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ATERROS REFORÇADOS SOBRE SOLOS MOLES – ANÁLISE NUMÉRICA E
ANALÍTICA
Christiane Marinho de Moraes
TESE SUBMETIDA AO CORPO DOCENTE DA COORDENAÇÃO DOS
PROGRAMAS DE PÓS-GRADUAÇÃO DE ENGENHARIA DA UNIVERSIDADE
FEDERAL DO RIO DE JANEIRO COMO PARTE DOS REQUISITOS
NECESSÁRIOS PARA A OBTENÇÃO DO GRAU DE MESTRE EM CIÊNCIAS EM
ENGENHARIA CIVIL.
Aprovado por:
Prof. Maurício Ehrlich, D.Sc.
Prof. Will y Alvarenga Lacerda, Ph.D.
Profa. Bernadete Ragoni Danziger, D.Sc.
RIO DE JANEIRO, RJ – BRASIL
OUTUBRO DE 2002
ii
MORAES, CHRISTIANE MARINHO DE
Aterros reforçados sobre solos moles – análise
numérica e analítica [Rio de Janeiro] 2002
VIII , 223p. 29,7 cm (COPPE/UFRJ, M.Sc.,
Engenharia Civil, 2002)
Tese – Universidade Federal do Rio de
Janeiro, COPPE
1. Aterro Reforçado 2. Solo Mole
I. COPPE/UFRJ II. Título (série)
ii i
DEDICATÓRIA
Aos meus pais, Marlene e Carlos Fernando,
que sempre me apoiaram com carinho, amor e estímulo.
Ao meu sobrinho, Pedrinho,
pela esperança de um mundo melhor.
iv
AGRADECIMENTOS
A Deus, pela minha existência e por tudo que consegui realizar.
Ao Prof. Maurício Ehrlich, pela dedicada e eficiente orientação, disponibilidade,
cooperação, atenção e paciência com que realizou seus trabalhos como orientador e, do
mesmo modo, como professor.
Aos professores Márcio de Souza Soares de Almeida, Bernadete Ragoni
Danziger e Will y Alvarenga Lacerda, pela colaboração como integrantes da banca
examinadora.
À Fabiana Loiola, pela amizade e pelas orientações sobre a utili zação do
programa CRISP.
Aos professores da área de Geotecnia da COPPE/UFRJ, em especial, Dirceu
Velloso, Francisco Lopes, Fernando Danziger, Will y Lacerda, pela atenção e pelos
ensinamentos.
À Profa. Bernadete Ragoni Danziger, que me incentivou à cursar o mestrado,
pela amizade e conhecimentos compartilhados durante o curso de graduação na UFF.
À minha tia Irinéa Pereira Gomes, pelo carinho e pela revisão do texto.
À minha amiga Simone Juste Gonzalez e aos meus familiares, especialmente,
meus pais e meu irmão André Luiz, pelo incentivo, carinho e apoio nos momentos
difíceis durante o curso de mestrado.
À Elizabeth de Serpa Pinto Ramos, do setor de pesquisas on-line/cd-rom da
biblioteca do CT/UFRJ, pela colaboração na pesquisa bibliográfica.
Aos colegas da COPPE/UFRJ.
Ao CNPQ, pela bolsa de estudos de mestrado.
v
Resumo da Tese apresentada à COPPE/UFRJ como parte dos requisitos necessários
para a obtenção do grau de Mestre em Ciências (M.Sc.)
ATERROS REFORÇADOS SOBRE SOLOS MOLES – ANÁLISE NUMÉRICA E
ANALÍTICA
Christiane Marinho de Moraes
Outubro/2002
Orientador: Maurício Ehrlich
Programa: Engenharia Civil
Estudou-se – através do programa de elementos finitos CRISP92-SC, versão em
dupla precisão – a utilização do reforço, de rigidez variável, colocado na interface
aterro-fundação e sua contribuição no aumento das condições de estabil idade e na
redução dos deslocamentos do solo mole de fundação; identificando, desse modo, os
fatores intervenientes no comportamento do conjunto.
Foram analisadas as influências: da largura, e da coesão do solo, do aterro; da
rigidez e do comprimento dos reforços; da resistência não-drenada, da profundidade e
do módulo elástico do solo de fundação. O efeito da compactação, de igual forma, foi
analisado.
Um método analítico, para o cálculo do fator de segurança de aterros não-
reforçados e reforçados, e da força máxima mobilizada no reforço, foi proposto.
Compararam-se os valores da força de tração provenientes de métodos analíticos e
numéricos.
Nos resultados do presente trabalho, verificou-se que a força de tração
mobili zada no reforço, os deslocamentos, no solo de fundação, máximos horizontais e
verticais são modificados pela rigidez do reforço. O módulo elástico do solo mole de
fundação, bem como a rigidez axial do reforço, são parâmetros preponderantes para a
definição da magnitude da força máxima de tração.
A importância da relação entre a largura do aterro e a profundidade da fundação
na determinação da contribuição do reforço e a influência do comprimento do reforço,
da compactação, da coesão e da resistência não-drenada da fundação, também, foram
evidenciadas nos resultados do presente trabalho.
vi
Abstract of Thesis presented to COPPE/UFRJ as a partial fulfill ment of the
requirements for the degree of Master of Science (M.Sc.)
REINFORCED EMBANKMENTS ON SOFT SOILS – NUMERICAL AND
ANALYTICAL ANALYSIS
Christiane Marinho de Moraes
October/2002
Advisor: Maurício Ehrlich
Department: Civil Engineering
The use of reinforcement with varied stiffness placed in the interface
embankment-foundation has been studied. The contribution of reinforcement to the
increase of stabili ty conditions, as well as to the reduction of displacements in soft soil
foundations, has also been studied. Consequently, factors which intervene in the
behaviour of all elements can be identified. The program of finite elements CRISP92-
SC, double precision version, has been used in the analysis.
The following influences have been analysed: embankment length,
reinforcement stiffness, reinforcement length, foundation undrained shear strength,
embankment cohesion, depth of foundation and modulus of elasticity of foundation. The
effect of compactation has also been analysed.
It has been proposed an analytical method in order to calculate the safety factor
for both reinforced and unreinforced embankments, and to calculate the mobilized
tensile force in the reinforcement as well . Values of tensile force arising from both
analytical and numerical methods have been compared.
In the present thesis, it has been noticed that the tensile force mobili zed by the
reinforcement and the maximum horizontal and vertical displacements are modified by
the reinforcement stiffness. The modulus of elasticity of the soft soil foundation, as well
as the reinforcement axial stiffness are the main parameters to define the magnitude of
the maximum tensile force.
The importance of the relationship between the embankment length and the
depth of foundation to determine the contribution of the reinforcement is shown in the
results of the present research. The influence of the reinforcement length, the
compactation, the foundation cohesion and undrained shear strength in the results is also
shown.
vii
ÍNDICE
página
CAPÍTULO 1 – INTRODUÇÃO 01
1.1 – Considerações preliminares 01
1.2 – Objetivo e organização da tese 02
CAPÍTULO 2 – REVISÃO BIBLIOGRÁFICA 03
2.1 – Introdução 03
2.2 – Conceito e aplicações do solo reforçado 03
2.3 – Mecanismo e interação do solo reforçado 05
2.4 – Considerações relativas ao projeto de aterros reforçados sobre solos moles 07
2.5 – Métodos de análise de estabilidade 09
2.5.1 – Estabili dade da fundação 09
2.5.2 – Estabili dade interna 13
2.5.3 – Estabili dade global 14
2.6 – Análise de elementos finitos 27
CAPÍTULO 3 – PROCEDIMENTO NUMÉRICO E ANALÍTICO 36
3.1 – Introdução 36
3.2 – Método analítico 36
3.2.1 – Aterros não-reforçados 36
3.2.2 – Aterros reforçados 39
3.2.2.1 – Reforço integral da base do aterro 40
3.2.2.2 – Reforço parcial da base do aterro 41
3.3 – Programa de elementos finitos 42
3.4 – Modelos constitutivos dos solos 44
3.4.1 – Formulação hiperbólica 44
3.4.2 – Modelo elasto-plástico 49
3.4.3 – Modelagem da compactação 51
3.5 – Análises numéricas 55
3.5.1 – Geometria empregada 55
3.5.2 – Modelagem e propriedades dos materiais 57
viii
página
3.5.3 – Modelagem do processo construtivo 62
3.6 – Análises preliminares 64
CAPÍTULO 4 – APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULT ADOS 69
4.1 – Introdução 69
4.2 – Casos analisados 69
4.3 – Análise dos resultados 71
4.3.1 – Análise de estabili dade 71
4.3.2 – Influência da rigidez do reforço na distribuição da força no reforço e
nas movimentações ao longo do aterro 73
4.3.3 – Influência da coesão do solo do aterro 80
4.3.4 – Influência da profundidade da fundação e da largura do
aterro 84
4.3.5 – Influência do comprimento parcial e da rigidez dos reforços 86
4.3.6 – Influência da resistência do solo de fundação 89
4.3.7 – Influência da largura do aterro e da resistência do solo de fundação
nas deformações horizontais 93
4.3.8 – Influência do módulo elástico do solo de fundação 95
4.3.9 – Influência da compactação do solo do aterro 97
4.3.10 – Comparação dos resultados numéricos e analíticos 99
CAPÍTULO 5 – CONCLUSÕES E SUGESTÕES PARA FUTURAS
PESQUISAS 103
5.1 – Conclusões 103
5.2 – Sugestões para futuras pesquisas 105
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS 106
APÊNDICE 1 110
APÊNDICE 2 123
APÊNDICE 3 221
1
CAPÍTULO 1
INTRODUÇÃO
1.1 – CONSIDERAÇÕES PRELIMINARES
Projetos envolvendo a construção de aterros sobre solos moles, como rodovias,
barragens de terra e ferrovias, tornaram-se comuns nas últimas décadas, devido ao
crescimento econômico e social.
Aterros sobre solos moles são caracterizados por baixa resistência e
permeabili dade, e alta deformabil idade. Assim, deve-se atentar para o baixo fator de
segurança durante e logo após a construção do aterro, visto que, nessas fases, o
carregamento é máximo, porém a resistência do solo de fundação é mínima, por causa
do excesso de poro-pressão gerado. No final da construção, com o decorrer do tempo,
há uma tendência de aumentar a estabili dade, em conseqüência do ganho de resistência
promovido pelo adensamento do solo mole.
Várias técnicas foram desenvolvidas para evitar ou conviver com os problemas
existentes nesse tipo de obra. No caso de camadas pouco espessas, pode-se remover o
solo mole. Pode-se conviver com o problema aumentando a estabilidade do aterro,
construindo-o em várias etapas; construindo bermas laterais de equilíbrio; utili zando
estacas; melhorando o solo mole ou reforçando o conjunto. Essas técnicas podem ser
combinadas com outras que objetivam a aceleração dos recalques e o ganho de
resistência, como o uso de drenos verticais e pré-carregamento com sobre-altura de
aterro.
A colocação do reforço, geralmente geotêxtil ou geogrelha, na interface aterro-
fundação, para melhorar a estabilidade da obra, é uma alternativa econômica e
tecnicamente atrativa. Além de reduzir o espraiamento lateral do aterro e o
deslocamento horizontal da fundação, através da força de tração mobilizada no reforço,
pode minimizar o consumo de material necessário para a construção do aterro, aumentar
a velocidade de construção e reduzir os recalques diferenciais.
Assim como o conhecimento das características geotécnicas dos solos, o
conhecimento das propriedades do reforço, dos mecanismos do reforço e da interação
com os solos adjacentes são fundamentais para o desenvolvimento de um bom projeto.
2
1.2 – OBJETIVO E ORGANIZAÇÃO DA TESE
Objetiva-se, com o presente trabalho, analisar numericamente a influência do
reforço em aterros sobre solos moles, identificando os fatores preponderantes no
comportamento do conjunto, contribuindo, desse modo, para um melhor entendimento
desse tipo de construção. É proposto um método analítico para o cálculo do fator de
segurança e da força máxima de tração no reforço.
Apresenta-se, a seguir, a descrição dos próximos capítulos.
A introdução ao tema aterros reforçados sobre solos moles é apresentada no
capítulo 2, através da revisão bibliográfica: do conceito e aplicações do solo reforçado;
do mecanismo e interação solo-reforço; das considerações relativas ao projeto; dos
métodos adotados para análises de estabilidade e de estudos numéricos.
O método analítico proposto; o programa de elementos finitos; os modelos
constitutivos que representam o comportamento tensão-deformação do solo; as
descrições dos materiais e da geometria, utili zados no estudo, são expostos no capítulo
3. Nesse capítulo, também, são apresentados resultados de estudos preliminares que
balizaram os procedimentos adotados nas análises numéricas.
No capítulo 4, são apresentados e discutidos os resultados das análises analíticas
e numéricas efetuadas.
O capítulo 5 apresenta as conclusões e as sugestões para possíveis temas com a
finalidade da realização de pesquisas futuras.
No apêndice 1, são anexados os gráficos de força de tração no reforço, de
tensão vertical e deslocamentos horizontais e verticais, relacionados às análises
preliminares apresentadas no capítulo 3.
No apêndice 2, são anexados todos os gráficos de tensão vertical, força de tração
no reforço e deslocamentos horizontais e verticais, relacionados às análises apresentadas
no capítulo 4.
No apêndice 3, são apresentados os resultados dos valores do fator de segurança,
considerando a geometria e os parâmetros empregados no presente trabalho, calculados
através do método analítico proposto.
3
CAPÍTULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
2.1 – INTRODUÇÃO
Apresenta-se, neste capítulo, uma revisão bibliográfica sobre o tema em questão.
Discutem-se o conceito e as aplicações do solo reforçado, o mecanismo e interação
solo-reforço e as considerações relativas ao projeto de aterros reforçados sobre solos
moles. Apresentam-se, também, métodos de análises de estabilidade e análises
numéricas.
2.2 – CONCEITO E APLICAÇÕES DO SOLO REFORÇADO
Os solos, em geral, desde que adequadamente compactados, apresentam boa
resistência à compressão e ao cisalhamento. No entanto, a resistência à tração é baixa.
A técnica de solo reforçado objetiva incorporar, ao solo, materiais que absorvam
as cargas de tração, melhorando as características mecânicas do material composto.
Muros reforçados, taludes reforçados, aterros reforçados sobre solos moles, são algumas
das aplicações correntes.
Em aterros reforçados sobre solos moles, o reforço pode ser colocado em toda a
extensão da interface aterro-fundação, em camadas compreendendo toda altura ou
somente posicionadas próximo à base do aterro. Nos aterros muito extensos, o reforço
pode ser instalado parcialmente, limitando-se a trechos próximo às bordas do mesmo. O
reforço, também, pode ser empregado combinado a bermas de equilíbrio ou associado a
estacas. A figura 2.1 esquematiza alguns exemplos.
