ESTUDO DE RUPTURA EM ATERROS SOBRE SOLOS MOLES … · ii B446e Bello, Maria Isabela Marques da Cunha Vieira. Estudo de ruptura em aterros sobre solos moles – aterro do galpão localizado

UUNNIIVVEERRSSIIDDAADDEE FFEEDDEERRAALL DDEE PPEERRNNAAMMBBUUCCOO

CCEENNTTRROO DDEE TTEECCNNOOLLOOGGIIAA EE GGEEOOCCIIÊÊNNCCIIAASS

DDEEPPAARRTTAAMMEENNTTOO DDEE EENNGGEENNHHAARRIIAA CCIIVVIILL

MMEESSTTRRAADDOO EEMM EENNGGEENNHHAARRIIAA CCIIVVIILL

EESSTTUUDDOO DDEE RRUUPPTTUURRAA EEMM AATTEERRRROOSS SSOOBBRREE SSOOLLOOSS MMOOLLEESS --

AATTEERRRROO DDOO GGAALLPPÃÃOO LLOOCCAALLIIZZAADDOO NNAA BBRR--110011-- PPEE

AUTORA: MARIA ISABELA MARQUES DA CUNHA VIEIRA BELLO ORIENTADOR: ROBERTO QUENTAL COUTINHO CO-ORIENTADOR: ALEXANDRE DUARTE GUSMÃO

RECIFE, NOVEMBRO DE 2004

i

Maria Isabela Marques da Cunha V. Bello

DISSERTAÇÃO SUBMETIDA AO CORPO DOCENTE DO CURSO DE PÓS-

GRADUAÇÃO DA UNIVERSIDADE FEDERAL DE PERNAMBUCO COMO PARTE

DOS REQUISITOS NECESSÁRIOS À OBTENÇÃO DO GRAU DE MESTRE EM

CIÊNCIAS EM ENGENHARIA CIVIL.

Aprovada por:

Recife, PE – Brasil

Novembro de 2004

EESSTTUUDDOO DDEE RRUUPPTTUURRAA EEMM AATTEERRRROOSS SSOOBBRREE SSOOLLOOSS MMOOLLEESS --

AATTEERRRROO DDOO GGAALLPPÃÃOO LLOOCCAALLIIZZAADDOO NNAA BBRR--110011-- PPEE

ii

B446e Bello, Maria Isabela Marques da Cunha Vieira. Estudo de ruptura em aterros sobre solos moles – aterro do

galpão local izado na BR-101 - PE / Maria Isabela Marques da Cunha Vieira Bel lo. - Recife: O Autor, 2004.

xxi i i . 207 folhas.: i l . : f ig. . graf.. tab. e fotos. Dissertação (mestrado) - Universidade Federal de Pernambuco. CTG.

Engenharia Civil. 2004. Inclui bibliografia e apêndices. 1. Mecânica dos solos (Engenharia Civi l ) . 2. Argi la Mole –

Aterro (Engenharia Civi l ) . 3. Fundações (Engenharia Civi l ) . I . Título.

UFPE

624 CDD (21.ed.) BCTG/2004-50

iii

“O êxito se esconde atrás da próxima curva

da estrada. Jamais saberei a que distância

está, a não ser que dobre a curva”.

Og Mandino

Dedico este trabalho ao meu pai, engenheiro

Paulo Roberto Marques da Cunha, motivo de

minha admiração e orgulho.

iv

AGRADECIMENTOS

A meus pais Paulo Roberto e Inez Marques da Cunha, pelo amor incondicional e pelo

empenho e atenção na educação dos filhos;

Ao meu esposo José Milton Vieira Bello Júnior pelo incentivo, companheirismo e

cumplicidade em todos os momentos; e a sua família, a qual adotei também como minha;

Aos meus filhos Vinícius e Helena, apenas por serem meus filhos, dando à minha vida um

sentido de felicidade plena;

Aos meus irmãos Paulo e Karina, pelos bons momentos em família;

Ao Prof. Roberto Quental Coutinho, pela compreensão, apoio e orientação;

Ao Prof. Alexandre Gusmão pela orientação, pelos dados cedidos e parceria realizada;

Aos Profs. Armando Rego e José Orlando pela confiança e incentivo inicial;

Ao Prof. Joaquim T. R. de Oliveira, pela colaboração e amizade;

Ao Prof. Bernard Bulhões Genevois pela ajuda na utilização do Programa GEO SLOPE;

Ao amigo e colega do curso de mestrado Marcelo Patriota pelas longas e produtivas

discussões, pelos intermináveis estudos e trabalhos, e a sua família sempre receptiva e

carinhosa;

Aos colegas do GEGEP/UFPE (Grupo de Engenharia de Encostas e Planícies): Karina,

Kalliny, João Barbosa, Marilia, Ana Patrícia, Everaldo, Fábio, Juliana, Allan e João

Raphael pelo convívio e aprendizado; e a todos os funcionários da UFPE que de alguma

forma se fizeram presente durante este trabalho.

v

RESUMO

Esta dissertação apresenta um estudo da ruptura de um aterro sobre solos moles ocorrida

em um galpão na BR-101- PE, a partir de dados obtidos na consultoria da empresa Gusmão

Engenheiros Associados Ltda.

Foi feita uma revisão da literatura referente aos mecanismos de estabilidade de aterros

sobre solos moles, incluindo os diferentes métodos de cálculo do fator de segurança e

instrumentação relativa ao controle da estabilidade.

Foram analisados 14 considerações, sendo 07 com superfície circular e 07 situações

admitindo-se superfície não-circular. Cálculos do fator de segurança também foram

efetuados através de métodos expeditos. Em função da geometria do aterro observada após

a ruptura, foi possível determinar pontos de prováveis passagem da superfície de ruptura.

Assim, além da análise de estabilidade de projeto, também foi realizada a retroanálise.

Estudos foram efetuados com a consideração de ocorrência de fissuramento no aterro,

procurando simular melhor a ruptura ocorrida.

Na avaliação da resistência não drenada do solo de fundação foram utilizados os resultados

de ensaios de palheta de campo, considerando-se correção proposta por BJERRUM (1972).

Os valores do índice de plasticidade utilizados nesta correção foram estimados a partir do

perfil de umidade natural obtido no SPT e através da Carta de Plasticidade, utilizando

informações do Banco de Dados das argilas moles do Recife. Os valores de resistência não

drenada utilizados foram as médias de cada faixa de profundidade, sendo considerados

constantes por faixa.

Todos os métodos utilizados nessa dissertação indicaram a instabilidade do aterro, com

fatores de segurança próximos de um na condição de construção. Isto comprova que a

consideração de recomendações da literatura técnica incluindo procedimentos de

investigação e de análise permitiria a execução de um projeto adequado.

Vale destacar ainda, a realização do cálculo adicional para implantação de uma berma de

equilíbrio, bem como a consideração do efeito tridimensional nas extremidades do aterro.

vi

ABSTRACT

The thesis presents a study of the rupture of one embankment founded on soft soil occured

in a BR-101- PE road, from data gotten in the consultoria of the Gusmão company

Engineers Ltda Associates.

A revision of referring literature to the mechanisms of stability of embankmens on soft

ground was made, including the different methods of calculation of the security factor and

relative instrumentation to the control of the stability.

Software GEO SLOPE was used in the analysis / back analysis of the failura occurred. The

security factor calculated by GEO SLOPE were comparated with FS obtained by methods

expeditos. In function of the geometry of I fill with earth it observed the rupture after, was

possible to determine probable points of ticket of the rupture surface. Thus, beyond the

analysis of project stability, also retroanálise was carried through. Studies had been

effected with the consideration of occurrence of fissuramento in fill with earth, looking for

to simulate it the occured rupture better.

In the evaluation of the drained resistance of the foundation ground the results of assays of

field vane had not been used, considering themselves correction proposal for BJERRUM

(1973). The values of the plasticity index used in this correction were determinated

empirical from moisture contend profile obtained during the performing e SPT tests

trought to the Letter of Plastic, using information of the soft Data Base of argilas of Recife.

The values of undrained resistance used had not been the averages of each band of depth,

being considered constant for band.

All the methods used in this thesis had indicated the instability of embankment with factors

of security next to one in the construction condition. This proves that the consideration of

recommendations of literature technique including analysis and inquiry procedures would

allow the execution of an adequate project.

Valley to still detach, the accomplishment of the additional calculation for implantation of

a balance berm, as well as the consideration of the three-dimensional effect in the

extremities of the embankment

vii

ÍNDICE

CAPÍTULO I. INTRODUÇÃO 1

1.1. CONSIDERAÇÕES INICIAIS 1

1.2. OBJETIVOS DA DISSERTAÇÃO 3

1.3. ESTRUTURA DA DISSERTAÇÃO 4

CAPÍTULO II. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA 6

2.1. MODELOS DE ANÁLISE DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES 6

2.1.1. INTRODUÇÃO 6

2.1.2 ABORDAGEM TRADICIONAL – SKEMPTON (1948) 6

2.1.3. MODELO YLIGHT – TAVENAS E LEROUEIL (1980) 8

2.1.4. ADENSAMENTO SECUNDÁRIO – LACERDA E MARTINS (1985) 14

2.2. COMPORTAMENTO DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES PARA

ANÁLISE DE ESTABILIDADE 17


2.2.2. SIGNIFICADO DA ANÁLISE DA ESTABILIDADE 17

2.2.3. TIPOS DE INSTABILIZAÇÃO 19

2.2.4. MÉTODOS DE ANÁLISE DE ESTABILIDADE 20

(a) DETERMINAÇÃO DA ALTURA CRÍTICA DO ATERRO E/OU

DO FATOR DE SEGURANÇA ATRAVÉS DA FORMULAÇÃO

DA CAPACIDADE DE CARGA 22

(b) ANÁLISE DE ESTABILIDADE EMPREGANDO

ÁBACOS SIMPLES 24

(b.1) ÁBACOS DE PILLOT e MOREAU (1973) 24

(b.2) ÁBACOS DE PINTO (1974) 25

(c) MÉTODOS DE EQUILÍBRIO LIMITE 26

(c.1) MÉTODO BISHOP SIMPLIFICADO 27

(c.2) MÉTODO JAMBU SIMPLIFICADO 30

(c.3) MÉTODO DE SPENCER 32

viii

(c.4) MÉTODO DAS CUNHAS DESLIZANTES 33

2.2.5. DETERMINAÇÃO DA RESISTÊNCIA NÃO DRENADA E USO

EM PROJETOS DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES 34

2.2.6. PROPOSTAS PARA DE OBTENÇÃO DA RESISTÊNCIA

NÃO DRENADA 41

(a) ENSAIO DE PALHETA DE CAMPO 42

(b) ENSAIO TRIAXIAL 50

(c) CORRELAÇÕES 43

2.2.7. CONTRIBUIÇÃO DA RESISTÊNCIA NO PRÓPRIO ATERRO

NA SUA ESTABILIDADE 55

(a) MOBILIZAÇÃO DE RESISTÊNCIA NO CORPO DO ATERRO 56

(b) EFEITO DO FISSURAMENTO NA ESTABILIDADE DO ATERRO 58

2.3. INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA EM ATERROS SOBRE SOLOS MOLES 61

2.4. INSTRUMENTAÇÃO DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES QUANTO

AO CONTROLE DA ESTABILIDADE 62

CAPÍTULO III. CASO EM ESTUDO – INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA 65

3.1. INTRODUÇÃO 65

3.2. LOCALIZAÇÃO/ CARACTERÍSTICAS DA OBRA 65

3.3.ASPECTOS GEOLÓGICOS E MORFOLÓGICOS DA ÁREA DE ESTUDO 69

3.4. HISTÓRICO DA OBRA 70

3.5. AVALIAÇÃO DOS DANOS 71

3.6. PROGRAMA DE INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA 83


3.6.2. INVESTIGAÇÕES DE CAMPO 84

3.6.2.1. SPT 84

3.6.2.2. AMOSTRAGEM DEFORMADA / INDEFORMADA 85

3.6.2.3. ENSAIOS DE PALHETA 86

(a) ÂNGULOS DE ROTAÇÃO NA RUPTURA 87

(b) SENSIBILIDADE 88

3.6.3. INVESTIGAÇÃO DE LABORATÓRIO 89

ix

3.6.3.1. CARACTERIZAÇÃO 90

3.6.3.2. ADENSAMENTO VERTICAL 91

3.6.3.3. TRIAXIAIS UU E CIU 92

3.7. COMENTÁRIOS ADICIONAIS 102

CAPÍTULO IV. ANÁLISE E AMPLIAÇÃO DE RESULTADOS


4.2. SÍNTESE DA CARACTERIZAÇÃO GEOLÓGICA DAS ARGILAS

MOLES DO RECIFE 103

4.2.1. PERFIS TÍPICOS 105

4.2.2. ÍNDICES FÍSICOS 107

4.2.3. MATÉRIA ORGÂNICA 110

4.2.4. HISTÓRIA DE TENSÕES 112

4.2.5. COMPRESSIBILIDADE 115

4.2.6. RESISTÊNCIA NÃO DRENADA 118

4.2.7. SENSIBILIDADE 120

4.3. EXPERIÊNCIA LOCAL DE OBRAS DE ATERROS SOBRE

SOLOS MOLES 122

4.4. ANÁLISE E AMPLIAÇÃO DOS PARÂMETROS GEOTÉCNICOS –

CASO DE ESTUDO (ATERRO DO GALPÃO BR-101) 123

4.4.1 ESTIMATIVA DOS VALORES DO LIMITE DE LIQUIDEZ E

ÍNDICE DE PLASTICIDADE. 123

4.4.2. ESTIMATIVA DO OCR 125

4.4.3. PARÂMETROS GEOTÉCNICOS DE COMPRESSSIBILIDADE

OBTIDOS ATRAVÉS DE CORRELAÇÕES 127

4.4.4. RESISTÊNCIA NÃO DRENADA - CORREÇÃO 129

CAPÍTULO V. ANÁLISE DE ESTABILIDADE – RETROANÁLISE 139


5.2. INFORMAÇÕES / DADOS UTILIZADOS EM UMA ANÁLISE DE

ESTABILIDADE 140

5.2.1. GEOMETRIA DA FUNDAÇÃO E DO ATERRO 140

x

5.2.2. PROPRIEDADES DO MATERIAL DO ATERRO 143

5.2.3. VALOR DA RESISTÊNCIA NÃO DRENADA DA FUNDAÇÃO 144

5.2.4. FERRAMENTA DE TRABALHO – PROGRAMA GEO-SLOPE 145

5.3. ANÁLISE / RETROANÁLISE DA ESTABILIDADE - RESULTADOS

OBTIDOS 148

5.3.1. ANÁLISE DE ESTABILIDADE - PROJETO 149

5.3.1. RETROANÁLISE 151

5.4. COMPARAÇÃO ENTRE OS RESULTADOS DA SUPERFÍCIE DE

RUPTURA PREVISTA E OBSERVADA 156

5.5. ANÁLISE DA ESTABILIDADE EM TENSÕES TOTAIS ATRAVÉS DE

MÉTODOS EXPEDITOS 159

5.5.1. FORMULA DE CAPACIDADE DE CARGA 161

5.5.2. MÉTODO DAS CUNHAS DESLIZANTES 161

5.5.3 ÁBACOS DE PILLOT e MOREAU (1973) 162

5.5.4. ÁBACOS DE PINTO (1974) 163

5.6. AVALIAÇÃO DOS EFEITOS TRIDIMENSIONAIS 164

5.7. INFLUÊNCIA NO CÁLCULO DO FATOR DE SEGURANÇA QUANDO

DA CONSTRUÇÃO DE UMA BERMA DE EQUILÍBRIO 166

5.8. INFLUÊNCIA NO VALOR DO FS QUANDO DA UTILIZAÇÃO DA

CORREÇÃO DE Su PROPOSTA POR AAS et al. (1986) 168

5.9. COMENTÁRIOS FINAIS 169

CAPÍTULO VI. CONCLUSÕES E SUGESTÕES PARA FUTURAS

PESQUISAS 171

REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS 175

APÊNDICE A 186

APÊNDICE B 192

xi

LISTA DE FIGURAS

CAPÍTULO II . REVISÃO BIBLIOGRÁFICA

Figura II.1. Modelo de análise e comportamento de aterros sobre solos moles

comumente adotados na prática, propostos por SKEMPTON, 1948.

(LEROUEIL et al, 1990).

Figura II.2. Trajetória de tensões efetivas sobre o centro do aterro. (LEROUEIL et al,

1990).

Figura II.3. Relação poro-pressão x tensão vertical total causada em um aterro.


Figura II.4. Relação profundidade x coeficiente de poro-pressão B – solo com

OCR<2,5. (LEROUEIL et al, 1990).

Figura II.5. Variações típicas no Carregamento do aterro e Recalque com o tempo.


Figura II.6. Relação típica entre o Deslocamento horizontal máximo (Ym) e Recalque

(S) sob o aterro. (LEROUEIL et al, 1990).

Figura II.7. Trajetória de tensões do adensamento secundário. (LACERDA e

MARTINS, 1985).

Figura II.8. Representação da compressão secundária no adensamento unidimensional.

(LACERDA e MARTINS, 1985).

Figura II.9. Classes de ruptura de aterros sobre solos moles (ALMEIDA, 1996).

Figura II.10. Ábaco para cálculo de altura crítica de aterros (TERZAGHI, 1943).

Figura II.11. Ábaco para análise de estabilidade de aterro sobre depósito com resistência

constante com a profundidade (PILLOT e MOREAU, 1973).

Figura II.12. Ábaco de PINTO para aterro sobre solo mole (MASSAD, 2003)

Figura II.13. Análise de estabilidade de superfícies circulares pelo método de Bishop

Simplificado.

Figura II.14. Exemplo de cálculo pelo método de Bishop Simplificado (DNER/IPR,

1990).

Figura II.15. Análise de estabilidade de superfícies não circulares pelo Método de Jambu

Simplificado.

xii

Figura II.16. Determinação do fator de correção fo do método Janbu Simplificado

(BROMHEAD, 2000).

Figura II.17. Exemplo de cálculo pelo método de Janbu Simplificado (DNER/IPR, 1990).

Figura II.18. Análise de estabilidade pelo Método de Spencer.

Figura II.19. Análise de estabilidade de aterros sobre argila mole – Método das Cunhas

Deslizantes.

Figura II.20. Análise da estabilidade de um aterro sobre argila mole, em que a resistência

que interessa é a resistência não drenada, Su da argila (PINTO, 2000).

Figura II.21. Curvas de compressão para diferentes amostradores – Clube Internacional -

Recife/PE (OLIVEIRA et al., 2000)

Figura II.22. Solicitações no terreno por efeito de carregamento na superfície; (a) tipos de

solicitação; (b) resultados típicos para cada solicitação (PINTO, 2000).

Figura II.23. Resultados de ensaios de compressão com diferentes velocidades e

coeficientes de segurança para as respectivas resistências (PINTO, 2000).

Figura II.24. Variação nas tensões cisalhalhantes, poro-pressão e fator de segurança

durante e após a construção de um aterro (BISHOP e BJERRUM, 1960).

Figura II.25. Resultados de Su – Barragem de Juturnaíba – trechos II, III-2 e V

(COUTINHO et al., 1998c).

Figura II.26. Fator de segurança, teórico na ruptura de aterros sobre solos moles

(BJERRUM, 1972).

Figura II.27. Fator de correção para ensaio de palheta de campo (BJERRUM, 1972;

1973).

Figura II.28. Fator de correção para ensaio de palheta de campo (AZZOUZ et al., 1983).

Figura II.29. Diagramas para a determinação da história de tensões e fator de correção

para o ensaio de palheta de campo (AAS et al., 1986)

Figura II.30. Fatores de correção obtidos a partir de retroanálise de aterros rompidos

(COUTINHO, 2000; a partir de COUTINHO, 1986b), SANDRONI, 1993)

e MASSAD (1999).

Figura II.31. Esquemas de procedimento dos ensaios triaxiais UU e CU (COUTINHO,

2004).

Figura II.32. Influência da qualidade da amostra na resistência ao cisalhamento de um

solo (BALDI et al., 1988).

Figura II.33. Tipos de incompatibilidade no comportamento tensão-deformação de um

aterro e uma fundação (SOARES, 1981).

xiii

Figura II.34. Curvas de mobilização de resistência com a variação de altura do aterro

(SOARES, 1981).

Figura II.35. Variação dos parâmetros estudados afetando o desenvolvimento das tensões

no aterro e relação dos parâmetros da equação (SOARES, 1981).

Figura II.36. Análise de estabilidade para o aterro nº 1 assumindo fissuras depois do

desenvolvimento de tensões no aterro (SOARES, 1981).

Figura II.37. Localização da superfície de ruptura ocorrida (COUTINHO, 1986).

CAPÍTULO III. CASO EM ESTUDO – INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA

Figura III.1. Localização do depósito estudado.

Figura III.2. Planta de situação e locação dos furos de sondagem, ensaio de palheta de

campo e retirada de amostra.

Figura III.3. Perfil típico de sondagem.

Figura III.4. Mapa Geológico da Cidade do Recife (ALHEIROS et al., 1995).

Figura III.5. Mecanismo de Escoamento Lateral do Terreno (GUSMÃO, 2000).

Figura III.6. Evidências do Movimento Lateral do Terreno (GUSMÃO, 2000).

Figura III.7. Evidências do Movimento Vertical do Terreno (GUSMÃO, 2000).

Figura III.8. Perfil geotécnico típico e Umidade do SP-02.

Figura III.9. Esquema geral do equipamento de palheta de campo.

Figura III.10. Parâmetros geotécnicos de resistência do ensaio de palheta.

Figura III.11. Curva típica Torque vs. Rotação – Galpão BR 101.

Figura III.12. Característica da amostragem do shelby e composição macroscópica da

amostra.

Figura III.13. Parâmetros geotécnicos de caracterização.

Figura III.14. Curva granulométrica da amostra retirada.

Figura III.15. Curvas tensão x deformação no adensamento vertical.

Figura III.16. σ’vo vs. profundidade.

Figura III.17. Curva Tensão x Coeficiente de adensamento vertical.

Figura IV.21. Ângulo de rotação na ruptura não corrigidos vs. profundidade para o local

estudado.

xiv

Figura IV.22. Sensibilidade do depósito argiloso estudado, segundo a classificação de

SKEMPTON e NOYTHEY (1952).

Figura III.18. Curva tensão-deformação ensaio UU.

Figura III.19. Curva tensão-deformação ensaio CU.

Figura III.20. Envoltória de resistência – Ensaio triaxial UU.

Figura III.21. Envoltória de resistência de Tensões Totais – Ensaio triaxial CIU.

Figura III.22. Envoltória de resistência de Tensões Efetivas – Ensaio triaxial CIU.

Figura III.23. Parâmetros geotécnicos de resistência – Ensaios triaxiais UU e CIU e

Ensaios de Palheta.

CAPÍTULO IV. ANÁLISE E AMPLIAÇÃO DOS PARÂMETROS GEOTÉCNICOS

Figura IV.1. Perfis geotécnicos típicos: (a) Planície do Recife (COUTINHO et al., 2000),

(b) presente estudo.

Figura IV.2. Carta de plasticidade – Resultados de solos moles de Recife e de Juturnaíba

(a partir de COUTINHO et al. 1998a).

Figura IV.3. Resultados de ensaios de caracterização com a profundidade – Clube

Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)

Figura IV.4. Curvas W, δ, G e IP vs. TMO (COUTINHO, 1986).

Figura IV.5. Perfil geotécnico com resultados de teor de matéria orgânica - Clube


Figura IV.6. Resultados de σ’vo, σ’vp e OCR vs. profundidade – Clube Internacional e

SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)

Figura IV.7. Resultados de σ’vo, σ’vp e OCR vs. profundidade – Boa Viagem e Cajueiro

(COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)

Figura IV.8. Correlações estatísticas: (a) Cc vs. W (%), (b) eo vs. W(%).

Figura IV.9. Comparação entre umidade retirada do Shelby e SPT- SESI-Ibura

(COUTINHO et al 1998a).

Figura IV.10. Parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade – Clube


xv

Figura IV.11. Parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade – Boa Viagem

e Cajueiro (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)

Figura IV.12. Perfis de Su obtidos a partir de EPC, Ensaios UU-C, CIU-C, CPTU e DMT

para as argilas moles de Recife (a partir de OLIVEIRA, 2000).

Figura IV.13. Perfis de St obtidos a partir do ensaio de palheta de campo (OLIVEIRA,

2000).

Figura IV.14. Perfil de umidade natural umidades médias – Galpão BR-101.

Figura IV.15. Posicionamento das faixas de valores das amostras do SPT do aterro do

Galpão da BR-101 na carta de plasticidade (determinação do IP através do

LL).

Figura IV.16. Perfil de OCR estimado a partir do ensaio de palheta de campo – EPC 01.

Figura IV.17. Variação dos parâmetros de compressibilidade com a profundidade.

Figura IV.18. Obtenção do fator de correção µ através do IP (BJERRUM, 1973).

Figura IV.19. Correção da resistência não drenada conforme BJERRUM (1973).

Figura IV.20. Correção da resistência não drenada conforme BJERRUM (1973),

considerando a média da EPC1 e EPC2.

Figura IV.21. Obtenção do fator de correção µ através do IP e σ’vo (AAS et al., 1986).

Figura IV.22. Correção da resistência não drenada conforme AAS et al. (1986).

CAPÍTULO V. ANÁLISE DE ESTABILIDADE – RETROANÁLISE

Figura V.1. Localização da seção escolhida para análise de estabilidade, passagem da

provável superfície de ruptura, e fissuramento do terreno.

Figura V.2. Geometria adotada na análise de estabilidade em tensões totais admitindo

superfície circular – Programa GEO SLOPE


superfície planar – Programa GEO SLOPE

Figura V.4. Procedimento utilizado para a consideração do fissuramento do aterro.

Figura V.5. Perfis de Su utilizadas na análise de estabilidade – Galpão BR-101.

Figura V.6. Definição de parâmetros de trabalho através do Programa GEO SLOPE.

Figura V.7. Resumo dos resultados da análise de estabilidade de tensões totais

(superfície circular) – Programa GEO SLOPE – Estudo do FSmín

xvi

Figura V.8 Determinação dos pontos de passagem da provável superfície de ruptura –

seção transversal.

Figura V.9. Resumo dos resultados da retroanálise de estabilidade de tensões totais

(superfície circular) – Bishop Simplificado - Programa GEO-SLOPE –

Estudo do FSmín.

Figura V. 10. Resumo dos resultados da retroanálise de tensões totais (superfície planar) –

Spencer - Programa GEO SLOPE - Estudo do FSmín.

Figura V. 11. Resumo e comparação dos resultados da análise e retroanálise de

estabilidade de tensões totais (superfície circular) – Bishop Simplificado -

Programa GEO-SLOPE – Estudo do FSmín.

Figura V.12. Diferença na localização da superfície prevista e observada - 50%

fissuramento aterro - Su sem correção.


fissuramento aterro - Su corrigido.

Figura V.14. Consideração da passagem da superfície de cisalhamento e do cálculo da Su

de referência.

Figura V.15. Análise tridimensional – Estimativa do efeito das extremidades do aterro

segundo AZZOUZ et al (1983)

Figura V.16. Cálculo do Fator de Segurança admitindo a construção de berma de

equilíbrio.

Figura V.17. Fatores de correção obtidos a partir de retroanálise de aterros rompidos

(COUTINHO, 2000; a partir de COUTINHO, 1986b), SANDRONI (1993) e

MASSAD (1999), com pontos de Recife – presente trabalho.

APÊNDICE A

Figura A.1. Curvas torque vs. rotação – EPC1 a 7,0, 7,5 e 9,5m – aterro BR101.



Figura A.4. Curvas torque vs. rotação EPC2 a 10,5, 11,0 e 12,0m – aterro BR101.

Figura A.5. Curvas torque vs. rotação - EPC2 a 13,0 e 14,5m – aterro BR101.

xvii

APÊNDICE B

Figura B.1. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Previsão da localização

da superfície de ruptura - SEM FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM

CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR

Figura B.2. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Localização da

superfície de ruptura ocorrida - SEM FISSURAMENTO DO ATERRO

/ Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR


da superfície de ruptura - SEM FISSURAMENTO DO ATERRO / Su

CORRIGIDO/ SUPERFÍCIE CIRCULAR


superfície de ruptura ocorrida - SEM FISSURAMENTO DO ATERRO / Su

CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR


da superfície de ruptura - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM

CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR


superfície de ruptura ocorrida - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su

SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR


da superfície de ruptura - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su







CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR (MÉDIA EPC1 E EPC2)



CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR (MÉDIA EPC1 E EPC2)

xviii














superfície de ruptura ocorrida - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO

/ Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE PLANAR


superfície de ruptura ocorrida - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO

/ Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE PLANAR

xix

LISTA DE FOTOS


Foto III.1. A - Detalhe do pilar;

B - Descolamento da viga em relação ao pilar;

C - Detalhe das fissuras na alvenaria junto ao pilar;

D - Afundamento do bloco de fundação.

Foto III.2. A, B - Abertura das juntas do piso próximo ao pilar;

C - Detalhe afundamento do bloco e descolamento do piso;

D - Detalhe da abertura das juntas do piso.

Foto III.3. A, B - Vista geral e detalhe da separação pilar x alvenaria x viga;

C, D- Levantamento de placa.

Foto III.4. A, B - Movimento sofrido pelas estruturas metálicas.

Foto III.5. A, B - Quebra do bloco de fundação;

C, D - Aumento das fissuras no piso.

