.
As Figuras 5.20, 5.21 e 5.22 apresentam a superfície potencial obtida pelos três processos.
1.988
1.03
1.02
1.01
1.00
0.99
0.98
0.97
0.96
0.95
0.94
0.93
0.92
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
280
300
320
340
Distância (m)
Figura 5.20 – Uso da rotina “Entry and Exit” – FS = 1,988.
2.029
1.03
1.02
1.01
1.00
0.99
0.98
0.97
0.96
0.95
0.94
0.93
0.92
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
280
300
Distância (m)
Figura 5.21 – Uso da rotina “Full Especified” – FS = 2,029.
108
320
340
2.026
1.03
1.02
1.01
1.00
0.99
0.98
0.97
0.96
0.95
0.94
0.93
0.92
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
280
300
320
340
Distância (m)
Figura 5.22 – Uso da rotina “Grid and Radius” – FS = 2,026.
O programa GeoStudio 2007 permite o cálculo da estabilidade por equilíbrio local das fatias.
Este procedimento é feito com a importação do estado de tensões na base das fatias do módulo
Sigma/W. Assim, um novo estudo foi desenvolvido adotando-se o processo “Entry and Exit”
para busca da superfície potencial de ruptura. As condições de estabilidade específicas para
cada fatia estão apresentadas na Figura 5.23.
Pode-se observar uma forte variação do fator de segurança local que alcançou o valor mínimo
de 1,65 para fatia número 10. O fator médio, que equivale ao processo convencional, foi igual a
1,988.
Todas estas análises confirmam o bom estado de estabilidade da Pilha do Correia nas condições
em que foram projetadas e construídas. Cabe salientar que muitos parâmetros aqui utilizados
foram estimados. No entanto, este procedimento, adotado de forma ponderada, não
desqualifica esta conclusão.
109
FS Local
5
Fator de Segurança
4
3
2
1
0
5
10
15
20
25
30
Fatia
Figura 5.23 – Fator de estabilidade local do aterro compactado.
110
35
CAPITULO 6 – CONCLUSÕES E SUGESTÕES
PARA PESQUISAS FUTURAS
6.1. CONCLUSÕES
O estudo foi realizado em uma pilha de estéril onde foi implantada o novo ramal ferroviário da
EFVM na mina de Gongo Soco. O estudo foi feito através da aplicação de três ferramentas de
análise: o Método de Elementos Finitos aplicado à percolação, à análise tensão-deformação e o
Método de Equilíbrio Limite aplicado à análise de estabilidade.
Essas três ferramentas mostraram-se aplicáveis ao estudo de pilhas de estéril com implantação
de uma ferrovia, sendo bastante úteis para o conhecimento de mecanismos e problemas de
obras desse tipo. Com a utilização de tais ferramentas foi possível obter informações a respeito
do comportamento do corpo da pilha e do aterro compactado, além de revelar mecanismos do
comportamento tensão-deformação com foco na indução transiente de poro-pressões e
dissipação. Essas ferramentas foram muito importantes no aprimoramento do projeto de
implantação de ferrovia sobre pilha de estéril, e é sugerido o seu uso em tais projetos, com
todas as suas particularidades.
As simplificações adotadas no processo de modelagem, face às dificuldades de determinação de
parâmetros representativos das reais condições de campo, não impediram a simulação do
padrão de fluxo observado na pilha e no aterro compactado em estudo, pelo método dos
elementos finitos.
Geralmente, a superfície freática é mais influenciada pelas diferenças de condutividade nas
regiões internas do maciço. A análise de percolação no estudo confirmou uma tendência,
indicando a forte influência que a condutividade efetiva representa para o comportamento do
111
maciço. Deve-se ter especial cuidado no projeto de implantação dessas estruturas para a
garantia de geração de baixas poro-pressões no corpo do maciço, para não minimizarem as
condições de estabilidade.
Na análise de estabilidade pelo método de equilíbrio limite, a superfície crítica apresentou um
fator de segurança 2,0. A superfície inicia-se na área de plataforma, se desenvolve pela região
do aterro compactado até o contato com pilha de estéril.
A metodologia proposta para avaliação do comportamento da pilha e do aterro permite analisar
o impacto do cenário sísmico (vibração). Conforme Item 5.2.2, a estimativa do fator de
segurança obtida para o cenário sísmico, em comparação com análise considerando apenas uma
tensão horizontal, permite concluir que houve uma redução relativamente significante nos
fatores de segurança da pilha e do aterro.
6.2. SUGESTÕES PARA PESQUISAS FUTURAS
O estudo em questão avaliou o fluxo em meios porosos saturados e não saturado,
heterogêneos, com forte possibilidade de anisotropia de condutividade. Uma melhor
quantificação da função condutividade dos materiais envolvidos, porosidade, teor de umidade
volumétrico, sucção mátrica, fatores de anisotropia, seria de fundamental importância na
modelagem mais correta das condições de fluxo e pressões iniciais para os estudos de
estabilidade e indução de poro-pressão.
O estudo contemplou o uso de uma forte ferramenta computacional que calcula a geração de
poro-pressões face à indução permanente, transiente ou instantânea de cargas. Para uma melhor
representatividade da modelagem, além dos dados listados, é de fundamental importância uma
avaliação mais minuciosa com relação aos dados referentes às cargas induzidas pelas
composições ferroviárias e se possível a instrumentação das regiões sob os trilhos.
O estudo pseudo-estático que contemplou as vibrações do comboio pode ser melhor
112
desenvolvido fazendo as medidas reais in situ podendo ainda ser adotada uma modelagem mais
sofisticada para estudo das vibrações, por modelagem dinâmica. Este estudo pode ser
desenvolvido com o auxílio do programa Quake da GeoSlope (2007).
113
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Dissertação de Mestrado ANÁLISE DA ESTABILIDADE DA PILHA

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