4
Existem diversos tipos de reforços, os quais variam segundo a forma e a matéria-
prima com que são fabricados. Por exemplo: tiras, mantas ou grelhas, que podem ser
metálicas ou sintéticas, comumente denominadas geossintéticos (geotêxteis, geocélulas
e geogrelhas). Os geossintéticos são fabricados a partir de polímeros.
Dentre as características necessárias para atuarem como reforço, tem-se que os
geossintéticos devem ser resistentes, relativamente rígidos, duráveis e aderentes ao solo.
A magnitude da força, a ser mobili zada nos reforços, depende do tipo de
aplicação. A força suportada por cada camada de reforço pode variar entre 10 e
400kN/m.
A aderência do reforço ao solo é determinada em função da forma do
geossintético. Grelhas ou mantas proporcionam uma boa aderência ao solo.
A durabilidade do reforço é influenciada pelo tempo e deve ser avaliada
juntamente com as condições ambientais. Em obras permanentes, a durabilidade do
geossintético é um fator importante a ser considerado.
PALMEIRA (1999) cita as contribuições da presença do reforço geossintético
em aterros sobre solos moles, tais como: distribuição de tensões mais favorável para o solo mole; aceleração do processo de adensamento, caso o reforço seja drenante; execução de taludes mais íngremes; aumento do fator de segurança.
Figura 2.1 – Exemplos de reforços em aterros sobre solos moles
5
Em relação ao fator de segurança, observa-se, na figura 2.2 (a), que o reforço
melhora a estabil idade do aterro reforçado durante o período construtivo e no processo
de adensamento do solo mole de fundação até que o ganho de resistência deste torne
desnecessária a presença do reforço. No caso do reforço colocado ao longo de todo o
talude do aterro, visando a execução de taludes mais íngremes, o reforço é necessário
por toda a vida da obra, como se verifica na figura 2.2 (b).
tempo(a)
1.0
Reforçado
Não-reforçado
Fs
Final de construção
Fs
1.0
(b)tempo
Final de construção
Não-reforçado
Reforçado
Figura 2.2 – Fator de segurança de aterros não-reforçados e reforçados: (a) reforço
colocado na interface aterro-fundação; (b) reforço incorporado ao talude do aterro
2.3 – MECANISMO E INTERAÇÃO DO SOLO REFORÇADO
Mesmo sob tensões de compressão, podem se verificar deformações de
expansão dentro da massa do solo. Considerando, para um melhor entendimento, uma
amostra de solo não-reforçado carregado externamente por tensões de compressão σ1 e
σ3, sendo σ1 > σ3, observa-se que, sob este carregamento, o solo sofre compressão axial
e expansão lateral, a qual é associada ao desenvolvimento de deformações laterais
dentro da massa de solo. A inserção de reforços, no solo, promove a redução das
deformações verticais e horizontais (δv > δvr; δh > δhr). Na figura 2.3, ilustra-se o modelo
explicativo desse mecanismo.
6
(a) (b)
h/2
σ3
σ1δ
σ1
σ3σ3σ3
δσ1
vδ
σ1
δvr
Reforçoshr/2
Figura 2.3 – Efeito do reforço em um elemento de solo: (a) não-reforçado; (b) reforçado
Considerando a hipótese da aderência perfeita entre o solo e o reforço, as
deformações do solo e do reforço serão as mesmas na interface. Sob deformação
horizontal nula, εx = 0, o solo estará na condição de repouso (Ko) e o reforço
descarregado. As deformações laterais reduzirão as tensões horizontais no solo,
tendendo ao estado ativo (Ka), e incrementarão as tensões nos reforços até que o
equil íbrio seja satisfeito. Quanto maior a rigidez dos reforços, R, menores serão as
deformações laterais, εx, e maiores serão as tensões horizontais no solo, σx, e de tração
nos reforços, T. A figura 2.4 representa esse mecanismo de mobilização de tensões e
deformações em uma massa de solo reforçado (EHRLICH, 1994).
O mecanismo de transferência de carga, entre solo e reforço, é efetuado na
interface solo-reforço por atrito (tiras, mantas e grelhas) ou resistência passiva (grelhas).
A interação depende das características do solo e do reforço e de como essas são
afetadas pelo ambiente interno e externo, como regime de poro-pressão e cargas
impostas, que definirão as tensões efetivas normais aplicadas.
7
ativa (Ka)Condição
;zσSv h
TS zσ
Reforços
K
x
εxbxa
Rb
Solo Equil íbrio
Ra
ε
σ
Oε
o
2.4 – CONSIDERAÇÕES RELATIVAS AO PROJETO DE ATERROS
REFORÇADOS SOBRE SOLOS MOLES
A análise de estabil idade, adotada em projetos de aterros reforçados sobre solos
moles, consiste em verificar os possíveis mecanismos de ruptura desse tipo de obra.
Usualmente, são examinados três modos de ruptura, conforme esquematizados nas
figuras 2.5(a), 2.5(b) e 2.5(c) (JEWELL, 1982; BONAPARTE e CHRISTOPHER,
1987; H. MIKI, 1997; HIRD, PYRH e RUSSEL, 1991).
Figura 2.5 – Classes de ruptura de aterros sobre solos moles (JEWELL, 1982)
Figura 2.4 – Tensões (σ e T) e deformações (ε) no solo e no reforço (EHRLICH, 1994)
(Sv e Sh: espaçamento vertical e horizontal dos reforços; Ra > Rb: rigidez dos reforços)
8
a) Instabili dade da fundação – recalques ou deformações excessivas; extrusão da
fundação sob o aterro intacto, devido à baixa capacidade de carga da fundação (figura
2.5(a)).
b) Instabili dade interna – deslocamento lateral do aterro sobre o reforço (figura 2.5(b)).
c) Instabili dade global – ruptura do aterro e da fundação com superfície de ruptura
envolvendo o conjunto (figura 2.5(c)).
No primeiro tipo de instabilidade, o mecanismo de colapso dominante é o da
fundação. A resistência do reforço é suficiente para evitar o colapso do aterro, mas o
peso do aterro promove a plastificação da fundação.
Esse mecanismo de ruptura pode ser utili zado como técnica para aumentar a
estabili dade da obra, através da expulsão do solo mole de fundação, no caso de camadas
pouco espessas. O reforço, na base do aterro, faz com que essa técnica seja efetuada sob
condições mais controladas e minimiza o consumo de material necessário ao aterro para
expulsão da camada (FAHEL, PALMEIRA e ORTIGÃO, 2001).
Os dois últimos mecanismos envolvem, necessariamente, ou a ruptura dos
reforços ou o arrancamento dos mesmos da zona de embutimento no aterro.
Ao se verificar o comportamento da obra, deve-se considerar as características
dos materiais envolvidos. A diferença entre as deformações dos materiais presentes é
um fator importante em aterros compactados sobre solos moles, sendo recomendável o
uso de reforço com elevada rigidez à tração, pela imposição de baixas deformações no
aterro. Nos reforços geossintéticos, deve-se verificar a importância da fluência, em
relação ao tempo que o reforço será necessário para manter a estabil idade da obra. O
possível ganho de resistência, através do processo de adensamento do solo mole de
fundação, e a resistência à tração do reforço devem ser analisados conjuntamente.
Ainda, a respeito dos reforços, é importante a consideração da anisotropia, comum em
alguns geossintéticos, referente às propriedades mecânicas – tais como resistência e
rigidez à tração – para que este não seja orientado de forma incorreta em relação às
tensões atuantes (FAHEL, PALMEIRA e ORTIGÃO, 2001).
Em relação aos aterros reforçados, compactados, é importante lembrar que a
compactação modifica a força de tração gerada no reforço, uma vez que as tensões
verticais e horizontais, induzidas pelo processo, são transferidas para o reforço
(EHRLICH e MITCHELL, 1994).
9
A figura 2.6 mostra o efeito do adensamento do solo mole na resistência da
fundação e na força de tração do reforço necessária para manter a estabilidade do aterro.
Em alguns casos, conforme exposto anteriormente, o ganho de resistência do solo mole
de fundação, pelo processo de adensamento, pode suprir a necessidade da presença do
reforço para manter a estabilidade do aterro depois de determinado tempo de construção
(PALMEIRA, 1999).
tempo
Su
Final de construção
T ou Su
T necessária para manter a estabil idade
Figura 2.6 – Efeito do adensamento do solo mole de fundação
2.5 – MÉTODOS DE ANÁLISE DE ESTABILIDADE
Neste item, serão apresentados alguns métodos de análise de estabil idade de
aterros reforçados sobre solos moles encontrados na literatura. Os métodos serão
expostos de acordo com o tipo de estabilidade relacionada.
2.5.1 – ESTABILIDADE DA FUNDAÇÃO
Em análises de estabili dade da fundação, as cargas aplicadas ao subsolo por um
aterro reforçado podem ser comparadas àquelas aplicadas a uma sapata. Desse modo, as
análises são tratadas como um problema de capacidade de carga da fundação e, assim,
permitem o uso de soluções baseadas na teoria da plasticidade.
10
Para a resistência ao cisalhamento, Su, são considerados dois perfis a serem
analisados: resistência crescente linearmente com a profundidade, e resistência
uniforme, porém, com profundidade limitada por uma camada resistente. Os perfis são
mostrados nas figuras 2.7(a) e 2.7(b), respectivamente.
O fator de capacidade de carga da sapata, para os dois perfis de resistência,
depende se esta é lisa ou rugosa. Na base da sapata rugosa, são geradas tensões
cisalhantes que resistem à movimentação do solo, o que não acontece na base da sapata
lisa, justificando a diferença entre os valores do fator de capacidade de carga. A figura
2.7 mostra, também, os valores do fator de capacidade de carga para sapata lisa e
rugosa, considerando os dois perfis de resistência.
Figura 2.7 – Fator de capacidade de carga (Nc): (a) resistência não-drenada (Su) crescente
linearmente com a profundidade (BOOKER e DAVIS, 1973); (b) resistência não-drenada (Suo)
uniforme, porém com profundidade (D) limitada por uma camada resistente (MANDEL e
SALENÇON, 1972)
11
O aterro não-reforçado aplica, à fundação, cargas verticais combinadas com
tensões cisalhantes desenvolvidas pelo deslocamento lateral do aterro. Essas tensões
cisalhantes reduzem a capacidade de carga da fundação. O reforço, colocado na
interface aterro-fundação, melhora a estabilidade, atuando de duas formas: reduzindo as
forças que causam a ruptura, opondo-se às tensões cisalhantes derivadas do aterro
(assim a fundação só suporta cargas verticais) e aumentando as forças que resistem à
ruptura, gerando tensões cisalhantes e, conseqüentemente, melhorando a capacidade de
carga da fundação (SHARMA, 1994).
No primeiro caso, quando o empuxo ativo do aterro é equili brado somente pela
força do reforço, Paterro = Preforço, o carregamento equivale à sapata lisa. No segundo
caso, a força no reforço é maior que o empuxo ativo do aterro, Preforço > Paterro.
A força total suportada por um reforço – considerando as tensões cisalhantes
aplicadas na face inferior e superior, correspondentes respectivamente às forças Pfundação
e Paterro – é igual a:
Preforço= Paterro + Pfundação (2.1)
Pfundação = α.Suo.x (2.2)
onde: x é a distância do pé do talude ao ponto no qual a força Pfundação é mobili zada pelo
reforço.
Quando o valor da tensão cisalhante, aplicada à fundação, iguala a resistência ao
cisalhamento na superfície, Suo, o carregamento equivale à sapata rugosa e a força
Pfundação é máxima, sendo o aterro considerado totalmente reforçado (α = 1).
A figura 2.8 mostra os gráficos, de soluções da teoria da plasticidade, util izados
nas análises de estabil idade da fundação de aterros reforçados sobre solos moles. A
altura crítica do aterro reforçado pode ser calculada com o auxílio desses gráficos.
Nos cálculos efetuados por SHARMA (1994), usando soluções baseadas na
teoria da plasticidade, observou-se que estas superestimam a força no reforço e
subestimam a altura crítica, sendo que a melhor previsão da altura crítica, através dessas
soluções, ocorre se o ganho de resistência da fundação, durante a construção do aterro,
devido ao processo de adensamento, for considerado. O mesmo não acontece no cálculo
da força no reforço. Esse fato é atribuído à: desconsideração da rigidez relativa e da
compatibili dade na interface argila-reforço; suposição da mobilização total da
resistência na interface argila-reforço; desconsideração do ganho de resistência do aterro
12
proporcionado pelo reforço. As deformações do solo e do reforço, também, são
desconsideradas na teoria da plasticidade.
Portanto, a aplicação da teoria da plasticidade, no cálculo da força no reforço,
deve ser usada com cuidado, visto que é improvável que resulte na tensão real do
reforço mobil izada no campo, superestimando a contribuição do reforço. Desse modo, é
válido o uso do método de elementos finitos, para o cálculo do esforço no reforço.
Figura 2.8 - Análise de estabili dade da fundação de aterros reforçados sobre solos moles
baseada em soluções da teoria da plasticidade: (a) resistência crescente com a
profundidade (BOOKER e DAVIS, 1973); (b) resistência constante com a profundidade
(MANDEL e SALENÇOM, 1972)
13
2.5.2 – ESTABILIDADE INTERNA
Para impedir a ruptura interna do aterro, pelo seu deslocamento lateral, as
tensões horizontais do aterro devem ser equilibradas pelas tensões cisalhantes. Sendo o
aterro reforçado, o empuxo ativo atuante no interior do aterro – mobili zado por algum
deslocamento lateral do aterro antes da força no reforço ser mobilizada – é absorvido
pelo reforço e não transferido para a fundação como ocorreria se o aterro não fosse
reforçado.
A análise da estabil idade interna consiste em comparar o empuxo atuante no
interior do aterro, Paterro, com a força de atrito disponível na interface aterro-reforço,
Pdisp. A transferência do empuxo ativo, atuante no aterro, para o reforço é garantida se
Pdisp>Paterro.
O empuxo ativo e a força de atrito disponível são dados pelas seguintes
equações:
δγ= tg..n.h.2
1P 2
disp (2.3)
a2
aterro K..h .2
1P = ; (Ka=tg2(45º- φ’ /2)) (2.4)
onde:
h – altura do aterro a uma distância x do pé do aterro;
γ – peso específico do aterro;
Ka – coeficiente de empuxo ativo, de Rankine;
φ’ – ângulo de atrito efetivo do solo;
δ – ângulo de atrito na interface aterro-reforço;
n – inclinação do talude.