Foto III.6. A, B, C, D, E - Visão geral da ruptura no galpão.

Foto III.7. A, B - Visão geral da ruptura no galpão.

Foto III.8. A, B - Afundamento do piso do galpão – ponto A;

Foto III.9. A - Vista lateral do galpão;

B - Rachaduras no muro lateral;

Foto III.10. A, B - Utilização da palheta de campo;

C - Local do ensaio de palheta;

Foto III.11. A - Local do ensaio SPT;

B - Tubos de SPT;

Foto III.12. Vista geral do local de estudo após um ano da ruptura.

Foto III.13. A, B - Rebaixamento e fissuras no terreno;

C - Muro de gabião danificado;

D - Movimento do muro com flexão das placas de concreto.

xx

LISTA DE TABELAS

CAPÍTULO II . REVISÃO BIBLIOGRÁFICA

Tabela II.1. Principais métodos de análise de estabilidade de taludes.

Tabela II.2. Vantagens e desvantagens dos ensaios de laboratório e de campo aplicados a

argilas moles (ALMEIDA, 1996).

Tabela II.3. Procedimentos recomendados na bibliografia para determinação de

parâmetros de argilas moles (ALMEIDA, 1996 e COUTINHO et al., 2000).


Tabela III.1. Cronograma das visitas ao local de estudo. Tabela III.2. Cronograma das sondagens realizadas no local de estudo.

Tabela III.3. Resultados de ensaio de palheta de campo.

Tabela III.4. Resultados dos ensaios de caracterização

Tabela III.5. Parâmetros de compressibilidade obtidos a partir do ensaio de adensamento.

Tabela III.6. Resultado do ensaio triaxial UU.

Tabela III.7. Resultado do ensaio triaxial CU.

CAPÍTULO IV. ANÁLISE E AMPLIAÇÃO DOS PARÂMETROS GEOTÉCNICOS

Tabela IV.1. Perfis típicos da planície do Recife (FERREIRA et al., 1986).

Tabela IV.2. Faixa de variação de valores e índices físicos por local investigado

(COUTINHO E FERREIRA, 1988).

Tabela IV.3. Valores de Supalheta, IP e umidade natural para argila/solos orgânicos

brasileiros (ampliada de COUTINHO et al., 2000).

Tabela IV.4. Correlações estatísticas – solos orgânicos e argilas moles / médias - Recife

(COUTINHO et al., 1998).

Tabela IV.5. Sensibilidade de argilas mole Brasileiras (COUTINHO et al., 2000;

OLIVEIRA, 2000).

Tabela IV.6. Valores de limite de liquidez e índice de plasticidade estimados.

xxi

Tabela IV.7. Parâmetros de compressibilidade obtidos a partir de correlações geotécnicas

propostas por COUTINHO et al. (2001), com perfil de umidade do ensaio

SPT.

Tabela IV.8. Parâmetros utilizados para correção de Su segundo BJERRUM (1973).

Tabela IV.9. Parâmetros utilizados para correção de Su segundo AAS et al. (1986)

Tabela IV.10. Comparação dos valores corrigidos de Su determinados através de

BJERRUM (1973) e AAS et al. (1986)

Tabela IV.11. Sensibilidade das Argilas (SKEMPTON e NORTHEY, 1952).

CAPÍTULO V. ANÁLISE DE ESTABILIDADE – RETROANÁLISE

Tabela V.1. Resistências não drenadas utilizadas na análise de estabilidade – Galpão

BR-101.

Tabela V.2. Hipóteses estabelecidas sobre considerações de resistência do aterro e da

fundação.

Tabela V.3. Resultados dos FSmín da análise de estabilidade – superfície circular.

Tabela V.4. Resultados dos FSmín da retroanálise de estabilidade – superfície circular.

Tabela V.5. Resultados dos FSmín da retroanálise de estabilidade – superfície planar.

Tabela V.6. Resumo dos FSmín calculados no Programa GEO SLOPE.

Tabela V.7. Resumo dos valores de Su (retroanálise) e do FS obtidos através dos

métodos expeditos utilizados.

Tabela V.8. Comparação entre os FS calculados admitindo-se as correções de

BJERRUM (1973) e AAS et al. (1986)

xxii

SIMBOLOGIA

c → coesão

Cc → índice de compressão

Cs → índice de inchamento

CIU-C → ensaio de compressão triaxial (não drenado consolidado isotropicamente)

eo → índice de vazios inicial

eσ’vo → índice de vazios para σ’vo

eσ’vf → índice de vazios para σ’vf

ε σ’vo → deformação específico para σ’vo

EPC → ensaio de palheta de campo

FS → fator de segurança

φ → ângulo de atrito

θrup → ângulo de rotação na ruptura

Hc → altura crítica do aterro

Hadm → altura admissível do aterro

IP → índice de plasticidade

K0 → coeficiente de empuxo no repouso

KE → módulo do aterro

LL → limite de liquidez

LP → limite de plasticidade

Nc → fator de capacidade de carga

OCR → razão de pré-adensamento

µ → fator de correção aplicado ao EPC

δat → peso específico do aterro

δhmáx → deslocamento horizontal máximo

δvmáx → deslocamento vertical máximo

∆σ’v → acréscimo de tensão vertical efetiva

RE, RF → fatores de redução de resistência

St → sensibilidade

Su → resistência ao cisalhamento não drenada

Suamolg. → resistência ao cisalhamento não drenada no estado amolgada

Suo → resistência ao cisalhamento não drenada inicial

xxiii

Sufinal → resistência ao cisalhamento não drenada final

Sucorrig → resistência ao cisalhamento não drenada corrigida

σ'p → tensão de pré-adensamento

σ'vo → tensão vertical efetiva de campo

σ'3f → tensão principal efetiva menor, na ruptura

TMO → teor de matéria orgânica

Tmáx → torque máximo

UU-C → ensaio de compressão triaxial (não drenado e não consolidado)

WN → umidade natural

1

CAPÍTULO I

INTRODUÇÃO

1.1. CONSIDERAÇÕES INICIAIS

A ocupação de terrenos situados sobre espessos depósitos de solo mole tem se tornado

cada vez mais comum nas cidades situadas nas baixadas brasileiras. Essa ocupação se dá

nas fundações de edifícios, aterros de estradas, aeroportos, barragens, urbanização de áreas,

etc.

O estudo do comportamento desses aterros / fundações tem sido abordado por diversos

autores nacionais (ORTIGÃO, 1980; COUTINHO, 1986; DNER/IPR, 1990; BORGES,

1991; COUTINHO et al., 1994; PINTO, 1994; ALMEIDA, 1996; LUCENA, 1997;

NACCI, 2000; SCHINAID e NACCI, 2000; SPOTTI, 2000; ALMEIDA et al., 2001;

CAVALCANTE, 2001, MASSAD, 2003) e internacionais (TAVENAS e LEROUEIL,

1980; MAGNAN e DEROY, 1980; LEROUEIL et al., 1990; LADD, 1991; MESRI et al.,

1994; CUR, 1996), acumulando assim experiências para melhor entendimento dos solos

moles sob a solicitação do carregamento.

Quando simples depósitos, sem acompanhamento tecnológico, os aterros podem ser de

constituição heterogênea e não devem ser utilizados como material de apoio de fundações.

Ainda que se apresentem superficialmente com consistência ou capacidade adequadas,

podem apresentar em camadas profundas, materiais imprevistos. A existência de pedaços

de madeira em decomposição, embalagens e materiais semelhantes no corpo do aterro

pode provocar a ocorrência de grandes deformações quando os aterros são carregados.

Em geral o projeto de construção de aterros sobre solos moles deve apresentar fator de

segurança adequado quanto à possibilidade de ruptura do solo de fundação durante e após

construção; apresentar deslocamentos totais ou diferenciais, no fim ou após a construção,

compatíveis com o tipo de obra; e evitar danos a estruturas adjacentes ou enterradas.

2

Para atender os requisitos acima é necessário o emprego de estudos e métodos para prever

o comportamento da obra, e com isso adotar uma solução adequada na fase de projeto. A

eficácia de uma previsão está aliada não só a adequação do método de análise empregado,

mas também na determinação dos parâmetros do solo a utilizar nessa análise.

Na análise de estabilidade de um aterro construído sobre uma argila mole, a principal

variável e que mais influencia o fator de segurança calculado, é justamente a resistência de

fundação, razão pela qual, maiores esforços são concentrados na sua avaliação através de

ensaios de campo e laboratório. Deve ficar claro que a resistência não drenada (Su) não é

um parâmetro único, visto que depende do tipo de ensaio utilizado, da velocidade de

deformação, da orientação dos planos de ruptura, etc., cabendo ao projetista escolher o

ensaio mais apropriado para o tipo de problema que está sendo analisado.

Este trabalho apresenta um estudo referente ao problema de ruptura de um aterro sobre

solo mole, no qual foi construído um galpão, localizado na BR-101, Dois Irmãos, Recife-

PE. Devido à presença de uma espessa camada de solo mole, com até 12 metros de

espessura, e à forma construtiva, houve a necessidade de se analisar a estabilidade à

ruptura geral comumente considerada nos projetos de aterros sobre solos moles.

Trata-se de uma parceria da Área de Geotecnia da UFPE – DEC através do GEGEP com a

consultoria profissional da Gusmão Engenheiros Associados, que devido à peculiaridade

do caso e dos dados de investigação geotécnica existentes (ensaios de campo e

laboratório), apesar de limitações existentes no projeto prático, tornou-se base para o

desenvolvimento do presente trabalho procurando aliar a pesquisa a casos práticos, de

forma a associar a formação de recursos humanos junto com o ganho de experiência local /

regional.

As análises de comportamento se basearam nas investigações geotécnicas de campo (SPT

com umidade in situ; ensaio de palheta; amostragem indeformada tipo Shelby) e de

laboratório (caracterização, adensamento vertical, triaxiais UU e CU). Face a limitação nos

estudos de laboratório, um estudo adicional do comportamento de solos similares foi

realizado utilizando sobretudo o Banco de Dados das argilas moles do Recife, obtendo

informações geotécnicas na análise e complementação das investigações.

3

1.2. OBJETIVOS DA DISSERTAÇÃO

O presente trabalho tem como objetivo principal o estudo da estabilidade e a conseqüente

ruptura ocorrida no aterro sobre solo mole situado na BR-101 – PE, através da utilização

do programa computacional GEO SLOPE, com aplicação de métodos de análise de

estabilidade propostos na literatura e discussão / avaliação de procedimentos para obtenção

da caracterização geotécnica da área.

Os objetivos específicos são:

Análise e obtenção de resultados e experiências que venham a agregar os demais estudos

relacionados ao tema, contribuindo com a experiência local e regional;

Permanente atualização dos conhecimentos no tema de pesquisa, para que, através dos

estudos desenvolvidos na presente dissertação, associado a modelos de previsão, se torne

mais fácil a definição de projetos deste tipo;

Melhor entendimento do mecanismo / comportamento de aterros sobre solos moles,

quanto à estabilidade, através da comparação das análises de previsão, e a determinação da

caracterização geotécnica a ser utilizada nesta análise;

Estudo de casos práticos em solos similares encontrados na Cidade do Recife e em outras

planícies brasileiras, visando à comparação / análise dos resultados / procedimentos

utilizados;

Análise da estabilidade com base nas informações obtidas e retroanálise da ruptura;

Obter informações geotécnicas através do Banco de Dados, utilizando todo seu potencial

na complementação das investigações, e utilizar correlações estatísticas empíricas de

parâmetros geotécnicos, permitindo desta forma, melhoramento das análises e discussões

dos dados do trabalho.

4

1.3. ESTRUTURA DA DISSERTAÇÃO

Esta dissertação está subdividida em seis capítulos e dois apêndices. Os assuntos estão

distribuídos da seguinte maneira:

No presente capítulo (Capítulo I) está a INTRODUÇÃO, na qual se tem uma visualização

geral do trabalho desenvolvido e seus objetivos.

O Capítulo II refere-se aos tópicos da REVISÃO BIBLIOGRÁFICA. Inicialmente são

apresentados os principais modelos de análise de aterros sobre solos moles sob a

solicitação de um carregamento externo, e a trajetória de tensões propostas para diversas

fases da construção do aterro. Em uma segunda etapa, o capítulo trata do

comportamento de aterros sobre solos moles para análise de estabilidade, através do

estudo dos mecanismos de estabilidade, métodos de análise, determinação da resistência

não drenada do solo de fundação e fatores que afetam os resultados.

O Capítulo III refere-se ao CASO EM ESTUDO – INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA,

incluindo localização / características da obra, histórico do processo de deslocamento que

culminou na ruptura, avaliação dos danos, e programa de investigação geotécnica,

consultoria realizada através da empresa Gusmão Engenheiros Associados e estudos

complementados através da presente pesquisa.

O Capítulo IV trata da ANÁLISE E AMPLIAÇÃO DE RESULTADOS, com

apresentação de uma síntese de resultados de estudos desenvolvidos na Área de Geotecnia

– DEC/UFPE das características das argilas moles do Recife reunidas a partir do Banco de

Dados, e resultados de parâmetros geotécnicos descritos na literatura brasileira. A partir

desses estudos preliminares, será apresentada a adequação / ampliação dos parâmetros

geotécnicos necessários na análise de estabilidade.

O Capítulo V apresenta a ANÁLISE DE ESTABILIDADE – RETROANÁLISE do

local de estudo, utilizando a programa GEO SLOPE simulando diferentes situações, e

também, métodos empíricos para uma estimativa inicial da estabilidade do solo de

fundação. São detalhados os parâmetros e procedimentos utilizados nesta análise.

5

No Capítulo VI são apresentadas as CONCLUSÕES E AS SUGESTÕES PARA

FUTURAS PESQUISAS.

Nos APÊNDICES A e B são apresentados respectivamente as curvas torque vs. rotação

dos ensaios de palheta de campo, realizados através de equipamento da Área de Geotecnia

– DEC/UFPE, e os resultados obtidos da análise de estabilidade realizadas com o Programa

GEO SLOPE.

6

CAPÍTULO II

REVISÃO BIBLIOGRÁFICA

2.1. MODELOS DE ANÁLISE DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES

2.1.1. INTRODUÇÃO

As deformações que ocorrem em uma massa de solo quando esta é submetida a um

carregamento dependem do estado de tensões aplicado, das propriedades do solo e da

forma pela qual o estado de tensões é atingido.

Alguns modelos de projeto são propostos na bibliografia para representar o

comportamento de aterros sobre solos moles nas diversas fases de solicitação por

carregamento externo (SKEMPTON, 1948; TAVENAS e LEROUEIL, 1980; LACERDA

e MARTINS,1985).

2.1.2. ABORDAGEM TRADICIONAL – SKEMPTON (1948)

A análise de aterros sobre solos moles tem sido tradicionalmente realizada considerando o

comportamento da fundação em duas fases sucessivas (SKEMPTON, 1948), as quais estão

apresentadas na Figura II.1.

a) Durante a construção, devido à rápida velocidade de aplicação de carga e a baixa

permeabilidade das argilas, prevalece uma resposta não drenada. As deformações são

calculadas através da teoria da elasticidade. Quando a argila está saturada, o coeficiente de

Poisson (νu) para carregamento não drenado é 0,5 e este valor é freqüentemente usado nas

tabelas existentes. Sugere-se determinar o módulo de elasticidade da fundação (Eu) através

de ensaios triaxiais CU, porém como sua seleção adequada é muito difícil pela sua

dependência do nível de tensões e da trajetória de tensões, é prática convencional utilizar o

módulo Eu secante correspondendo para 50% da tensão desviatória máxima (Eu50%). As

7

poro-pressões são estimadas usando a teoria da elasticidade com o acréscimo de tensão

octaédrica efetiva igual a zero (∆σ’oct=0; ∆U=∆σoct) ou a teoria da elasticidade-plasticidade

para a condição não drenada com a variação de volume nula (∆V=0). As condições de

estabilidade são analisadas utilizando um perfil da resistência não drenado (Su) com um

método de tensões totais, que considera o ângulo de atrito interno do solo nulo (c=Su;

φ=0);

b) Após o final da construção, o adensamento desenvolve-se com variações associadas às

poro-pressões, tensões efetivas, deslocamentos e resistência disponível. Há, portanto,

queda nas poro-pressões e aumento correspondente nas tensões efetivas e recalques. O

cálculo de recalques e seu desenvolvimento com o tempo geralmente se baseia nos

resultados de testes oedométricos, desprezando-se normalmente as deformações laterais.

De acordo com este modelo, o projeto de um aterro sobre solo mole consiste em uma

análise não drenada de deslocamento e condições de estabilidade durante a construção, e

uma análise drenada da estabilidade ao longo prazo, e também dos recalques devido ao

adensamento, desprezando-se as deformações horizontais.

Figura II.1. Modelo de análise e comportamento de aterros sobre solos moles comumente

adotados na prática, propostos por SKEMPTON, 1948. (TAVENAS e LEROUEIL, 1980).

8

Todavia, este modelo de previsão nem sempre é satisfatoriamente estabelecido.

Comparações entre o comportamento previsto por este método com observações feitas

através da instrumentação desde 1960 têm mostrado casos com resultados que apresentam

diferenças significativas (TAVENAS e LEROUEIL, 1980).

2.1.3. MODELO YLIGHT – TAVENAS E LEROUEIL (1980)

Este modelo baseia-se numa consideração de drenagem parcial durante a construção

(LEROUEIL et al., 1978; TAVENAS e LEROUEIL, 1980; e LEROUEIL et al., 1990).

LEROUEIL et al., (1978) observaram através do estudo de diversos aterros sobre solos

moles o desenvolvimento do adensamento durante os primeiros estágios de carregamento.

Esta drenagem parcial durante a construção influenciaria os métodos de análise de

deslocamentos, acréscimos de poro-pressão e análise de estabilidade. Baseados na revisão

de casos históricos e num modelo de comportamento de argilas moles denominado Ylight

(TAVENAS e LEROUEIL,1980), que utiliza os conceitos de estado limite e estado crítico,

os autores do modelo propõem uma nova abordagem do comportamento real de fundações

argilosas durante e após a construção de aterros, apresentando os respectivos métodos de

análise.

Considerando um depósito de argila pré-adensada onde o solo situa-se sob o centro do

aterro, cuja razão de pré-adensamento é menor que 2,5 (OCR<2,5) e as direções das

tensões principais permanecem horizontal e vertical todo o tempo, a trajetória de tensão

efetiva seguida durante e após a construção de um aterro estável é tal como O’P’A’B’D’

apresentado na Figura II.2.

O período de construção correspondendo a O’P’A’ (para argilas pré-adensada) pode ser

dividido em duas etapas:

1- Inicialmente, devido à argila encontrar-se, pré-adensada, o adensamento ocorre

rapidamente, por apresentar uma permeabilidade maior ou, às vezes pelo solo não estar

completamente saturado. Neste estágio, as poro-pressões geradas (B1) no solo de fundação

são baixas e a trajetória de tensões efetivas mostra uma resposta drenada (O’P’);

9

2- Quando as tensões efetivas alcançam a superfície de plastificação em P’, usualmente no

momento em que ∆σ’V=∆σ’P, a argila se torna normalmente adensada, com menor

permeabilidade e maior compressibilidade, levando o comportamento da fundação para a

condição não drenada e a maiores respostas de poro-pressão (B2), seguindo a trajetória de

tensão efetiva P’A’ na superfície de plastificação da argila.

Após o final da construção (A’), durante a fase de consolidação primária, o adensamento a

longo prazo conduz a um aumento nas tensões efetivas com a tensão total vertical

permanecendo essencialmente constante seguindo uma trajetória tal como A’B’D’.

Segundo LEROUEIL et al. (1990), tal trajetória e a seqüência de respostas que ela revela

pode ser usada para analisar todo o solo de fundação, embora aquela trajetória seja

estritamente válida somente sob o centro do aterro.

Segundo LEROUEIL et al. (1990), SKEMPTON e BJERRUM (1957), notaram

corretamente que o carregamento até mesmo sob condições não drenadas, é acompanhado

por um acréscimo de tensão efetiva vertical (uma trajetória tal como O’U’, Figura II.2.)

que deveria ser levado em consideração no cálculo dos recalques ao longo do tempo. No

entanto, LEROUEIL et al. (1990) mostraram que a análise do comportamento das

fundações de diversos aterros instrumentados tem sugerido que a trajetória de tensões não

segue, em geral como O’U’, mas é bastante próximo à O’P’A’, de forma que na maioria

dos casos, tem-se ao final da construção σ’V=σ’p .

σ'vo + σ'Vσ'p

σ'1−σ'32

c', φ'

K0 nc

Y0

F'

O'

D'B'A'

C'

σ'vo

P'

2σ'1+σ'3

U'

Figura II.2. Trajetória de tensões efetivas sobre o centro do aterro. (LEROUEIL et al.,

1990).

10

As poro-pressões na argila de fundação geradas durante a construção podem ser

relacionadas ao aumento de carga vertical do aterro, como indicado na Figura II.3.

Inicialmente, o acréscimo de poro-pressão ∆U é muito mais baixo que ∆σV, devido à

drenagem que ocorre nesta fase, e o coeficiente de poro-pressão B=∆U/∆σV varia com a

profundidade de acordo com a Figura II.4. Essas medidas são consideradas em uma

vertical situada no centro do aterro.

σV σVA = I γr Hr σV crit σ'p-σ'vo 0

σV

C'

F'

A'

σ'Vcrit

B1P'

uA

B1 = U = 1.0 Bf >1.0

B2=1.0

u

Figura II.3. Relação poro-pressão x tensão vertical total causada em um aterro.

(LEROUEIL et al., 1990).

0,4 Z/D

1,0

0,8

0,6

0,2

00 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0

B1

Limite superior (construção rápida, argila mole saturada)

Limite inferior (construção lenta, argila rígida ou não-saturada)

Média

Z D

Figura II.4. Relação profundidade x coeficiente de poro-pressão B – solo com OCR<2,5.


OBS: A relação média

entre B1=∆u/=∆σV e Z/D

pode ser representada

pela equação:

B1=0,6-2,4(Z/D-0,5)2,

onde:

Z= profundidade do

ponto para o qual B1 é

11

No ponto P’ da Figura II.3, a tensão vertical crítica, para a qual o depósito de argila ou

parte deste se torna normalmente adensado, corresponde a uma “altura crítica

intermediária” do aterro (ponto P’) e pode ser obtida através da Expressão (II.1).

)1(.

''

1BIH

r

VOpnc −

−=

γ

σσ (II.1)

Onde σ’V0 = vertical efetiva inicial

σ’P = tensão de pré-adensamento no ponto sob consideração

B1= coeficiente de poro-pressão no trecho pré-adensado

γat = peso específico do material do aterro

I = fator de influência de tensão calculado da teoria da elasticidade

Acima desta altura crítica de aterro, ou seja, na fase seguinte do carregamento, é observado

que o caminho de tensões segue a trajetória P’A’ sob uma tensão efetiva vertical constante

(∆u=σV , ou B2=1), ou seja, o acréscimo de tensão vertical total é transmitido às poro-

pressões e, portanto, em nada acrescenta à tensão vertical efetiva. Já em relação às tensões

horizontais efetivas, há uma diminuição devido à geração de poro-pressão. Como

resultado, a poro-pressão no final da construção sob um aterro estável (ponto A’, Figura

II.3) é dada pela Expressão (II.2).

∆uA = I. γr.Hr – (σ’p - σ’V0) (II.2)

Quando a construção é levada à ruptura, a aproximação de ruptura local em F’ resulta

numa geração rápida de poro-pressão (Bf>1) devido à deformação da argila em direção a

seu estado crítico, seguindo a trajetória de tensão F’C’, conforme Figura II.2.

A estabilidade da fundação será garantida se as tensões efetivas durante a construção e a

longo prazo permanecem abaixo da envoltória de Mohr-Coulomb da argila normalmente

adensada. Considerando a trajetória de tensão seguida durante a ruptura (F’C’, Figura II.2),

o cálculo de estabilidade será realizado por comparação das tensões cisalhantes aplicadas

pelo aterro à fundação de solo com uma resistência ao cisalhamento a qual esteja

apropriada a esta trajetória.

12

O recalque do solo de fundação durante a construção de um aterro e a longo prazo se

desenvolve com a carga aplicada e com o tempo como mostrado na Figura II.5. Durante a

fase inicial de construção, a fundação de argila está num estado pré-adensado e se

comporta de uma maneira quase elástica com uma grande rigidez; os recalques

permanecem pequenos (próximos à condição K0) e aumentam linearmente com o aumento

da carga do aterro (OP’). Acima de altura crítica (Hnc), a argila se torna normalmente

adensada e começa a responder de uma maneira não-drenada; os recalques refletem a

rigidez inferior da fundação nessas condições (P’A’).

Após o final da construção, durante a fase de adensamento primário, a tensão total vertical

permanece essencialmente constante e a tensão efetiva vertical aumenta. O recalque ocorre

a uma taxa decrescente com o tempo controlado pelo adensamento e características do

“creep” da argila. Mesmo sem qualquer evidência experimental direta, segundo

TAVENAS et al. (1979), pode ser assumindo que a trajetória de tensões efetivas segue

A’B’D’ (Figura II.2). Observa-se que o aumento do recalque, geralmente conduz a parte

do aterro se tornar submersa, abaixo do nível d’água, e então reduzir a carga total aplicada,

desde que a unidade de peso da porção submersa seja reduzida de peso específico do aterro

(γat) para peso específico do aterro submerso (γatsub).

Os deslocamentos horizontais do solo de fundação sob o eixo do aterro mostram a mesma

seqüência de fases de comportamento, conforme Figura II.6. Inicialmente os

deslocamentos laterais gerados na fundação no seu estado pré-adensado e drenado são

baixos por comparação com recalques (OP’), desde que a trajetória de tensão seguida

esteja próxima ao estado K0, que indica a posição de repouso. Em direção ao final da

construção, quando a argila está respondendo de uma maneira não drenada normalmente

adensada, o deslocamento horizontal aumenta à mesma velocidade que o recalque.

Finalmente, a longo prazo, (A’D’) o adensamento da fundação conduz ao desenvolvimento

de deslocamentos horizontais os quais são muito mais baixos do que os recalques, com a

relação Ym/S sendo em função da geometria e da margem de estabilidade do aterro e sua

fundação.

Do ponto de vista dos métodos de análise a serem utilizados, o aspecto mais importante

deste comportamento é a existência de um período inicial durante o qual a fundação de

argila pré-adensada responde de uma maneira drenada ou parcialmente drenada. É por esta

13

razão que é necessário reexaminar os métodos clássicos de análise de comportamento de

aterros sobre solos moles durante a construção, porque esses métodos sistematicamente

admitem que a argila se comporta de uma maneira não-drenada durante a construção.

No caso de uma análise de estabilidade em aterros sobre solos moles construídos em uma

única etapa, conforme utilizado no presente trabalho o modelo tradicionalmente adotado é

o de SKEMPTON (1948), prevalecendo uma resposta não drenada.

γ rH

S

Tem po P'

A ' D

γ rH nc

A ' D '

0

Figura II.5. Variações típicas no Carregamento do aterro e Recalque com o tempo.


Ym

0 S

P'

A'

D'

YmS Final da camada mole

Figura II.6. Relação típica entre o Deslocamento horizontal máximo (Ym) e Recalque (S)

sob o aterro. (LEROUEIL et al., 1990).

14

TAVERNAS et al (1979) propõe a utilização de um método de correlações empíricas de

recalque com deslocamentos horizontais, o qual correlaciona o recalque máximo S medido

na linha de centro do aterro com o deslocamento horizontal máximo Ym medido na vertical

sob o pé do aterro.

Para aterros construídos em uma etapa, TAVENAS et al (1979) concluíram, a partir de

cerca de 15 aterros com taludes da ordem de 1,5 a 2,5(H): 1,0(V), em depósitos com

OCR<2,5 e sem drenos verticais, que existem dois estágios sucessivos de comportamento:

a) parcialmente drenado, devido ao alto Cv inicial do solo sobre-adensado, os

deslocamentos horizontais são inicialmente bem menores que os deslocamentos verticais,

resultando na correlação Ym = (0,18±0,09) S; e b) não drenado, devido à passagem da

argila à condição normalmente adensada com decréscimo de Cv, os deslocamentos

horizontais passam a ser da mesma ordem de grandeza que os deslocamentos verticais,

resultando na correlação: ∆Ym =(0,9± 0,2) ∆S. Durante o adensamento subseqüente à

construção o deslocamento horizontal continua a aumentar linearmente com o recalque,

resultando na correlação: ∆Ym =(0,16± 0,02) ∆S.

Segundo LADD (1991) as correlações acima têm aplicabilidade limitada aos casos

analisados por TAVENAS et al (1979). LADD enfatiza que desvios significativos dos

padrões acima descritos podem ser encontrados no caso da existência de drenos verticais e

principalmente no caso de carregamento em etapas e fundações experimentando grandes

regiões de escoamento plástico. COUTINHO (1986) e COUTINHO et al. (1994)

apresentam resultados e análises de deslocamento horizontais ocorridos.

2.1.4. ADENSAMENTO SECUNDÁRIO – LACERDA e MARTINS (1985).

A compressão secundária é um dos principais fatores citados na bibliografia (LEROUEIL

et al., 1988; LEROUEIL, 1994; SCHMIDT e PACHECO, 1994) responsáveis pela

diferença entre o comportamento previsto e o comportamento em campo durante o

adensamento. A trajetória da compressão secundária está associada à dissipação de tensões

cisalhantes sob uma mesma tensão efetiva vertical e o aumento correspondente da tensão

efetiva horizontal.

15

Baseados em experimentos de laboratório, LACERDA e MARTINS (1985), sugeriram a

trajetória correspondente ao adensamento secundário, complementando a trajetória de

tensões apresentada por LEROUEIL et al. (1990), que engloba as fases durante e após a

construção até o fim do adensamento primário, quando então a trajetória de tensões alcança

a linha correspondente a K0N.

Admite-se que durante o adensamento primário, o coeficiente de empuxo no repouso de

um solo normalmente adensado (K0N) permaneça constante, e que o caminho de tensões

efetivas corresponde ao seguimento AB sobre a reta K0N , conforme mostrado na Figura

II.7, bem como a reta Kf que representa a envoltória de ruptura.

LACERDA e MARTINS (1985), baseados em evidências experimentais, HSIEH e

KAVAZANGIAN (1985) e MESRI e CASTRO (1987), acreditam que a trajetória de

tensões efetivas a ser percorrida durante o processo de adensamento secundário está sobre

BC, com K0 tendendo para 1, conforme Figura II.7.

Considerando que durante a compressão secundária a tensão vertical efetiva permanece

constante, e que toda a compressão esteja associada a um incremento de tensão efetiva

octaédrica (p’), o único meio de aumentar p’, provocando uma compressão adicional, seria

através do aumento da tensão horizontal efetiva, ou seja, o aumento de K0 ao longo da

compressão secundária. Este mecanismo está mostrado na Figura II.8.

q'

p'

2 Linha KF

σ'hA σ'vA σ'hB σ'vB C

B

A

Linha K0

p' = σ'v + σ'h q' = σ'v - σ'h 2

Caminho de tensões efetivas no adensamentoprimário (oedométrico)

Figura II.7. Trajetória de tensões do adensamento secundário. (LACERDA e MARTINS,

1985).

16

e

σ'vB = σ'vC σ'v

F E

A

B

C

σ'vB = σ'vC

σ'h (t)

σ'hB = σ'hC

p' = σ'v + 2σ'h3

Figura II.8. Representação da compressão secundária no adensamento unidimensional.

(LACERDA e MARTINS, 1985).

Um outro argumento para esse mecanismo, refere-se ao fato que, partindo-se do ponto A

na Figura II.8. uma outra alternativa para atingir o ponto C seria permitir o adensamento

até o ponto E e depois descarregamento até C. Neste caso seria gerada uma razão de sobre-

adensamento com o conseqüente aumento de K0, fenômeno amplamente conhecido na

mecânica dos solos.

Segundo LACERDA e MARTINS (1985), em argilas normalmente adensadas, com

K0N<1, há em qualquer plano (com exceção do horizontal e vertical) tensões cisalhantes.

Imagina-se que, em longo prazo as ligações entre as partículas não suportem as forças

cisalhantes nos contatos. Com isso, as tensões cisalhantes ao longo de todos os planos da

massa de solo vão se dissipando e tendendo a zero com o tempo. Isso faz com que a tensão

horizontal efetiva σ’H aumente ou ainda, que a tensão desviatória (σ’V - σ’H) diminua,

fenômeno conhecido como relaxação de tensões. O que levaria a concluir que o fenômeno

cessa quando σ’V = σ’H, ou seja K0=1.

17

2.2. COMPORTAMENTO DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES PARA

ANÁLISE DE ESTABILIDADE.

2.2.1. INTRODUÇÃO

Alguns métodos, modelos e teorias são propostos na bibliografia para utilização na fase de

projeto, quanto ao comportamento e controle de aterros sobre solos moles construídos em

uma etapa, em relação à estabilidade do solo de fundação.

2.2.2. SIGNIFICADO DA ANÁLISE DE ESTABILIDADE

O fator de segurança é uma relação entre valores de grandezas, ao longo da superfície

potencial de deslizamento, que ocorreriam na ruptura e os valores destas grandezas

necessárias ao equilíbrio do talude. A definição mais utilizada para este fator é a relação

entre o esforço decorrente da resistência ao cisalhamento disponível do solo e ao esforço

de cisalhamento necessário ao equilíbrio do talude, ao longo da superfície potencial de

deslizamento.

O comportamento dos solos saturados é determinado pelas tensões efetivas a que estiverem

submetidos. As tensões efetivas refletem as forças que se transmitem de grão-a-grão, das

quais resultam as deformações do solo e a mobilização da resistência. Esta resulta,

principalmente, do atrito entre as partículas e do seu rolamento e re-acomodação,

conseqüentes das forças transmitidas de partícula a partícula.

Para o conhecimento das tensões efetivas, é necessário o conhecimento da pressão da água

dos poros (poro-pressões), não só as devido ao nível d’água e a redes de percolação, como

também as resultantes do próprio carregamento. Quando as poro-pressões podem ser

conhecidas com razoável precisão, como, por exemplo, pela observação do comportamento

de obra semelhante, a análise por tensões efetivas é sempre preferível. Entretanto, como a

estimativa das poro-pressões pode ser muito difícil, realizam-se, com freqüência, análises

de estabilidade em termos de tensões totais atuantes.

18

Para análise em termos de tensões totais, realizam-se ensaios não drenados, procurando

representar o problema específico, e analisam-se resultados em termos das tensões

aplicadas. Admite-se, implicitamente, que as poro-pressões que surgem nestes ensaios são

semelhante às poro-pressões que surgiriam no carregamento real no campo. Diversos

autores (BISHOP e BJERRUM, 1960; BJERRUM, 1972 e 1973; e LADD e FOOTT,

1974), são partidários da análise da estabilidade em termos de tensões totais, pois esta

análise se torna mais precisa por ser mais simples e pelo fato de seus dados serem mais

facilmente determináveis. SCHEMERTMANN (1975 e 1977) critica esta posição

considerando que a ruptura dos solos é controlada pelas tensões efetivas. ORTIGÃO

(1980) e COUTINHO (1986) discutem e apresentam resultados referentes aos dois tipos de

análises.

Para se efetuar a análise da estabilidade em tensões totais de aterro sobre solos moles são

necessários os seguintes dados: geometria de fundação e do aterro; peso específico

aparente e parâmetros de resistência do material do aterro; perfil geotécnico da fundação;

valor da resistência não drenada da fundação e sua variação com a profundidade, e o peso

específico aparente total do solo da fundação; e método de cálculo e procedimentos para

obtenção do fator de segurança mínimo.

A resistência não drenada do solo de fundação (Su) é o parâmetro geotécnico mais

importante a ser considerado em uma análise de estabilidade. Qualquer oscilação em seu

valor pode comprometer a estabilidade da obra. E nas argilas moles, diversos fatores

influenciam a Su em intensidade bem superior a 30% (PINTO, 1994).

Análise de estabilidade geralmente é realizada utilizando métodos de fatias e com o apoio

de programas de computador, através dos métodos de Bishop Simplificado, quando forem

previstas superfícies potenciais de ruptura do tipo circular. Quando forem previstas

superfícies potenciais de ruptura do tipo não circular os métodos mais utilizados são o de

Spencer e/ou Morgenstern and Price, e para casos mais simples, o método de Janbu

Simplificado tem sido indicado. Podem ser empregados alguns ábacos como: ábacos de

Pilot e Moreau (1973), para aterros com altura superior a 3,0m, que consideram a

resistência do aterro (φat ≠ 0; cat = 0) e admitem o valor de Su da argila mole constante com

a profundidade. No caso de aterros com altura inferior a 3,0m, dos ábacos de Pinto, que

desprezam a resistência do aterro, mas admitem Su crescente com a profundidade.

19

Nos projetos de aterros sobre solos moles os fatores de segurança (FS) adotados na prática

são da ordem de 1,5. Poderão ser adotados FS de até 1,3 apenas quando as deformações

forem toleráveis, devendo tais valores serem justificados. No caso de solos muito moles,

ou quando existirem significativas incertezas, é recomendado FS > 1,5 (COUTINHO,

2004).

Se a altura máxima admissível do aterro calculada em (a) for igual ou superior à altura

necessária em projeto, o aterro poderá ser construído em uma etapa sem alteração da

geometria. Se for inferior, o aterro deverá ser construído em etapas ou com outra solução

técnica adequada (ver exemplos em COUTINHO, 1986).

2.2.3. TIPOS DE INSTABILIZAÇÃO

Em aterros sobre solos moles são usualmente consideradas três classes de ruptura, como

mostrado na Figura II.9 (JEWELL, 1982).

INSTABILIZAÇÃOINTERNA

INSTABILIZAÇÃODE FUNDAÇÃO

INSTABILIZAÇÃOGLOBAL

(a)

(b)

(c)

Figura II.9. Classes de ruptura de aterros sobre solos moles (JEWELL, 1982)

(a) Instabilidade interna: ruptura apenas com deslocamento lateral do aterro;

(b) Instabilidade da fundação: ruptura (ou extrusão) da fundação sob aterro intacto;

(c) Instabilidade global: ruptura do conjunto aterro-fundação em superfície de ruptura bem

definida.

20

Na instabilidade global, a análise de estabilidade do mecanismo de ruptura combinada é

realizada através dos métodos de equilíbrio limite. No aterro são utilizados parâmetros

efetivos (c’ e φ’) e, no solo de fundação, são utilizados os parâmetros em tensões totais.

No caso da instabilidade da fundação, esta pode ser avaliada através de métodos

simplificados de análise de estabilidade do solo de fundação, baseados na teoria de

capacidade de carga TERZAGHI (1943) e na limitação das deformações plásticas (que

podem ser prejudiciais às estruturas adjacentes). Exige o conhecimento apenas da

resistência não-drenada do solo de fundação, razão pela qual é recomendada para aterros

construídos em uma etapa.

2.2.4. MÉTODOS DE ANÁLISE DE ESTABILIDADE Quanto ao método de análise a ser empregado, existem desde o mais simples, para uma

análise expedita, até o mais complexo, envolvendo o uso de computadores. DUNCAN e

POULOS (1977) consideram cinco categorias em que se enquadrariam os métodos de

avaliação da estabilidade:

1. Estimativa baseada somente na experiência com a mesma argila ou argila similar;

2. Análise através de fórmula simples de capacidade de carga;

3. Análise da estabilidade empregando ábacos simples;

4. Análise por método de equilíbrio limite;

5. Análise através do método dos elementos finitos.

O método que utiliza a capacidade de carga e o método que emprega ábacos são de fácil

aplicação e, por isso vantajosos para análise expedita, embora seja difícil, através dos

mesmos, analisar geometrias complexas com ocorrência de vários materiais diferentes.

A grande maioria das soluções usuais de análise da estabilidade se enquadra no método de

equilíbrio limite. Neste método considera-se o equilíbrio de uma porção do talude

delimitada pela superfície potencial de ruptura ao longo da qual se verifica a estabilidade.

Admite-se que o estado de ruptura do solo seja definido pelo Critério de Mohr-Coulomb.

21

Estabelecendo as condições de equilíbrio do maciço delimitado, se determina a tensão

cisalhante necessária ao equilíbrio após se estabelecer algumas hipóteses adicionais. Estas

tensões cisalhantes comparadas com as tensões cisalhantes disponíveis, correspondentes à

resistência dos solos, fornecem o valor do fator de segurança.

A análise da estabilidade através do método dos elementos finitos é mais sofisticada. É

possível considerar geometria e materiais quaisquer, permitindo-se admitir alguns fatores

que foram desprezados pelos métodos anteriormente citados.

O método de análise em elementos finitos emprega conceito de critério de escoamento dos

materiais e suas leis de fluxo associadas. A informação principal fornecida por este

método é de poder visualizar o mecanismo de ruptura do problema a partir do qual possam

ser aplicados métodos mais imediatos de solução. O método das linhas de deslizamento

considera as condições de equilíbrio, a condição de ruptura ou de escoamento dos materiais

e as condições de fronteira. Para os casos de deformação são utilizadas diversas técnicas

analíticas e/ou numéricas algumas vezes bastante sofisticadas, que tornam este método

pouco utilizado na prática corrente. Segundo COUTINHO (1986), o método dos elementos

finitos permite levar em conta a verdadeira geometria do problema, a estratificação da

fundação, a interação entre aterro-fundação, e o comportamento não-linear e/ou

anisotrópicos da argila.

Comparações efetuadas (WRIGHT et al., 1973) entre os fatores de segurança obtidos pelos

métodos de equilíbrio limite e pelo método de elementos finitos indicaram variações de

10% mostrando que os métodos convencionais de equilíbrio limite são suficientemente

precisos para os interesses práticos. Desta forma, o método dos elementos finitos somente

vem sendo aplicado neste tipo de problema, para a interpretação mais completa de dados

da instrumentação e em projetos de grande porte.

Os principais métodos empregados no cálculo de estabilidade de taludes são mostrados na

Tabela II.1. e subdivididos em métodos lineares e não-lineares (DUNCAN e POULOS,

1977) .

22

Tabela II.1. Principais Métodos de Análise de Estabilidade de Taludes

MÉTODOS LINEARES (NÃO CONSIDERA FATIAS)

• Taludes Infinitos • Método de Culmann • Método de Rendulic • Método do Circulo de Atrito • Método de Ordinary (Fellenius)

MÉTODOS NÃO-LINEARES (CONSIDERA FATIAS)

• Método de Bishop • Método de Bishop Modificado • Método de Spencer • Método de Morgenstern e Price • Método de Janbu • Método de Sarma • Método de Cunhas

Uma ruptura de um aterro é sempre uma oportunidade de se aferir a metodologia

empregada: o fator de segurança a ser obtido em uma análise a posteriori da ruptura deverá

ser igual à unidade.

A seguir serão apresentados de forma sucinta, alguns exemplos de métodos de análise de

estabilidade indicados no item 2.2.4.

(a) DETERMINAÇÃO DA ALTURA CRÍTICA DO ATERRO E/OU DO FATOR

DE SEGURANÇA ATRAVÉS DA FORMULAÇÃO DA CAPACIDADE DE CARGA

Uma estimativa inicial da altura crítica Hc de um aterro sobre argila mole pode ser feita

baseando-se na teoria de capacidade de carga de TERZAGHI (1943). No caso de depósitos

profundos, a altura crítica é calculada em relação à largura do aterro através da Equação

(II.3) e a altura admissível calculada através da Equação (II.4).

AT

UCC

SNHγ

⋅= (II.3)

AT

UCadm FS

SNHγ⋅⋅

= (II.4)

HcSuNFS

at

c

××

=γ

(II.5)

23

Onde:

NC = fator de capacidade de carga: NC=π+2=5,14 para aterros com a relação B/H<1,5

(B=largura média do aterro e H=espessura da camada de solo mole)

SU = resistência não drenada representativa da camada de argila envolvida na ruptura

γat = peso específico do material do aterro

No caso de aterros com largura média B da base grande em relação à espessura da camada

H, ou seja, B/H>1,5, deve-se utilizar o ábaco indicado na Figura II.10 para a obtenção do

valor do fator de capacidade de carga.

Figura II.10. Ábaco para cálculo de altura crítica de aterros (TERZAGHI, 1943).

A altura do aterro será então Hadm, considerando-se um determinado fator de segurança FS

(geralmente de 1,5). O valor de Hadm assim definido despreza os efeitos da inclinação do

talude, da resistência do aterro e da variação de SU com a profundidade, mas pode ser útil

em cálculos preliminares.

DUCAN e POULOS (1977) consideram que apesar das limitações, a simplicidade dessa

fórmula a torna útil para muitas situações práticas, e sua acurácia pode ser melhorada

consideravelmente por meio de ajustamento com experiências.

ORTIGÃO (1980) e COUTINHO (1986) utilizaram esta formulação (considerando

NC=5,5) para retroanálise do valor de SU em campo, e os resultados obtidos apresentaram

boa aproximação com os resultados médios obtidos do ensaio de palheta de campo.

1,495

h Su

B

5

100

Suh

N cc

δ=

2+π

hB

24

(b) ANÁLISE DA ESTABILIDADE EMPREGANDO ÁBACOS SIMPLES

(b.1) ÁBACOS DE PILLOT e MOREAU (1973)

PILLOT e MOREAU (1973) desenvolveram vários ábacos, incluindo casos de aterros com

bermas de equilíbrio onde a resistência da fundação é considerada constante e a resistência

do aterro pode ser expressa de duas formas:

(1) Considerando-o como material não coesivo (c = 0, φ ≠ 0);

(2) Considerando coesão no aterro igual à metade da resistência da fundação (c = Su/2,

φ≠0).

A Figura II.11. apresenta três ábacos para um aterro simples, com φ = 35º e três

inclinações de taludes.

0

1,0

1,5

3,0

0,5 1 1,5h/H

0,9

0,70,8

0,60,5

2,0

1V/1,5H

N=0,1

N=0,2

N=0,3

N=0,4

FS

h/H

FS

0,8

0,50

0,6

0,7

0,5

0,91,0

1,5

2,0

3,0

N=0,2

N=0,1

1 1,5

N=0,3

N=0,4

1V/2H

FS

0,8

0,50,6

0,7

0,91,0

1,5

2,0

3,0

N=0,2

N=0,1

1

N=0,3

N=0,4

1V/3H

n

1H

h Su = Cte

Figura II.11. Ábaco para análise de estabilidade de aterro sobre depósito com resistência

constante com a profundidade (PILLOT e MOREAU, 1973).

25

Na retroanálise do aterro experimental de Sarapuí, ORTIGÃO (1980) considerou a

resistência do aterro em ambas maneiras conforme citada acima. Os resultados encontrados

foram praticamente idênticos. O valor da Su correspondente ao FS=1, foi bem próximo do

valor médio dos ensaios de palheta de campo.

(b.2) ÁBACOS DE PINTO (1966)

O ábaco de PINTO (1966), mostrado na Figura II.12, para análise de estabilidade de aterro

sobre depósito, consiste no cálculo do FS considerando o crescimento da resistência com a

profundidade, que é uma característica comum nos depósitos de argilas moles.

Esses ábacos não consideram a resistência do aterro, mas podem ser úteis no caso de

aterros baixos, situação em que a parcela de resistência proporcionada pelos mesmos será

relativamente pequena em comparação com a parcela devido à massa de argila.

O autor considera os aterros como caracterizados pela altura H e pela projeção d do talude

no eixo horizontal. A pressão que leva o terreno à ruptura é, segundo a Expressão (II.6):

oco cNqr ×= (II.6)

onde Nco é o fator de carga e, co é a coesão na superfície do terreno.

O fator de carga é apresentado na forma de ábacos, onde se constata que:

a) a solução de Fellenius é um caso particular dessa solução mais geral. Se c1=0 (coesão

constante) tem-se Nco=5,5;

b) quanto menor o valor de D, espessura da camada de argila mole, maior o valor de Nco, e

maior a altura do aterro que se pode lançar sem que o solo se rompa; e

c) para taludes bastante íngremes, em que d tende a 0, a altura crítica atinge o seu máximo

valor. Só se pode tirar partido do crescimento linear da coesão com a profundidade na

medida em que d > 0. Ademais o talude funciona como uma berma. Quando o talude for

muito abatido, ou seja, d for grande, torna-se recomendado o uso de bermas por razões

construtivas (PINTO, 1994).

26

Esses ábacos são citados por COUTINHO (1986), entretanto como a resistência de

fundação é admitida crescente com a profundidade, o autor considerou seu uso inadequado

para o trabalho desenvolvido pelo mesmo. PINTO (1994) comenta que ainda que se

disponha de programas de fácil aplicação na análise de estabilidade, estes ábacos tem sido

úteis em casos reais de projetos de aterros.

a) aterro sem berma b) aterro com berma

Figura II.12. Ábaco de Pinto para aterros sobre solos moles (PINTO, 1994).

(c) MÉTODOS DE EQUILÍBRIO LIMITE

A análise de estabilidade de aterros sobre solos moles é usualmente realizada usando-se

vários métodos de equilíbrio limite. A maioria dos métodos enquadrados neste tipo

considera a massa de solo dividida em fatias, nas quais as forças atuantes deverão

satisfazer uma ou mais das seguintes condições:

- equilíbrio de momentos;

- equilíbrio de forças horizontais;

- equilíbrio de forças verticais.

27

Os métodos de equilíbrio limite partem do seguinte pressuposto (MASSAD, 2003):

- o solo se comporta como material rígido plástico, isto é, rompe-se bruscamente sem se

deformar;

- as equações de equilíbrio estático são válidas até a iminência da ruptura, quando, na

realidade, o processo é dinâmico;

- o coeficiente de segurança é constante ao longo da linha de ruptura, isto é ignoram-se

eventuais fenômenos de ruptura progressiva.

(c.1) MÉTODO BISHOP MODIFICADO

O Método de Bishop Simplificado tem sido o mais utilizado para os casos de análises de

estabilidade de aterros sobre argila mole onde a provável superfície de ruptura é circular,

devido à acurácia de seus resultados e os erros serem em geral pequenos, apresentando

várias vantagens sobre outros métodos mais sofisticados. O fator de segurança FS é

calculado pelo quociente entre momento resistente e momento atuante conforme a Equação

(II.10).

O método de Bishop Simplificado admite a hipótese de superfície de ruptura circular,

centrada num ponto O de raio R., e de uma massa deslizante dividida em fatias, não

apresentando forças de cisalhamento entre elas (Figura II.13). É o mais utilizado, porque

calcula o fator de segurança para qualquer tipo de solo, e é usado em comparação com

outros métodos mais sofisticados. Quando se analisa o momento total de equilíbrio em

relação ao ponto O, obtêm-se uma expressão para o fator de segurança, assumindo que as

forças entre as fatias (Q) são horizontais.

Para o caso de percolação não nula, têm-se através das condições de equilíbrio: ∑ = 0Fy (somatório das forças verticais igual a zero) (II.7)

∑ = 00M (somatório dos momentos igual a zero) (II.8)

Critério de ruptura: ').(' φσ tgucs −+= (II.9)

Resistências mobilizadas: FSssm =)(τ (II.10)

28

Equilíbrio de forças: )(.cos. CR XXWsenTP −−=+ αα , sendo 0== CR XX . (II.11)

Equilíbrio de momentos: RTsenRW ... ∑=∑ α (II.12)

Então:

+

−+

=

∑

∑

FsenW

buWbcFS

iiii

iii

iii

αφα

φα

tantan1

´tancos

(II.13)

O fator de segurança é estabelecido conforme Equação (II.19):

∑∑

−+=

imítgbiuiWibiCí

iWFS

αφ

α)..(.

sen1 (II.14)

Onde:

+=

FSítgitgiim φα

αα.1.cos (II.15)

XREL

ER

α

P

T

b

O

R

W

XL

Figura II.13. Análise de estabilidade de superfícies circulares pelo Método de Bishop

Simplificado.

A Figura II.14 representa um caso típico de aterro com 5m de altura, dotado de uma berma

de 2m de altura e 10m de largura, assentado sobre um depósito com nível d’água na

superfície do terreno e constituído de uma camada superficial de areia com 2 m de

espessura, seguida de duas camadas de argila, sendo uma muito mole, com 2m de

espessura e resistência não drenada constante e igual a 5 kPa, e a outra mais resistente, com

29

6m de espessura e resistência não drenada crescente linearmente com a profundidade (10 a

20 kPa). A posição do círculo de ruptura foi escolhida com 22m de raio, tangenciando o

limite da camada argilosa inferior e dividido em 11 fatias, aproveitando os pontos de

mudanças de camadas.

AREIA

ARGILA 1

ARGILA 2

AREIA10

4

2

0

123

4

h1=3,5

h2=2

h3=2

h4=4

5678

NA=0

+2.0

Su (kPa)5 10 20150

ATERRO

91011

Z (m)Z (m)

(R = 22)

α1α2α3α4

α5

α6

α11α10 α9

α8

α7

Figura II.14. Exemplo de cálculo pelo Método de Bishop Simplificado (DNER/IPR, 1990).

Atualmente, a análise de estabilidade é realizada em computadores através de programas

de cálculo, possibilitando o uso de um número maior de fatias, fornecendo maior precisão.

Em casos onde diferentes tipos de solos são envolvidos, a pressão vertical é calculada na

base de cada fatia.

Os problemas algumas vezes associados à solução matemática do método de Bishop

Simplificado (WHITMAN e BAILEY, 1967) devem ser considerados. PALMEIRA e

ALMEIDA (1979) discutiram a superação desses problemas para o caso específico de

aterros sobre solos moles.

ORTIGÃO (1980), no aterro Experimental da Sarapui, e COUTINHO (1986), no Aterro

Experimental de Juturnaíba, utilizaram o método de Bishop Simplificado em suas análises

de estabilidade (tensões totais e efetivas), com o auxílio de um programa de computador.

30

(c.2) MÉTODO DE JANBU SIMPLIFICADO

Quando a heterogeneidade da fundação ou outras condições geométricas indicam a

possibilidade de ocorrência de superfícies de ruptura não circulares, um dos métodos

indicado para cálculo da estabilidade é o Método de Janbu Simplificado. A Figura II.15

mostra as forças e os momentos consideradas neste cálculo.

XREL

ER

αP

T

bW

XL

Figura II.15. Análise de estabilidade de superfícies não circulares pelo Método de Janbu

Simplificado.

As hipóteses simplificadoras consideram:

- o equilíbrio das forças atuantes em cada fatia;

- as forças laterais entre fatias (EL e ER) são assumidas horizontais;

- as forças cisalhantes atuantes nas laterais de cada fatia são nulas (XL=XR=0).

Neste método, o cálculo é realizado de forma muito semelhante à do Método de Bishop

Simplificado, tendo como diferença a introdução do fator de correção (fo) na expressão

geral do fator de segurança (Equação II.17). O valor de fo, conforme Janbu, depende da

relação d/Le do tipo predominante do solo (Figura II.16).

+

−+

=

∑

∑

FW

buWbcFS

iiii

iii

iii

calcαφα

φα

tantan1sen

´tancos

(II.16)

calccorrig FSfoFS ×= (II.17)

31

Figura II.16. Determinação do fator de correção fo do Método Janbu Simplificado

BROMHEAD (2000).

A Figura II.17 mostra um exemplo de um talude onde a superfície de ruptura não circular

passa em sua maior parte na camada horizontal de menor resistência.

AREIA

ARGILA 1

ARGILA 2

AREIA10

4

2

0

α8=45-φ8/2=31

1234

h1=3,5

h2=2

h3=2

h4=4

α3=45

α2=45 +φ2/2=89

L = 35m

56

α7=45

α1=45 +φ1/2=55

78

NA=0

+2.0

d=9m

Su (kPa)5 10 20150

ATERRO

Z (m) Z (m)

Figura II.17 Exemplo de análise de estabilidade pelo método de Janbu Simplificado

(DNER/IPR, 1990).

32

(c.3) MÉTODO DE SPENCER

Esse método pode ser aplicado a qualquer tipo de solo, sendo indicado para taludes não-

homogêneos com superfície de ruptura circular e não-circular. Fornece valores próximos

ao de Bishop Modificado, por isso é pouco utilizado para superfícies circulares.

É assumido que a ruptura ocorre pela rotação de um bloco de solo numa superfície

cilíndrica centrada no ponto O (Figura II.18). Considera-se, para cada fatia, uma resultante

Q das forças que são paralelas entre si. Essa resultante atua no centro da base da fatia e

forma, com a horizontal, um ângulo de inclinação constante. Examinando o momento de

equilíbrio e as forças de equilíbrio duas expressões são obtidas para o fator de segurança.

F1

FMW

N

Zi+1 h

b

Z ynT/F

Q

yn+1

αθ

α

F0

θ

F

(C/F)bsenα

φm

ubsecα

ZiZi+1

(N'tgφ)/F

WN'

Qθ

Figura II.18. Análise de estabilidade pelo Método de Spencer.

Para determinar o FS por esse método, calcula-se separadamente esse fator por meio da

Equação (II.18) e do momento dessas forças em torno do centro O da massa deslizante.

Obtém-se um fator de segurança que atende ao equilíbrio das forças (FSf) e de outro que

atende ao equilíbrio do momento (FSm). O valor do fator de segurança é aquele

correspondente ao valor de θ que satisfaz as duas equações de equilíbrio mencionadas.

33

Arbitra-se um valor para θ, e calcula-se o FSf que satisfaz ΣQ = 0.

−+−

−−+=

)(.1).cos(

)sec..cos.(..

θαφ

θα

αααφ

α

tgFStg

WsenbuWFStgsen

FSbc

Q (II.18)

Calcula-se o FSm que satisfaz:

ΣQ.cos(α-θ)=0.

Repete-se o processo com outros valores até que FSf = FSm = FS.

(c.4) MÉTODO DAS CUNHAS DESLIZANTES

Consiste num método de simples aplicação (Equação II.19) e que se baseia no equilíbrio de

forças horizontais apresentado nos manuais Corps of Engineers (1970) e NAVFAC (1971).

)5,0()4()2/45cos(/)2/45cos(2)1(5,0 2

DHLDSuCHKaHFS

at

at

++++++−

=δ

φφδ (II.19)

Onde:

FS = fator de segurança

H = altura do aterro

c, φ, δat = coesão, ângulo de atrito e peso específico do aterro.

Ka = coeficiente de empuxo ativo do aterro, dado pela equação Ka = tan2 (45 - φ/2)

D = profundidade da superfície de ruptura

L = comprimento do trecho horizontal da superfície de ruptura

Os valores dos parâmetros D e L são obtidos conforme a Figura II.19. Na ruptura FS = 1 e,

daí é possível obter Su pela equação acima.