O fator de segurança, em relação à ruptura interna, é definido como:
aterro
disp
P
P Fs= (2.5)
Substituindo as equações (2.3) e (2.4) na equação (2.5), tem-se:
aK
n.tg Fs = (2.6)
14
Reportando a ALMEIDA (1996), BONAPARTE et al. (1987) recomendam usar
o fator de segurança, quanto à ruptura interna do aterro reforçado, igual a 2.
2.5.3 – ESTABILIDADE GLOBAL
Métodos de equil íbrio limite são comumente aplicados em análises de
estabili dade de aterros sobre solos moles. Em aterros reforçados, algumas considerações
referentes à influência da força de tração mobilizada no reforço, em relação aos métodos
de equilíbrio limite, devem ser feitas. Segundo ALMEIDA (1996), BONAPARTE e
CHRISTOPHER (1987), destacam: o efeito da força atuante no reforço na estabili dade;
a magnitude da força no reforço e a orientação da força no reforço em relação à
superfície de ruptura.
A força no reforço pode atuar de duas formas na estabilidade: como força
independente que aumenta o momento resistente sem alterar a resistência do solo e,
através da componente normal, aumentando a resistência do solo do aterro. A segunda
forma é geralmente adotada para aterros reforçados com várias camadas de reforço, não
sendo recomendada para aterros com uma única camada de reforço (BONAPARTE et
al., 1987 apud ALMEIDA, 1996).
A magnitude da força mobilizada pelo reforço é função do alongamento do
reforço. Quanto maior o alongamento do reforço, maior será a força mobilizada por ele.
A colocação do reforço, a deformação do solo de fundação, durante e logo após a
construção do aterro, e a deformação do solo mole de fundação, durante o processo de
adensamento, são alguns dos fatores que influenciam o alongamento do reforço.
No cálculo da força máxima no reforço, requerida para obter um determinado
fator de segurança, efetuada através do método de equilíbrio limite, é necessário assumir
uma orientação para a força no reforço em relação à superfície de ruptura. O reforço é,
em muitas vezes, instalado na direção horizontal, mas, próximo da condição de ruptura,
o reforço se deforma junto com o aterro e a fundação. Assim, três diferentes direções
para a força no reforço, em relação à superfície de ruptura, são estudadas, conforme
ilustrado na figura 2.9: horizontal (DUNCAN e WONG, 1984; FOWLER, 1982; JEWELL, 1982;
INGOLD, 1983; MILLIGAN e LA ROCHELLA, 1984), tangencial à superfície de ruptura no ponto em que a superfície intercepta o reforço
(BINQUET e LEE, 1975; QUAST, 1983) e
15
bissetorial em relação às direções horizontal e tangencial (HUISMAN, 1987).
A figura 2.10 mostra a influência da orientação da força no reforço no fator de
segurança. Verifica-se que considerar a força no reforço atuando na direção horizontal é
conservativo.
Figura 2.9 – Direção da força atuante no reforço em relação à superfície de ruptura
Figura 2.10 – Influência no fator de segurança da orientação do reforço
16
Segundo KANIRAJ (1996), a força máxima no reforço diminui com o aumento
de sua inclinação. Então, a direção da força no reforço tem influência sobre a magnitude
desta e, portanto, na escolha do tipo de reforço a ser usado. O fator de segurança do
aterro não-reforçado e a rigidez do reforço são fatores importantes para a orientação da
força.
Nos métodos de equil íbrio limite, a análise de estabilidade é feita considerando
possíveis mecanismos de colapso (pesquisando o mecanismo de colapso que oferece
menor fator de segurança) e calculando o equil íbrio estático dos blocos que compõem o
mecanismo. O modelo rígido-plástico descreve o comportamento do solo.
Existem algumas diferenças entre os métodos propostos de equil íbrio limite,
como por exemplo, a consideração do tipo de superfície de ruptura a ser analisada. A
escolha da superfície de ruptura depende da geometria do aterro e da fundação.
No caso de um aterro extenso sobre uma camada de solo mole de profundidade
limitada por uma camada resistente, é melhor considerar o mecanismo de blocos
deslizantes. A superfície circular é bem aplicada em camadas profundas (JEWELL,
1987).
JEWELL (1982) mostrou que a consideração de superfície circular para camadas
de solo mole pouco espessas subestima o valor do empuxo ativo do aterro podendo até
ser negativo, gerando tração no aterro. LESHCHINSKY (1987) sugeriu, então, a adoção
de superfície logarítmica no aterro. É possível, também, considerar superfície planar
para o aterro e calcular o empuxo ativo pela teoria de Rankine (ALMEIDA, 1996).
Apresentam-se, a seguir, alguns métodos de equilíbrio limite.
17
a) MÉTODO DE LOW et al. (1990) – SUPERFÍCIE CIRCULAR DE RUPTURA
A figura 2.11 esquematiza superfície circular de ruptura adotada no método de
LOW et al. (1990).
1n
z
HaReforço
vertical média
Camada resistente
Yo
Figura 2.11 – Método de LOW et al. (1990)
A força no reforço contribui para a redução do momento instabil izante no
cálculo do fator de segurança do aterro reforçado que é determinado pela seguinte
equação:
refinst
resr MM
MF
−= (2.7)
onde:
Mres e M inst – somatório dos momentos resistentes e instabili zantes
proporcionados pelas forças atuantes no solo;
Mref – momento proporcionado pela força no reforço.
Considerando a força no reforço atuando na direção horizontal, Mref, é igual a:
M ref = T.(Yo – z - a) (2.8)
Sendo a força no reforço, T, calculada pela equação:
R
2
r
0
I
.
F
F -1T
= (2.9)
18
em que: Fo – fator de segurança mínimo para aterro não-reforçado;
IR – número de estabilidade, para o caso reforçado, fornecido pelo gráfico da
figura 2.12 que depende da relação D/H e de n.
O fator de segurança do aterro não-reforçado é determinado pela equação:
φ++=
c.N
S.NF 2
u1o (2.10)
na qual:
N1, N2 e λ – números de estabilidades dependentes da relação D/H e n,
fornecidos pelos gráficos da figura 2.13;
Su – resistência não-drenada do solo de fundação;
γ – peso específico do aterro;
c e φ – parâmetros de resistência do solo do aterro.
O cálculo deve ser repetido, considerando várias profundidades diferentes para a
determinação do valor de Fo, mínimo e, conseqüentemente, o valor de T, máximo.
Figura 2.12 – Número de estabilidade para aterro reforçado (modificado de LOW et al.,
1990)
19
Figura 2.13 – Números de estabili dade para aterro não-reforçado (modificado de LOW,
1989)
b) MÉTODO MISTO DE JEWELL (1987) – SUPERFÍCIE CIRCULAR NA FUNDAÇÃO E PLANAR
NO ATERRO
A figura 2.14 ilustra o método misto de JEWELL (1987).
Figura 2.14 – Método misto de JEWELL (1987)
O fator de segurança do aterro reforçado e a força no reforço são calculados
através das seguintes equações:
20
Tinst
resr T.dM
MF
−= (2.11)
T
inst
r
o
d
M.
F
F-1 T
= (2.12)
Para o caso da resistência não-drenada, variando linearmente com a
profundidade, tem-se:
T = Fr.(E.dE + W.dw + Q.dQ) – R2.[α.(Suo – ρ.R.cos(α/2)) + 2.ρ.R.sen(α/2)] (2.13)
Fr.dT
onde:
Mres e M inst – somatório dos momentos resistentes e instabil izantes
proporcionados pelas forças atuantes no solo;
T – força requerida no reforço;
dE ,dw, dQ e dT – braço de alavanca das forças E, W, Q e T em relação ao centro
do círculo;
Fo – fator de segurança do aterro não-reforçado.
O fator de segurança do aterro não-reforçado é igual a:
Fo = R2.[α.(Suo – ρ.R.cos.(α/2)) + 2.ρ.Rsen.(α/2)] (2.14)
E.dE +W.dW +Q.dQ
Várias superfícies devem ser analisadas para a determinação do Fo mínimo e T
máximo.
21
c) ÁBACOS DE MILLIGAN e BUSBRIDGE – SUPERFÍCIE CIRCULAR E PLANAR
A figura 2.15 apresenta os ábacos, usados na determinação da força no reforço,
válidos para duas inclinações de talude (2:1 e 3:1) e aterro com coesão nula. Os ábacos
dependem da relação D/H e da resistência não-drenada, a qual deve ser minorada por
um fator de segurança, conforme mostra a equação (2.15).
Figura 2.15– Ábacos de MILLIGAN e BUSBRIDGE
Nos ábacos de MILLIGAN e BUSBRIDGE, o equil íbrio de momentos é
efetuado pela equação:
Tr
uresinst T.dtg.
F
S.MM +
φ= (2.15)
22
onde:
Mres e M inst – momentos resistente e instabili zante;
T – força mobili zada no reforço;
dT – braço de alavanca da força no reforço;
Fr – fator de segurança do aterro reforçado;
φ − ângulo de atrito do solo;
Su – resistência não-drenada do solo de fundação.
d) MÉTODO DE KANIRAJ (1994) – SUPERFÍCIE CIRCULAR
Figura 2.16 – Método de KANIRAJ (1994)
Esse método estuda o caso de aterro reforçado sobre solos moles com berma de
equil íbrio e canal de drenagem. A superfície circular de ruptura abrange a berma e o
canal e termina na base da zona trincada do aterro, como mostrado na figura 2.16.
O fator de segurança é definido como:
inst
resr M
MF = (2.16)
O momento resistente, Mres, é definido, considerando o somatório dos momentos
proporcionados pelas forças resistentes que atuam: no solo de fundação, ao longo da
23
superfície NMJ, (Mrf); no solo de aterro, ao longo da superfície JI’ , (Mra); no reforço,
(Mrr); como:
Mres = Mrf + Mra + Mrr (2.17)
O momento instabil izante, M inst, é definido por quatro parcelas formadas pelo
somatório dos momentos ocasionados pelas massas: de solo EG’ I’J, (M ia), e G’GII ’ ,
(M it), no aterro; ABCE na berma, (M ib); no canal, (M ic); como:
M inst = M ia + M it + M ib+ M ic (2.18)
A equação para o momento Mrf é definida por LOW (1989). As outras
expressões para os momentos resistentes e instabilizantes são definidas por KANIRAJ
(1994).
Através da expressão (2.16), a força no reforço é definida por:
T = M isnt.Fr – M rf – M ra (2.19)
La
O braço de alavanca, La, da força do reforço em relação ao centro do círculo,
depende do valor assumido para a inclinação da força no reforço em relação à
horizontal, α. A tabela 2.1 fornece expressões de La para diferentes valores de α.
O cálculo da força no reforço deve ser feito para várias profundidades.
Tabela 2.1 - Expressões para o braço de alavanca, La
αα La
0 Yo – D – a
θ/4 Yo.(2.M – 1).[ (1 + M)/2] 1/2
θ/2 Yo.M
3θ/4 Yo.[ (1 + M)/2] 1/2
θ Yo
sendo: M = [1 – ((D + a)/2.Yo)]1/2
24
Algumas condições devem ser verificadas nas análises do método de KANIRAJ
(1994), assim estabelecidas: o centro do círculo deve estar localizado acima, ou, no nível, da base da zona
trincada; a berma e a escavação devem estar dentro da região definida pela superfície circular
de ruptura; a extremidade direita do círculo, ponto I’ , deve estar localizada abaixo da crista do
aterro e não abaixo das outras extremidades da superfície.
As equações, para essas três condições e para as coordenadas do centro do
círculo crítico (Xo, Yo), são apresentadas por KANIRAJ (1994).
e) MÉTODO DAS CUNHAS – ANÁLISE TRANSLACIONAL
Paterro
PaPp
D
S
x
C
A
B
T
Nesse método, é analisada a ruptura do tipo bloco em translação, ABCD, como
mostra a figura 2.17. A força no reforço, atuando a uma distância x do pé do aterro, é
calculada considerando a aplicação, no bloco, dos empuxos do aterro e da fundação, e
da força resistente mobil izada, conforme a seguinte equação:
T = Paterro + Pa – Pp – S (2.20)
Figura 2.17 – Método das cunhas: análise translacional
25
sendo:
T – força no reforço;
Paterro – empuxo ativo atuante no aterro;
Pa e Pp – empuxos ativo e passivo atuantes na fundação;
S – força resistente mobili zada no reforço.
f) MÉTODO DE JEWELL (1996) – SOLUÇÃO ANALÍTICA
Apresenta-se, na figura 2.18, o método analítico de JEWELL (1996).
x
z
H
H
2SuzF
SuzF
xn
SuoF
n1
σ
αγ
2SuzF
H = γ
ρ
1
Su
z
Suo
Figura 2.18 - Método de JEWELL (1996): solução analítica
JEWELL (1996) propôs soluções analíticas para os cálculos dos fatores de
segurança e da força no reforço em aterro sobre solos moles, nas seguintes condições:
Solo mole com resistência não-drenada constante e profundidade limitada
++=
H.K2.D
2.n.H8.D. S
Fa
uo (2.21)
( )
++=
D
n.H.14.
SF u
r (2.22)
+
++=
2
K
1).n.H( 4.D
. !T a2
(2.23)
26
" Solo mole com resistência não-drenada crescente com a profundidade
+++=
2
1
uouo
uoro S
#%$ &'$ ().1).(2.2
S
#%$ &'$ (4.* $ (
SFou F (2.24)
+=
2
K* $ (.F
) + ,+.-./ + 0T a
r
uo2 (2.25)
Em aterro não-reforçado, α e Fo são calculados, de forma iterativa, pela equação:
uo
ooa
2.n.S
/ + 0.F.K-1 = (2.26)
Para aterro reforçado: 0 < α ≤ 1
Essas expressões são sugeridas para a condição 6S
/ + 0.F
u
r ≥ .
Em que:
Fo – fator de segurança do aterro não-reforçado;
Fr – fator de segurança do aterro reforçado;
T – força requerida no reforço;
Su – resistência não-drenada do solo de fundação;
Suo – resistência não-drenada do solo de fundação na superfície;
Ka – coeficiente de empuxo ativo de Rankine do solo de aterro;
ρ − razão do aumento da resistência não-drenada com a profundidade;
α − razão entre a tensão cisalhante mobili zada e a resistência não-drenada na
superfície do solo de fundação.
Segundo PALMEIRA et al. (1998): α ≅ 1, para aterro reforçado e α ≅ -0,7 a
-0,5, para aterro não-reforçado.
A influência da coesão do aterro, nos resultados dos fatores de segurança
calculados pelos métodos de análise de estabili dade, deve ser considerada (PALMEIRA
e ALMEIDA, 1980).
SHARMA (1994) comenta que, muitos desses métodos não consideram o efeito
da deformação na interação solo-reforço e a redistribuição de tensões no aterro devido à
27
presença do reforço, como também o ganho de resistência, durante a construção do
aterro, ocasionado pelo processo de adensamento do solo mole.
ROWE e SODERMAN (1985) incluíram o efeito da interação solo-reforço nas
análises de equilíbrio limite, admitindo uma deformação admissível, compatível para o
reforço, deduzida em um gráfico da figura 2.19. A magnitude dessa deformação, εa,
depende da rigidez da fundação, Eu, da geometria do aterro, B, da profundidade da
fundação, D, e da altura crítica do aterro não-reforçado, Hc. O parâmetro adimensional,
Ω, foi proposto com base em estudos de aterros não-reforçado e reforçado sobre argila
mole, usando o método de elemento finitos.
Figura 2.19 – Deformação compatível, εa, versus parâmetro adimensional, Ω (após
ROWE e SODERMAN (1985) apud SHARMA (1994))
2.6 – ANÁLISE DE ELEMENTOS FINITOS
O método de elementos finitos é usado, visando uma previsão mais realista das
deformações causadas pela construção de aterro reforçado sobre solos moles. O
conhecimento das deformações é importante para verificar, não apenas se a força no
reforço, calculada nas análises de estabilidade, é realmente mobil izada, como também
para avaliar as condições de trabalho do aterro.
Para melhor entendimento da importância do reforço em aterro sobre solos
moles e dos fatores que influenciam o comportamento da obra, alguns estudos foram
realizados, através de análises em elementos finitos.
28
BORGES e CARDOSO (1998) estudaram os efeitos da rigidez do reforço, do
comprimento do aterro e da construção em seqüência, através de um modelo numérico
desenvolvido por BORGES (1995), baseado no método de elementos finitos. No
modelo, foram formuladas as seguintes hipóteses teóricas:
1. condição de deformação plana;
2. formulação acoplada de fluxo e equações de equil íbrio, considerando as relações
constitutivas do solo em tensões efetivas (extensão da teoria de adensamento de Biot);
3. utili zação do modelo de estados críticos a fim de simular o comportamento do solo
do aterro e da fundação;
4. utili zação do modelo elasto-plástico para simular o comportamento do reforço;
5. utili zação do modelo elasto-plástico na interface solo-reforço.
O efeito da rigidez do reforço foi analisado, comparando quatro aterros com a
mesma geometria, sendo um sem reforço (1B) e os outros com geossintéticos de
rigidezes diferentes (J3A< J1A< J2A). Como mostram as figuras 2.20, 2.21 e 2.22, a
rigidez do reforço aumenta a força mobili zada no geossintético, reduz o deslocamento
horizontal do solo adjacente ao reforço e diminui o recalque, na base do aterro,
principalmente, o recalque diferencial.
Figura 2.20 – Efeito da rigidez do reforço no recalque no final do processo de
adensamento
29
Figura 2.21 – Efeito da rigidez do reforço no deslocamento horizontal do solo adjacente
ao geossintético: (a) no final da construção; (b) no final do processo de adensamento
30
Figura 2.22 – Efeito da rigidez do reforço na força mobili zada no geossintético: (a) no
final da construção; (b) no final do processo de adensamento
31
Por se tratar de um problema bi-dimensional, a geometria do aterro,
principalmente a largura (L), influencia tanto a estabili dade global quanto os
deslocamentos. Assim, foram efetuadas análises considerando, aterros reforçados, (A), e
não-reforçados, (B), com duas larguras distintas, (L1A,B > L2A,B).
Nos resultados dessas análises, apresentados nas figura 2.23 e 2.24, verificou-se
que: 2 a redução do valor máximo do recalque, devido à presença do geossintético, pode
ser mais efetiva em aterros com larguras maiores; 2 a força máxima mobili zada no reforço não depende da largura do aterro. O aumento
da largura do aterro só proporciona o aumento da área do geossintético, em que a força
de tração tem, aproximadamente, um valor uniforme na zona central da base do aterro; 2 a geometria do aterro, representada pela relação 2L/D, influencia o tipo de superfície
de ruptura que pode ocorrer. A superfície de ruptura que não corta o aterro e o reforço
(figura 2.25(a)) é mais comum quando o valor da relação 2L/D for pequeno e, nesse
caso, o reforço não contribui, diretamente, para a estabili dade global.
Figura 2.23 – Influência da largura do aterro no recalque no final do processo de
adensamento
32
Figura 2.24 – Influência da largura do aterro na força mobili zada pelo reforço:
(a) no final da construção; (b) no final do processo de adensamento
33
(a)
(b)
2L
D
D
2L
Figura 2.25 – Influência da largura do aterro (2L) no tipo de ruptura global
Em relação à influência da construção em seqüência (construção do aterro, em
camadas, começando pela extremidade), BORGES e CARDOSO (1998) mostraram que
esta é mais importante, ao longo do tempo, na redução dos valores dos recalques:
máximo e diferencial.
BORGES (1995) relata que esse comportamento se deve ao fato de que, no final
da construção, a distribuição do excesso de poro-pressão é mais uniforme no meio da
zona carregada da fundação, resultando, dessa forma – em conseqüência da redução das
deformações cisalhantes na fundação – na redução dos deslocamentos horizontais e dos
recalques.
KWOK (1987), apud ALMEIDA (1996), e, HIRD e KWOK (1989), também,
estudaram o efeito da rigidez do reforço em análises não-drenadas, utilizando os
modelos: elasto-plástico de Mohr-Coulomb e Cam-Clay modificado, para simular o
comportamento do aterro e da fundação, respectivamente. O reforço foi modelado como
elemento elástico linear de barra, sem rigidez à flexão e com o módulo J
(J = força/unidade de largura/deformação específica), variando entre zero e
15.000kN/m. Elementos de interface, submetidos ao critério de Mohr-Coulomb, foram
colocados entre o reforço e o solo.
34
A figura 2.26 mostra que o reforço contribui para a diminuição de recalques e
deslocamentos horizontais. Com o aumento da rigidez do reforço, a força aumenta e a
deformação específica diminui. Reforços muito deformáveis, no entanto, não
apresentam contribuição muito significativa na minimização das deformações e no
aumento da estabil idade.
HIRD e KWOK (1989) analisaram a influência da espessura da camada do solo
mole, considerando camadas com espessuras de 2,4, 6,0 e 9,6m subjacentes a aterros
não-reforçado e reforçado. Os autores notaram que os deslocamentos aumentam com o
incremento da espessura do solo mole e que a atuação do reforço é mais efetiva em
camadas menos espessas.
SHARMA (1994) comparou os resultados de análises numéricas com as
medições efetuadas em modelos centrífugos. O comportamento do solo de fundação foi
simulado com o modelo Cam-Clay modificado, assumindo a possibil idade de diferentes
tensões de sobre-adensamento para as zonas de compressão, extensão e de cisalhamento
na argila mole, objetivando mobil izar diferentes resistências não-drenadas em cada
região. No aterro, foi usado o modelo elasto-plástico com critério de escoamento de
Mohr-Coulomb. O reforço foi modelado como elemento elástico bili near de barra,
utili zando-se os parâmetros derivados de curvas, oriundas de ensaios de tração. A
interação solo-reforço foi modelada usando elementos de barra, obedecendo ao critério
de escoamento de Mohr-Coulomb. Foram analisadas duas espessuras de camada do solo
mole (4,0 e 8,0m).
SHARMA (1994) obteve boa concordância entre os resultados, medidos e
calculados numericamente, pelo método de elementos finitos, relativos a: excessos de
poro-pressão, recalques, deslocamentos horizontais e força no reforço. Assim, pôde-se
observar, por exemplo, que a magnitude da força de tração mobilizada no reforço é
sensível à magnitude e distribuição da resistência não-drenada no subsolo e que os
recalques e deslocamentos horizontais são superiores na camada mais espessa.
35
Figura 2.26 – Estudo paramétrico relativo à influência da rigidez do reforço (HIRD e
KWOK, 1989)
36
CAPÍTULO 3
PROCEDIMENTO ANALÍTICO E NUMÉRICO
3.1 – INTRODUÇÃO
Apresentam-se, neste capítulo, os procedimentos utili zados nas análises do
presente trabalho. Descrevem-se o método analítico proposto; o programa de elementos
finitos; os modelos constitutivos que simulam o comportamento tensão-deformação do
solo; os materiais e a geometria, empregados no estudo. Também, são apresentados
estudos numéricos preliminares que balizaram os procedimentos adotados nas análises
paramétricas.
3.2 – MÉTODO ANALÍTICO
EHRLICH (2001) propõe um método analítico para a determinação do fator de
segurança e da força máxima de tração atuante no reforço.
Neste procedimento, busca-se representar o mecanismo de colapso, de forma
simplificada, util izando o modelo rígido-plástico e o método das cunhas. Definida a
superfície de ruptura, analisa-se o equilíbrio estático dos blocos que compõem o
mecanismo, calculando-se, assim, o fator de segurança.
Apresentam-se, a seguir, o procedimento proposto e as equações estabelecidas
para o cálculo do fator de segurança e da força máxima de tração no reforço.
3.2.1 – ATERROS NÃO-REFORÇADOS
(a) A figura 3.1 ilustra o mecanismo de colapso de um aterro não-reforçado que
obedece a seguinte relação:
n
HD ≥ (3.1)
em que:
D – profundidade da camada do solo de fundação;
H – altura do aterro;
n – inclinação do talude do aterro.
37
D* = H/n45° EaEp
2L
n 1
D
H
Su/Fs
Camada resistente
Su/Fs
Eaterro
Fazendo-se o equil íbrio das forças atuantes nos blocos, tem-se:
Ep + Ea + Eaterro = 0 (3.2)
onde: Ep e Ea são, respectivamente, o empuxo passivo e o empuxo ativo atuantes na
fundação; Eaterro é o empuxo ativo de Rankine atuante no aterro. Estes fatores são dados
pelas seguintes equações:
*D.Fs
S.2*D.
2E u2f
p +γ
= (3.3)
*D.H.3*.DFs
S-2.*.D
2
3E a
u2fa += (3.4)
a
2a
aterro K.2
*H.3E = (3.5)
φ+γ
='
a 245º.tg
2.c-HH* (3.6)
nas quais:
γf – peso específico do solo de fundação;
D – profundidade da camada do solo de fundação;
D* – profundidade da superfície de ruptura;
Figura 3.1 – Mecanismo de colapso do aterro não-reforçado em que D ≥ H/n
38
Su – resistência não-drenada do solo mole de fundação;
γa – peso específico do solo do aterro;
H – altura do aterro;
H* – altura do aterro desconsiderando a zona de tração;
φ – ângulo de atrito interno do solo do aterro;
c – coesão do solo do aterro;
Ka – coeficiente do empuxo ativo de Rankine (correspondente ao aterro);
Fs – fator de segurança.
Substituindo as equações (3.3), (3.4), (3.5) em (3.2), tem-se:
+γ
=
H.2
K.*H*D
*D.
H.
4.S Fs
a2
a
u (3.7)
Considerando D* = H/n e substituindo na equação (3.7), o fator de segurança é
definido por:
+
γ=
2
K.n.
H
*H1
1.
H.
4.S Fs
a
2a
u (3.8)
(b) Já o mecanismo de colapso, ilustrado na figura 3.2, representa o caso de um aterro
não-reforçado com talude pouco íngreme ou sobre uma camada mole pouco espessa,
obedecendo a seguinte relação:
n
HD < (3.9)
Efetuando-se o equilíbrio das forças atuantes nos blocos e substituindo os
fatores, explicitados anteriormente, obtém-se as seguintes equações:
0Dn
H.
Fs
SEEE u
aterroap =
−+++ (3.10)
39
+
+
γ=
a
2a
u
K.H.2
*HD
n
HD.3
.H.
S Fs (3.11)
Camada Resistente
H/n
Su/Fs Su/Fs
Su/Fs
H
D
1n
2L
Ep Ea
45°
D
Eaterro
Figura 3.2 – Mecanismo de colapso para aterro não-reforçado em que D < H/n
Para a geometria empregada no presente estudo, tem-se: n = 2; D = 4 e 8m;
H = 2,7m, portanto, estes valores correspondem ao mecanismo de colapso
esquematizado na figura 3.1 (D ≥ H/n), sendo o fator de segurança calculado através da
equação (3.8).
Desta forma, pela modelagem descrita nos casos em estudo, o fator de
segurança, considerando o aterro não-reforçado, independe da largura do mesmo
(2L = 24, 12 e 6m), visto que essa largura não interfere no desenvolvimento da zona de
colapso.
3.2.2 – ATERROS REFORÇADOS
Apresenta-se, neste item, para o caso de aterros reforçados, o mecanismo de
colapso e as equações para o cálculo do fator de segurança do aterro e da força de tração
máxima mobilizada no reforço.
40
3.2.2.1 – REFORÇO INTEGRAL DA BASE DO ATERRO
Na figura 3.3, apresenta-se uma configuração de colapso que pode se verificar
em aterros reforçados. Neste mecanismo, desconsidera-se a hipótese de colapso do
reforço por arrancamento ou ruptura.
45°Ea
Ep
2L
n 1
D
H
Su/Fs
Su/FsD*
2L - D*
Su/Fs
Reforço
Camada resitente
Figura 3.3 – Mecanismo de colapso de um aterro reforçado integralmente
Efetuando-se o equil íbrio das forças atuantes nos blocos, tem-se:
( ) 0*DL.2.Fs
SEE u
ap =−++ (3.12)
Substituindo-se, na expressão (3.12), as equações (3.3) e (3.4), tem-se:
+
γ=
*D
L.23.
H.
SFs
a
u (3.13)
sendo que:
se 2L/D ≥1, D* = D;
se 2L/D < 1, D* = 2L.
41
A força de tração máxima atuante no reforço é expressa por:
máxu
aterromáx L.Fs
SET += (3.14)
onde: Lmáx é a distância do pé do talude ao ponto para o qual a força de tração
mobili zada no reforço é máxima e Eaterro é o empuxo atuante no aterro o qual pode ser
obtido pela equação (3.5), no caso em que o reforço permita deformações horizontais
suficientes para mobilizar o estado ativo no aterro.