ORTIGÃO (1980) realizou a retroanálise de Su, considerando FS=1 na ruptura. O valor de

Su calculado através desse método, se aproximou do valor médio representativo para toda

a camada, conforme resultados dos ensaios de palheta de campo.

34

45º+φ /2

H

D

L

45º

Nº da fatia

ATERROKa = tan2 (45-φ'/2)

1

2

3

4

Lmín

NT

SUPERFÍCIE DE RUPTURA

Figura II.19. Análise de estabilidade de aterros sobre argila mole – Método das Cunhas

Deslizantes.

Além da retroanálise de valor de Su, é interessante também verificar a influência no fator

de segurança, da geometria considerada para análise do aterro, pelo método das cunhas. As

seguintes conclusões podem ser obtidas (ORTIGÃO, 1980):

(1) FS diminui com o aumento de D, isto é, com a profundidade da superfície de ruptura;

(2) FS aumenta com L, isto é, com o comprimento do trecho horizontal da superfície de

ruptura.

2.2.5 DETERMINAÇÃO DA RESISTÊNCIA NÃO DRENADA E USO EM

PROJETOS DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES.

Na análise de estabilidade de um aterro construído sobre uma argila mole, é necessário

conhecer a resistência do solo (tensão cisalhante de ruptura) no estado em que o solo se

encontra. Como se mostra na Figura II.20, o problema é verificar se a resistência do solo

ao longo de uma superfície hipotética de ruptura é suficiente para resistir à tendência de

escorregamento provocada pelo peso do aterro. Na modelagem tradicionalmente adotada

(SKEMPTON, 1948), uma eventual ruptura ocorreria antes de ocorrer drenagem

35

significativa. Portanto a resistência que interessa é aquela que existe em cada ponto do

terreno, da maneira como ele se encontra.

P

Su

SuSu Su

SuSu

Figura II.20. Análise da estabilidade de um aterro sobre argila mole, em que a resistência

que interessa é a resistência não drenada, Su da argila (PINTO, 2000).

A argila no estado natural se encontra sob uma tensão vertical efetiva que depende de sua

profundidade, da posição do nível d’água e do peso específico dos materiais que estão

acima dela. Seu índice de vazios depende da tensão vertical efetiva e das tensões efetivas

que já atuaram sobre ela, e de sua estrutura. Depende também, do adensamento secundário

que o solo sofreu.

As argilas sedimentares se formam com elevados índices de vazios. O comportamento

tensão-deformação no carregamento axial de uma argila dependerá da situação relativa da

tensão confinante perante a sua tensão de pré-adensamento. PINTO (2000) relata que não

existem argilas sedimentares normalmente adensadas sob o ponto de vista de

comportamento tensão-deformação, a não ser argilas que tenham sido carregadas muito

recentemente, como, por exemplo, pela construção de um aterro, e que não tiveram tempo

de desenvolver seus recalques por adensamento.

A atração química entre as partículas de um solo pode provocar uma resistência

independente da tensão normal atuante no plano e que constitui uma coesão real. A parcela

de coesão em solos sedimentares, em geral, é muito pequena perante a resistência devido

ao atrito entre os grãos. Entretanto, existem solos naturalmente cimentados por agentes

36

diversos, entre os quais os solos evoluídos pedologicamente, que apresentam parcelas de

coesão real de valor significativo.

As características da resistência não drenada de argilas moles são importantes para a

análise das alternativas de obtenção do parâmetro de resistência a adotar para um projeto

de aterro. O primeiro aspecto a considerar é que não existe um único valor de resistência

não drenada de uma argila. Seu valor depende do modo de ruptura, da velocidade de

deformação, da anisotropia, da temperatura, da história de tensões e da estruturação da

argila, entre outros fatores (BJERRUM ,1973; LADD et al., 1977).

Sob o ponto de vista pragmático, o valor de resistência mais correto é aquele que confere

um coeficiente de segurança igual a um, em análise por método bem definido, quando o

aterro se encontra na situação de ruptura. A retro-análise de rupturas bem documentadas é

o elemento básico para convalidar um procedimento de escolha de parâmetro.

Diversas considerações devem ser feitas sobre a resistência não drenada e sua obtenção a

partir de ensaios em relação aos fatores que afetam seu valor:

a) Amostragem

A operação de retirada do subsolo afeta a qualidade da amostra, inicialmente pela mudança

do estado anisotrópico de tensões (σv’ diferente de σh’) no campo para o estado isotrópico.

Perturbações mecânicas por ocasião da penetração do amostrador, da extração da amostra

do próprio amostrador e da moldagem dos corpos de prova são inevitáveis. Elas são tanto

maiores quanto mais sensitiva for a amostra. Em conseqüência, a resistência tende a ser

menor do que a real de campo.

O amolgamento das amostras utilizadas nos ensaios de adensamento pode fornecer

parâmetros inconsistentes com a realidade. LUNNE et al. (1997) sugerem como parâmetro

de quantificação e avaliação da qualidade da amostra a deformação específica

correspondente a σ’V0 dada pela Equação (II.20).

0

'0' 1 e

eeVO

VO +

−= σ

σε (II.20)

37

Onde: e0 = índice de vazios inicial

eσ’V0 = índice de vazios para σ’V0

eσ’VF = índice de vazios para σ’VF

A Figura II.21 apresenta curvas de adensamento de boa, média e má qualidade

(OLIVEIRA et al., 2000), classificadas através de εσ’V0 (deformação específica para σ’V0)

de acordo com critério do N.G.I. (LUNNE et al., 1997). Pode-se observar nitidamente a

diminuição da tensão de pré-adensamento e da razão de compressão com a diminuição da

qualidade da amostra (aumento do valor de εσ’V0 ). Considerando a proposta de LUNNE et

al.(1997) muito rigorosa para argilas moles do Recife, COUTINHO et al. (2001) a partir

de experiência local, modificaram as faixas consideradas como de amostras satisfatórias e

não satisfatórias.

,

,

,,,

,

,

,

'

'

''

'

'

' ' ' '

'

'

!

!

!!

!

!

! ! ! !!

!

!

1 10 100 1000 10000Tensão Vertical Efetiva, (kPa)

0

-10

-20

-30

-40

-50

-60

Def

orm

ação

Ver

tica l

(%)

σ'v

Shelby-100 mm: 13,00 a 13,75 mSherbrooke: 12,9 a 13,20 mShelby-60 mm: 12,6 m(Amorim Jr.,1975)

σ' vo

Figura II.21. Curvas de compressão para diferentes amostradores – Clube Internacional -

Recife/PE (OLIVEIRA et al., 2000)

b) Estocagem

Segundo PINTO (2000), a experiência tem mostrado que as amostras não conservam as

tensões neutras negativas, mesmo que não haja drenagem. A perda da pressão neutra

negativa decorre de um rearranjo estrutural das partículas, vencendo-se algumas das forças

transmitidas pela água adsorvida. Caindo a pressão neutra negativa, diminui a tensão

38

confinante efetiva e, conseqüentemente, a resistência. À medida que a tensão efetiva vai

diminuindo, o solo vai ficando mais sobre-adensado. A resistência e o índice de vazios são

mais dependentes da tensão de pré-adensamento do que da tensão efetiva atuante.

c) Anisotropia

Numa situação como na Figura II.22 (a), ao longo da hipotética curva de ruptura, o solo

apresenta resistências diferentes, dependendo da direção e do sentido do esforço aplicado e

do deslocamento. Reconhece-se, em princípio três situações: a ativa, abaixo da área

carregada, quando ocorre um aumento de tensão na direção da tensão vertical; a de

cisalhamento simples, em que o deslocamento é paralelo ao plano horizontal; e a passiva,

ao lado da área carregada, quando a solicitação é maior na direção da tensão horizontal.

Ensaios específicos para cada uma destas situações podem ser feitos, sendo eles

denominados de ensaios de compressão, de cisalhamento simples e de extensão,

respectivamente para as três situações. A resistência numa situação de compressão triaxial

é sempre superior à obtida em extensão triaxial, sendo a relação tanto maior quanto menos

plástico for o solo, podendo esta relação ser superior a dois.

Resultados de ensaios de diversas procedências plotados na Figura II.22 (b) mostram que

as resistências são sensivelmente diferentes para as três situações, segundo a técnica

empregada, em virtude das tensões induzidas. Para projeto, a resistência não drenada

representativa a ser mobilizada seria, em princípio, uma média das três situações

consideradas.

Figura II.22. Solicitações no terreno por efeito de carregamento na superfície; (a) tipos de

solicitação; (b) resultados típicos para cada solicitação (PINTO, 2000).

39

d) Tempo de solicitação

Investigações de campo e laboratório mostraram que a resistência depende da velocidade

de carregamento (ou do tempo ocorrido entre o início do carregamento e a ruptura).

Ensaios de BJERRUM (1972), assim como de ORTIGÃO (1980) e COUTINHO (1986)

com solos da Baixada Fluminense, mostram que a resistência varia cerca de 10 a 15% por

ciclo de variação do tempo de carregamento; quando a solicitação é feita num tempo 10

vezes mais longo, a resistência é 10 a 15% menor. Este fenômeno é explicado por

BJERRUM (1972) com base na não permanência definitiva de ligações argila-argila no

complexo de forças transmitidas entre as partículas do solo. Por esta razão, o efeito é tão

mais sensível quanto mais argiloso é o solo.

A Figura II.23 estão apresentadas, esquematicamente, resultados de ensaios de compressão

não drenada de uma argila com velocidades diferentes, expressas pelo tempo decorrido até

a ruptura. Observa-se que quanto mais lento o carregamento, menor a resistência não

drenada. Entretanto é importante verificar o efeito do adensamento com o tempo, ou seja,

havendo drenagem, as tensões efetivas aumentam, conseqüentemente aumenta o valor da

resistência não drenada.

Figura II.23. Resultados de ensaios de compressão com diferentes velocidades e

coeficientes de segurança para as respectivas resistências (PINTO, 2000).

40

Mantida a condição de não-drenagem, construindo-se um aterro rapidamente, a ruptura só

ocorre para alturas do aterro maiores do que a altura que provoca ruptura se a construção

for lenta, ou que, construindo-se um aterro com uma altura definida, o coeficiente é tanto

maior quanto mais rápida a construção. Se um carregamento é feito rapidamente, sem

ruptura, passa a ocorrer uma deformação lenta, que pode levar à ruptura em data posterior,

se o adensamento que se segue ao carregamento não vier elevar a resistência, antes que a

ruptura ocorra. Isto porque, logo após a construção rápida, dois fatores passam a ocorrer:

de um lado as ligações argila-argila passam a se desfazer lentamente, de outro, a dissipação

da pressão neutra diminui o índice de vazios e aumenta a resistência. A longo prazo a

estabilidade será aumentada, mas a curto prazo, ela poderá ser diminuída. Ver Figura II.24.

NT=NA

Argila moleSu, C' e φ

ATERRO

P

H

H

TEMPOTc

Tc TEMPO

σ

τ

µ

TEMPOTc

NAµo

FScrít

Tc TEMPO

FS

Figura II.24. Variação nas tensões cisalhalhantes, poro-pressão e fator de segurança

durante e após a construção de um aterro (BISHOP e BJERRUM, 1960).

41

É importante também lembrar sobre a possível variação ao longo de seções longitudinal

e/ou transversal da resistência não drenada em um trecho de solos moles. COUTINHO et

al. (1998c) citam que na Barragem de Juturnaíba, os resultados dos ensaios de palheta de

campo realizados em áreas muito próximas são concordantes. Já em áreas distantes a 100

m, a variação de Su é bem visível (Figura II.25). Ao longo da profundidade, verifica-se a

tendência de aumento da Su. A camada superficial, mostra-se endurecida, devido à um

possível ressecamento natural, mostrando claramente o adensamento da camada devido ao

peso próprio e uma possível drenagem, já que existe uma camada drenante inferior à

camada mole.

Figura II.25. Resultados de Su da Barragem de Juturnaíba – trechos II, III-2 e V.

(COUTINHO et al., 1998c).

2.2.6. PROPOSTAS PARA OBTENÇÃO DA RESISTÊNCIA NÃO DRENADA

Verifica-se que a variação da resistência com a profundidade tem grande influência no

valor do fator de segurança. A obtenção do perfil de variação da resistência não drenada

pode ser feita através de ensaios de laboratório (de compressão triaxial tipo UU e CIU, de

extensão, de cisalhamento simples), através de ensaios de campo (palheta, piezocone,

dilatômetro, pressiômetro) e por meio de correlações. No caso dos ensaios de laboratório, o

amolgamento das amostras pode levar à obtenção de SU menores que os obtidos em

42

amostras de boa qualidade, levando assim a uma subestimativa da altura máxima

admissível, sendo favorável à segurança e contra a economia.

a) ENSAIO DE PALHETA DE CAMPO

O ensaio de palheta de campo tem sido aplicado para a obtenção da resistência não drenada

(Su) utilizada na análise de estabilidade de aterros sobre solos moles. O valor mais

representativo de resistência não drenada a ser utilizado em projeto é aquele que confere

um coeficiente de segurança igual a 1, em análise por método bem definido, quando o

aterro se encontra na situação de ruptura.

São vários os trabalhos representativos ligados a esse tema, desenvolvidos no Brasil. Pode-

se citar COLLET (1978), ORTIGÃO (1988), ORTIGÃO e COLLET (1988), SANDRONI

(1993), NASCIMENTO (1998), COUTINHO et al. (2000), OLIVEIRA (2000).

A resistência não drenada é determinada a partir do máximo torque obtido com a rotação

da palheta. As hipóteses simplificadoras consideradas para o cálculo de Su são as seguintes

(COLLET, 1978 e OLIVEIRA, 2000):

1. Não ocorre drenagem logo após a cravação da palheta, nem durante a realização do

ensaio;

2. As operações de cravação da palheta não causam perturbações na argila que é

considerada indeformada;

3. É considerada uma superfície de ruptura cilíndrica em torno da palheta, com diâmetro e

altura iguais ao da palheta;

4. A resistência é suposta a mesma, tanto na superfície vertical como nas horizontais, ou

seja, o solo é considerado isotrópico;

5. A resistência é considerada inteiramente mobilizada a um mesmo tempo em todas as

superfícies. Portanto não é admitida a existência de ruptura progressiva;

6. As tensões de cisalhamento são consideradas uniformemente distribuídas, nas

superfícies vertical e horizontal, durante a ruptura.

43

A resistência não drenada indeformada e amolgada foram calculadas utilizando a

interpretação convencional do ensaio, utilizando a Expressão (II.21), onde Tmáx (kNm) é o

torque máximo e D (m) é o diâmetro da palheta.

= 3..86,0DT

Su máx

π (II.21)

Na dedução desta expressão assume-se uma distribuição uniforme de tensões ao longo das

superfícies de ruptura horizontal e vertical circunscrita à palheta e considera-se a relação

altura / diâmetro da palheta igual a 2. O valor da sensibilidade (St) da argila é dado pela

relação Sindef/Samolg.

Dentre os principais fatores que influenciam diretamente as hipóteses consideradas para o

cálculo de Su destacam-se: distribuição das tensões cisalhantes ao longo das superfícies de

ruptura, efeitos da inserção da palheta, efeito da velocidade de rotação da palheta,

anisotropia dos solos quanto à resistência ao cisalhamento, ocorrência de ruptura

progressiva, forma e dimensão da superfície de ruptura, efeito do comprimento da haste

fina, efeito do número de lâminas e dimensões da palheta, efeito do atrito.

Vários pesquisadores têm constatado a tendência do ensaio de palheta de campo em

superestimar a resistência mobilizada na ruptura, nas argilas das fundações de aterros, e

têm sugerido fatores de correção para serem aplicados aos valores de Su obtidos com estes

ensaios, considerando assim efeitos de anisotropia do solo, do tempo de ruptura, da ruptura

progressiva, tridimensionais, etc.

Segundo LARSSON (1980), em 1957 HANSBO identificou a necessidade de corrigir os

valores do ensaio, tendo sugerido fatores de correção em função do limite de liquidez do

solo. PILLOT (1972) analisou a ruptura de 5 aterros construídos sobre solos distintos (silte

de baixa plasticidade, silte muito plástico e argilas muito plásticas), normalmente

adensados com alguns casos de pré-adensamento (provavelmente devido ao efeito do

adensamento secundário), nos quais ensaios de palheta de campo foram realizados. Os

fatores de segurança (FS) obtidos em sua análise apresentaram, na ruptura, valores

superiores a 1, exceto no caso do solo com baixa plasticidade (IP=6%), o qual foi inferior a

1. Através das correlações estabelecidas por PILLOT é possível corrigir os valores de Su

44

(fator de correção=1/FS), os quais são superestimados devido ao efeito de um ou mais dos

seguintes fatores: anisotropia quanto as propriedades mecânicas, ruptura progressiva da

fundação e tempo de ruptura.

BJERRUM (1972; 1973) analisou uma série de 14 casos de ruptura de aterros, nos quais

ensaios de palheta de campo foram utilizados para obter o Su, e verificou que coeficientes

de segurança maiores que 1 ocorriam nestes aterros que haviam rompido, sendo tanto

maiores quanto maior o IP do solo. Estes dados estão apresentados na Figura II.26, e como

pode ser visto, há uma grande dispersão. Através de uma abordagem empírica, sugeriu a

aplicação de um fator de correção (µ=1/FS) aos valores de Su obtidos com o ensaio de

palheta de campo (Figura II.27). BJERRUM (1973) atribuiu esta correção ao efeito da

anisotropia quanto à resistência e o tempo de carregamento até a ruptura (ou da velocidade

de deformação), sendo este fator, segundo o autor, o mais importante.

DASCAL e TOURNIER (1975), estudando a ruptura de um aterro com fundação em argila

marinha mole, sensível, verificaram a necessidade de realizar uma terceira correção (além

daquelas referentes aos efeitos da anisotropia e do tempo) a qual deveria considerar o

fenômeno da ruptura progressiva do solo de fundação.

LARSSON (1980) compara a correção proposta por BJERRUM com valores

correspondentes a aterros por ele estudado. O fator de correção (µ) obtido por LARSSON

foi calculado comparando os resultados de Su obtidos a partir de uma correção empírica

(Equação II.22). com dados de HANSBO, 1957, para argilas escandinavas, e com

resultados de Su obtidos a partir dos casos de campo (retro-análise de aterros rompidos).

LARSSON comenta que nenhum destes fatores de correção pode ser usado de maneira

generalizada.

Supalheta= σ’P(0,08+0,55IP) (II.22)

TAVENAS e LEROUEIL (1980) compilaram todos os casos históricos disponíveis até

1979 relativos a rupturas de aterros sobre solos moles. Os autores comentam que embora a

correlação proposta por BJERRUM (1973) represente uma média de todos estes dados, há

uma grande dispersão, e que esta é provavelmente devido aos diferentes tipos de

equipamentos e procedimentos de ensaios (palheta, LL e LP).

45

Figura II.26. Fator de segurança, teórico na ruptura de aterros sobre solos moles

(BJERRUM, 1972)

Figura II.27. Fator de correção para ensaio de palheta de campo (BJERRUM, 1972; 1973).

46

AZZOUZ et al. (1983) propuseram um novo fator de correção para o ensaio de palheta, no

qual consideraram a participação da resistência lateral (efeito tridimensional – “end

effects”), que não foi considerada na análise de BJERRUM. Os autores realizaram análises

tridimensionais em 18 casos históricos de rupturas de aterros, incluindo 7 casos

considerados por BJERRUM (1972). Os resultados obtidos são mostrados na Figura II.28.

As análises tridimensionais destes 18 casos mostraram que a consideração da resistência

lateral geralmente aumenta o fator de segurança em 10 + 5%.

Figura II.28. Fatores de correção para o ensaio de palheta de campo (AZZOUZ et al.,

1983)

AAS et al. (1986) comentam que a dispersão dos dados obtidos por BJERRUM (1973)

reside no fato do mesmo não ter feito distinção entre argilas que foram submetidas a

diferentes histórias de tensão. AAS et al. sugeriram então uma correção para o ensaio de

palheta de campo (µ) baseada na relação de resistência Supalheta/

σ’V0, onde σ’V0 é a tensão vertical efetiva atuante no campo. A Figura II.29 apresenta os

resultados destes estudos, na qual, os pontos plotados representam casos históricos bem

documentados, os quais ilustram a aplicabilidade do método. Os autores propuseram uma

47

única relação entre µ e Supalheta/σ’V0 válida para as argilas normalmente adensadas e uma

outra válida para as argilas verdadeiramente pré-adensadas, e recomendam o uso de µ=1

(limite superior) para argilas com Supalheta/σ’V0 menor que 0,2 e µ=0,25-0,30 para Supalheta/

σ’V0 maior que 1.

Segundo AAS et al. (1986) casos históricos registrados (LADD, 1975; VIVATRAT, 1978)

indicam que o fator de correção para o ensaio de palheta de campo pode diminuir com o

aumento do OCR, para argilas verdadeiramente pré-adensadas.

CHANDLER (1988), através da análise de dados de WIESEL (1973), TORSTENSSON

(1977) e ROY e LEBLANC (1988), já apresentados anteriormente, propôs um fator de

correção (µR) para considerar o efeito da velocidade de deformação, a ser aplicado ao EPC.

Este fator de correção é função do IP do solo e do tempo decorrido até a ruptura.

Atualmente, há um consenso internacional no que diz respeito à necessidade de corrigir o

ensaio de palheta de campo para utilização em projetos de aterros e escavações em solos

moles (OLIVEIRA, 2000).

ORTIGÃO et al. (1983) propôs, inicialmente, que ensaios realizados no aterro

experimental do IPR, na Baixada Fluminense não fossem corrigidos, considerando que este

aterro rompeu ao ser atingida a altura de 2,8m. Os resultados mostraram que um

coeficiente de segurança próximo a 1 foi obtido quando a resistência da fundação foi

considerada igual à média dos valores do ensaio de palheta de campo, e a resistência do

corpo do aterro foi reduzida para levar em conta a trinca ocorrida. Tal fato indicou que a

correção de BJERRUM não se aplicava às condições ocorrentes no aterro estudado

(PINTO, 1992). Posteriormente surgiram discussões acerca deste caso.

ALMEIDA (1985) justifica a consideração da ruptura na altura de 2,5m, quando as

primeiras trincas forem notadas, na qual o coeficiente de segurança passaria a 1,15, este

valor ainda sendo baixo perante às análises de BJERRUM, podendo ser atribuível, segundo

o autor, ao aumento da resistência não drenada, que teria ocorrido durante o período de 1

mês de construção do aterro.

48

Figura II. 29. Diagramas para determinação da história de tensões (acima) e fator de

correção para o ensaio de palheta de campo (abaixo) (AAS et al, 1986).

COUTINHO (1986), em estudos realizados no aterro experimental de Juturnaíba, também

na Baixada Fluminense, comenta que a ruptura ocorreu quando a altura do aterro atingiu

6,85m. Novamente, neste caso, a melhor compatibilidade de parâmetros com a situação de

ruptura foi conseguida com valores médios de resistência obtidos pelo ensaio de palheta,

sem nenhuma correção. Vale salientar que, algumas camadas do subsolo apresentavam

teores elevados de matéria orgânica. Estes solos costumam apresentar permeabilidades

elevadas, que podem ter provocado algum adensamento adicional da fundação, em virtude

do tempo de construção do aterro (35 dias).

PINTO (1992) relata que na escavação experimental de Itaipu, Baixada Fluminense, foi

realizada uma análise de ruptura em termos de tensões totais, a qual mostrou concordância

para os valores de resistência determinados com o EPC, com correção (SANDRONI et al.,

1984).

49

SANDRONI (1993) discute sobre a necessidade de se considerar, neste caso, a

participação da resistência lateral, nos solos moles propostos por AZZOUZ et al. (1983).

Um FS3D = 1,43 mostrou-se satisfatório, indicando a necessidade de correção. O autor

comenta sobre os últimos dois casos apresentados acima, que em ambos, a fundação

contém turfas, e BJERRUM (1973) não incluiu as turfas em seu universo de casos. Desta

forma, o autor comenta que estes dois casos não oferecem base para que se argumente a

favor ou contra a aplicação da correção de Bjerrum. O autor defende a aplicação da

correção proposta por AZZOUZ et al. (1983) e enfatiza que o valor do IP a ser utilizado,

para obter o valor da correção a aplicar aos resultados do ensaio de palheta, deve ser obtido

em ensaios sem secagem prévia da amostra, registrando sua insatisfação quanto ao projeto

de aterros sobre solos moles utilizando ensaios de palheta.

ALMEIDA (1998) apresenta um caso no qual foi utilizado, para perfil de resistência de

projeto, valores corrigidos de EPC, utilizando a correção de AZZOUZ et al. (1983). O

autor comenta que, durante a construção, a concentração de carga em um trecho do aterro

provocou uma ruptura localizada. A análise desta ruptura conduziu a um fator de segurança

igual a 1,03, sugerindo o perfil de projeto adotado foi realístico. ALMEIDA (1996)

recomenda o uso da correção de BJERRUM (1973) nos resultados de Su obtidos a partir de

ensaios de palheta, para aplicação em projetos de aterros sobre solos moles. Os estudos até

o momento parecem indicar que esta correção não deve ser aplicada em depósitos com

predominância de argilas turfosas/solos orgânicos (COUTINHO, 1986b);

MASSAD (1999) apresenta um caso de ruptura na Baixada Santista. Tratava-se de um

aterro com 3,2m de altura, talude 1:1, apoiado sobre uma camada de argila SFL

(Sedimentos Flúvio-Lagunares) com cerca de 30m de espessura. A Su e σ’vo foram obtidos

através do ensaios de palheta de campo e adensamento respectivamente. Por meio de

retroanálise da ruptura, o autor verificou que a correção de Su proposta por BJERRUM

(1973) é indicada para este caso (Figura II.30).

OLIVEIRA (2000) e COUTINHO et al. (2000) concordam que os resultados obtidos

através do EPC sejam corrigidos, e que, na ausência de uma correção local, seja utilizada a

correção proposta por BJERRUM (1973), visto que há uma vasta experiência internacional

(incluindo o Brasil) em relação ao uso dessa correlação. A Figura II.30 ilustra este fato,

apresentando fatores de correção calculados a partir de retroanálises de aterros rompidos,

mostrando que para Juturnaíba (solo orgânico) a correção não seria necessária (µ=1). A

50

figura apresenta também os casos de Sarapuí e de Gramacho, os quais, segundo os moldes

propostos por AZZOUZ et al. (1983) (SANDRONI, 1993), apresentam FS> (na ruptura),

justificando então a correção.

Em síntese, na experiência brasileira também parece ser consenso a utilização de correção

nos resultados de ensaios de palheta de campo para uso em projetos de aterros sobre solos

moles (argilas siltosas / inorgânicas ou inorgânicas).

Em relação a trabalhos internacionais, CHANDLER (1988) e LEROUEIL e

JAMIOLKOWSKI (1991), por exemplo, recomendam correção tipo BJERRUM (1973).

Figura II.30. Fatores de correção obtidos a partir de retroanálise de aterros rompidos

(COUTINHO, 2000; a partir de COUTINHO, 1986b, SANDRONI, 1993 e MASSAD,

1999).

b) ENSAIOS TRIAXIAIS

Se a opção for a realização de ensaios de laboratório, eles devem ser de compressão triaxial

adensado não-drenado (CU), com corpos de prova re-adensados à condição anisotrópica de

campo, e submetidos a compressão e á extensão, que representam duas das condições de

solicitação no plano de ruptura. A média dos três resultados seria a resistência de projeto

(PINTO, 1994).

51

O ensaio triaxial é um dos mais versáteis ensaios para a determinação de parâmetros de

resistência ao cisalhamento e deformabilidade de solos (SOARES, 1997). O objetivo de

um programa de ensaios triaxiais em argilas moles é a determinação de Su, bem como o

estabelecimento de parâmetros de resistência ao cisalhamento efetivos (c’ e φ’) e o módulo

de Young drenado não drenado (Eu).

O ensaio triaxial não-adensado e não-drenado (UU) em argila mole saturada caracteriza-se

por não permitir variações volumétricas durante a aplicação tanto de pressão de

confinamento como de desvio. O objetivo deste ensaio é determinar os valores de Su e Eu.

A Figura II. 31 apresenta as diferenças nos procedimentos dos ensaios triaxiais UU e CU.

Figura II.31. Esquemas de procedimento dos ensaios triaxiais UU e CU (COUTINHO,

2004).

A principal qualidade do ensaio UU é a sua simplicidade e rapidez de execução. A

principal deficiência é o fato do ensaio se iniciar com uma tensão média efetiva (p’o)

menor do que o valor da tensão efetiva média do campo. A magnitude desta redução

depende de Ko (SKEMPTON e SOWA, 1963), mas também da perturbação da estrutura

do solo gerada durante a amostragem, sobretudo quando se trata de argilas moles. Como

resultado, a trajetória de tensão seguida no ensaio triaxial UU (Figura II.32) é muito

diferente da trajetória de tensão seguida no ensaio triaxial onde houve a restituição das

tensões efetivas de campo (BALDI, et al., 1988). Quanto maior a perturbação, maior o

desvio das trajetórias de tensão do ensaio UU. A amostra de pior qualidade apresenta

52

menor Su, menor Eu e menor tensão de pré-adensamento. Na utilização de ensaios triaxiais

UU, deve-se adotar a melhor técnica de amostragem disponível; caso contrário, as

diferenças em relação às condições in situ podem ser muito grandes, de modo a impedir

sua utilização para determinar Su (BALDI et al., 1988).

LADD e DE GROOT (2003) comentam que nos ensaios UU com alta qualidade de

amostra, o valor de Su pode também ser alto (cerca de 25,50%), se as amostras, estiverem

amolgadas, a Su pode facilmente diminuir de valor (também cerca de 25 a 50%).

ALMEIDA e MARQUES (2004) relata que o ensaio triaxial UU tem sido pouco usado em

função do efeito do amolgamento nos valores de Su. Ensaios triaxiais CU tem sido

adotados apenas em obras de maior importância, em função de custos e prazos envolvidos.

Figura II.32. Influência da qualidade da amostra na resistência ao cisalhamento de um solo

(BALDI et al., 1988).

FERREIRA e AMORIM JÚNIOR (1982) comente que o método USALS (Undrained

Strenght at Large Strains), proposto por LA ROCHELLE et al (1981), é baseado no

princípio de que a resistência mobilizada na ruptura do aterro teste é aproximadamente

igual à resistência não drenada residual ou à resistência não drenada de grande

deformações, medidas em ensaios consolidados isotropicamente, não drenados (CIU) ou

não consolidados não drenados (UU) com cerca de 15% de deformação.

A concepção da mecânica dos solos no estado crítico “CAM-CLAY” é baseada na teoria

da plasticidade, onde há uma relação interdependente entre a resistência, a tensão efetiva e

a umidade. O modelo é simples, apenas duas constantes são requeridas para representar a

resistência não drenada de um solo para algum grau de pré-adensamento (OCR). Esses

parâmetros são: o ângulo de atrito efetivo (φ’), e o parâmetro de poropressão no estado

In situ

Amostras com tubos:

Alta qualidade

Baixa qualidade

53

crítico (Λo), que pode ser obtido experimentalmente, por resultados de um ou mais ensaios

triaxiais consolidados não drenados.

Com aproximação, ATKINSON e BRANSKY (1978) sugeriram para o parâmetro a

expressão: Λo=1-Cs/Cc, onde Cs e Cc sendo os respectivos parâmetros convencionais

obtidos no ensaio de adensamento. Em ensaios triaxiais (CIU), o valor de Λo pode ser

determinado para solos normalmente adensados e pré-adensados usando uma boa

aproximação de tensão efetiva.

O método SHANSEP, introduzido por LADD e FOOTT (1974), objetiva minimizar os

efeitos de perturbação da amostra sobre as propriedades mecânicas de solos, e considerar

também os efeitos da anisotropia e tempo de obtenção da Su. Este método baseia-se na

hipótese de que as argilas naturais (sem estrutura) possuem comportamento normalizável.

O princípio básico de método é relacionar a resistência ao cisalhamento não drenada com a

razão de pré-adensamento a partir de ensaios em que são utilizados corpos de prova com

diferentes níveis de pré-adensamento, aplicados no laboratório. Este método aplica níveis

de tensões de reconsolidação consideravelmente maiores do que a tensão de pré-

adensamento, visando “apagar” os efeitos de amostragem (SOARES, 1997). Esta fase é

seguida de uma expansão em condições Ko para reproduzir o valor de OCR de campo

(quando OCR>1). A seguir, os corpos de prova são levados à ruptura em condições não

drenadas. Através da normalização de Su dos diferentes ensaios com relação às respectivas

tensões efetivas verticais, é feita uma estimativa de resistência ao cisalhamento de campo.

c) CORRELAÇÕES

A resistência não drenada pode ser obtida a partir de ensaios oedométricos em amostras de

boa qualidade através da relação Su = 0,22σ’vm, sugerida por MESRI (1975) e

desenvolvida posteriomente por TRAK et al. (1980), através do conceito do estado crítico

“CAM CLAY” e “SHANSEP”.

MESRI (1975) associou µ = f(IP) e Su/σ’vm= f(IP) a dados da análise de BJERRUM

(1972), mostrando que a resistência não drenada na ruptura de um aterro é independente do

54

índice de plasticidade. A relação Su (palheta)/σ’vm é praticamente constante e igual a 0,22

com o índice de plasticidade. Neste caso, Su é adotada como resistência de projeto. Na

realidade este coeficiente corresponde a uma média para todas as argilas, mas superestima

a resistência para argilas de baixa plasticidade e subestima para argilas de alta plasticidade.

Com base nas retro-análises, pode-se considerar este coeficiente variando de 0,16 para

solos não plásticos a 0,29 para IP = 100. (PINTO, 1992).

FERREIRA e AMORIM JÚNIOR (1982) relatam que, considerando que a análise dos

problemas de estabilidade, na maioria dos casos, ocorre em solos coesivos com OCR entre

1 e 2, parece que o Método SHANSEP usa o valor constante de Su/σ’vm muito próximo ao

encontrado por MESRI (1975). Os mesmos autores em seus estudos em depósitos de argila

mole do Recife fazem as seguintes conclusões quanto à estimativa da resistência não

drenada quando comparada aos resultados de palheta de campo:

- A partir da relação Su = 0,22σ’vm, os resultados foram bastantes próximos, havendo

maior aproximação com os valores de Sumin e Sumédio.

- A partir do “CAM CLAY”, os resultados foram pouco superiores, mesmo para os valores

de Sumin com cerca de 25% para maiores diferenças.

- Pela relação Su = 0,22σ’vm, e pelo “CAM CLAY”, as resistências foram muito próximas

havendo quase que completa superposição entre as faixas de valores.

Com bases em valores de correlações de ensaios de compressão e extensão triaxial em

corpos de prova adensados isotropicamente, considerando que a média deles é a que deve

ser usada em projetos e levando ainda em consideração o efeito do sobre adensamento,

JAMIOLKOWSKI et al. (1985) apresentou a correlação (II.23):

Su/σ’vo = (0,23 ± 0,04) . (OCR)0,8 (II.23)

Fórmulas desse tipo, com base em ensaios de corpos de prova adensados isotropicamente e

rompidos por compressão, sobre solos da Baixada Santista são apresentados por MASSAD

(1994).

55

No desenvolvimento de um projeto de aterro sobre solos moles, o projetista utiliza-se de

mais de uma fonte de dados. Neste sentido, as correlações são sempre úteis. Em especial,

elas são muito convenientes para projetos de construção por etapas, permitindo prever o

ganho de resistência nas diversas fases de construção (PINTO, 1994)

2.2.7. CONTRIBUIÇÃO DA RESISTÊNCIA DO PRÓPRIO ATERRO NA SUA

ESTABILIDADE

O fissuramento observado no aterro é também uma indicação adicional além dos ensaios,

da existência de certa coesão do material e, é provocada pela diferença de rigidez entre o

aterro e a fundação.

CHIRAPUNTU e DUNCAN (1975) analisando casos de ruptura de aterros verificaram que

os estudos de suas estabilidades geralmente superestimam o fator de segurança. Estas

discrepâncias entre cálculos e a realidade advêm de três principais fontes de erros:

- Erros decorrentes da imprecisão dos métodos de análise;

- Erros decorrentes da consideração incorreta da resistência ao cisalhamento da fundação;

- Erros decorrentes da consideração incorreta da contribuição da resistência do próprio

aterro.

As diferenças entre os valores do fator de segurança dos diversos métodos de análise da

estabilidade que satisfazem a todas as condições de equilíbrio são menores do que 5%

(WRIGHT, 1969). Isto significa que existe uma boa equivalência entre os métodos de

análise. As duas outras fontes de erro anteriormente citadas refletem uma não equivalência

do modelo com a realidade. Cada modelo considera que ao longo da superfície de ruptura

se mobiliza toda a resistência de cisalhamento do solo. Então se ao longo do corpo do

aterro não houver na ruptura mobilização total da resistência, é porque o modelo não

reflete a realidade. Altera-se o modelo ou, como é mais conveniente na prática, ajustam-se

as contribuições da resistência da fundação e do aterro ao modelo escolhido.

Os aterros sobre solos moles geralmente são de pequena altura, e nessas condições o

conhecimento da resistência ao cisalhamento da fundação é de importância primordial,

pois que a maior parte da superfície de ruptura aí se desenvolve. A condição crítica na

56

análise da estabilidade destes aterros é a que ocorre no final de sua construção, e então se

usa a resistência ao cisalhamento não drenada da fundação (Análise φ=0). Geralmente a

contribuição da resistência do próprio aterro na sua estabilidade é menor do que a prevista

no modelo por duas razões. Inicialmente porque a mobilização de resistência no corpo do

aterro é menor do que a da fundação, e ainda porque o aterro pode vir a fissurar

diminuindo ainda mais esta contribuição.

a) MOBILIZAÇÃO DE RESISTÊNCIA NO CORPO DO ATERRO

A desigualdade de mobilização de resistência no aterro e na fundação decorre das

diferenças nas características tensão-deformação destes materiais. Em geral o aterro é mais

resistente e atinge a ruptura em uma deformação menor do que a do material de fundação

(Figura II.33).

Figura II.33. Tipos de incompatibilidade no comportamento tensão-deformação de um

aterro e uma fundação (SOARES, 1981).

Para quantificar estas mobilizações para três diferentes comportamentos típicos dos dois

materiais CHIRAPUNTU e DUNCAN (1975) realizaram um estudo por elementos finitos.

Tipo A Curva tensão-deformação para o aterro mais resistente que a fundação. Na ruptura, adeformação do aterro menor que a fundação.

Tipo B Curva tensão-deformação para o aterro mais resistente que a fundação. Na ruptura, a deformação do aterro maior que a fundação.

Tipo C Curva tensão-deformação para o aterro menos resistente que a fundação. Na ruptura, adeformaçãodo aterro maior que a fundação.

ε

Aterro

Fundação

Aterro

Fundação

Aterro

Fundação

σ1 – σ2

σ1 – σ2

σ1 – σ2

57

A Figura II.34 mostra para um aterro com três alturas diferentes, as curvas de mesma

mobilização de resistência. Os resultados indicam que a percentagem de resistência

mobilizada no aterro é muito menor do que na fundação, ou seja, a ruptura ocorre

inicialmente na fundação. Para este aterro a ruptura inicia-se embaixo do centro do aterro e

o círculo crítico da análise da estabilidade passa por esta zona de ruptura local. Admitindo

resistências de pico para os dois materiais encontra-se para o fator de segurança o valor

1,80. Considerando a resistência da fundação correspondente à deformação de ruptura do

aterro este fator diminui para 1,70. Para os valores de resistência correspondente a

mobilização média de resistência do aterro e fundação, o cálculo do fator de segurança

indica 1,44.

H = 6 ft 20%

20%40

50

40%

H = 12 ft20%

40%50%

40%60

70 80

70

H = 1 8 ft

6 0 %8 0 9 0 1 0 0

9 0

9 08 0

6 04 02 0 %

C írcu lo C rítico

L o ca l d e C isa lh am en to

Figura II.34. Curvas de mobilização de resistência com a variação de altura do aterro

(SOARES, 1981).

58

Para determinar os valores de Su que levam ao valor unitário do fator de segurança para o

início da ruptura do aterro, CHIRAPUNTU e DUNCAN (1975) mantiveram a mesma

mobilização de resistência média para a fundação, e diminuíram sucessivamente a

mobilização do aterro. As diferenças no valor do fator de segurança não são grandes para o

aterros com semelhança nas características tensão-deformação do aterro e da fundação.

Notou-se que a relação entre resistências do aterro (Se) e da fundação (Sf) influencia nas

porcentagens de mobilização que devem ser empregadas no estudo da estabilidade.

CHIRAPUNTU e DUNCAN (1975) utilizaram o estudo anterior para propor fatores de

redução a empregar em função do valor desta relação de resistência.

b) EFEITO DO FISSURAMENTO NA ESTABILIDADE DO ATERRO

O fissuramento do aterro pode reduzir significadamente o fator de segurança de aterros

sobre solos moles porque a resistência cisalhante do aterro é reduzida a zero ao longo da

fissura. As fissuras do aterro decorrem do trincamento devido à secagem e às altas tensões

de tração provocada pelos recalques diferenciais e deslocamentos horizontais superficiais

da fundação.

CHIRAPUNTU e DUNCAN (1975) comentam o efeito da forma de distribuição dos

recalques do aterro. Os recalques máximos ocorrem próximo ao centro do aterro e o

levantamento máximo próximo ao seu pé. O levantamento no pé do aterro é da ordem de

dois terços do recalque máximo. O aterro expulsa o solo de fundação abaixo de sua base

provocando um levantamento próximo ao pé do aterro. O recalque diferencial entre o pé e

o centro do aterro provoca a flexão do aterro com o aparecimento de tensões de tração no

aterro próximo ao contato com a fundação. Tensões de tração surgem também nas

proximidades do centro do aterro pela expulsão do solo de fundação. Os autores sugerem

para se estimar a altura do aterro (HT) quando surge a primeira fissura a Equação II.24,

utilizando os dados conforme Figura II.35.

25,075,0

1,5

=

DW

KKSH

E

F

E

usT γ

(II.24)

59

Os autores verificaram ainda que as fissuras em aterros se propagam ao longo de toda a sua

altura, e então sugerem que se deva incluir o fissuramento total para aterros com altura

maior do que a expressão citada. Para verificar a influência do fissuramento no fator de

segurança, análises de estabilidade foram executadas usando quatro hipóteses: aterros sem

fissuras, aterros com fissuras, aterros com fissuras preenchidas com água e aterro com

resistência nula.

Figura II.35. Variação dos parâmetros estudados afetando o desenvolvimento das tensões

no aterro e relação dos parâmetros da equação (SOARES, 1981).

Admitir resistência nula é muito conservativo para o aterro e não realista para representar o

fissuramento. O fator de segurança neste caso é sempre menor do que o fator quando se

admite o aterro com fissuras. Os resultados da análise de estabilidade utilizando as três

primeiras hipóteses a um caso típico são mostrados na Figura II.36.

Linha 3 Tipos de perfis de resistência considerado na análise

D

W

Peso específico do aterro = γe Módulo do aterro = KE

Resistência na superfície = SUS Módulo da fundação= KF

Linha 1

Linha 2

Linha 4

Linha 5

0 0

2

10

12

8

6

4

2 4 6 8 10 12 W/D

NT

KE = KF =1

1,5

2

3

5

10

E

USTT

SNHγ

=

60

Altura do aterro

Verifica-se que o fator de segurança se reduz quando se considera a ocorrência de fissuras

e se reduz ainda mais quando essas fissuras estiverem preenchidas com água. O

desenvolvimento de fissuras causa um decréscimo súbito no fator de segurança podendo

levá-lo à ruptura. Destes resultados os autores sugerem que a análise de estabilidade de

aterros com alturas menores do que HT deve ser efetuada sem considerar o fissuramento, e

acima deste valor admitindo fissuramento total.

Altura onde as tensões se desenvolvem

Aterro intacto

Aterro com fissuras

Aterro com fissuras preenchidas por água

ATERRO Nº 1

0 5 2010 15 250

2

6

4

8

10

0 5 2010 15 250

2

6

4

8

10 Cálculo assumindo aterro intacto

HT

Diminuição do FS devido à fissura

Cálculo assumindo aterro com fissuras (sem água)

FS

FS

Figura II.36. Análise de estabilidade para o aterro nº 1 assumindo fissuras depois do desenvolvimento de tensões no aterro (SOARES, 1981).

61

2.3. INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA EM ATERROS SOBRE SOLOS MOLES

Uma bateria de ensaios, composta de ensaios de campo e laboratório, possibilita uma

caracterização relativamente completa do material, assim como uma determinação precisa

da estratigrafia do terreno (NACCI, 2000). JAMIOLKOWSKI et al (1985) preconizam a

utilização de ensaios de laboratório juntamente com os ensaios de campo para a

determinação de parâmetros já que, informações obtidas de diversas técnicas de ensaios

permitem a comparação de resultados e obtenção de informações complementares que,

embora muitas vezes redundantes, aumentam o grau de confiabilidade dos parâmetros de

projeto.

ALMEIDA e MARQUES (2004) comentam que em função da dificuldade de se obter

amostras de boa qualidade, dos cronogramas de obras e custos, a prática geotécnica no Rio

de Janeiro tem sido mapear a área com ensaios de campo, utilizando-se ensaios de

laboratório comparados com ensaios de campo somente em áreas mais críticas.

Para fins ilustrativos, apresenta-se na Tabela II.2 um breve comparativo das vantagens e

desvantagens dos ensaios de laboratório e de campo aplicados a argilas moles e na Tabela

II.3 apresentam-se os procedimentos recomendados na bibliografia para determinação de

parâmetros de argilas moles.

Tabela II.2. Vantagens e desvantagens dos ensaios de laboratório e de campo aplicados a

argilas moles (ALMEIDA, 1996).

Tipo de ensaio VANTAGENS DESVANTAGENS

Laboratório

• Condições de contorno bem definidas

• Condições de drenagem controladas

• Trajetória de tensões conhecidas durante o ensaio

• Natureza do solo identificável

• Amolgamento em solos argilosos

• Pouca representatividade do volume ensaiado

• Em condições análogas é, em geral mais caro que os ensaios de campo

Campo

• Solo ensaiado em seu ambiente natural

• Medidas contínuas com a profundidade (CPT, CPTU)

• Ensaiado maior volume de solo

• Geralmente mais rápido que ensaio de laboratório

• Condições de contorno mal definidas (exceção: pressiômetro auto perfurante)

• Condições de drenagem desconhecidas

• Modos de deformação e rupturas diferentes da obra

• Natureza do solo não identificada.

62

Tabela II.3. Procedimentos recomendados na bibliografia para determinação de parâmetros

de argilas moles (COUTINHO e BELLO, 2004).

2.4. INSTRUMENTAÇÃO DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES QUANTO AO

CONTROLE DA ESTABILIDADE

A instrumentação é uma ferramenta importante para o acompanhamento do

comportamento de uma obra de engenharia geotécnica. Em se tratando de aterros sobre

solos moles, os principais objetivos de uma instrumentação podem ser: detecção do perigo

iminente, obtenção de informação vital durante a construção, avaliar o comportamento da

medida corretiva, melhorar o método construtivo, avaliação de modelos e de mecanismos

de comportamento.

A estimativa de parâmetros de comportamento do solo é normalmente revestida de

considerável dificuldade. Ensaios de laboratório são sujeitos a amolgamento, e ensaios de

Parâmetro Geotécnico Procedimento Recomendado Procedimento Alternativo e Observações

Perfil geotécnico preliminar (camada, NA, etc.)

SPT – com determinação de umidade natural através do perfil

Umidade deve ser determinada pelo menos a cada metro (COUTINHO et al., 1998)

Estratigrafia Piezocone Amostragem integral de pequeno diâmetro (LACERDA E SANDRONI, 1993)

Considerar qualidade de amostragem

Palheta de campo – utilização da correlação Su = f(OCR) (COUTINHO et al. 1998) História de tensões (OCR) Ensaios oedométrico

Dilatômetro (COUTINHO et al., 1998)

Coeficiente de empuxo em repouso (ko)

Pressiômetro autocravante (PMT); dilatômetro (DMT)

Ensaio caro; usar correlação ko= f(OCR) para avaliar resultado do DMT

Parâmetros de compressibilidade Ensaio oedométrico

Considerar qualidade de amostragem

Uso de correlações a partir da umidade natural (COUTINHO et al., 1998)

Coeficiente de adensamento Dissipação com piezocone Ensaio oedométrico não necessariamente confiável

Coeficiente de permeabilidade Piezocone e/ou permeabilidade in situ Ensaio oedométrico para obter k=f(índice de

vazios)

Resistência não drenada Combinação de ensaios de campo

(CPTU, Vane) e laboratório (triaxial UU e CIU)

Usar correlação Su= f(OCR) para avaliar resultados

Parâmetros de resistência em tensões efetivas Ensaio triaxial adensado não drenado -

Módulo de elasticidade Eu Ensaio triaxial adensado não drenado

(com descarregamento / recarregamento)

Considerar qualidade da amostragem; diagramas Eu/Su= f(IP,OCR) podem auxiliar

63

campo, devido às complexas condições de contorno, são interpretados normalmente

através de métodos semi-empíricos. Os parâmetros geotécnicos estimados geralmente

apresentam dispersões consideráveis, especialmente aqueles que regem o processo de

adensamento, tornando-se, portanto necessário o uso da instrumentação.

O bom desempenho de aterros requer monitoramento em todas as fases, controlando as

dissipações das poro-pressões, a evolução dos recalques, os deslocamentos horizontais e

prevenindo-se de algum problema que venha afetar a estabilidade.

É mais freqüente utilizar a instrumentação em aterros sobre solo mole para monitorar o

progresso de adensamento e determinar o tempo de estabilização do aterro. Duas razões

básicas são consideradas para se instrumentar um aterro:

- Verificar se o aterro se comporta dentro dos limites previstos em projeto;

- Acompanhar e predizer o comportamento de um aterro que já exiba sinais de ruptura.

As técnicas de observação do comportamento sobre solos moles incluem a seleção do tipo

e a determinação da quantidade de instrumentos a serem utilizados, sua localização e

instalação, a aquisição de dados, a análise e a interpretação dos resultados. Ver mais

ORTIGÃO (1980), COUTINHO (1986), DNER / IPR (1990), CAVALCANTE (2001).

No caso de aterro experimental para estudar a estabilidade (aterro construído até a ruptura)

as dimensões devem ser adotadas, visando dirigir a ruptura para o lado do aterro a ser

instrumentado. Por outro lado, é comum concentrar vários instrumentos de medidas numa

única seção transversal principal, procurando-se obter o máximo possível de informações

sobre o comportamento da massa de solo durante a construção. É importante que essa

seção instrumentada esteja localizada junto ao eixo de simetria transversal de massa de

solo em ruptura.

A instrumentação no aterro experimental da Barragem de Juturnaíba (COUTINHO, 1986)

teve o objetivo de acompanhar o desenvolvimento de poro-pressões na vizinhança da

superfície de ruptura e sob o centro do aterro, observar os deslocamentos verticais e

horizontais na base do aterro, bem como deslocamentos horizontais em profundidade, e

localizar a superfície de ruptura Figura II.37.

64

Figura II.37. Localização da superfície de ruptura ocorrida (COUTINHO, 1986).

Para observação dos possíveis deslocamentos, após o projeto e execução do aterro

recomenda-se a utilização do inclinômetro. Sua função é detectar variações na inclinação

do tubo guia com a vertical, em relação a uma leitura inicial, obtendo-se, a partir daí, o

deslocamento horizontal em qualquer ponto. As leituras sendo feitas a intervalos

constantes, podem ser integradas para obter um perfil vertical de deslocamentos

horizontais. O extensômetro magnético na versão horizontal também pode ser utilizado.

O uso do inclinômetro e do extensômetro magnético horizontal servirá também para

detecção de possíveis superfícies de ruptura. Nesta detecção são sugeridos indicadores de

superfície de ruptura, que consistem em tubos de plástico, enfraquecido através de sulcos a

cada 20 cm e instalado em um furo de sondagem. Em muitos casos é ainda utilizado como

instrumento de controle o vane test (palheta), antes e depois do adensamento da argila para

avaliar o ganho de resistência atribuída a alguma solução de estabilização do aterro.

Para determinar a variação da poro-pressão em solos de baixa permeabilidade, o

instrumento utilizado é o piezômetro. De acordo com o princípio de operação, são

classificados como hidráulico, pneumático ou elétrico, sendo mais indicado os dos tipos

pneumático e elétricos em virtude do seu tempo de resposta. Isto é especialmente

importante quando variações rápidas de poro pressões ocorrem no solo.

65

CAPÍTULO III

CASO EM ESTUDO – INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA

3.1. INTRODUÇÃO

O caso em estudo é referente ao problema de ruptura ocorrida em um aterro sobre solo

mole. Trata-se de um consultoria profissional da Gusmão Engenheiros Associados, que

devido à peculiaridade do caso e dos dados de investigação geotécnica tornou-se base para

o desenvolvimento do presente trabalho.

Serão apresentados neste capítulo, a localização, as principais características da área de

estudo, um breve histórico dos problemas ocorridos antes do colapso, avaliação dos danos

e investigações geotécnicas realizadas, e os resultados básicos dos ensaios realizados

(campo e laboratório).

3.2. LOCALIZAÇÃO /CARACTERÍSTICAS DA OBRA

O terreno com cerca 10350 m2 está localizado na Avenida Recuperação na Br-101, Dois

Irmãos, Recife-PE, conforme Figura III.1. Foram construídos 3 galpões, sendo um de

grande porte com alvenarias de fechamento lateral (50 x 40m), onde ocorreu a ruptura. A

Figura III.2 mostra a posição dos galpões, bem como as locações dos furos de sondagem,

amostragem e ensaio de palheta.

Os galpões foram projetados em estruturas pré-moldadas de concreto armado, cujos pilares

têm fundação superficial tipo bloco isolado de pedra rachão. O piso foi projetado com uma

laje armada de 15 cm de espessura, assente diretamente no terreno.

As sondagens realizadas antes da ruptura (Tabela III.2) mostram um perfil composto

inicialmente por uma camada de aterro de argila silto-arenosa, mal compactado, com cerca

de 6m de espessura. Abaixo do aterro observa-se uma camada de argila siltosa, muito mole

66

a mole com espessura próxima de 1,0m. A partir daí, segue-se uma camada de turfa com

argila orgânica, muito mole a mole, com cerca de 12 m de profundidade. Após os 12m e

até o limite das sondagens (cerca de 30m de profundidade), segue-se uma camada de argila

siltosa, média a rija. O nível d’água situa-se em torno de 3,75m de profundidade. Os

resultados do SPT mostram nº de golpes variando de N= P a 1. Na Figura III.3 pode-se

observar o perfil de sondagem adotado como referência para o presente trabalho, por se

tratar do local onde foi retirada amostra para realização de ensaios de laboratório e

amostras de umidade natural.

Figura III.1. Localização do depósito estudado.

67

FA IX A D E R O L A M E N T O

FA IX A D E R O L A M E N T O

M A C E IÓ B R -101

A D M IN IST R A Ç Ã OG A L P Ã O M E N O R

G U A R IT A

ST A N D D E V E N D A S

G A L P Ã O M A IO R - ruptura

SP-01(E m presa 1)

SP -01 (E m presa 2)





SP -03(E m presa 3) SP -02

(E m presa 1)

SP -sondagem à percurssãoSV -palheta de cam poA M -am ostra indeform ada

L E G E N D A

E PC -02

E P C -01

A M -01

Figura III.2. Planta de situação e locação dos furos de sondagem, ensaio de palheta de campo e retirada de amostra.

68

Figura III.3. Perfil típico de sondagem.

Fragmento de coral

Turfa com argila orgânica

Aterro de areia fina e média

Argila siltosa de consistência média

Argila siltosa de consistência mole

Areia fina e média compacta Prof

undi

dade

(m)

400 5 10 15 20 25 30 35

40

35

30

25

20

15

Distância Horizontal (m)

555045

10

5

0 SP-03 (Empresa 1)

SP-02(Empresa2)

SP-01 (Empresa 2)

SP-01 (Empresa 1)

69

3.3. ASPECTOS GEOLÓGICOS E MORFOLÓGICOS

A planície sedimentar do Recife apresenta uma rica história de deposição, traduzida em

uma ampla variedade de tipos de depósitos, onde as características geotécnicas estariam

intimamente relacionadas com os agentes que controlam a erosão e deposição que, no caso

do ambiente compreendido pela Cidade do Recife, foram água (rio e mar), vento,

gravidade e organismos. A Figura III.4 apresenta o mapa geológico da Cidade do Recife.

O depósito que é objetivo de estudo caracteriza-se geologicamente por estar compreendido

no domínio dos dois terraços marinhos originados durante a última transgressão (Período

Pleistocênico) e a última regressão (Holocênico) do mar, sendo formado em ambiente

flúvio-lagunar e de mangue, localizando-se em posição mais baixa, relacionando-se com a

atuação de antigos canais de maré, que cortam e ligam os terraços, recebendo também,

provavelmente, sedimentos finos e não-consolidados oriundos de zonas de retrabalhamento

do Barreiras e da Formação Cabo (ALHEIROS, 1995).

Pedologicamente, os solos desenvolvidos em ambientes flúvio-lagunares e de mangue,

geralmente se apresentam segundo horizontes Glei ou Sálicos. Os solos classificados como

Glei ocorrem em áreas baixas, com relevo plano, geralmente nas porções terminais de

alguns rios, apresentando perfil com seqüência A-C, estando o lençol d’água presente

muito próximo à superfície, havendo má drenagem e acúmulo de matéria orgânica. Os

solos indiscriminados de mangue (Sálicos), ocorrem no litoral, geralmente próximos às

desembocadura de rios, sob a influência do movimento das marés. São solos não ou muito

pouco desenvolvidos, gleizados, mal drenados, com alto conteúdo de sais provenientes da

água do mar (que atuam como aceleradores da sedimentação do material argiloso) e de

compostos de enxofre, que se formam nestas áreas sedimentares baixas e alagadas, onde há

ocorrência de matéria orgânica, proveniente da decomposição de plantas de mangues e de

outras atividades biológicas. Os solos gleizados caracterizam-se também por serem

originados, geralmente, a partir de sedimentos argilo-arenosos não consolidados em

mistura com sedimentos orgânicos do período Holoceno.

A importância da ação antrópica na conformação atual do depósito é sentida

principalmente, na realização de sucessivos aterros, realizados no propósito de se preparar

o terreno tendo em vista a sua utilização como suporte a fundações de edifícios e outras

70

obras de engenharia. A iniciativa em se aterrar o terreno está em consonância com a

secular e generalizada prática dos aterros na cidade do Recife, que teve início durante a

colonização holandesa, estimando-se o volume total de aterro mobilizado em 25 milhões

de metros cúbicos ao longo de quatro séculos (GUSMÃO FILHO, 1995).