Para reforços muito rígidos, ter-se-ão deformações horizontais nulas no aterro
(estado no repouso), devendo-se, então, utilizar a expressão a seguir:
o
2a
aterro K.2
H.4E = (3.15)
3.2.2.2 –REFORÇO PARCIAL DA BASE DO ATERRO
45°
EaEp
2L
n 1
D
H
Su/Fs
Su/Fs
Su/Fs
ReforçoEaterro
Camada resistente
DLr - D
Figura 3.4 – Mecanismo de colapso de um aterro reforçado parcialmente
Na figura 3.4, busca-se representar o mecanismo de colapso de um aterro
reforçado parcialmente. O equilíbrio das forças atuantes nos blocos é expresso por:
( ) 0DL.Fs
SEEE r
uaterroap =−+++ (3.16)
42
Substituindo-se as equações (3.3), (3.4) e (3.5) em (3.16), obtém-se o fator de
segurança que é expresso por:
+
+
γ=
a
2
r
a
u
K.D.H.2
*H1
D
L3
.H.
S Fs (3.17)
A força de tração máxima mobil izada no reforço parcial é calculada conforme
explicitado no item anterior.
No apêndice 3, são apresentados, para as configurações analisadas no presente
trabalho, os fatores de segurança calculados através do método proposto por EHRLICH
(2001).
3.3 – O PROGRAMA DE ELEMENTOS FINITOS
O programa de elementos finitos, atualmente denominado CRISP92 (CRItical
State Program(s)), foi desenvolvido, em 1975, por pesquisadores do Grupo de Mecânica
dos Solos do Departamento de Engenharia Civil na Universidade de Cambridge
(BRITTO e GUNN, 1990).
O programa CRISP92 foi desenvolvido para realizar análises drenadas, não-
drenadas e dependentes do tempo, de problemas geotécnicos estáticos, sob
carregamento-descarregamento monotônico, nas condições: estado plano de
deformações, axissimétrica e tridimensional. Nas análises axissimétricas, o
carregamento, também, tem que ser axissimétrico, não permitindo, portanto, análises de
torção (BRITTO, 1991).
O comportamento de tensão-deformação do solo é descrito, no CRISP92, pelas
seguintes leis constitutivas: elástico linear isotrópico/anisotrópico; elástico linear com o
módulo elástico variando linearmente com a profundidade; modelos de estados críticos
(Cam-Clay e Cam-Clay modificado) e elasto-plástico perfeito (com superfície de
escoamento/ruptura obedecendo aos critérios de Tresca, Von Mises, Mohr-Coulomb ou
Drucker-Prager).
Os tipos de elementos possíveis de serem usados, no CRISP92, são apresentados
na tabela 3.1.
43
Tabela 3.1 – Elementos do CRISP92 (BRITTO e GUNN, 1990)
Tipo
Nome do
elemento
Campo de
deslocamentos
Campo de
deformações
Excesso de poro-pressão
(∆u) 1 Bar (barra) quadrático linear não disponível
2 LST (triângulo) quadrático linear não disponível
3 LST (triângulo) quadrático linear linear
4 LSQ (quadrilátero) quadrático linear não disponível
5 LSQ (quadrilátero) quadrático linear linear
6 CUST (triângulo) 4º grau cúbico não disponível
7 CUST (triângulo) 4º grau cúbico cúbico
8 LSB
(paralelepípedo)
quadrático linear não disponível
9 LSB
(paralelepípedo)
quadrático linear linear
12 BEAM (viga) quadrático linear não disponível
13 SLIP (interface) quadrático linear não disponível
onde:
Bar – linear strain bar;
LST – linear strain triangle;
LSQ – linear strain quadratic;
CUST – cubic strain triangle;
LSB – linear strain brick element;
Beam – linear strain beam element;
Slip – linear strain slip element.
O CRISP92 divide-se em módulos de pré-processadores, análises e pós-
processadores, sendo disponibili zada uma interface com programas de planilhas
eletrônicas, como Lotus 123 e Excel.
A técnica incremental é utili zada pelo programa para aproximar a não-
linearidade física do material, dividindo-se o carregamento aplicado – e o tempo em
análises de adensamento – em um certo número de incrementos. O sistema de equações
é resolvido através da aproximação da rigidez tangente e da solução frontal (ITURRI,
1996).
44
ITURRI (1996) desenvolveu o programa CRISP92-SC (“CRISP92 with Soil
Compaction” ) que é uma versão modificada do programa original CRISP92 de BRITTO
e GUNN (1990). O programa original foi modificado implementando-se: o modelo
geral histerético de carregamento-descarregamento de SEED e DUNCAN (1986),
adotado para modelagem da compactação; a formulação hiperbólica de DUNCAN et al.
(1980); a formulação hiperbólica combinada com o modelo de Drucker e Prager (1952,
1953); a formulação hiperbólica com variação linear da coesão e do módulo de
elasticidade inicial. Foram incluídas, também, outras implementações complementares
no programa CRISP92.
LOIOLA (2001) implementou a versão em dupla precisão, no programa
CRISP92-SC, a partir da versão em dupla precisão, existente no programa original
CRISP92. Além desta implementação, LOIOLA (2001) efetuou pequenas alterações
para adequar o programa à modelagem da compactação proposta por EHRLICH (2000).
O presente trabalho util izou o programa de elementos finitos CRISP92-SC,
versão em dupla precisão, visando evitar possíveis erros numéricos relacionados à
diferença de ordem de grandeza da rigidez dos materiais envolvidos nas análises (solo
do aterro, solo de fundação e reforço).
3.4 – MODELOS CONSTITUTIVOS DOS SOLOS
No estudo numérico, do presente trabalho, é considerado o modelo elasto-
plástico para o solo mole de fundação e o modelo hiperbólico para o solo do aterro.
O modelo hiperbólico foi implementado por ITURRI (1996), baseando-se na
formulação hiperbólica de DUNCAN et al. (1980), no programa CRISP92-SC.
A compactação é modelada, de acordo com método proposto por EHRLICH
(2000), objetivando simular as condições reais de campo nas quais o solo é submetido.
3.4.1 – FORMULAÇÃO HIPERBÓLICA
ITURRI (1996) comenta que SEED e DUNCAN (1984) modificaram o modelo
hiperbólico proposto por DUNCAN et al. (1980), objetivando: melhorar a modelagem
do módulo volumétrico para baixos níveis de tensões; melhorar a modelagem do
comportamento do solo durante o período de descarregamento-recarregamento; suprimir
a instabili dade computacional proveniente do alívio de tensões.
45
Segundo ITURRI (1996), as modificações efetuadas por SEED e DUNCAN
(1984) não requisitaram alterações nos parâmetros do solo.
Os parâmetros hiperbólicos, utili zados no modelo de DUNCAN et al. (1980),
são: 5 K, n – parâmetros adimensionais do módulo de Young; 5 Kur – parâmetro adimensional do módulo de Young no trecho de descarregamento-
recarregamento; 5 c – coesão; 5 φ, ∆φ – parâmetros do ângulo de atrito; 5 Rf – relação de ruptura; 5 Kb, m – parâmetros adimensionais do módulo volumétrico.
No modelo de DUNCAN et al. (1980), as curvas de tensão-deformação não-
linear do solo podem ser representadas por hipérboles, conforme a figura 3.5.
Figura 3.5 – Formulação hiperbólica de DUNCAN et al. (1980): (a) representação
hiperbólica da curva tensão-deformação; (b) módulo de descarregamento-
recarregamento (DUNCAN et al., 1980)
O módulo elástico inicial é expresso por:
n
a
3a i P
6K.PE
= (3.18)
46
sendo:
Pa – pressão atmosférica;
σ3 – tensão de confinamento.
O módulo elástico tangente – inclinação da curva tensão-deformação em um
determinado instante – é fornecido pela equação:
Et = Ei.(1 - Rf.SL)2 (3.19)
em que: o nível de tensões atingido, SL; a relação de ruptura, Rf; a tensão desvio na
ruptura – para o mesmo valor de tensão confinante – (σ1 – σ3)rup, são definidas pelas
seguintes equações:
SL = σ1 – σ3 (3.20) (σ1 – σ3)rup
Rf = (σ1 – σ3)rup (3.21) (σ1 – σ3)ult
(σ1 – σ3)rup = 2.c.cosφ + 2.σ3.senφ (3.22) 1− senφ
Substituindo as equações (3.20), (3.21) e (3.22) em (3.19), tem-se:
Et = K.Pa . σ3 n . 1 – Rf .(1 – senφ).(σ1 – σ3)
2 (3.23) Pa 2.c.cosφ + 2.σ3.senφ
O módulo elástico descarregamento-recarregamento, indicado na figura 3.5(b), é
definido pela expressão:
n
a
3aurur P.P.KE
=
σ (3.24)
Expressa-se o módulo volumétrico por:
m
a
3ab P.P.KB
=
σ (3.25)
47
Em relação ao módulo volumétrico, na versão modificada por SEED e
DUNCAN (1984), foi fixado um valor para o limite inferior deste, visando fixar,
também, um limite inferior para o coeficiente de Poisson, ν, sendo esses determinados
por (ITURRI, 1996):
φ
φ
=
sen
sen-2.
3
EB t
min (3.26)
o
omin K1
K
+≥ν (3.27)
sendo: Ko = 1 – senφ .
O coeficiente de Poisson e o módulo volumétrico são relacionados pela seguinte
expressão:
6.B
E-3.B t=ν (3.28)
ITURRI (1996) relata que, segundo SEED e DUNCAN (1984), esses limites
inferiores foram fixados, a fim de evitar a possível subestimação das tensões
horizontais, em elementos de solos submetidos às baixas tensões.
De acordo com ITURRI (1996), o modelo, modificado por SEED e DUNCAN
(1984), diferencia o carregamento primário – carregamento correspondente ao nível de
tensões igual ou superior aos atuantes anteriormente – do descarregamento-
recarregamento, eliminando a descontinuidade existente no ponto de transição do
módulo elástico tangente – correspondente ao carregamento primário, Et – para o
módulo elástico descarregamento-recarregamento, Eur, promovendo uma transição
linear entre esses.
Desse modo, definem-se as seguintes expressões:
4
a
3
P . SL SS
σ= (3.29)
4
a
3
pastmax
crit
P
SSSL
σ= (3.30)
48
nas quais:
SS – estado de tensões;
SSmax past – estado de tensões em que o carregamento primário se inicia;
SLcri t – nível de tensões no qual o carregamento primário se inicia para uma dada
tensão de confinamento σ3.
Assim, o módulo elástico, na versão modificada, é definido com base nas
seguintes considerações:
1. Se SL 798: cri t, Et é calculado através da equação (3.19);
2. Se SL ;=<?>A@ BDCFE.GH cri t, Eur é calculado através da equação (3.24);
3. Se (3/4).SLcri t < SL < SLcri t, o módulo é calculado através de uma interpolação linear
entre os valores dos módulos Eur, para (3/4).SLcri t, e Et, para SLcri t.
A figura 3.6 ilustra a definição do módulo elástico para a versão modificada.
Nível de tensão (SL)
(a)
Mód
ulo
E
Módulo Et
Módulo Eur
SLmax past
Carregamento primário Carregamento primário
crit3/4SL
urMódulo E
tMódulo E
Mód
ulo
E
(b)
Nível de tensão (SL)SLcrit
(Para um dadoσ3)
As relações hiperbólicas, para tensão-deformação, foram desenvolvidas –
segundo DUNCAN et al. (1980) – para serem usadas em análises incrementais de
comportamento não linear do solo. Podendo ser, dessa forma, empregadas nos métodos
de elementos finitos em análises de tensões e movimentações de solos.
Figura 3.6 – Definição do módulo elástico na versão modificada (SEED e DUNCAN,
1984 apud ITURRI, 1996)
49
3.4.2 – MODELO ELASTO-PLÁSTICO
O modelo elasto-plástico é empregado, no presente trabalho, para descrever o
comportamento tensão-deformação do solo mole de fundação.
Neste modelo, o solo se deforma elasticamente até atingir a tensão de
escoamento, σe. Enquanto que as deformações elásticas (εe) são proporcionais às
tensões e são reversíveis após um possível descarregamento, as deformações plásticas
(εp) são permanentes. A figura 3.7 ilustra o diagrama tensão-deformação representativo
do comportamento elasto-plástico perfeito de um corpo submetido a um estado uni-axial
de tensões.
σ
σ
εCO
A B D E
p eε ε
e
Figura 3.7 – Comportamento elasto-plástico perfeito
Os parâmetros util izados, no programa CRISP, para simular modelo elasto-
plástico perfeito são: I Eo – módulo elástico em Yo; I ν – coeficiente de Poisson; I C – resistência não-drenada (Su); I φ – ângulo de atrito do solo; I J – critério de escoamento; I γ – peso específico do solo; I Kw – módulo volumétrico da água; I Kx e Ky – coeficientes de permeabili dade nas direções x e y;
50
J mE – taxa de incremento do módulo elástico com a profundidade; J mC – taxa de incremento da resistência com a profundidade.
Os parâmetros Eo, Co, mE e mC permitem a consideração da variação linear do
módulo elástico e da resistência não-drenada, conforme indicado na figura 3.8.
C, E
Yo
1 1
mC mE
C E
Y
Figura 3.8 – Variação linear do módulo elástico e da resistência não-drenada
Kw, Kx e Ky são parâmetros que dependem do tipo de elemento, utili zado para
modelar o solo, disponível no programa.
A escolha do critério de escoamento (Von Mises, Tresca, Drucker-Prager e
Mohr-Coulomb), a ser adotado nas análises realizadas no CRISP, é feita através do
parâmetro J.
Os critérios de escoamento estabelecem relações, baseadas em experimentos ou
teorias, entre a tensão de escoamento, obtida em ensaios de tração ou compressão
simples, e as funções ou variáveis associadas ao estado múltiplo de tensões. Desse
modo, os critérios de escoamento determinam as condições de ruptura do solo.
No presente trabalho, é adotado o critério de Mohr-Coulomb. Nesse critério, é
definido que o escoamento ocorre quando, em qualquer plano passando por um ponto
no interior da massa de solo, a tensão de cisalhamento atuante, τ, atinge o valor da
resistência ao cisalhamento do solo, τr, que depende linearmente da coesão, c, e da
tensão normal, σ, ou seja:
τ = τr = c + σ.tg.φ (3.31)K sendo: φ, o ângulo de atrito interno do solo.
51
A figura 3.9 mostra as envoltórias de resistência de Mohr-Coulomb
representadas por retas no plano de tensões τ x σ . Observa-se, nessa figura, que os
círculos de Mohr, que representam um estado de tensões definido pelas tensões
principais (σ1, σ2 e σ3), estão no interior da região limitadas pelas retas (AB, AB') de
Coulomb, sem tangenciá-las; desse modo, o solo encontra-se na fase elástica. Se o
círculo maior tangenciasse as envoltórias, o solo estaria na fase de escoamento.
c
cA
φc . cotg
τ
3σ 2σ
B'φ
1σ σ
Bφ
Figura 3.9 – Envoltória de resistência de Mohr-Coulomb
3.4.3 – MODELAGEM DA COMPACTAÇÃO
No programa CRISP92-SC, para modelar a compactação do solo, foi
implementado o modelo geral histerético de carregamento-descarregamento de SEED e
DUNCAN (1986). Esse modelo é uma extensão do modelo histerético, para condição
Ko de carregamento, proposto por DUNCAN e SEED (1986).