Figura III.4. Mapa Geológico da Cidade do Recife (ALHEIROS et al., 1995)

A região estudada pode ser situada na unidade morfológica denominada “Planícies

Baixas”, onde estão incluídas as planícies marinhas e flúvio-marinhas quartenárias. As

planícies flúvio-marinhas se apresentam nas embocaduras dos rios principais, sendo

geralmente colmatadas por material argiloso, onde ocorrem os manguezais.

3.4. HISTÓRICO DA OBRA No início da construção o terreno já se encontrava aterrado com restos de metralhas e lixo.

Regularizou-se então o terreno através de um aterro compactado com cerca de 1m de

espessura. Para conter o terreno, foi executado um muro de arrimo de gabião com altura

variável entre 3 e 6m. Durante a execução de terraplenagem, houve um deslizamento em

71

um dos cantos do terreno, com a expulsão de parte da argila mole e turfa para o terreno

vizinho. Também foram observadas várias trincas no terreno paralelas ao muro de arrimo,

que foram vedadas naquela ocasião. Durante a construção do galpão de grande porte, foi

observado o surgimento de várias fissuras nas alvenarias de fechamento, e também houve

uma abertura das juntas de dilatação do piso.

Em função desses fatos, foi solicitado a Gusmão Engenheiros Associados uma avaliação

destes problemas, bem como recomendações de medidas atenuadoras e/ou corretivas.

3.5. AVALIAÇÃO DOS DANOS

As principais conclusões do levantamento dos danos, através de inspeção local, realizada

na primeira solicitação do proprietário a Gusmão Engenheiros Associados, são:

a) Foram observadas evidências de que o terreno apresenta duas componentes de

deslocamento:

- Componente vertical, representada pelo recalque das camadas argilo-turfosas moles,

devido ao peso próprio do aterro e da estrutura.

- Componente horizontal, devido ao escoamento lateral destas camadas na direção no

desnível do terreno (Figura III.5.).

b) A estrutura está sentindo a repercussão destes movimentos do terreno, com o

surgimento de trincas no terreno, bem como a abertura de juntas no piso, que são indícios

do movimento lateral da edificação (Figura III.6.). Já o deslocamento das alvenarias dos

pilares de concreto é um indício da ocorrência de recalques (Figura III.7.).

Tendo em vista o diagnóstico dos danos observados foram propostas duas soluções

distintas para combater os dois movimentos identificados:

- Para o movimento vertical foi sugerido o reforço de fundações através de estacas

metálicas.

- Para o movimento horizontal foi sugerida a execução de bermas no fundo do terreno.

72

Figura III.5. Mecanismo de Escoamento Lateral do Terreno (GUSMÃO, 2000)

Figura III. 6. Evidências do Movimento Lateral do Terreno (GUSMÃO, 2000)

73

Figura III.7. Evidências do Movimento Vertical do Terreno (GUSMÃO, 2000)

Como as soluções reparadoras eram extremamente onerosas em função do porte da obra,

foi proposto observar e monitorar o desempenho da obra durante algum tempo (6 meses), e

após esse período definir a necessidade de intervenções. Para acompanhar os movimentos,

recomendou-se a realização do monitoramento do terreno e das estruturas durante o

período de observação, através da instalação de pinos nos pilares e marcos superficiais no

terreno, com controle periódico de topografia.

Entretanto, por decisão do proprietário, não houve acompanhamento nem nenhum tipo de

monitoramento do local. Os pontos onde exibiam fissuras e rachaduras foram fechados

com argamassa. Durante este período ocorreu a ruptura do terreno em grandes proporções,

sendo possível a localização da provável superfície de ruptura.

Novamente foi solicitado à Gusmão Engenheiros e Associados, uma avaliação dos danos

ocorridos no local após o movimento. A empresa então, realizou ensaios de campo e

laboratório que são os apresentados nesta dissertação. O proprietário, por sua conta,

quebrou e retirou o piso de concreto, reaterrou o local com uma camada de pó de pedra,

outra camada de brita, completando com a metralha do antigo piso.

Após um ano do ocorrido, já foram observadas evidências de um outro processo de ruptura

no local de estudo, visto que após o primeiro deslizamento, reaterrou-se o local com

objetivo de nivelamento, e o submeteu a altos índices de carregamento sem proporcionar

de fato, um aumento significativo na capacidade de suporte do solo mole.

74

Tabela III.1. Cronograma das visitas ao local de estudo.

VISITAS DATA VERIFICAÇÕES OBSERVAÇÕES / SOLUÇÕES

1a 30/março/2000

- Abertura das juntas do piso - Fissura nos pilares - Rachadura no bloco dos pilares - Fissuras e deslocamento da alvenaria

Fechamento das aberturas e trincas com argamassa. Não houve acompanhamento e monitoramento do local, como foi proposto.

2a 04/setembro/2000 - Agravamento dos sinais de ruptura Retirada da alvenaria e do telhado para aliviar cargas.

3a 06/setembro/2000 - Ruptura do aterro Previsão de realização de ensaios de campo e laboratório e um estudo do movimento

4a 02/outubro/2000 - Realização do ensaio SPT e retirada da amostra para ensaios de laboratório

Resultados servem de base para o presente trabalho.

5a 09/outubro/2000 - Realização do ensaio de palheta Reaterro do local com aplicação de cargas elevadas e construção da cobertura em estrutura metálica (decisão do proprietário)

6a 05/outubro/2003 - Sinais de uma segunda ruptura São observadas fissuras no piso exatamente no mesmo local da primeira ruptura.

75

1a VISITA – 31/março/2000

Foto III. 1. A - Detalhe do pilar;

B - Descolamento da viga em relação ao pilar;

C - Detalhe das fissuras na alvenaria junto ao pilar;

D - Afundamento do bloco de fundação.

A

B

C

D

76

Foto III.2. A, B - Abertura das juntas do piso próximo ao pilar;

C- Detalhe afundamento do bloco e descolamento do piso;

D- Detalhe da abertura das juntas do piso.

C

D

A B

77

2a VISITA – 04/setembro/2000

Foto III.3. A, B - Vista geral e detalhe da separação pilar x alvenaria x viga;

C, D - Levantamento de placa.

C

D

A

B

78

Foto III.4. A, B - Movimento sofrido pelas estruturas metálicas.

Foto III.5. A, B - Quebra do bloco de fundação; C, D - Aumento das fissuras no piso.

A B

A B

D

C

79

3a VISITA – 06/setembro/2000

Foto III. 6. A, B, C, D, E - Visão geral da ruptura no galpão.

A

D

E

B

C

80

Foto III. 7. A, B - Visão geral da ruptura no galpão.

Foto III.8. A, B – Afundamento do piso do galpão – ponto A.

Foto III.9. A – Vista lateral do galpão;

B – Rachaduras no muro lateral

A

A B

A B

B

81

4a VISITA – 02/outubro/2000 Foto III.11. A - Local do ensaio SPT; B - Tubos de SPT. 5a VISITA – 09/outubro/2000 Foto III. 10. A, B - Utilização da palheta de campo;

C - Local do ensaio de palheta.

A

B

C

A B

82

6a VISITA – 05/outubro/2003

Foto III.12. Vista geral do local de estudo após um ano da ruptura.

BA

Foto III.13. A, B - Rebaixamento e fissuras no terreno; C - Muro de gabião danificado;

D - Movimento do muro com flexão das placas de concreto.

C D

83

3.6. PROGRAMA DE INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA

3.6.1. INTRODUÇÃO

Para o desenvolvimento do projeto de reparação dos danos da ruptura, foram realizadas

investigações geotécnicas de campo e de laboratório. As investigações de campo

englobaram sondagem a percussão tipo SPT (8 furos) realizados em campanhas diferentes,

com retirada de umidade natural (1 furo), amostragem indeformada em shelby de 4” de

diâmetro (01 amostra), e ensaios de palheta de campo (02 furos). As investigações de

laboratório constaram de ensaios de caracterização, adensamento vertical e resistência

(triaxiais UU e CIU). A Figura III.2 apresenta a locação das investigações geotécnicas de

campo.

Os ensaios de laboratório e de palheta de campo foram realizados pelo Laboratório de

Solos e Instrumentação da UFPE, por solicitação da Empresa Gusmão Engenheiros

Associados. As sondagens SPT foram realizadas por diferentes empresas (ver Tabela III.2).

A autora dessa dissertação não participou diretamente da realização desses ensaios. Neste

item são organizados e agrupados, com discussão inicial, todos os parâmetros geotécnicos

fornecidos, para que posteriormente eles possam ser ampliados e preparados para a

realização das análises.

É importante lembrar que, os dados obtidos na fase de investigação geotécnica forneceram

a base para o presente estudo, e que o trabalho inicial se tratava de uma consultoria técnica

e não um trabalho voltado à pesquisa, portanto apresentando algumas limitações, como por

exemplo, a retirada de uma única amostra indeformada. Entretanto, o simples

procedimento de determinação de umidade natural através do SPT e a determinação da

resistência não drenada através do ensaio de palheta de campo, junto com uma análise e

ampliação das informações, forneceram ferramentas importantes à realização desse estudo,

e possibilitou a ampliação dos dados.

84

3.6.2. INVESTIGAÇÕES DE CAMPO

3.6.2.1. SPT

Campanhas de sondagem a percussão foram realizadas no local a fim de se obter o perfil e

seções transversais do terreno sempre constituindo importante ferramenta na análise de

problemas geotécnicos. Foram executadas 8 sondagens de reconhecimento à percussão,

sendo que 6 furos no período em que o terreno exibia sinais de colapso, e mais 2 furos

executados após a ruptura.

Tabela III.2. Cronograma das sondagens realizadas no local de estudo.

SONDAGEM FUROS DATA Observações

Empresa 1

SP1, SP2 e SP3 18/09/1997 Realizada para a construção do

aterro e muro de gabião

Empresa 2

SP1, SP2 e SP3 28/06/1999 Realizada na primeira solicitação a

Gusmão Engenheiros Associados*

Empresa 3

SP1 e SP2 02/08/2000 Após a ruptura

* Os estudos de avaliação de danos e soluções para as reparações foram realizados utilizando esta sondagem.

A campanha de sondagem realizada após a ruptura pela Empresa 3, especificamente o furo

SP-02, forneceu resultados que serão utilizados nesta dissertação.

Visando melhor definição do perfil geotécnico e possíveis análises através de correlações,

foi feita a determinação da umidade natural das amostras de argila coletadas no bico do

amostrador padrão em um dos furos realizados (SP-02). A execução da sondagem e a

determinação do índice de resistência à penetração (N) foram feitos segundo o que dispõe a

Norma NBR-6484/80, que trata do Método de Brasileiro de Execução de Sondagens de

Simples Reconhecimento.

85

COUTINHO et al. (1988a) recomenda a determinação da umidade pelo menos a cada

metro. ALMEIDA e MARQUES (2004) relatam ser prática corrente a coleta de amostras

deformadas através de amostradores SPT ou shelby de pequeno diâmetro (5cm) para a

determinação de índices físicos a cada metro. Essa prática permite mapear grandes áreas a

baixos custos, compartimentando áreas de mesmos índices físicos, correlacionando-os com

parâmetros de resistência e compressibilidade.

A Figura III.8. apresenta o perfil típico incluindo os resultados de umidade correspondente

a sondagem SP-02. Observa-se através desse perfil, um aumento significativo no valor do

teor de umidade a partir da profundidade de cerca de 7,0m, atingindo o seu máximo valor

aos 9,0m de profundidade, na camada de turfa com argila orgânica. A partir daí, verifica-se

um decréscimo de umidade, tornando-se praticamente constante na camada de argila

orgânica aos 12,0m.

O perfil correspondente foi adotado como perfil típico para ser apresentado com os demais

perfis geotécnicos, nas próximas figuras, isto porque neste furo foi coletada a amostra

indeformada para realização de ensaios de laboratório, podendo-se fazer comparações com

os parâmetros obtidos a partir da umidade verificada no SPT e por estar localizado na área

de ruptura do aterro.

Figura III.8. Perfil geotécnico típico vs. resultados de umidade natural do SP-02

0

5

10

15

20

Prof

undi

dade

(m)

5 Aterro

8

1

7

1/33

Turfa com argila

orgânica

Argila orgânica siltosa

Argila orgânica

P/141

P/1081/31P/24

1/34

P/134

P/131

1/39

6

6Areia média siltosa

1

1/34

1

1

1

NA

SP-02

0

5

10

15

20

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320 340

W(%) SPT02

UMIDADE (%)

86

3.6.2.2. AMOSTRAGEM DEFORMADA / INDEFORMADA

Os processos de amostragem do solo foram desenvolvidos em conformidade com a Norma

NBR- 9820 (Coleta de Amostras Indeformadas em Solos de Baixa Consistência em Furos

de Sondagem).

Foi coletada apenas 01 amostra indeformada em tubo tipo shelby de 4” de diâmetro nas

profundidades de 11,00 a 11,40 m, para realização de ensaios laboratoriais de

caracterização, adensamento e resistência, e 15 amostras deformadas através do furo de

sondagem SP-02 entre as profundidades de 6,00 a 20,10m, para determinação da umidade

natural.

A obtenção de amostras de boa qualidade é de fundamental importância, para estimativa de

parâmetros coerentes com a realidade do solo. Amostras de má qualidade podem causar a

subestimativa de parâmetros de compressibilidade (CC e σ’P) e de parâmetros de

resistência (SU), como mostrou OLIVEIRA (2003) em sua tese de doutorado

3.6.2.3. ENSAIOS DE PALHETA

Foi utilizado um equipamento de palheta elétrico (Figura III.9), seguindo os procedimentos

a partir de NBR 10905 (1989), NASCIMENTO (1998) e OLIVEIRA, 2000).

Foram executadas, na argila mole, 02 perfurações, fazendo um total de 32,00m de

profundidade, totalizando 24 ensaios realizados (indeformado + amolgado). Desses

ensaios, 14 foram realizados na vertical EPC1 localizada fora da área de ruptura, e 10

ensaios na vertical EPC2, localizada dentro da área rompida. A locação dos ensaios está

apresentada na Figura III.2.

Um tripé de sondagem à percussão foi utilizado como equipamento auxiliar na realização

dos ensaios. Nos primeiros metros de cada furo foi usado um trado manual padrão do tipo

helicoidal, como instrumento de perfuração para atravessar a camada superficial do aterro,

quando a partir daí foi utilizada a lavagem através de circulação d’água, até que fosse

87

atingida a camada de argila. A velocidade de rotação utilizada, tanto no ensaio

indeformado quanto no ensaio amolgado, foi de 6º/min. A profundidade máxima atingida

em cada furo foi função das dificuldades operacionais encontradas, da capacidade do

equipamento e do perfil geotécnico da área.

A resistência não drenada indeformada e amolgada foram calculadas utilizando a

interpretação convencional do ensaio, utilizando a Expressão (III.1), onde Tmáx (kNm) é o

torque máximo e D (m) é o diâmetro da palheta, conforma já descrito no Capítulo II.

Na dedução desta expressão assume-se uma distribuição uniforme de tensões ao longo das

superfícies de ruptura horizontal e vertical circunscrita à palheta e considera-se a relação

altura / diâmetro da palheta igual a 2. O valor da sensibilidade (St) da argila é dado pela

relação Sindef/Samolg.

Figura III.9. Esquema geral do equipamento de palheta de campo (NASCIMENTO, 1998 e

OLIVEIRA, 2000).

88

Na Tabela III.3 estão os resultados numéricos da resistência não drenada, da resistência

não drenada amolgada e da sensibilidade, obtidos no ensaio de palheta de campo para os

dois furos. A Figura III.10 apresenta o perfil geotécnico contendo Suindef e Suamolg e a

sensibilidade da argila SUindef / SUamolgado ao longo da profundidade.

Tabela III.3. Resultados de ensaio de palheta de campo

Figura III.10. Parâmetros geotécnicos de resistência do ensaio de palheta.

Furos Prof. (m)

Rotação (Graus)

Torque (Nm)

SU EPC (kPa)

Rotação (Graus)

TorqueAmolg. (Nm)

SU Amolg. (kPa) Sensibilidade

7,00 22 24,81 24,73 20 19,21 19,15 1,29 7,5 29 69,12 68,90 50 21,38 21,32 3,23 9,5 41 37,85 37,73 48 6,42 6,40 5,90

11,5 34 24,90 24,82 36 2,66 2,65 9,37 12,5 15 17,37 17,32 36 1,66 1,65 10,50 13,5 15 17,71 17,65 36 1,24 1,23 14,31 14,5 17 26,32 26,23 36 1,40 1,40 18,74 16,5 41 38,94 38,82 36 2,74 2,73 14,21

EPC1

18,00 38 57,75 57,57 36 3,91 3,90 14,76 10,50 - - - 40 29,49 29,40 - 11,00 12 33,09 32,98 6 6,84 6,82 4,84 12,00 10 26,07 25,98 36 8,26 8,23 3,16 13,00 14 25,40 25,32 36 12,36 12,32 2,06

EPC2

14,00 10 20,46 20,40 42 16,28 16,23 1,26

0

5

10

15

20

Prof

undi

dade

(m)

5

Aterro81

7

1/33

turfa com argila

orgânica


Argila orgânica

P/141

P/108

1/3P/24

1/34

P/134

P/13

1/39

66

Areia média

1

1/34

1

11

0

5

10

15

20

0 10 20 30

St =Su(indef.)/Su(amolg.)

EPC1EPC2

0

5

10

15

20

0 10 20 30 40 50 60 70

Su(indef) (kPa)

EPC1EPC2

0

5

10

15

20

0 10 20 30 40 50 60 70

Su(amolgado) (kPa)

EPC1

EPC2

89

O perfil de Su na vertical EPC1 obtido para o local de estudo, através de ensaios de palheta

de campo, apresenta comportamento descontínuo entre 6 e 9m de profundidade, ou seja, o

Su cresce dos 7 aos 7,5m; aos 7,5m o Su diminui até 12,5m; e volta a crescer até os 18m. A

forte presença de raízes e materiais ainda em fase de decomposição, provavelmente faz

com que a resistência aumente exatamente neste ponto, não sendo de fato, a resistência da

camada considerada.

Já na vertical EPC2, o valor de Su indeformada se mantém decrescente com a

profundidade em todo o trecho ensaiado (10,5 a 14,0m), e a Su amolgada apresenta uma

grande queda no trecho entre 10,5 a 11,0 m, e um aumento progressivo a partir desta

profundidade até o fim do ensaio.

As curvas (torque vs rotação) obtidas nos ensaios realizados na vertical EPC1 e na

profundidade de 12,5m (indeformado e amolgado) são mostradas na Figura III.11. As

demais curvas podem ser visualizadas no Apêndice A desta dissertação. A maioria dessas

curvas apresentam uma forma típica de ensaios de boa qualidade. Como pode ser visto o

comportamento de pico é bem visível. Na curva da Figura A.1 (EPC1 - 7,0m) e A.3 (EPC1

- 18,0m) ocorre queda mais brusca da resistência após atingir a ruptura. Isto pode ser

explicado pelo fato do depósito de argila apresentar certa rigidez, ocorrendo um

amolecimento do solo a uma maior velocidade.

O comportamento atípico das curvas nas Figuras A.2 (EPC1 - 13,5m) e A.4 (EPC1 -

14,5m) pode ser provavelmente explicado pelo pouco aperto dado às hastes internas,

quando da colocação das mesmas. As curvas apresentam inicialmente certa inclinação (até

que as roscas sejam efetivamente apertadas), quando a partir daí assumem outra inclinação.

No ensaio representado na Figura A.3 (EPC - 18,0m) a mesa de torque no início não estava

totalmente presa, e isto explica o fato da dispersão no valor de Su indeformada (bem

visível). As Figuras A.1 (EPC1 - 9,5m) e A.2 (EPC1 - 11,5m) apresentam curva com forma

explicada pela presença de turfa na profundidade ensaiada.

Na vertical EPC2 - 10m no ensaio indeformado, as castanhas não prenderam. No EPC2 -

14,0m, a Su indeformada provavelmente está com amolgamento, pois na tentativa de

cravar os 0,50m suspendeu-se a cravou-se a palheta umas três vezes.

90

As curvas Torque vs. Rotação amolgado não apresentam comportamento de pico, sendo o

torque amolgado sempre crescente com o ângulo de rotação, como tem sido observado na

Literatura.

Figura III.11. Curva típica Torque vs. Rotação – Galpão BR 101.

É importante lembrar que alguns problemas operacionais do ensaio de palheta de campo,

em Recife, onde a profundidade e espessura dos depósitos argilosos são grandes, podem

comprometer alguns resultados (OLIVEIRA, 2000). A partir de certa profundidade, há

dificuldade de se cravar o equipamento para o avanço da profundidade, devido ao atrito

entre as hastes de extensão externas e o solo ensaiado. O parafuso contido na parte inferior

da mesa de torque, o qual é utilizado para fixá-la na haste externa, precisa estar bem fixo.

a) ÂNGULOS DE ROTAÇÃO NA RUPTURA

Ensaios de boa qualidade podem ser caracterizados por ângulo de rotação da palheta,

medidos no instante da ruptura (θrup), inferiores a 30º (ALMEIDA, 2000 a partir de

OLIVEIRA, 2000). Como pode ser observado na Tabela III.12 os θrup para a grande

maioria dos ensaios realizados apresentam valores menores que 30º. Na Figura III.12 são

plotados os ângulos de rotação na ruptura vs. profundidade observados nos ensaios

realizados neste estudo.

91

Figura III.12. Ângulo de rotação na ruptura não corrigidos vs. profundidade para o local

estudado.

É de se esperar que para solos mais resistentes, obtenham-se ângulos maiores, pois a

distorção angular das hastes de extensão é também maior (OLIVEIRA, 2000). O aumento

da profundidade também provoca maiores distorções angulares das hastes, e como

conseqüência, maiores θrup . Este fato não mostrou-se significativo nos resultados obtidos

neste trabalho.

b) SENSIBILIDADE

É possível verificar os resultados da sensibilidade nos dois furos realizados plotados versus

a profundidade no depósito argiloso do local de estudo (Figura III.13) obtendo-se o perfil

de St. O depósito estudado apresenta sensibilidade de baixa a alta na vertical SVP01 e de

média a baixa para a vertical SVP02, conforme classificação de SKEMPTON e

NORTHEY (1952), representada na Tabela III.4, confirmando de fato, essa tendência nas

argilas moles do Recife.

0

5

10

15

20

0 10 20 30 40 50

Ângulo de Rotação na Ruptura (graus)

Prof

undi

dade

(m)

EPC1EPC2

92

Assim, pode-se considerar que a influência da sensibilidade dos solos moles do depósito

estudado é fator importante na análise de comportamento. Após a ruptura, sua resistência é

provavelmente bem menor do que a resistência inicial. Isto se deve ao fato de que, após

rompido, há uma quebra no arranjo estrutural desses solos, levando-os a um processo

similar a um amolgamento e conseqüentemente a um pico de resistência menor. Ou seja, o

terreno não suportará a construção posterior de aterros ainda que com sobrecargas

menores.

Tabela III.4. Sensibilidade das Argilas (SKEMPTON e NORTHEY, 1952)

SENSIBILIDADE St

Baixa 2 – 4

Média 4 – 8

Alta 8 – 16

Muito alta > 16

Figura III.13. Sensibilidade do depósito argiloso estudado, segundo a classificação de

SKEMPTON e NOYTHEY (1952).

0

5

10

15

20

0 5 10 15 20

Sensibilidade

prof

undi

dade

(m)

EPC1

EPC2

baixa média alta muito alta

93

3.6.3. INVESTIGAÇÕES DE LABORATÓRIO

3.6.3.1. CARACTERIZAÇÃO

Os ensaios de caracterização foram realizados para a amostra retirada no furo 01,

constando das seguintes determinações: análise granulométrica com sedimentação, limites

de Atteberg (liquidez (LL) e plasticidade (LP), índice de plasticidade (IP) e limite de

contração), umidade natural (Wn), peso específico natural (γ) e dos grãos (δ), determinação

do teor de matéria orgânica (TMO), pH e condutividade realizados de acordo com as

metodologias descritas nas normas e métodos da ABNT. A Figura III.14. representa a

composição macroscópica da amostra e na Tabela III.5 estão os resultados do ensaio de

caracterização.

Figura III.14. Característica da amostragem do shelby e composição macroscópica da

amostra.

Tabela III.5. Resultados dos Ensaios de Caracterização

AMOSTRA 1 - Furo 01 (PROFUNDIDADE 11,00 – 11,40 m)

COMPOSIÇÃO GRANULOMÉTRICA (%) PESO ESPECÍFICO (kN/m3)

PEDREGULHO 00 UMIDADES (%)

11,91

AREIA GROSSA 01 UMIDADE NATURAL (Wn) 223

AREIA MÉDIA 01 LIMITE DE LIQUIDEZ (LL) 76 ENSAIOS QUIMÍCOS

AREIA FINA 04 LIMITE DE PLASTICIDADE (LP) 57 Teor de Matéria Orgânica (%) 67

SILTE 27 ÍNDICE DE PLASTICIDADE (IP) 19 pH 6,66

ARGILA 67 LIMITE DE CONTRAÇÃO (LC) 37 Condutividade (µs/cm) (Presença de sais) 1640

ÁGUA

MATÉRIA ORGÂNICA

GRÃOS

SAÍS

AMOSTRA 1 (11,00 a 11,40 m de profundidade) Turfa + argila mole orgânica, altamente plástica, com grau de contração elevado em períodos de grande estiagem. Possui propriedades expansivas. Contém matéria orgânica e considerável presença de sais.

94

A Figura III.15. apresenta os perfis dos parâmetros de caracterização com a profundidade,

incluindo o perfil de umidade obtido com amostras do ensaio SPT. O pesos específicos

foram estimados para a camada do aterro (γaterro=18 kN/m3) , para as duas camadas de

argila orgânica siltosa (γargila= 14 kN/m3) e para camada de areia siltosa (γargila= 18 kN/m3).

Na camada de turfa com argila orgânica, o valor de γargila= 11,9 kN/m3 foi determinado no

ensaio de caracterização. A curva granulométrica da amostra retirada é apresentada na

Figura III.16, podendo-se verificar a alta percentagem de argila e silte.

Figura III.15. Parâmetros geotécnicos de caracterização.

Figura III.16. Curva granulométrica da amostra.

Curva Granulométrica

!

!

! ! ! ! ! !!!!! !! ! ! ! ! ! ! ! ! !! !

0,001 0,01 0,1 1 10 100Diâmetro (mm)

0

20

40

60

80

100

% Q

ue P

assa

Furo 01 - amostra 01!

ARGILA SILTE AREIA FINAAREIA MÉDIA

A. GR.

PEDREGULHO

Argila 67%Silte 27%Areia Fina 04%Areia Média 01%Areia Grossa 01%Pedregulho 00%

PESO ESPECÍFICO UMIDADES (%) SPT-02

0

5

10

15

20

Prof

undi

dade

(m)

5

Aterro8

1

7

1/33

turfa com argila

orgânica



P/141

P/108

1/31P/24

1/34

P/134

P/131

1/39

6

6

Areia média siltosa

1

1/34

1

1

1

NA

0

5

10

15

20

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320 340

W(%) SPT02

LL

LP

Wn

0

5

10

15

20

0,0 0,5 1,0 1,5 2,0

95

Observa-se que a umidade natural da amostra retirada aos 11m de profundidade é bem

superior ao limite de liquidez LL. Isto provavelmente ocorreu devido à realização de

secagem prévia ao ar livre das amostras de argila orgânica antes da realização dos ensaios

de determinação do LL, subestimando assim os resultados, conforme mencionado em

COUTINHO e FERREIRA (1988). O índice de plasticidade foi também bem menor do que

o esperado, apresentando valor de 19%. Infelizmente o laboratório não atendeu as

recomendações da literatura, seguindo o procedimento estabelecido na Norma Brasileira.

Segundo ALMEIDA e MARQUES (2004) a determinação do LL deve ser feita sem

secagem em estufa, pois as argilas orgânicas brasileiras, com a secagem em estufa, os

valores de LL são cerca de 10 a 30% menores do que sem secagem. Como o LP é pouco

afetado, o valor de IP é também afetado nessa ordem. SANDRONI (1993) comenta que a

diferença entre os valores de IP obtidos com e sem secagem prévia nas argilas moles

orgânicas, costuma ser muito grande. O autor relata como exemplo Gramacho – RJ, onde o

IP sem secagem é de 115% ao passo que, com secagem, é de 43%, em média, sendo esta

diferença excepcionalmente alta.

3.6.3.2. ADENSAMENTO VERTICAL

O ensaio de adensamento com drenagem vertical foi realizado na amostra indeformada

retirada aos 11,0m de profundidade , em corpos de prova com diâmetro de 8,74 cm, área de

60 cm2 e altura de 2 cm, em equipamento do tipo Bishop, com anel fixo. Foram aplicados

estágios de carregamento de 5kPa a 320 kPa, com razão de incremento de tensão

∆σ’V/σ’V=1, com tempo de duração de 24 horas.

O procedimento e método de cálculo empregados foram os recomendados na literatura

para a realização do ensaio oedométrico convencional. A Figura III.17. apresenta a curva

tensão-deformação resultante dos ensaio de adensamento vertical, e os seus respectivos

parâmetros: índice de compressão (CC) e de inchamento (CS), índice de vazios inicial (e0) e

tensão de pré-adensamento (σ’VM).