Porém, em conseqüência das restrições, relativas às deformações, existentes no
modelo implementado no CRISP92-SC, optou-se por adotar, no presente trabalho, o
método proposto por EHRLICH (2000). Com a aplicação desse método, objetiva-se
simular as condições reais de campo (tensões e deformações) em que o solo é submetido
durante o processo de compactação.
A compactação é representada, tanto no modelo de SEED e DUNCAN (1986)
quanto no modelo proposto por EHRLICH (2000), como um carregamento transiente,
52
superficial e unidimensional. Os efeitos das várias passadas do rolo compactador, na
superfície de uma determinada camada, são modelados em um único ciclo de
carregamento-descarregamento.
EHRLICH (2000) considera que deformações laterais do solo (εx ≠ 0) ocorrem
em todas as etapas da operação de compactação, diferentemente do que é proposto no
modelo de SEED e DUNCAN (1986). Na modelagem de SEED e DUNCAN (1986), o
solo se deforma lateralmente, quando é efetuada a redução da tensão horizontal –
aplicando-se, nas fronteiras da massa de solo, forças nodais de sinal contrário àquelas
que foram previamente aplicadas para representar as tensões residuais induzidas pela
compactação – após a solução da rigidez global e das equações de deslocamentos. Em
todas as outras etapas, tem-se deformação lateral nula (εx = 0), uma vez que, durante o
processo de compactação, é admitido o solo sob condição Ko. A figura 3.10 compara a
trajetória de tensões adotadas nas modelagens de SEED e DUNCAN (1986) e
EHRLICH (2000).
Trajetória 1, 2, 3, 4: modelo de SEED e DUNCAN (1986)
3
Trajetória A, B, C: modelo de EHRLICH (2000)
σσx
o
σxrσx
xr'σC4
ε
z
A1
= 0x
zcσ
B
xcσ
σx
Descarregamento Ko2
Carregamento K
σz
o
o K
Figura 3.10 – Caminhos de tensões adotados na modelagem de SEED e DUNCAN
(1986) e na modelagem de EHRLICH (2000); (apud LOIOLA, 2001)
Segundo EHRLICH e MITCHELL (1994), os múltiplos ciclos de carregamento-
descarregamento, durante a operação de compactação, podem ser representados, para
cada etapa do processo construtivo, por um único ciclo de carregamento-
descarregamento, σz → σzc → σz, sendo σz, a tensão geostática atuante em cada camada
53
de solo e ,σzc, a máxima tensão vertical atuante durante todo o processo construtivo,
compreendendo, também, o efeito da compactação.
Na modelagem da compactação, proposta por EHRLICH (2000), a construção é
efetuada por etapas, nas quais um único ciclo de carregamento, 0 → q → 0, é aplicado
no topo e na base de cada camada. As camadas subjacentes não sofrem o efeito da carga
aplicada na camada superior. Após o carregamento (aplicação da carga q), prossegue-se
com o descarregamento (remoção da carga q), sendo esse processo repetido na
construção de cada camada. A figura 3.11 esquematiza essa modelagem da
compactação.
q
z z* carregamento da camada
de solo
q
Figura 3.11 – Modelagem da compactação proposta por EHRLICH (2000)
Em razão da espessura, z, da camada de solo ser pequena, todos os pontos da
camada são compactados uniformemente, ficando, desse modo, sujeitos às mesmas
solicitações de tensão e deformação.
A tensão máxima vertical induzida pela compactação, σzc,i, é calculada em
relação à metade da camada de solo a ser compactada. Assim, a carga, q, aplicada na
superfície da camada, é explicitada pela equação:
q = σzc,i – γ.z* (3.32)
2
zz* = (3.33)
Visto a tensão vertical máxima induzida pela compactação ser independente das
deformações laterais, pode-se expressá-la por:
o
ixp,
izc, K
LL = (3.34)
54
A tensão horizontal máxima induzida pela compactação,σxp,i, é obtida pela
seguinte expressão – desenvolvida por EHRLICH e MITCHELL (1994), para um rolo
vibratório – baseada em teoria da capacidade de carga:
( )2
1Maoixp,
L
NN OQPRO.2
1.K1.ST
+= (3.35)
na qual:
Q – força vertical máxima de operação do rolo;
L – comprimento do tambor do rolo;
γ − peso específico do solo;
Ka – coeficiente de empuxo ativo de Rankine;
νo – coeficiente de Poisson no repouso;
Nγ - fator de capacidade de carga.
O coeficiente de Poisson, para o solo sob condição Ko, é fornecido pela relação:
o
o
K1
K
+=ν (3.36)
em que o coeficiente de empuxo no repouso, Ko, pode ser calculado pela correlação de
JAKY (1944):
Ko = 1 – senφ (3.37)
onde: φ é o ângulo de atrito do solo.
O fator de capacidade de carga, segundo a teoria de Rankine, é dado pela
equação:
−
φ+
φ+= 1
245tg.
245tgN o4oU (3.38)V
55
3.5 – ANÁLISES NUMÉRICAS
Objetivou-se, com o estudo numérico, verificar a influência do reforço no
comportamento de aterros sobre solos moles, sob diferentes condições de geometria e
propriedades dos materiais. Variou-se a rigidez e o comprimento do reforço; a largura, e
a coesão do solo, do aterro; a profundidade, o módulo elástico e a resistência do solo de
fundação. A influência da compactação, no solo do aterro, foi, também, analisada.
3.5.1 – GEOMETRIA EMPREGADA
Inicialmente, foram analisados aterros com 3m de altura. Na modelagem
numérica, a malha foi discretizada em 10 camadas com 0,3m de espessura. Com base
nos resultados das análises preliminares, julgou-se conveniente limitar a altura do aterro
em 2,7m, de forma a ter-se condições de estabilidade mais próximas a obras reais.
Desse modo, foram analisados aterros com 2,7m de altura e 6, 12 e 24m de
largura, sendo a inclinação do talude de 1H:2V, sobrejacentes a uma camada de solo
mole com 4 ou 8m de profundidade. Na maior parte das análises, o reforço foi colocado
em toda a extensão da base do aterro. Para o aterro com 24m de largura, também, foi
analisada a utili zação de reforços parciais com 6 e 9m de comprimento. Nas figuras
3.12, 3.13 e 3.14, apresentam-se as características geométricas dos aterros considerados
nas análises.
56
(b)
(a)
0,3m
12,7m2
12
24m
8m
0,3m
24m
21
21
4m
2,7m
Figura 3.12 – Aterro com 24m de largura em camada mole de fundação com: (a) 4m de
profundidade; (b) 8m de profundidade
12
0,3m2
1
12m
8m
(b)
(a)
0,3m
12m
21
21
4m
2,7m
2,7m
Figura 3.13 – Aterro com 12m de largura em camada mole de fundação com: (a) 4m de
profundidade; (b) 8m de profundidade
57
0,3m2
112
6.0m
8m
(b)
(a)
0,3m
6.0m
21
21
4m
2,7m
2,7m
Figura 3.14 – Aterro com 6m de largura em camada mole de fundação com: (a) 4m de
profundidade; (b) 8m de profundidade
3.5.2 – MODELAGEM E PROPRIEDADES DOS MATERIAIS
Nas figuras 3.15 e 3.16, apresentam-se as malhas de elementos finitos (2-D,
estado plano de deformação) empregadas nas análises. Procurou-se discretizar as
malhas de forma simples e adequada com maior refinamento nas zonas submetidas a
maiores gradientes de tensões.
As fronteiras das malhas foram dispostas de forma a não interferir nas zonas de
interesse do presente estudo. Nas fronteiras verticais, o grau de liberdade horizontal foi
restringido e na fronteira horizontal, na base da malha, tanto o grau de liberdade
horizontal quanto o vertical foram restringidos.
Uma vez que se trata de um caso simétrico, visando simplificar o tempo de
processamento das análises, foi considerada, nas malhas, somente a metade da
geometria do aterro.
O estudo da influência da largura do aterro foi conduzido, util izando-se a mesma
malha adotada nas análises do aterro de 24m de largura. Nos aterros de menor dimensão
(6 e 12m), considerou-se apenas os elementos necessários para representação. As linhas
tracejadas, nas malhas de elementos finitos das figuras 3.15 e 3.16, assinalam as
situações estudadas.
58
0,3m3m
4m
10m 6m 3m 3m
Figura 3.15 – Malha de elementos finitos para aterros com 12, 6 e 3m de largura e
camada mole de fundação com 4m de profundidade
0,3m
8m
3m
3m3m6m10m
Figura 3.16 – Malha de elementos finitos para aterros com 12, 6 e 3m de largura e
camada mole de fundação com 8m de profundidade
59
Fazendo-se uso destas mesmas malhas, foram, também, analisados os aterros
reforçados e não-reforçados. O reforço foi modelado através de elementos de barra
posicionados na interface aterro-fundação.
As malhas de elementos finitos, correspondentes à camada mole de fundação
com 4m e 8m de profundidade (figuras 3.15 e 3.16), são compostas por um total de: 306
elementos e 350 nós; e 422 elementos e 470 nós, respectivamente.
O número de elementos de barra varia conforme a largura do aterro. Assim, tem-
se: W aterro reforçado com L = 12m – 19 elementos de barra (reforço integral), 8
elementos de barra (reforço parcial com 6m de comprimento), 13 elementos de barra
(reforço parcial com 9m de comprimento); W aterro reforçado com L = 6m – 11 elementos de barra (reforço integral); W aterro reforçado com L = 3m – 6 elementos de barra (reforço integral).
Detalham-se, a seguir, a modelagem e os parâmetros dos materiais envolvidos
nas análises.
1) SOLO DE FUNDAÇÃO
O solo mole de fundação foi modelado com 116 elementos (fundação com 4m
de profundidade) e 232 elementos (fundação com 8m de profundidade), sendo todos
elementos quadriláteros – elemento tipo 4, disponibilizado pelo CRISP92, conforme
exposto na tabela 3.1.
O comportamento tensão-deformação desse solo foi representado pelo modelo
elasto- plástico, adotando-se os seguintes parâmetros: W módulo elástico em Y = Yo – Eo = 200, 2.000 e 20.000kPa; W coeficiente de Poisson – ν = 0,49; W resistência não-drenada – Su = 8, 10, 11 e 13kPa; W ângulo de atrito interno do solo – φ = 0º; W coordenada em que Y = Yo – Y = 0; W critério de escoamento – J = 4 (critério de Mohr-Coulomb); W módulo volumétrico da água – Kw = 0; W peso específico do solo – γ = 14kN/m3; W coeficiente de permeabilidade na direção x – Kx = 0; W coeficiente de permeabilidade na direção y – Ky = 0;
60
X taxa de crescimento do módulo elástico com a profundidade – mE = 0; X taxa de crescimento da resistência não-drenada com a profundidade – mC = 0.
A fundação foi modelada sob condição não-drenada. Neste sentido, adotou-se,
para o coeficiente de Poisson, o valor 0,49. Não se considerou o valor 0,50, visto que,
apesar de teoricamente perfeito, sabidamente gera instabil idades numéricas.
A resistência não-drenada e o módulo elástico foram considerados constantes em
toda a camada, especificando mC e mE iguais a zero.
2) SOLO DO ATERRO
O aterro foi modelado com 190 elementos quadriláteros (elemento tipo 4,
disponível no CRISP92, conforme exposto na tabela 3.1).
Foi empregado o modelo hiperbólico, para descrever o comportamento tensão-
deformação do solo, utilizando-se os seguintes parâmetros: X parâmetros adimensionais do módulo de Young (E) – K = 480 e n = 0,5; X parâmetros adimensionais do módulo volumétrico – Kb = 100 e m = 0,5; X relação de ruptura – Rf = 0,8; X peso específico do solo – γ = 19,6kN/m3; X parâmetro adimensional do módulo de Young (E) no trecho de descarregamento-
recarregamento – Kur = 720; X coesão – c = 0, 5 e 10kPa; X ângulo de atrito interno do solo – φ = 35º; X taxa de redução do ângulo de atrito do solo – ∆φ = 0.
Os parâmetros hiperbólicos, adotados para representação do solo do aterro,
referem-se a um solo arenoso.
Esses mesmos valores dos parâmetros hiperbólicos, para o solo do aterro, foram
adotados por LOIOLA (2000), DANTAS (1998) e ANDRADRE (1999).
61
3) REFORÇO
Modelou-se o reforço com elementos de barra (elemento tipo 1, disponível no
CRISP92, conforme exposto na tabela 3.1) elásticos lineares, adotando-se coeficiente de
Poisson nulo. A rigidez axial variou conforme os tipos de reforços empregados nas
análises os quais foram: geotêxtil , geogrelha e metálico.
A rigidez axial – comumente denominada de módulo do reforço, J, e expressa
como força por unidade de comprimento (kN/m) – é definida como:
J = Er.Ar (3.39)
onde: Er é o módulo de Young do reforço e Ar é a área da seção transversal do reforço.
A camada de reforço foi colocada na interface aterro-fundação, podendo ser o
comprimento do reforço (Lr) integral, se aplicado em toda extensão da base do aterro,
ou parcial, conforme indicado na figura 3.17.
Na extremidade do reforço parcial, foi introduzido um pequeno elemento de
barra com rigidez axial, consideravelmente, menor que a rigidez do resto do reforço
(ErAr = 200kN/m), impondo-se, assim, a condição de tração nula neste local.
Na tabela 3.2, são apresentadas as características dos reforços.
Lr Lr
(a) (b)
Figura 3.17 – Comprimento do reforço: (a) reforço integral; (b) reforço parcial
Tabela 3.2 – Características dos reforços
Aterro com
L = 12m
Aterro com
L = 6m
Aterro com
L = 3m
Tipo de reforço ErAr (kN/m) Lr (m) Lr (m) Lr (m)
Geotêxtil 2.000 6, 9 e 12 6 3
Geogrelha 20.000 6, 9 e 12 6 3
Metálico 200.000 6, 9 e 12 6 3
62
Não foram utilizados elementos de interface. Desse modo, admitiu-se haver
aderência perfeita entre o solo e o reforço, isto é, considerando-se nulo o deslocamento
relativo nesta interface.
JEWELL (1980) e DYER e MILLIGAN (1984) demonstraram que essa hipótese
é adequada sob condições de trabalho. Esta hipótese foi, também, adotada em
EHRLICH e MITCHELL (1994).