96

Com objetivo de qualificar a amostra, de acordo com o proposto por LUNNE et al. (1997),

(ver também COUTINHO et al, 2000), foi determinada a deformação correspondente à

tensão vertical efetiva inicial da amostra (εσ’V0) . Observa-se a baixa qualidade da amostra,

com valores de εσ’V0= 13,7% (de pobre a muito pobre) para a amostra do adensamento

vertical (Expressão III.1).

%7,13137,0564,5

800,3564,41

´´ ==

−=

+−

=o

voovo e

ee σσε (III.1)

Figura III.17. Curvas tensão x deformação no adensamento vertical.

As tensões efetivas iniciais foram calculadas, considerando-se o peso específico de cada

camada, e admitindo a sobrecarga do aterro e o nível d’água (Figura III.20). O cálculo do

OCR (σ’vm/ σ’vo) foi feito para o ensaio, utilizando o valor encontrado para σ’vm (42,5kPa)

obtido no ensaio de adensamento, e o valor estimado de σ’vo (59,8kPa). Observa-se

claramente (Figura III.18) o efeito do amolgamento na tensão de pré-adensamento obtida

na amostra, a qual apresentara-se inferior à tensão vertical efetiva indicando um falso sub-

adensamento da argila (OCR=0,71).

eo=4,564 eσ’vo=3,80 σ’vo=59,8kPa σ’vm=42,5 kPa Cc=1,9 CR=34,5% Cs=0,30 SR=5,39% Wn=223,19% S=100% εσ’vo=13,7% OCR=0,71

)

)

) ))

)

)

)

)

)

)))

1 10 100 1000 10000

Pressão em (kPa)

0

1

2

3

4

5

6

Índi

ce d

e Va

zios

Curva Índice de Vazios Vs Pressão

eσ’vo= 3,80 σ’vo=59,8kPa

σ’VM=42,5 kPa

eo=4,564

97

A estimativa do coeficiente de adensamento foi feita através do Método de TAYLOR, para

t90 no gráfico raiz do tempo ( t ) versus deformação, através da Expressão (III.2).

90

90

tHTc dv

v⋅

= (III.2)

Sendo: Tv90 = 0,848 para o caso de drenagem vertical (TERZAGHI, 1943);

Hd = altura de drenagem = meia altura do corpo de prova – drenagem vertical.

Figura III.18. σ’vo vs. profundidade

A Figura III.19 apresenta a curva de coeficientes de adensamento vertical versus a tensão

vertical efetiva média.

0

5

10

15

20

0 20 40 60 80 1000

5

10

15

20

5

At erro8

1

7

1/ 33

t urf a com

argila

Argila orgânica silt osa

Argila orgânica

P/ 14

P/ 10

1/ 3P/ 2

1/ 34

P/ 13

P/ 13

1/ 3

6

6

Areia média

1

1/ 34

1

1

1

NA

SP-01 σ’vo

Figura III.19. Curva Tensão x Coeficiente de adensamento vertical.

)

)

)

)

)

)) ) )

1 10 100 1000 10000

Pressão em (kPa)

0

5

10

15

20

Cv

(m2/

seg.

)

98

Na Tabela III.6 podem ser vistos os resultados dos parâmetros de compressibilidade

obtidos a partir do ensaio de adensamento.

Tabela III.6 Parâmetros de compressibilidade obtidos a partir do ensaio de adensamento

3.6.3.3. TRIAXIAIS UU E CIU Foram realizados ensaios de compressão triaxiais UU e CIU para definição da resistência

na condição não drenada (Su) e drenada (c’ φ’), respectivamente. Os cálculos e

procedimentos do ensaio UU foram feitos de acordo com BISHOP e HENKEL (1962). Os

ensaios CIU foram executados segundo COUTINHO (1986). O cisalhamento dos corpos

de prova foi realizado em prensa com velocidade igual a 0,77 mm/min,, com aplicação de

pressões confinantes variando de 50 a 400 kPa. A Tabela III.7 mostra os resultados dos

ensaios triaxiais UU e a Figura III.20 apresenta curvas tensão-deformação do ensaio.

COEFICIENTE DE ADENSAMENTO - Cv ENSAIO DE PERMEABILIDADE - k

Profundidade (m)

Pressão média ( kPa)

Coeficiente de adensamento

(m2/seg) Índice de vazios médio

Coeficiente de permeabilidade

(m/seg) 3,8 16,549 4,472 6,798 7.5 10,856 4,398 3,749 15 9,039 4,277 2,550 30 7,820 4,069 2,051 60 2,243 3,731 0,485

120 1,189 3,209 0,224 240 0,768 2,589 0,081 480 0,619 2,034 0,027

11,00 – 11,40

960 0,346 1,647 0,010

Característica da amostra FURO 01- amostra 01 Indeformada – tubo amostrador de 4”.

Característica do anel de adensamento

Tipo Fixo - com dimensões de : Diâmetro: 8,74 cm Altura : 2,0 cm Área : 60 cm2

Condição de ensaio INUNDADO Pressão de inundação (kPa) 2,5 Profundidade (m) 11,00 – 11,40 Umidade inicial de moldagem (%) 223,19 Grau de saturação inicial de moldagem (%) 100 Massa específica aparente úmida inicial de moldagem (kN/m3) 11,91 Índice de vazios inicial 4,564 Índice de compressão (Cc) 1,900 Índice de expansão (Cs) 0,300 Índice de vazios final 1,768 Pressão de Pré-adensamento (kPa) 45,0

99

Tabela III.7. Resultado do Ensaio Triaxial UU

Profundidade (m) CP Umidade inicial (%) Sumédia (kPa) Angulo de atrito interno ( 0 )

01 117,35 02 114,20 03 114,00

11,00 – 11,40

04 116,51

20 0

&

&

&&&&&&&&&&&&&&&&&& & & & & & & &

&

&

&&&&&&&&&&&

&&&&&&& & & & & & & &

)

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)))))))))))))))

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'

'

'''''''''''''''

''' ' ' ' ' ' ' '

0 5 10 15 20 25Deformação esp. axial (%)

0

10

20

30

40

50

60

Tens

ão D

e svi

o (k

Pa)

Pressões confinantes50 kPa 100 kPa150 kPa 200 kPa

' )& &

Figura III.20. Curva tensão-deformação ensaio triaxial UU.

50

100

150

200

50 100 150 200 250

TENSÃO NORMAL (kPa)

TEN

SÃO

CIS

ALH

AN

TE (k

Pa) âng. atrito = 0º

coesão = 20 kPa

0 300 0

Figura III.21. Envoltória de resistência – Ensaio triaxial UU.

100

A Tabelas III.7 mostra os resultados dos ensaios triaxiais CIU. A Figura III.22 apresenta

curvas tensão-deformação típicas do mesmo ensaio e a Figura III.23 mostra as envoltórias

de tensões efetivas do ensaio CIU, obtidas a partir do ponto correspondente à ruptura.

Observa-se que as curvas-deformação do dois ensaios possuem um pico de resistência

entre 5 e 10% de deformação e que a partir daí há uma pequena queda de resistência com

aumento das deformações.

Tabela III.7. Resultado do Ensaio Triaxial CIU

Tensão Total Tensão Efetiva Profundidade (m) CP

Umidade inicial (%) Sumédia

(kPa) Ângulo de atrito

interno ( 0 ) c’ (kPa) Ângulo de atrito interno ( 0 )

01 117,35 02 114,20 03 114,00

11,00 -11,40

04 116,51

6 15 12 30

&

&

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''''''''''

''''''''' ' ' ' ' ' ' '

0 5 10 15 200

50

100

150

200

Tens

ão D

esvi

o (k

Pa)

Pressões confinantes50 kPa 100 kPa200 kPa 400 KPa

' )& &

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'

'''''''''''''

'' '''' ' ' ' ' ' ' '

0 5 10 15 20Deformação. esp. axial (%)

0

100

200

300

Pre

ssão

Neu

tra (k

Pa)

Pressões confinantes50 kPa 100 kPa150 kPa 2 kPa

' )& &

Figura III.22. Curvas tensão-deformação e Curvas poro-pressão-deformação do ensaio CIU

101

50

100

150

200

50 100 150 200 250 300

TENSÃO NORMAL (kPa)

TEN

SÃO

CIS

ALH

AN

TE (k

Pa)

âng. atrito = 30ºcoesão = 12 kPa

00

Figura III.23. Envoltória de resistência de Tensões Efetivas – Ensaio triaxial CIU. Os parâmetros de resistência obtidos nos ensaios triaxiais UU e CIU, incluindo os

resultados obtidos nos ensaios de palheta de campo são mostrados na Figura III.24.

Observa-se que a resistência não drenada para os ensaios triaxiais UU apresentou valor

muito próximo (Su = 20 kPa) ao obtido no ensaio de palheta no solo natural realizada na

mesma profundidade da retirada da amostra.

Figura III.24. Parâmetros geotécnicos de resistência – Ensaios triaxiais UU e CIU e

Ensaios de Palheta.

0

5

10

15

20

5

At erro8

10

7

1/ 33

t urf a com argila

orgânica



P/ 141

P/ 108

1/ 31P/ 24

1/ 34

P/ 134

P/ 131

1/ 39

6

6

Areia média silt osa

1

1/ 34

1

1

1

0

5

10

15

2 0

0 10 20 30 40 50 60 70

Su(palheta) (kPa)

EPC1EPC2Triaxial UU

φ' (º), c' (kPa)

0

5

10

15

2 0

0 10 20 30 40

ângulo deatritocoesão

0

5

10

15

20

0 10 20 30

St =Su(indef.)/Su(amolg.)

EPC1

EPC2

102

3.7. COMENTÁRIOS ADICIONAIS O procedimento de amostragem e moldagem de corpo de prova adotado pelo Laboratório

de Solos e Instrumentação da UFPE parece explicar as diferenças de resultados em alguns

ensaios. O material do topo do shelby (cerca de 15 cm) foi recolhido para ensaio de

adensamento e caracterização, e o material final (cerca de 25cm) foi recolhido para o

ensaio triaxial e granulometria. As extremidades vedadas por parafina são desprezadas.

Desta maneira, a amostra do Galpão BR-101 apresentou-se com duas fases constituídas por

solos diferentes O material do topo do shelby foi caracterizado por turfa, com umidade de

223% e TMO = 67%, o material do final do shelby foi caracterizado por argila orgânica

com umidade em torno de 117% (Figura III. 25).

Turfa

Argila orgânica

0,15

0,25

Figura III.25. Materiais encontrados na amostra do Shelby

Observando o perfil de umidade do local de estudo (Figura III.4), verifica-se que aos 11,0 a

11,40, onde o shelby foi retirado, constitui uma zona de transição, ou seja, há um

decréscimo na umidade natural, sendo este fato, também evidenciado no shelby.

Quanto ao TMO, verifica-se que o resultado de 67% é um valor alto, entretanto condizente

com a descrição de turfa e com a umidade de 223% apresentada, porém não é condizente

com a descrição de matéria orgânica e com a umidade de 117% apresentada no material

dos últimos 25 cm do shelby. A curva granulométrica é relativa ao material do final do

shelby, e não da turfa, já que para este material, a determinação da granulometria não é

possível.

103

CAPÍTULO IV

ANÁLISE E AMPLIAÇÃO DOS PARÂMETROS GEOTÉCNICOS

4.1. INTRODUÇÃO

O objetivo deste capítulo é analisar e ampliar os dados iniciais fornecidos por Gusmão

Engenheiros Associados, conforme apresentados no capítulo anterior, a fim de permitir a

adequada utilização no presente trabalho. É importante ressaltar que se tratava inicialmente

de um trabalho prático não voltado à pesquisa e com limitações relacionadas às

investigações geotécnicas, e conseqüentemente à obtenção de parâmetros.

Inicialmente será apresentada uma síntese de resultados de estudos desenvolvidos na Área

de Geotecnia – DEC/UFPE das características das argilas moles do Recife reunidas a partir

do Banco de Dados (COUTINHO e OLIVEIRA, 1994, COUTINHO et al., 1998a), e

alguns resultados de parâmetros geotécnicos descritos na literatura brasileira.

A partir desses estudos, será apresentada a adequação / ampliação dos parâmetros

geotécnicos necessários para a análise de estabilidade do depósito do Galpão da BR-101 a

ser realizada no Capítulo V.

4.2. SÍNTESE DA CARACTERIZAÇÃO GEOLÓGICA DAS ARGILAS MOLES

DO RECIFE

A cidade do Recife apresenta uma área plana que se formou no período Quaternário com a

influência das águas salinas e doces. Os depósitos de argilas moles orgânicas podem ser

encontrados em aproximadamente 50% da área da planície do Recife, formada no período

Holocênico com uma idade máxima de cerca de 10.000 anos. O nível do solo é próximo do

nível do mar e os depósitos de solos moles, em geral, estão quase totalmente abaixo do

nível d’água.

104

Devido ao interesse prático, as argilas moles do Recife vem sendo sistematicamente

estudadas por vários autores através da elaboração de dissertações de mestrado, tese de

doutorado e publicação de artigos técnicos nacionais e internacionais (TEIXEIRA, 1972;

AMORIM JR., 1975; FERREIRA, 1982; COUTINHO, 1988; COUTINHO e FERREIRA,

1988; OLIVEIRA, 1991; COUTINHO e OLIVEIRA, 1994 e 1997; PEREIRA, 1997;

COUTINHO et al., 1998; COUTINHO et al., 1999; COUTINHO et al., 2000;

OLIVEIRA, 2000, OLIVEIRA, 2002).

Em função dos problemas de engenharia dos solos moles e para dar suporte à comunidade

geotécnica, um Banco de Dados dos Solos Moles de Recife foi desenvolvido pelo GEGEP-

UFPE (Grupo de Engenharia Geotécnica de Encostas e Planície), sob a coordenação do

Prof. Roberto Quental Coutinho. Este Banco de Dados contém informações geotécnicas de

cerca de 50 locais, incluindo dois locais de pesquisa. Totalizam cerca de 400 linhas que

incluem informações geotécnicas de identificação, caracterização, adensamento e

resistência. Também estão inclusas correlações estatísticas gerais dos parâmetros

geotécnicos dos solos de Recife e dos locais de pesquisa. As informações geotécnicas são

geralmente obtidas através de ensaios de laboratório e ensaios de campo realizados pela

universidade para pesquisa e projetos práticos de engenharia de fundações e aterros sobre

solos moles.

O programa padrão de ensaios de laboratório consiste em caracterização, adensamentos

com incrementos de carga e triaxiais de compressão. O perfil de SPT e outras informações

são obtidas através de empresas privadas. Nos locais de pesquisa (Clube Internacional e

SESI-Ibura), onde se requer investigações mais detalhadas, são realizados ensaios

complementares de laboratório e um programa de ensaios de campo tais como: Piezocone,

Dilatômetro de Marchetti, Pressiômetro de Ménard e Palheta de Campo.

O universo do Banco de Dados dos solos de Recife, com dados de ensaios de laboratório e

campo, está sendo ampliado através do cadastramento, locação e análise de casos de

problemas práticos nos solos moles de Recife.

Vale salientar que a utilização de procedimentos, como uso de correlações estatísticas

locais a partir da umidade de campo obtidas no SPT, já é prática do GEGEP-UFPE,

possibilitando a ampliação de problemas práticos, tornando-os trabalhos de pesquisa,

105

através de parcerias firmadas com empresas de engenharia, trazendo aprendizado e

experiência profissional local. Pode ser citada a dissertação de mestrado de

CAVALCANTE (2001), onde foi realizada uma análise de comportamento de aterros

sobre solos moles de encontro de ponte – Alagoas, através de previsão de recalques e

instrumentação, também parceria com Gusmão Engenheiros Associados.

No sentido de atender os objetivos de análise e ampliação dos parâmetros geotécnicos

obtidos, alguns tópicos de interesse para o entendimento e análise do problema em estudo,

serão descritos a seguir.

4.2.1. PERFIS TÍPICOS

FERREIRA et al. (1986) destacam a ocorrência de dois tipos básicos de perfis com

presença de argila mole: tipo I e tipo II (ver Tabela IV.1). COUTINHO e FERREIRA

(1988), apresentam e discutem resultados com a profundidade para seis dos depósitos

investigados de argilas-solos orgânicos moles do Recife. Os locais estudados

correspondem a uma distribuição bastante ampla da área da planície do Recife.

Tabela IV.1. Perfis Típicos da Planície do Recife (FERREIRA et al., 1986)

A Figura IV.1 apresentada por COUTINHO et al. (2000) mostra quatro perfis geotécnicos

típicos com solos moles da planície do Recife. Podem ser observadas uma camada superior

de aterro / areia, a estratificação dos depósitos de solos moles, e a existência de areias

argilosas e/ou solos orgânicos. Em geral, a consistência das argilas é mole, mas camadas

com consistência média também ocorrem. O nível d’água normalmente é localizado entre

0 e 2m de profundidade.

Perfil tipo IA Perfil tipo IB Perfil tipo II

Faixa de espessura (m) Faixa de espessura (m) Faixa de espessura (m) SOLO observada

mais freq.

valor médio

observada

mais freq.

valor médio

SOLO observada

mais freq.

valor médio

Aterro Areia

0-2 1-15

0-1 1-8

0,7 5,0

0-1 5-11

0-1 5-11

0,4 7,0

Aterro Argila

1-2 13-26

1-2 13-16

1 17

Argila 2-10 4-10 6,0 15-25 15-25 19 Areia Limite de sondagem Areia Limite de sondagem

106

Galpão BR-101

O perfil do local estudado na presente dissertação apresenta uma espessa camada de aterro

com cerca de 6m, seguindo de solos moles saturados com SPT (N= P a 1) com

aproximadamente 13m de espessura. Como pode visto na Tabela IV.1 não existe uma

classificação para perfis com camada de argila entre 10 a 15m de espessura. Neste caso

específico o perfil estudado seria enquadrado entre os perfis IA e IB, sendo mais próximo

do IB. Considerando que o perfil tipo IB possui maiores espessuras observadas, fica como

sugestão neste trabalho, ampliar o seu intervalo (de 15 a 25m para 10 a 25m) de forma a

não haver mais intervalo entre os perfis IA e IB.

Em relação aos perfis representativos da Planície do Recife apresentados na Figura IV.1(a),

pode-se verificar uma boa concordância com que o perfil do Galpão BR-101 (local de

estudo), quanto a espessura, consistência e classificação das camadas de solos moles.

Variação significativa no perfil obtido tem sido observada na planície do Recife em

pequenas distâncias. Entretanto, parece existir tendência de que, à medida que se desloca

do litoral para o interior a espessura da camada de argila tende a crescer. Os valores do

ensaio de SPT obtidos nas sondagens catalogadas apresentam um máximo de 4 e em geral

entre 0 e 2 golpes independente do tipo de perfil (COUTINHO et al, 2000)

0

2

4

6

8

0

Cajueiro

SoloOrgânico

Areia Argilosa

Areia

0

5

10

15

20

25

0

Aterro

Boa Viagem

Argila Siltosa

ArgilaOrgânica

Argila Arenosa

ArgilaOrgânica

Areia

ArgilaArenosa

Clube Internacional

0

5

10

15

20

25

0

Prof

undi

dade

(m)

Ar g

il a

Org

ânic

a Si

l tos a

(1)

Aterro

Are

ia /

Ar g

i laA

r gila

O

r gân

i ca

Sil to

s a (2

)

Argila/Areia

0

5

10

15

20

0

SESI-Ibura

Turfa

Arg

ila

Org

ânic

a Si

lt osa

(1)

Aterro

Arg

il a

Or g

ânic

a Si

lt os a

( 2)

AreiaArgilosa

NA NANA

NA

Figura IV.1. Perfis geotécnicos típicos; (a) Planície do Recife (COUTINHO et al., 2000), (b) presente estudo.

0

5

10

15

20

5

Aterro8

1

7

1/33

turfa com argila

orgânica



P/141

P/108

1/31P/24

1/34

P/134

P/131

1/39

6

6 Areia média siltosa

1

1/34

1

1

1

NA

(a) (b)

107

4.2.2. ÍNDICES FÍSICOS

A Figura IV.2 apresenta a carta de plasticidade com os resultados de ensaios de laboratório

para argilas moles/média e solos orgânicos /turfas do Recife. Resultados do depósito de

solos moles de Juturnaíba – RJ são também são mostrados. Os solos foram divididos em

quatro grupos: areia, silte, argilas orgânicas, e turfas/solos orgânicos, usando a ferramenta

de criação de subgrupo (COUTINHO e LACERDA, 1987). Na carta foram incluídas

proposta de intervalos para argilas orgânicas e inorgânicas e turfas.

Pode ser observado nesta carta que os resultados das argilas moles/médias de Recife estão

em torno da linha A, com limite de liquidez (WL) variando entre 23% a 235% e o índice de

plasticidade (IP) variando entre 5 e 148%. Os resultados dos solos orgânicos de Recife e

Juturnaíba estão abaixo da linha A e em torno dos intervalos propostos na literatura. O WL

está entre 175 e 235% e IP entre 40 e 120% (Recife). Os valores de umidade natural (WN)

encontram-se entre 18 e 215% (argilas moles/médias) e entre 180 e 800% (solos orgânicos

/turfas) (COUTINHO et al. 1998a).

Figura IV.2. Carta de Plasticidade – Resultados de solos moles de Recife e de Juturnaíba

(COUTINHO et al. 1998a)

A Tabela IV.2. mostra a faixa de variação de valores de índices físicos dos seis locais

investigados por COUTINHO e FERREIRA (1988). Observa-se que, para as argilas

108

orgânicas, em geral, o teor de argila se situa na faixa de 20 a 80%, sendo mais freqüente

em torno de 50%; a umidade natural apresentando-se na faixa de 30 a 110%; o limite de

liquidez em geral próximo da umidade natural, sendo em algumas profundidades pouco

inferior à umidade; entretanto, quando nesses casos os ensaios forem também realizados

sem secagem prévia, o limite de liquidez apresentou-se superior; o índice de plasticidade

em geral mostrou-se na faixa de 20 a 60% apresentando um aumento significativo, em

alguns casos, quando da sua obtenção sem secagem prévia; a massa específica do solo e

dos grãos se situando na faixa de 14 a 19 kN/m3 e 25,1 a 26,8 kN/m3 respectivamente.

Os depósitos de solos orgânicos-turfas apresentaram maiores umidades naturais (valor

máximo da ordem de 500%), limites de consistência, quando possível de determinação e

menores massas específica ρ e ρs (10 a 15kN/m3 e 17 a 22 kN/m3).

È importante salientar que esses locais foram investigados em uma época em que se

utilizava secagem prévia nas amostras. Hoje para ensaios realizados no Laboratório de

Solos da UFPE não se recomenda mais esse procedimento.

Tabela IV.2. Faixa de Variação de Valores e Índices Físicos por Local Investigado

(COUTINHO e FERREIRA, 1988).

Análise granulométrica

(%)

Limites de consistência

(%) Índices físicos

Local

Profun-didade

ensaiada (m) areia silte argila WL IP W (%) eo

ρ (kN/m3)

ρs (kN/m3)

Madalena I-16C 6-24 1-24 18-26 50-81 17-62 23-53 43-99 1,06-

2,42 14,7-17,7

25,7-26,5

Bongi II-16G 4,5-20 3-31 13-31 39-69 63-71 18-44 27-73 0,71-

1,93 16,2-19,5

25,9-26,7

Boa Viagem III-28A

10-18,6 7-49 24-44 12-67 25-60 23-36 32-90 0,86-2,33

14,3-19,1

25,0-26,7

Caxangá IV-9A 4-10 16-69 15-43 16-50 34-107 8-29 28-212 0,72-

3,38 13,1-19,8

18,9-26,1

Estância V-21A 3,5-13 16-79 11-23 10-61 96-124 43 77-518 2,22-

14,39 11,0-14,7

24,6-26,5

Cajueiro VI-37A 4-10,5 - - - - - 145-512 2,65-

9,33 11,0-12,0

18,0-19,6

109

Para um depósito de argila orgânica com perfil tipo IA situado na mesma área da cidade do

local do depósito de estudo COUTINHO e FERREIRA (1988) determinaram valores de

LL variando entre 75 a 405%, IP entre 41 a 218% e umidade natural ente 70 a 461%.

Infelizmente, como no local de estudo os ensaios de caracterização foram realizados com

secagem prévia da amostra de solo, os resultados de IP obtidos no estudo inicial não

podem ser comparados de forma adequada com os resultados apresentados na Figura IV.2.

Entretanto, será apresentado mais adiante a metodologia empregada na obtenção desse

parâmetro neste estudo.

A Figura IV.3 apresenta o perfil geotécnico com os resultados de ensaios de caracterização

dos dois depósitos de pesquisa (Clube Internacional e SESI –Ibura). Pode-se verificar um

grande número de ensaios realizados nestes locais. No depósito do SESI a umidade natural

é bem próxima do limite de liquidez, entretanto no Clube Internacional verificam-se

maiores diferenças entre 6-16m de profundidade. Provavelmente, neste local os ensaios de

caracterização foram realizados com secagem prévia, já que se trata de uma investigação

mais antiga.

Figura IV.3. Resultados de ensaios de caracterização com a profundidade – Clube


(Clube Internacional) SESI - Ibura

110

4.2.3. MATÉRIA ORGÂNICA

A quantidade (teor) e a qualidade (tipo e grau de decomposição) da matéria orgânica

condicionam fortemente o comportamento dos solos orgânicos.

A umidade natural dos solos cresce com a presença da matéria orgânica, devido à grande

capacidade de absorção de água da matéria orgânica. Esta, quando pouco decomposta

(textura fibrosa) apresenta os maiores valores. Os solos denominados normalmente de

turfas (solos altamente orgânicos de origem vegetal), quando puras e “saturadas”

geralmente tem unidade entre 500 e 1.500%, podendo ocorrer valores maiores e grande

variabilidade erraticamente dentro de pequenos comprimentos.

COUTINHO (1986) em seus estudos no aterro experimental de Juturnaíba, indica que a

densidade desses solos orgânicos tem sido observada decrescer hiperbolicamente com o

aumento da matéria orgânica, variando entre a densidade do mineral (da ordem de 2,7) e a

densidade da matéria orgânica (da ordem de 1,4). Os valores da massa específica são

menores que os solos minerais, devido à baixa densidade da MO e a forte presença da

água. O índice de vazios dos solos orgânicos podem ser extremamente elevados (3 a 20),

tendo a turfa fibrosa os maiores valores. O referido autor correlaciona o teor de matéria

orgânica, obtidos pelos métodos químicos e de perda por aquecimento, com o teor de

umidade, da massa específica, da densidade dos grãos e do índice de plasticidade (Figura

IV.4).

Na classificação geral do LPC (PERRIN, 1974; MAGNAN, 1968), os solos orgânicos são

separados em três grupos:

1 – solos pouco orgânicos, 3<TMO<10%, incluídos na classe de solos finos;

2 – solos medianamente orgânicos, 10<TMA<30% e;

3 – solos muito orgânicos, TMO>30%. Os dois últimos formando a Classe dos Solos

Orgânicos. Os solos normalmente denominados de turfas estariam neste grupo.

MASSAD (1994) comenta que ao longo de toda a costa brasileira tem sido reportados, em

argilas moles, baixos teores de MO, entre 3 a 10%, como ocorre no Rio de Janeiro, no

Recife e em Vitória – ES.

111

Figura IV.4. Curvas W,δ, G e IP vs. TMO (COUTINHO, 1986)

Perfil geotécnico com resultados de teor de matéria orgânica para o Clube Internacional e

SESI-Ibura são apresentados na Figura IV.5. No depósito do Clube Internacional o TMO

foi obtido através do método químico do dicromato de potássio, com resultados na camada

1 entre (1,0±1,5%) e na camada 2 entre (3,7±1,7%). No depósito do SESI, o TMO foi

obtido através do método químico do dicromato de potássio e pelo método da queima, com

resultados na camada 1 entre (6,9±1,4%) e na camada 2 entre (4,5±1,7%). Os solos dos

dois depósitos se enquadraria segundo a classificação geral do LPC como pouco orgânicos.

112

Figura IV.5 Perfil geotécnico com resultados de teor de matéria orgânica Clube

Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997).

Os solos moles do depósito do Galpão estudado seriam em princípio, enquadrados de

acordo com a classificação acima citada, como solo muito orgânico. Entretanto, como

TMO=67% (muito alto) e WN=223%, o solo seria denominado de turfa. Conforme

comentado no final do Capítulo III, isto indica que particulamente onde o corpo de prova

foi retirado no shelby para determinação do TMO, o solo indicou ser turfa. Já no corpo de

prova retirado para realização de ensaios triaxiais, a umidade determinada foi cerca de

117% (pequena para ser indicando ser turfa).

4.2.4. HISTÓRIA DE TENSÕES

A costa brasileira comporta-se de forma homogênea do nordeste ao sul, sendo possível

mostrar relações de afinidade entre os solos nela ocorrentes, desde que se trabalhe com

parâmetros adimensionalizados (MASSAD, 1994). O autor comenta que, nesse contexto, a

pressão de pré-adensamento apresenta-se como papel decisivo, o que recoloca a origem

geológica como questão central.