3.5.3 – MODELAGEM DO PROCESSO CONSTRUTIVO
O aterro foi discretizado em 10 camadas de solo, modelando a deposição de cada
camada até a altura final do aterro utili zando o processo de construção por etapas.
Tendo em vista que o programa CRISP92–SC util iza a técnica incremental para
aproximar a não linearidade física do material, buscou-se adotar, em cada etapa (bloco),
um número elevado de incrementos de carga. Em cada bloco de construção, do presente
trabalho, foram utilizados 50 incrementos nas análises sem a consideração da
compactação e 100 incrementos nas análises em que se considerou a compactação.
As análises que incluíram a compactação foram modeladas, admitindo-se um
rolo compactador equivalente ao rolo vibratório DYNAPAC CA 25 com força vertical
máxima de operação, Q, igual a 160kN e com comprimento do tambor, L, igual a 2,1m.
A compactação, modelada de acordo com o exposto no item 3.4.3, foi composta
pelos seguintes estágios: 1º) deposição da camada de solo – e, nas análises de aterros
reforçados, na primeira camada deposição, também, do reforço; 2º) aplicação do
carregamento de compressão no topo e na base da camada de solo; 3º) remoção do
carregamento.
O carregamento de compressão, que constou de um bloco com 100 incrementos,
foi aplicado nos elementos de solo como carregamento uniformemente distribuído ao
longo da superfície destes. A remoção do carregamento, que, também, constou de um
bloco com 100 incrementos, foi efetuada aplicando-se cargas de mesma intensidade,
porém, de sinal contrário, posto que, o programa não permite retirar cargas, somente
aplicá-las. A figura 3.18 ilustra a modelagem da compactação.
63
q q
z camada de solo z camada de solo
q q
(a) (b)
Figura 3.18 – Esquema da modelagem da compactação: (a) aplicação da carga;
(b) remoção da carga
O valor da carga q, que é a carga vertical de operação do equipamento de
compactação, foi calculado através da expressão 3.32, obtendo-se o valor de 114kPa.
Optou-se por compactar duas camadas de solo, z = 0,60m, de uma vez só, evitando-se,
dessa forma, problemas de instabili dade numérica.
A seqüência construtiva de cada camada compactada envolveu três blocos de
construção:
1) deposição do solo (e do reforço no caso de ser a primeira camada);
2) aplicação de carregamento de compressão, q = 114kPa;
3) remoção do carregamento de compressão ou aplicação do carregamento de
extensão, q = -114kPa.
A seqüência construtiva dos aterros reforçados e não-reforçados, sem a
consideração da compactação, constou apenas de blocos de deposição de camadas. No
caso do aterro reforçado efetuou-se, primeiro, a deposição da primeira camada de solo e
da camada de reforço, depois, a deposição das demais camadas.
A tabela 3.3 resume as etapas construtivas para os casos que consideram, ou não,
a compactação. A influência da compactação foi estudada somente nos aterros
reforçados com 12m de largura.
64
Tabela 3.3 – Etapas construtivas das análises do presente trabalho
Aterro não
compactado
Aterro
compactado
Nº de blocos de deposição de camadas de solo 9 5
Nº de camadas compactadas _ 5
Nº de blocos de compactação/remoção da carga _ 10
Total de blocos ou etapas de construção 9 15
Nº de incrementos por blocos 50 100
Total de incrementos 450 1500
3.6 – ANÁLISES PRELIMINARES
Análises preliminares foram realizadas em aterros com 3m de altura e 3, 6 e 12m
de largura, com inclinação do talude de 1H:2V, sobre uma camada de solo mole com
4m de profundidade. Estudou-se a influência da presença do reforço, de rigidez
variável, colocando-o na interface aterro-fundação. Foram avaliados três tipos de
reforços: geotêxtil (ErAr = 2.000kN/m), geogrelha (ErAr = 20.000kN/m), e metálico
(ErAr = 200.000kN/m).
Como o aterro foi discretizado em 10 camadas de solo, as análises foram
efetuadas em 10 etapas de construção com 50 incrementos cada. A influência da
compactação não foi estudada nestas análises.
Os parâmetros, empregados na modelagem dos materiais, foram os mesmos
expostos no item 3.5.2, porém, para o solo mole de fundação, foram analisados casos,
apenas, com resistência não-drenada de 10kPa e módulo elástico de 2.000kPa.
Nas figuras A1.1 a A1.12 (apêndice 1), apresentam-se os resultados destas
análises. Nesses gráficos, verificam-se valores: de tração no reforço; de tensão vertical e
de deslocamentos horizontais e verticais, no solo, correspondentes aos elementos
situados na superfície da fundação. Nota-se que os valores obtidos de deslocamentos
horizontais e verticais são bastante elevados.
Nas figuras 3.19 a 3.21, apresentam-se resultados correspondentes a alturas
parciais de aterro (0,6, 1,2, 1,8, 2,4, 2,7 e 3,0m) para um aterro de 6m de largura não-
reforçado. Observam-se, para altura de 3,0m, indícios de instabilidade numérica.
65
Verifica-se que os valores dos deslocamentos são muito elevados e os valores da tensão
vertical, no solo, oscilam ao longo da direção transversal do aterro.
Como é notório, o método de elementos finitos não é capaz de modelar,
adequadamente, condições próximas ao colapso. Por esse motivo, tomou-se o partido de
limitar, a 2,7m, a altura do aterro nos estudos paramétricos a serem apresentados no
capítulo 4.
66
67
68
69
CAPÍTULO 4
APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULT ADOS
4.1 – INTRODUÇÃO
Neste capítulo, são apresentados e discutidos os resultados das análises
paramétricas efetuadas utilizando o programa de elementos finitos CRISP92-SC, versão
em dupla precisão. São examinadas as influências na força atuante no reforço e nos
deslocamentos no solo: da largura, e da coesão do solo, do aterro; da rigidez e do
comprimento do reforço; da resistência, da profundidade e do módulo elástico do solo
de fundação. O efeito da compactação no comportamento do aterro, do mesmo modo, é
analisado.
Comparam-se os valores de tensão máxima no reforço determinados
numericamente com os calculados analiticamente através do método proposto por
EHRLICH (2001).
Através do método analítico, estuda-se, também, a influência, no fator de
segurança, da presença do reforço, da largura do aterro e da profundidade da fundação.
4.2 – CASOS ANALISADOS
Sumarizam-se, na tabela 4.1, os estudos paramétricos efetuados. Descrevem-se
as características geométricas e os parâmetros do reforço, dos solos do aterro e de
fundação, adotados nas análises numéricas.
Nas figuras A2.1 a A2.18 (apêndice 2), são apresentados os resultados das
análises, referentes à fase final de construção, agrupado-os em função dos valores
considerados para a largura do aterro (L = 12, 6 e 3m) e para a coesão do solo do aterro
(c = 0, 5 e 10kPa).
A apresentação é feita por meio de gráficos que mostram, para cada condição
analisada, os valores determinados para: a força de tração no reforço; a tensão vertical e
os deslocamentos verticais e horizontais no solo, ao longo da superfície da fundação.
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ela
4.1
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71
4.3 – ANÁLISE DOS RESULT ADOS
Discutem-se, a seguir, os resultados obtidos. Verificou-se a influência da
presença do reforço, da largura do aterro e dos diferentes parâmetros de solo. Buscou-se
explicitar a importância de cada um dos fatores no comportamento global.
Tomou-se como condição de referência, nas análises paramétricas, as seguintes
características: aterro (H = 2,7m; γ = 19,6kN/m3; c = 0kPa; φ = 35º; sem compactação) e
fundação (D = 4m; γ = 14kN/m3; Ei = 2.000kPa; Su = 13kPa).
4.3.1 – ANÁLISE DE ESTABILIDADE
Na figura 4.1, apresentam-se os resultados obtidos analiticamente, util izando o
procedimento descrito no capítulo 3 (EHRLICH 2001) o qual correlaciona, para aterros
reforçados integralmente na base, o fator de segurança, Fs, à largura do aterro, L, e à
profundidade da camada mole de fundação, D.
Observa-se que o fator de segurança cresce com a largura do aterro e decresce
com a profundidade da camada mole. Entretanto, para uma camada mole de grande
espessura, o fator de segurança mantém-se invariável, independentemente da largura do
aterro.
Na condição de referência (H = 2,7m; γa = 19,6kN/m3; Su = 13kPa), o produto
u4.S
Y Z [ torna-se praticamente unitário
= 02,1
4.S
\Z [u
. Desse modo, tem-se: Fs ≈ 1 para
D = 8m, L = 3 e 6m; D = 4m, L = 3m (aterros reforçados) e Fs < 1 para aterros não-
reforçados.
Nesses casos, o mecanismo predominante de ruptura é controlado pela
capacidade de carga do solo de fundação.
72
73
4.3.2 – INFLUÊNCIA DA RIGIDEZ DO REFORÇO NA DISTRIBUIÇÃO DA
FORÇA NO REFORÇO E NAS MOVIMENTAÇÕES AO LONGO DO ATERRO
Nas figuras 4.2 a 4.4, comparam-se, para a condição de referência, os resultados
da força mobil izada ao longo do comprimento do reforço e dos deslocamentos
horizontais e verticais no solo ao longo da superfície da fundação.
Estas análises correspondem a aterros com 3m, 6m e 12m de largura não-
reforçados e reforçados integralmente em sua base (ErAr = 2.000, 20.000 e
200.000kN/m).
Nota-se que a rigidez dos reforços influencia, significativamente, as forças
mobili zadas nos reforços e a magnitude das movimentações.
Verifica-se que reforços mais rígidos tendem a apresentar o ponto de aplicação
da força de tração máxima no reforço na zona central da base do aterro. Observa-se,
também, que os deslocamentos máximos ocorrem próximo ao talude.
Por outro lado, no caso de reforços flexíveis (ErAr = 2.000kN/m), o ponto de
aplicação da força de tração máxima no reforço tende a se manter constante próximo ao
talude, independentemente da largura do aterro.
Nas figuras 4.5 a 4.7, mostram-se os vetores de deslocamentos relativos a estas
análises. Fica salientada, nestas figuras, a importância dos reforços no comportamento.
Observa-se, no caso dos aterros não-reforçados, uma maior concentração dos
movimentos próximo ao talude e uma movimentação menor e mais uniformizada ao
longo do corpo do aterro reforçado, à medida que aumenta a rigidez do reforço.
74
75
76
77
78
79
80
4.3.3 – INFLUÊNCIA DA COESÃO DO SOLO DO ATERRO
Nas figuras 4.8 a 4.10, apresentam-se os resultados das análises nas quais
variou-se, para condição de referência, a largura (L = 3, 6 e 12m), e a coesão do solo
(c = 0, 5 e 10kPa), do aterro e a rigidez do reforço (ErAr = 2.000, 20.000 e
200.000kN/m).
Nessas figuras, avalia-se a influência desses fatores nas forças máximas de
tração mobili zadas nos reforços, Tmáx, e nos deslocamentos máximos horizontais,
δhmáx, e verticais, δvmáx, no solo de fundação ao longo da superfície.
Verifica-se que a coesão do solo do aterro não influência, de forma expressiva,
as forças máximas mobili zadas nos reforços, independente da largura do aterro.
Quanto aos deslocamentos máximos horizontais e verticais, observa-se que a
importância da coesão do solo do aterro decresce com a rigidez do reforço.
81
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83
84
4.3.4 – INFLUÊNCIA DA PROFUNDIDADE DA FUNDAÇÃO E DA LARGURA
DO ATERRO
Na figura 4.11, apresentam-se análises nas quais, para a condição de referência,
variou-se a profundidade do solo mole de fundação (D = 4 e 8m) para aterros, de
diferentes larguras (L = 3, 6 e 12m), não-reforçados e integralmente reforçados em sua
base (ErAr = 2.000, 20.000 e 200.000kN/m).
Observa-se que o incremento na profundidade da camada mole, de 4m para 8m,
não leva, no caso de aterros de 3 e 6m, a mudanças significativas de carga no reforço.
No entanto, em relação ao aterro de 12m, com o aumento da espessura da camada mole,
verificou-se acréscimos de carga, principalmente, no reforço mais rígido
(ErAr = 200.000kN/m).
No reforço geotêxtil (ErAr = 2.000kN/m), o valor da tração no reforço é
praticamente o mesmo, independentemente da largura e da profundidade da camada
mole de fundação.
Pode-se verificar, também, o acréscimo dos deslocamentos máximos horizontais
e verticais, em conseqüência do aumento da profundidade da camada mole de fundação,
e a contribuição do reforço para a redução desses deslocamentos. Porém, a contribuição
do reforço torna-se menor com o aumento desta camada.
85
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4.3.5 – INFLUÊNCIA DO COMPRIMENTO PARCIAL E DA RIGIDEZ DOS
REFORÇOS
Nas figuras 4.12 e 4.13, apresentam-se os resultados das análises (condição de
referência) para aterros com 12m de largura, nas quais variou-se o comprimento
(Lr = 6, 9 e 12m) e a rigidez dos reforços (ErAr = 2.000, 20.000 e 200.000kN/m).
Nessas figuras, observa-se que, no caso do reforço geotêxtil
(ErAr = 2.000kN/m), a magnitude e o ponto de aplicação da força máxima de tração
mobil izada nesse, bem como os deslocamentos ao longo da superfície do solo de
fundação, pouco variam com o comprimento do reforço.
Já no caso dos reforços metálico e geogrelha (ErAr = 20.000kN/m e
200.000kN/m) pode-se perceber, nos resultados, significativa influência do
comprimento do reforço.
87
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4.3.6 – INFLUÊNCIA DA RESISTÊNCIA DO SOLO DE FUNDAÇÃO
Nas figuras 4.14 a 4.16, mostram-se os resultados das análises nas quais se
variou a resistência não-drenada do solo de fundação, Su = 10, 11, 13kPa, considerando
aterros com L = 3, 6 e 12m de largura e coesão nula, não-reforçados e integralmente
reforçados em sua base (ErAr = 2.000, 20.000 e 200.000kN/m).
Verifica-se que a inclusão do reforço minimiza as movimentações horizontais
(figura 4.14) e verticais (figura 4.15). A contribuição do reforço cresce com o
incremento da rigidez do mesmo e da largura do aterro, e decresce com o aumento da
resistência do solo de fundação.
Observa-se na figura 4.16, no entanto, que a variação da resistência do solo de
fundação não leva a variações significativas das forças de tração mobil izadas nos
reforços. Pode-se observar, também, que a força de tração cresce com o aumento da
rigidez do reforço.
90
91
92
93
4.3.7 – INFLUÊNCIA DA LARGURA DO ATERRO E DA RESISTÊNCIA DO
SOLO DE FUNDAÇÃO NAS DEFORMAÇÕES HORIZONTAIS
Na figura 4.17, apresentam-se curvas de fatores de segurança, Fs, calculados
utili zando o método analítico descrito no capítulo 3 (EHRLICH, 2001) versus
deformação horizontal máxima, εxmáx, na superfície da camada mole de fundação, obtida
numericamente para diferentes condições.
Nessa figura, os símbolos cheios correspondem a deformações determinadas na
zona da cunha passiva e os símbolos vazios àquelas verificadas no solo situado abaixo
do aterro (zona ativa).
Observa-se uma correspondência entre o fator de segurança e a deformação
horizontal máxima na zona passiva. Em geral, menores fatores de segurança
correspondem a maiores deformações. Verifica-se, também, que as deformações, na
zona passiva, crescem com a largura do aterro.
No entanto, observa-se que, na zona ativa, as deformações horizontais
independem do valor do fator de segurança. As deformações são basicamente as
mesmas para os aterros com L = 3 e 6m e apesar de crescerem para o aterro com
L = 12m, também, neste caso, não sofrem variações com o fator de segurança.
94
95
4.3.8 – INFLUÊNCIA DO MÓDULO ELÁSTICO DO SOLO DE FUNDAÇÃO
Na figura 4.18, apresentam-se os resultados das análises nas quais variou-se o
módulo elástico do solo de fundação (Ei = 200, 2.000 e 20.000kPa), para aterros de 12m
de largura reforçados integralmente em sua base (ErAr = 2.000, 20.000 e
200.000kN/m). As análises foram efetuadas considerando a profundidade da camada
mole, D, igual a 4m.
Verifica-se que, considerando uma mesma relação ErAr/EiD, os resultados de
força máxima no reforço, Tmáx, e do produto do módulo e do deslocamento horizontal
máximo, δhmáx x Ei, mantêm-se basicamente os mesmos.
Não obstante, nota-se que a mesma correspondência não se verifica para o
produto do deslocamento vertical máximo e do módulo, δvmáx x Ei.
96
97
4.3.9 – INFLUÊNCIA DA COMPACTAÇÃO DO SOLO DO ATERRO
Na figura 4.19, são expostas as análises em que se comprovou a influência da
compactação do solo do aterro nos resultados (condição de referência).
Esse estudo busca a verificação do efeito das tensões induzidas pela
compactação nas forças no reforço e nos deslocamentos pós-construtivos, oriundos de
um carregamento externo uniforme, de 8kPa, distribuído ao longo do topo do aterro de
12m de largura, integralmente reforçado em sua base (ErAr = 2.000, 20.000 e
200.000kN/m).
Observou-se que a compactação, em si, promove aumento nas forças no reforço
e nos deslocamentos máximos horizontais, δhmáx, e verticais, δvmáx, e que a
compactação não foi capaz de reduzir as movimentações pós-construtivas.
Os acréscimos de movimentações, oriundos da aplicação do carregamento
externo de 8kPa, praticamente assemelham-se aos das análises nas quais se consideram,
ou não, a compactação.
Assim, em se tratando de aterros reforçados sobre solos moles, o processo de
compactação do solo do aterro melhora as características geotécnicas desse solo e não
do conjunto.
98
99
4.3.10 – COMPARAÇÃO DOS RESULT ADOS NUMÉRICOS E ANALÍTICOS
Nas figuras 4.20 a 4.22, comparam-se os resultados obtidos anali ticamente,
usando o método descrito no capítulo 3 (EHRLICH, 2001), com os determinados
numericamente.
No cálculo da força máxima mobilizada nos reforços rígidos
(ErAr = 200.000kN/m), tomou-se a condição de repouso como representativa do estado
de tensões no aterro, nas demais, assumiu-se a condição ativa.
Observou-se que o procedimento analítico é capaz de representar
adequadamente os resultados numéricos, para o caso de aterros integralmente
reforçados, em sua base, com reforços rígidos (ErAr = 200.000kN/m).
O mesmo não se verifica, no entanto, para as demais condições. Nesses casos, as
hipóteses do método analítico, por não considerarem a deformabilidade do sistema, não
são capazes de representar, adequadamente, o comportamento real. O procedimento
analítico, de qualquer forma, leva a resultados conservativos.
100
101
102
103
CAPÍTULO 5
CONCLUSÕES E SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS
5.1 – CONCLUSÕES
O reforço, colocado na interface aterro-fundação, promove a redução dos
deslocamentos verticais e, principalmente, dos deslocamentos horizontais no solo mole
de fundação, além de contribuir para o aumento do fator de segurança global.
Nas análises realizadas, no presente trabalho, evidenciou-se que a rigidez dos
reforços influencia, significativamente, as forças mobilizadas nos reforços e a
magnitude das movimentações.
Em geral, quanto maior a rigidez do reforço maior será a força de tração
mobili zada neste, assim como será maior a redução dos deslocamentos máximos
horizontais e verticais no solo de fundação. Os deslocamentos máximos ocorrem
próximo ao talude.
Verificou-se que os reforços mais rígidos tendem a apresentar o ponto de
aplicação da força de tração máxima no reforço na zona central da base do aterro. Nos
reforços flexíveis (ErAr = 2.000kN/m), o ponto de aplicação da força de tração máxima
no reforço tende a se manter constante próximo ao talude, independentemente da
largura do aterro.
Quanto à magnitude e ao ponto de aplicação da força máxima de tração
mobili zada no geotêxtil (ErAr = 2.000kN/m), bem como aos deslocamentos ao longo da
superfície do solo de fundação, notou-se que esses pouco variam com o comprimento do
reforço. O mesmo não ocorre com os reforços metálico e geogrelha
(ErAr = 20.000kN/m e 200.000kN/m).
Nos casos considerados, a coesão do solo do aterro não influenciou, de forma
expressiva, as forças de tração máximas mobil izadas nos reforços, independentemente
da largura do aterro. A importância da coesão, em relação aos deslocamentos máximos
horizontais e verticais, decresceu com a rigidez do reforço.
Indicou-se, nas análises, que a contribuição do reforço cresce com o incremento
da rigidez do mesmo e da largura do aterro, e decresce com o aumento da resistência do
solo de fundação. A variação da resistência do solo de fundação não levou a variações
significativas das forças de tração mobilizadas nos reforços.
104
Para as condições analisadas, o incremento na profundidade da camada mole, de
4m para 8m, não levou, no caso de aterros de 3 e 6m, a mudanças significativas de carga
no reforço. No entanto, em relação ao aterro de 12m, com o aumento da espessura da
camada mole, verificou-se acréscimos de carga, principalmente, no reforço mais rígido
(ErAr = 200.000kN/m). No reforço geotêxtil (ErAr = 2.000kN/m), o valor da tração no
reforço apresentou-se praticamente o mesmo, independentemente da largura do aterro e
da profundidade da camada mole de fundação.
A eficiência do reforço tornou-se menos significativa com o aumento da
profundidade da camada do solo mole de fundação. Esse aumento resultou, também, em
acréscimos dos deslocamentos máximos horizontais e verticais.
O fator de segurança cresceu com a largura do aterro e decresceu com a
profundidade da camada mole. Entretanto, para uma camada mole de grande espessura,
o fator de segurança manteve-se invariável, independentemente da largura do aterro.
Observou-se uma correspondência entre o fator de segurança e a deformação
horizontal máxima na zona passiva. Em geral, menores fatores de segurança
corresponderam a maiores deformações. As deformações, na zona passiva, cresceram
com a largura do aterro.
Na zona ativa, as deformações horizontais não dependeram do valor do fator de
segurança. As deformações foram aproximadamente as mesmas para os aterros com
L = 3 e 6m e apesar de crescerem para o aterro com L = 12m, também, neste caso, não
sofreram variações com o fator de segurança.
Para uma mesma relação ErAr/EiD, os resultados de força máxima no reforço,
Tmáx, e do produto do módulo e do deslocamento horizontal máximo, δhmáx x Ei,
mantiveram-se basicamente os mesmos. Não obstante, a mesma correspondência não se
verificou para o produto do deslocamento vertical máximo e do módulo, δvmáx. x Ei.
Por via de conseqüência, a rigidez axial do reforço e o módulo elástico do solo
mole de fundação são parâmetros preponderantes para a definição da magnitude da
força máxima de tração, uma vez que essa força é mobili zada em função da
movimentação do solo mole e, por conseguinte, da deformação de tração no reforço.
No que se refere à compactação, esta em si, aumenta as forças no reforço e os
deslocamentos máximos horizontais, δhmáx, e verticais, δvmáx.
Os acréscimos de movimentações, oriundos da aplicação do carregamento
externo de 8kPa, assemelharam-se, praticamente, aos das análises nas quais se
105
consideraram, ou não, a compactação. A compactação não foi capaz de reduzir as
movimentações pós-construtivas.
Assim, em se tratando de aterros reforçados sobre solos moles, o processo de
compactação do solo do aterro melhora as características geotécnicas deste solo e não
do conjunto.
O cálculo da força máxima de tração mobilizada no reforço, utilizando o método
analítico proposto por EHRLICH (2001), indicou que, para os reforços rígidos
(ErAr = 200.000kN/m), esse cálculo deve ser efetuado sob a condição de repouso (Ko)
e, para os demais reforços (ErAr = 2.000 e 20.000kN/m), sob a condição ativa (Ka).
Esse método analítico mostrou-se capaz de representar, adequadamente, os
resultados numéricos, para o caso de aterros reforçados integralmente, em sua base, com
reforços rígidos.
Contudo, o mesmo não ocorreu para as demais condições. Circunstâncias em
que as hipóteses do método analítico, por não considerarem a deformabili dade do
sistema, não foram capazes de representar, adequadamente, o comportamento real. O
procedimento analítico, de qualquer forma, levou a resultados conservativos.
5.2 – SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS
Continuação do estudo numérico do comportamento de aterros reforçados
sobre solos moles, analisando-se o solo mole de fundação com resistência não-drenada,
crescendo, linearmente, com a profundidade.
Desenvolvimento de um método analítico, para o cálculo da força máxima de
tração mobilizada pelo reforço, que considere a rigidez deste, podendo, também,
considerar o efeito da compactação.
Realização de análises experimentais em aterros reforçados sobre solos moles,
objetivando melhor entendimento da influência dos parâmetros estudados, no presente
trabalho, e possibil itando, desse modo, o estudo comparativo entre os resultados
experimentais e numéricos.
106
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SHARMA, J., 1994, Behaviour of reinforced embankments on soft clay. Tese de D.Sc.,
Cambridge University, Cambridge, England.
* Trabalhos citados por outros autores.
110
APÊNDICE 1
Neste apêndice, são apresentados os resultados das análises preliminares,
discutidos no capítulo 3, os quais foram reunidos nos seguintes grupos:
I. Análises em aterros sem compactação, L = 12m, não-reforçados e reforçados
(ErAr = 2.000, 20.000 e 200.000kN/m), coesão (c = 0, 5 e 10kPa), sobrejacentes
a camada de solo mole de fundação com 4 de profundidade e resistência não-
drenada Su = 10kPa (figuras A1.1 a A1.4);
II . Análises em aterros sem compactação, L = 6m, não-reforçados e reforçados
(ErAr = 2.000, 20.000 e 200.000kN/m), coesão (c = 0, 5 e 10kPa), sobrejacentes
a camada de solo mole de fundação com 4 de profundidade e resistência não-
drenada Su = 10kPa (figuras A1.5 a A1.8);
III. Análises em aterros sem compactação, L = 3m, não-reforçados e reforçados
(ErAr = 2.000, 20.000 e 200.000kN/m), coesão (c = 0, 5 e 10kPa), sobrejacentes
a camada de solo mole de fundação com 4 de profundidade e resistência não-
drenada Su = 10kPa (figuras A1.9 a A1.12).
111
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APÊNDICE 2
São apresentados, neste apêndice, os resultados das análises numéricas, os quais
foram reunidos nos seguintes grupos:
IV. Análises em aterros sem compactação, L = 3m, não-reforçados e reforçados
(ErAr = 2.000, 20.000 e 200.000kN/m), coesão (c = 0, 5 e 10kPa), sobrejacentes
a camada de solo mole de fundação com 4 e 8m de profundidade;
V. Análises em aterros sem compactação, L = 6m, não-reforçados e reforçados
(ErAr = 2.000, 20.000 e 200.000kN/m), coesão (c = 0, 5 e 10kPa), sobrejacentes
a camada de solo mole de fundação com 4 e 8m de profundidade;
VI. Análises em aterros sem compactação, L = 1 2m, não-reforçados e reforçados
(ErAr = 2.000, 20.000 e 200.000kN/m), coesão (c = 0, 5 e 10kPa), sobrejacentes
a camada de solo mole de fundação com 4 e 8m de profundidade;
VII . Análises em aterros sem compactação, L = 12m, reforçados parcialmente (Lr = 6
e 9 – ErAr = 2.000, 20.000 e 200.000kN/m), coesão (c = 0, 5 e 10kPa),
sobrejacentes a camada de solo mole de fundação com 4 de profundidade;
VIII. Análises em aterros sem compactação, L = 12m, reforçados (ErAr = 2.000,
20.000 e 200.000kN/m), coesão (c = 0, 5 e 10kPa), sobrejacentes a camada de
solo mole de fundação com 4 de profundidade e módulo elástico de 200 e
20.000kPa;
IX. Análises em aterros com compactação, L = 12m, reforçados (ErAr = 2.000,
20.000 e 200.000kN/m), coesão nula, sobrejacentes a camada de solo mole de
fundação com 4 de profundidade.
Para todos os grupos, salvo o grupo V, adotou-se o valor 2.000kPa para o
módulo elástico do solo mole de fundação.
A tabela A2.1 expõe a organização das figuras apresentadas neste apêndice.
124
Tabela A2.1 – Organização das figuras
Grupo Resistência não-drenada, Su (kPa) Figura
8 A2.1
10 A2.2
11 A2.3 I
13 A2.4
8 A2.5
10 A2.6
11 A2.7 II
13 A2.8
8 A2.9
10 A2.10
11 A2.11 III
13 A2.12
10/13 A2.13 IV
10/13 A2.14
10/13 A2.15 V
10/13 A2.16
10 A2.17 VI
13 A2.18
125
126
127
128
129
130
131
132
133
134
135
136
137
138
139
140
141
142
143
144
145
146
147
148
149
150
151
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154
155
156
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158
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160
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162
163
164
165
166
167
168
169
170
171
172
173
174
175
176
177
178
179
180
181
182
183
184
185
186
187
188
189
190
191
192
193
194
195
196
197
198
199
200
201
202
203
204
205
206
207
208
209
210
211
212
213
214
215
216
217
218
219
220
221
222
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