(Clube Internacional) (SESI-Ibura)

113

Resultados de ensaios oedométricos ao longo de diversos estudos evidenciaram que em

geral as argilas moles/médias e as turfas/solos orgânicos de Recife são ligeiramente pré-

adensadas (OCR<3,0) ou levemente normalmente consolidadas (OCR<1,3). Valores de

OCR maiores do que 3,0 podem ser encontrados na crosta ressecada (COUTINHO et al.,

1998).

A Figura IV.6 apresenta resultados de pressão vertical efetiva inicial (σ’vo), pressão de pré-

adensamento (σ’vp) e OCR vs. profundidade dos depósitos representativos de argila do

Recife situados no Clube Internacional e SESI-Ibura respectivamente. Pode-se observar

que o depósito do Clube Internacional apresenta uma crosta pré-adensada (OCR de 1,3 a

2,9) e é geralmente subdividida em duas ou mais camadas, com tendência de diminuição

do OCR com a profundidade até os 11m até tornar-se basicamente normalmente adensada

com OCR=1. COUTINHO e OLIVEIRA (1994) comenta que o ressecamento da parte

superior do depósito, o efeito do tempo (adensamento secundário) devido ao peso próprio

do material e possivelmente a variação do nível d’água freático podem ser causas de pré-

adensamento no depósito. A presença eventual de uma camada de aterro bastante antiga

entretanto, pode interferir nos resultados anteriores.

Figura IV.6. Resultados de σ’vo, σ’vp e OCR vs. profundidade Clube Internacional e SESI-

Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)


114

O depósito do SESI-Ibura apresenta a camada 1 como normalmente adensada e levemente

pré-adensada, apresentando valores de OCR, em geral, menores que 3,0. Já a camada 2

apresenta valores de OCR menores que 1. Possíveis causas deste subadensamento

observado podem ser a dificuldade na amostragem e/ou acolocação de um aterro recente

(últimos 22 – 25 anos), o qual gerou um excesso de poro-pressão, que devido a baixa

permeabilidade das camadas argilosas, pode ainda não ter sido totalmente dissipado

(OLIVEIRA, 2000).

A Figura IV.7 apresenta também, de maneira a ampliar os conhecimentos em vários locais

de pesquisa na cidade do Recife, resultados de σ’vo, σ’vp e OCR vs. profundidade para os

depósitos do Bairro de Boa Viagem e Cajueiro. Em geral esses depósitos são normalmente

adensados, conforme tendência geral das argilas moles do Recife, com o segundo local

apresentando valores de OCR maiores (1,5 a 3).

Figura IV.7. Resultados de σ’vo, σ’vp e OCR vs. profundidade – Boa Viagem e Cajueiro

(COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)

Mesma tendência nos valores de OCR ocorre no local de estudo. Neste local a camada

inicial de solo mole (cerca de 2m) apresenta-se pré-adensada (OCR~3,9), com diminuição

do OCR com a profundidade. O aterro antigo com cerca de 6m de altura possivelmente é a

causa do pré-adensamento.

(Boa Viagem) (Cajueiro)

115

4.2.5. COMPRESSIBILIDADE

COUTINHO et al. (1998a) apresenta correlações estatísticas obtidas para as argilas moles

de Recife-PE, através da quais podem-se estimar os parâmetros de compressibilidade CC,

CS e e0 a partir da umidade natural do solo W (%), utilizando todos os resultados do Banco

de Dados para aplicação em pesquisas e problemas práticos. Pode-se observar uma maior

dispersão para o subgrupo de solos orgânicos/turfas, o que se deve provavelmente à baixa

qualidade de algumas amostras. As Figuras IV.8 apresentam graficamente duas correlações

da Tabela IV.3.

Figura IV.8. Correlações estatísticas: (a) Cc vs. W (%), (b) eo vs. W(%).(COUTINHO et al. 1998a).

Tabela IV.3. Correlações estatísticas – solos orgânicos e argilas moles / médias – Recife

(COUTINHO et al. 1998a).

Solo Correlação Equação r2 Desvio Padrão

e0 vs. W(%) e0 = 0.024 W + 0.1410 0.98 0.14 CC vs. W(%) CC = 0.014 W - 0.0940 0.82 0.26 CC vs. e0 CC = 0.586 e0 - 0.165 0.84 0.25 CS vs. W(%) CS = 0.0019 W + 0.0043 0.80 0.04

Argilas / Argilas Orgânicas

W ≤ 200 %

e0 ≤ 4.0 CS vs. e0 CS = 0.084 e0 - 0.0086 0.81 0.04 e0 vs. W(%) e0 = 0.012 W + 2.230 0.88 0.68 CC vs. W(%) CC = 0.0040 W + 1.738 0.52 0.54 CC vs. e0 CC = 0.411 e0 + 0.550 0.79 0.45 CS vs. W(%) CS = 0.0009 W + 0.1590 0.53 0.12

Solos Orgânicos / Turfas

W ≥ 200%

e0 ≥ 4.0 CS vs. e0 CS = 0.055 e0 - 0.0900 0.62 0.10

(a) (b)

116

O valor da umidade é utilizado para esta correlação, por ser este parâmetro facilmente

obtido no campo através do ensaio de SPT. A Figura IV.9 mostra que os resultados de

umidade obtidos com o procedimento padrão de laboratório, a partir de amostras de SPT

são bem próximos dos resultados a partir de amostras shelby.

Figura IV.9. Comparação entre umidade retirada do Shelby e SPT- SESI-Ibura

(COUTINHO et al 1998a).

COUTINHO e FERREIRA (1988) apresenta e comenta os valores de eo, Cc, Cs obtidos

nos ensaios oedométricos para 4 depósitos estudados. Os valores de índice de vazios inicial

(eo) estão entre 0,5 e 5,25 (argilas moles/médias) e entre 3,45 e 14,4 (turfas/solos). O

índice de compressão (Cc) está no intervalo entre 1,0 e 2,8 (argilas moles/médias), e entre

1,4 e 6,8 (turfas/solos orgânicos) que é um valor muito alto. Os valores do índice de

recompressão (Cs) estão entre 0,02 e 0,46 (argilas moles/médias) e entre 0,11 e 0,85

(turfas/solos orgânicos). O coeficiente de adensamento vertical (Cv) está entre 20 e 70x10-8

m2/s no trecho pré-consolidado e 10x10-8 m2/s no trecho normalmente consolidado.

A Figura IV.10 apresenta os parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade

para os dois depósitos de estudo (ver também Figura IV.11 para os depósitos de Boa

Viagem e Cajueiro). Pode-se verificar que no depósito do Clube Internacional como no do

SESI-Ibura, o índice de vazios inicial (eo), o índice de compressão (Cc) e o índice de

compressão (Cs) apresentam valores maiores na primeira camada. O índice de compressão,

por exemplo, da camada 1, é em média cerca de 2 vezes o da camada 2.

117

Figura IV.10. Parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade - Clube


Figura IV.11. Parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade – Boa Viagem

e Cajueiro (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)


Boa Viagem Cajueiro

118

No depósito do Galpão da BR-101, os parâmetros de compressibilidade apenas foram

determinados através de ensaios de adensamento aos 11,0m de profundidade. A construção

de um perfil é possível a partir de correlação utilizando o perfil de umidade natural a partir

do ensaio de SPT, conforme mostrado mais adiante.

4.2.6. RESISTÊNCIA NÃO DRENADA

Resultados de Su obtidos através do ensaio de palheta de campo para outras argilas moles

brasileiras, juntamente com os resultados de argilas do Recife, podem ser vistas na Tabela

IV.4. Essa tabela resume também características de umidade natural e índice de

plasticidade destes solos.

Em geral as argilas moles brasileiras apresentam resistência não drenada (Su) variando

entre 5 a 60 kPa. (faixa típica: 5 a 30 kPa). O depósito de argila mole do Recife situada no

Clube internacional apresenta um dos maiores resultados de Su (de 34 a 56 kPa) sendo

classificado como de consistência média, em relação ao Su, apesar de ser classificada

como mole pelo SPT (N=2 a 4).

Tabela IV.4. Valores de Supalheta, IP e umidade natural para argila/solos orgânicos

brasileiros (COUTINHO et al., 2000; OLIVEIRA, 2000).

Local Faixa

Su(kPa)

IP

(%)

WN

(%) Referência

Recife-PE (Clube Intern.) 34-56 33-70 45-100 OLIVEIRA (2000)

Recife-PE (SESI- Ibura) 14-37 53-96 80-150 OLIVEIRA e COUTINHO (2000)

Jurtunaíba-RJ (aterro experimental) 6-36 27-100 46-153 COUTINHO (1986b)

Jurtunaíba-RJ (Barragem- Trechos II e V.) 10-30 27-100 46-153 COUTINHO et al. (1988c)

Jurtunaíba-RJ (Barragem- Trecho III-2.) 5-25 27-100 46-153 COUTINHO et al. (1988c)

Sarapuí-RJ 7-22 30-110 100-170 ORTIGÃO e COLLET (1986) Porto Alegre-RJ 10-32 40-80 50-130 SOARES (1997) Barra da Tijuca-RJ 6-30 120-250 100-500 LACERDA e ALMEIDA (1995) Itaipu-RJ 8-26 60-200 100-475 SANDRONI et al. (1984) Santos-SP 10-60 15-90 90-140 MASSAD (1988) Sergipe 12-25 20-70 40-60 SANDRONI et al. (1997) Enseada Cabritos-BA 9-17 50 65-110 BAPTISTA e SAYÃO (1998)

João Pessoa-PB 13-40 - 35-150 CONCEIÇÃO (1997) a partir de SOARES (1997)

119

A Figura IV.12. mostra o perfil de Su obtidos com diferentes ensaios dos dois locais de

pesquisa da Área de Geotecnia – DEC/UFPE. É possível observar uma boa concordância,

entre esses ensaios, podendo-se assim, obter um perfil médio a ser utilizado na prática de

projeto (OLIVEIRA, 2000), com as devidas considerações técnicas adequadas.

Perfis de Su obtidos através de ensaios de palheta de campo para outras argilas brasileiras,

assim como comparações com outros perfis obtidos através de ensaios de laboratório (UU-

C, CIU-C e método SHANSEP), e outros ensaios de campo (CPTU, DMT e PMT) e de

expressões teóricas (estados críticos, Cam-Clay e Cam-Clay Modificado) são apresentados

em COUTINHO et al. (2000). Estes autores mostram resultados para argilas de Sarapuí-

RJ, Juturnaíba-RJ, Barra de Tijuca – RJ, Porto Alegre – RS e Recife-PE. Os autores

comentam que os perfis obtidos pelos diferentes procedimentos são em geral, similares

entre si.

Figura IV.12. Perfis de Su obtidos a partir de EPC, Ensaios UU-C, CIU-C, CPTU e DMT

para as argilas moles de Recife (a partir de OLIVEIRA, 2000).

120

Os resultados de Su obtidos através do ensaio de palheta de campo realizado no Galpão

BR-101 apresentados no Capítulo III, encontram-se na faixa dos valores de Su encontrados

nas argilas moles brasileiras apresentadas na Tabela IV.4, ou seja, valores entre 18 a 40

kPa. Estudos mais detalhados quanto a consideração da resistência a ser utilizada na

análise de estabilidade serão mostrados mais adiante.

4.2.7. SENSIBILIDADE

A sensibilidade das argilas é uma característica de grande importância, pois indica que, se

a argila vier a sofrer uma ruptura, sua resistência após esta ocorrência é bem menor.

PINTO (2000) relata que os solos argilosos orgânicos das baixadas litorâneas brasileiras

são exemplo disto. A argila orgânica presente é de tão baixa resistência que só pode

suportar aterros com altura máxima de cerca de 1,5m. Tentando-se colocar aterros com

maiores alturas, ocorrerá ruptura. A argila, ao longo da superfície de ruptura, ficará

amolgada. Como esta argila tem uma sensitividade da ordem de 3 a 4, sua resistência cai a

um terço ou a um quarto da inicial. O terreno após rompido não suporta mais do que 0,5m

de aterro.

A sensibilidade pode ser atribuída ao arranjo estrutural das partículas, estabelecido durante

o processo de sedimentação, arranjo este que pode evoluir ao longo do tempo pela

interrelação química das partículas ou pela remoção de sais existentes na água em que o

solo se formou pela percolação de águas límpidas (PINTO, 2000).

COUTINHO (1986) encontrou um valor médio de St=10 (sensibilidade alta), com forte

dispersão, para argila/solos orgânicos sob o aterro experimental de Juturnaíba. ORTIGÃO

(1993) e SCHNAID et al. (1998) comentam que, no Brasil a sensibilidade de depósitos

argilosos tem variado entre baixa e média de acordo com a classificação de SKEMPTON e

NORTHEY (1952).

COUTINHO et al. (2000) e OLIVEIRA (2000) comenta que as argilas do Recife

apresentam-se como uma das mais sensíveis dentre as argilas estudadas no Brasil,

apresentando St variando de 4,5 a 15,8 (Tabela IV.5)

121

Tabela IV.5. Sensibilidade de argilas mole Brasileiras (COUTINHO et al., 2000; OLIVEIRA, 2000)

Local Média Variação Referência Cam. 1 6,4 4,5-11,8 OLIVEIRA (2000) Recife-PE (Clube Intern.) Cam. 2 13,0 9,2-15,8 OLIVEIRA (2000) Cam. 1 6,1 4,7-8,2 OLIVEIRA (2000) Recife-PE (SESI- Ibura) Cam. 2 10,9 7,8-14,4 OLIVEIRA (2000)

Aracajú, SE 5,0 2-8 ORTIGÃO (1988)* João Pessoa, PB - 1-3 CONCEIÇÃO (1977)**

Jurtunaíba, RJ (aterro experimental) 10 1-19 COUTINHO (1986b) Jurtunaíba, RJ (Barragem-Trechos II,

V e III-2) - 4,8 COUTINHO et al. (1986c)

Santa Cruz, RJ 3,4 - ARAGÂO (1975)* Sarapuí, RJ 4,4 2-8 ORTIGÃO e COLLET (1986) Sepetiba, RJ 4,0 - MACHADO (1988)*

Barra da Tijuca, RJ 5,0 - LACERDA e ALMEIDA (1995) Ilha dos Amores-Baixada Santista, SP - 2,3-5,4 ÁRABE (1986)

Santos, SP - 4-5 MASSAD (1988) Cubatão, SP - 4-8 TEIXEIRA (1988)*

Florianópolis, SC 3,0 1-7 MACCARINI et al. (1988)* Porto Alegre, RS 4,5 2-8 SOARES (1997)

Rio Grande, RS 2,5 - A partir de LACERDA e ALMEIDA (1995)

*a partir de ORTIGÃO (1993); ** a partir de SOARES (1997)

A sensibilidade da camada 1 do depósito do Clube Internacional (Figura IV.13) apresenta

uma descontinuidade entre os 10 e 11m de profundidade, tendo seus valores decrescente

com a profundidade e variando de 4,5 a 11,8. Na camada 2 seus valores são crescentes com

a profundidade, apresentando uma faixa típica de 9,2 a 15,8. No SESI o aumenta da

sensibilidade é aproximadamente linear com a profundidade na segunda camada. A

camada 1 apresenta valores de St variando de 4,7 a 8,2 e a camada 2 de 7,8 a 14,4

(OLIVEIRA, 2000).

Conforme verificado no Item III, a sensibilidade do local de estudo, apresenta-se em geral,

de média a alta com valores variando de 3 a 15, sendo crescente com a profundidade, em

concordância com os depósitos já estudados na cidade do Recife.

122

Figura IV.13. Perfis de St obtidos a partir do ensaio de palheta de campo (OLIVEIRA,

2000).

4.3 EXPERIÊNCIA LOCAL DE OBRAS DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES

Exemplo de outras obras construídas na Cidade do Recife de aterros executados sobre

solos moles podem ser encontradas em (COUTINHO et al., 2001) - Ampliação do Metrô /

Recife, (COUTINHO et al., 2004) - Ruptura do aterro do Canal Tejipió / Lagoa do Araçá,

Recife, e resumidamente em COUTINHO e BELLO (2004).

Esse tipo de estudo se mostra importante para melhor compreender o comportamento

desses solos em região próximas ao local de estudo, bem como os procedimentos de

obtenção de parâmetros geotécnicos complementares semelhantes ao caso estudado. Os

dois exemplos anteriores confirmam a importância da determinação do teor de umidade

natural nas amostras coletadas ao longo do perfil do SPT para o estudo da estratigrafia, e

previsão preliminar dos parâmetros geotécnicos através da aplicação de correlações

empíricas para estimativa dos coeficientes de compressibilidade das camadas moles, além

de consultas realizadas ao Banco de Dados.

123

4.4. ANÁLISE E AMPLIAÇÃO DOS PARÂMETROS GEOTÉCNICOS – CASO DE

ESTUDO (ATERRO DO GALPÃO BR-101)

4.4.1. ESTIMATIVA DOS VALORES DO LIMITE DE LIQUIDEZ E ÍNDICE DE

PLASTICIDADE.

Como visto no capítulo anterior, o valor da umidade natural apresentou-se muito superior

ao do limite de liquidez (LL) determinado. Isto provavelmente ocorreu devido à realização

de secagem prévia ao ar livre das amostras de argila orgânica antes da realização dos

ensaios de determinação do LL e do índice de plasticidade (IP), subestimando assim os

resultados.

Fez-se necessário estimar o IP, uma vez que, este índice é utilizado diretamente nas

correções da resistência não drenada do ensaio de palheta de campo proposta por

BJERRUM (1972) e AAS et al. (1986) que serão utilizadas nos trabalhos que se seguem.

De posse do perfil de umidade natural obtido a partir do ensaio de SPT (Figura IV.14),

pode-se estimar o limite de liquidez, bem próximo da umidade da argila (FERREIRA,

1982). Assim sendo, o limite de liquidez foi considerado neste trabalho, igual a umidade

natural.

Através da carta de plasticidade apresentada por COUTINHO et al., (1988a) com os

resultados de ensaios de laboratório para argilas moles/média do Recife e de depósitos

orgânicos brasileiros (Juturnaíba – RJ), e com os valores de LL estimadas a partir da

umidade natural obtida no local de estudo, foi possível plotar os valores do limite de

liquidez estimado vs. índice de plasticidade, conforme a classificação do solo que constitui

cada camada.

Os valores do LL foram posicionados na em torno de cada linha correspondente ao tipo de

solo, podendo então, ser estimado o valor do IP para cada ponto, conforme verificado na

Figura IV.15. Esses valores estimados de acordo com a descrição de cada camada podem

ser visto na Tabela IV.6.

124

Figura IV.14. Perfil de umidade natural umidades médias – Galpão BR-101

Figura IV.15. Posicionamento das faixas de valores de umidades das amostras do SPT do

aterro do Galpão da BR-101 na carta de plasticidade (determinação do IP através do LL).

0

5

10

15

20

Prof

undi

dade

m)

5 aterro

8

7

NA

SPT02

10

1/33

Turfa com argila orgânica


1/31P/24

1/34

1

1/34

1

1


P/108

P/141P/13

P/1311/39

166 Areia siltosa

0

5

10

15

20

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320 340

W(%) SPT02

Umidade (%)

0

5

10

15

20

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240

Umidades médias e IP (%)

WnIP

125

Tabela IV.6. Valores de limite de liquidez e índice de plasticidade estimados.

Profundidade (m) Descrição da camada Wn (%) = LL (%) IP (%)

6 – 7,2 Argila orgânica siltosa 40 18

7,2-10 Turfa com argila orgânica 225 95

10-12,1 Turfa com argila orgânica 198 80

12,1-14 Argila orgânica siltosa 70 40

14-16 Argila orgânica siltosa 70 40

16-19,1 Argila orgânica siltosa 70 40

A extrapolação dos estudos realizados para outros depósitos de solos moles similares,

principalmente alguns depósitos da cidade do Recife-PE, mostrou ser de vital importância

nessa dissertação, visto que não se dispunha de alguns dados necessários para o

desenvolvimento do trabalho.

4.4.2. ESTIMATIVA DO OCR

A história de tensões do solo constitui-se um fator indispensável à análise de

comportamento de depósitos argilosos. Tradicionalmente obtida em ensaios de

adensamento, é possível estimar OCR através de ensaios de palheta de campo.

MAYNE e MITCHELL (1988) desenvolveram um banco de dados com resultados de

ensaio de palheta de campo e ensaios edométricos, incluindo também propriedades índices,

de 96 argilas diferentes (incluindo, inclusive, em depósito do Rio de Janeiro, definindo

uma correlação geral para estimar valores de OCR a partir de ensaios de palheta de campo.

Os depósitos estudados apresentavam: 1<OCR<40; 3%<IP<300%;

1,6kPa<Supalheta<380kPa e sensibilidades variando de 2 até valores indeterminadamente

altos. A equação proposta é:

vo

palhetaSuIPOCR

'..22 48,0

σ−= . (IV.1)

A Mecânica dos Solos dos Estados Críticos, assim como o Método SHAMSEP, mostraram

que a resistência não drenada normalizada (Su/ σ’VO) aumenta com o aumento do OCR.

126

Vale registrar que não se defende que o OCRpalheta substitua OCRlaboratório, mas que possa

ser utilizado em algumas situações tais como:

- quando da falta de amostras de boa qualidade, as quais não possibilitem a obtenção de

resultados satisfatórios em laboratório;

- em grandes áreas de estudo (ex.: estradas, barragens, grandes aterros, etc.) onde nem

sempre é possível realizar amostragem em toda a área de interesse.

Aplicando-se a referida equação para o EPC 01 depósito estudado, a fim de se obter o

perfil de OCR a partir das médias da Sucorrig , verifica-se um aumento do OCR no primeiro

metro da camada argilosa com tendência de diminuição do OCR com a profundidade

(Figura IV.16), indicando ser argilas levemente normalmente adensadas (OCR<1,3),

estando em geral, de acordo com o comportamento já visto das argilas do Recife.

Figura IV.16. Perfil de OCR estimado a partir do ensaio de palheta de campo – EPC 01.

LADD e DE GROOT (2003) recomendam o ensaio de palheta de campo, com valores de

Su corrigidos segundo BJERRUM (1972) para estimar os valores de OCR, utilizando

correlação de CHANDLER (1988) onde se requer o IP do solo, sendo indicada para

depósitos homogêneos (mínimo de conchas e zonas de areia) e para palheta com lâminas

retangular e finas com velocidade de rotação de 6º/min e desprezando o atrito nas hastes.

0

5

10

15

20

0 1 2 3 4

OCR

prof

undi

dade

(m)

EPC1

127

O ensaio de palheta de campo mostrou ser uma boa ferramenta para a estimativa do OCR

dos depósitos de argila mole do Recife. Os resultados obtidos são estimulantes para o uso

de EPC para a estimativa de tal parâmetro (COUTINHO et al., 2000; OLIVEIRA, 2000).

4.4.3. PARÂMETROS GEOTÉCNICOS DE COMPRESSIBILIDADE OBTIDOS

ATRAVÉS DE CORRELAÇÕES

A variação dos parâmetros de compressibilidade com a profundidade obtidos no ensaio de

adensamento e também os parâmetros geotécnicos (e0, CR e SR) obtidos através de

correlações geotécnicas propostas por COUTINHO et al. (2001) a partir do perfil de

umidade do ensaio SPT, são mostrados na Figura IV.17.

Observa-se de uma forma geral uma boa aproximação entre os parâmetros eo e SR obtidos

através dos ensaios e das correlações. No caso do parâmetro CR observa-se que, os valores

obtidos através da correlação estatística (CR= 36,49%) apresentam-se em média 6% vezes

superiores a média obtida no ensaio de laboratório (CR= 34,15%).

Figura IV.17. Variação dos parâmetros de compressibilidade com a profundidade.

A Tabela IV.7 apresenta os parâmetros de compressibilidade obtidos a partir de

correlações geotécnicas propostas por COUTINHO et al. (2001), com perfil de umidade do

ensaio SPT, para o depósito estudado. Pode-se observar que:

0

5

10

15

20

5

At erro8

1

7

1/33

t urf a com argila

orgânica



P/ 141

P/ 108

1/ 31

P/ 24

1/ 34

P/ 134

P/ 131

1/ 39

6

6

Areia média silt osa

1

1/ 34

1

1

1

eo

0

5

10

15

20

0 2 4 6 8

Correlações W(%)Adens. vertical

CR (%)

0

5

10

15

20

0 50 100 150 200 250 300 350


SR (%)

0

5

10

15

2 0

0 10 20 30 40 50


σ'vo

0

5

10

15

20

0 20 40 60 80 100 120 140 160

128

- O trecho compreendido entre 7,62m e 11,58m apresenta valores maiores de Cc, o que

indica de fato, a presença da turfa, ou seja, uma camada de um material mais compressível

que a argila orgânica.

- A amostra apresentou um valor da pressão de pré-adensamento muito inferior ao

esperado. Isto pode confirmar que a amostra seja de má qualidade.

No trabalho desenvolvido não foi realizada estimativa de recalques, não sendo esses

parâmetros diretamente utilizados. Entretanto, o uso essas correlações ressalta a

importância da determinação da umidade natural ao longo do perfil de SPT, quando não de

dispõe de amostras de boa qualidade.

Tabela IV.7. Parâmetros de compressibilidade obtidos a partir de correlações geotécnicas

propostas por COUTINHO et al. (2001), com perfil de umidade do ensaio SPT.

media prof. W(%) e0 Cc Cs Cr(Cc/1+eo)) Sr(Cc/(1+eo)

6,49 34,86 0,978 0,39 0,07 7,08 1,26

7,13 46,95 1,268 0,56 0,093 56,30 9,30

7,62 274,08 5,507 2,83 0,406 283,40 40,60

8,48 334,18 6,402 3,08 0,46 307,50 46,00

9,50 244,93 4,929 2,72 0,379 271,80 37,90

10,53 151,44 3,775 2,03 0,292 202,60 29,20

11,58 151,11 3,768 2,02 0,291 202,20 29,10

12,64 70,33 1,829 0,89 0,138 89,10 13,80

13,80 70,95 1,844 0,90 0,139 89,90 13,90

15,30 72,19 1,873 0,92 0,141 91,70 14,10

16,55 68,12 1,776 0,86 0,134 86,00 13,40

17,63 68,42 1,783 0,86 0,134 86,40 13,40

18,62 68,25 1,779 0,86 0,134 86,10 13,40

19,38 16,30 1,532 0,13 0,035 13,40 3,50

19,88 13,10 0,455 0,09 0,029 8,90 2,90

129

0,6

0,8

0,4

1,0

1,2

0 20 40 8060 100 120

0,95

0,65

0,85

0,70

ÍNDICE DE PLASTICIDADE, %

µ

4.4.4. RESISTÊNCIA NÃO DRENADA - CORREÇÃO

Os valores de Su admitidos são as médias de cada faixa de profundidade e foram

considerados constantes por faixa, preocupando-se em uma boa aproximação entre os

intervalos considerados, conforme permitido no programa GEO SLOPE a ser utilizado

posteriormente na análise de estabilidade (Capítulo V). É importante também observar que,

embora se tenha divido o perfil em subcamadas, a resistência admitida é apenas a média de

alguns pontos. Isto faz com que, por exemplo, a superfície de ruptura tenda a tangenciar o

intervalo de menor resistência e não exatamente o ponto de menor resistência.

Para correção da resistência não drenada obtida a partir do ensaio de palheta de campo, foi

decidido utilizar inicialmente a proposta de BJERRUM (1973) com aplicação do fator de

correção µ determinado a partir do valor de IP (Figura IV.18). O procedimento de

correção da EPC1 e da média da EPC1 e EPC2 são mostradas respectivamente na Figura

IV.19 e IV.20. A Tabela IV.8 apresenta os valores de Su sem correção e a Su com

aplicação do fator de correção do referido autor, e o resumo dos valores dos parâmetros

estimados (LL e IP).

Figura IV.18. Obtenção do fator de correção de BJERRUM (1973), através do índice de

plasticidade.

Pode-se verificar uma pequena diferença entre o perfil de Su obtido pelo EPC1 e o perfil

de Su obtido pela média do EPC1 e EPC2, mostrando ser insignificante. Essa simulação foi

realizada porque o EPC2 estava inserido dentro da área rompida. Entretanto, por motivos

130

operacionais, não foi possível a obtenção da Su ao longo de toda a profundidade. Então,

admitiu-se que ao longo de um perfil longitudinal, não há grandes variações na Su, e

adotou-se os valores da EPC1 como referencial, utilizando-os na análise da estabilidade.

Tabela IV.8. Parâmetros utilizados para correção do valor de Su segundo BJERRUM

(1973)

Profundidade (m) LL (%) IP (%) µ Su (Kpa) Sucorrigido (kPa)

6 – 7,2 40 18 0,95 37,36 35,49

7,2-10 225 95 0,65 40,91 26,59

10-12,1 198 80 0,70 26,11 18,63

12,1-14 70 40 0,85 18,32 15,58

14-16 70 40 0,85 27,18 23,01

16-19,1 70 40 0,85 41,52 35,29

Figura IV.19. Correção da resistência não drenada conforme BJERRUM (1973)

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70Su(palheta) (kPa)

EPC1

EPC2

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70

Sumédio (kPa)

EPC1

0

5

10

15

20

25

0 0 0 1 1 1

µ (Bjerrum)

µ

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70

Sucorrigido (kPa)

EPC1

131

Figura IV.20. Correção da resistência não drenada conforme BJERRUM (1973),

considerando a média da EPC1 e EPC2.

A resistência não drenada, é de fato, o parâmetro mais importante a ser utilizado em uma

análise de estabilidade, visto que, ela interfere diretamente no cálculo do fator de

segurança. Assim, além da correção de BJERRUM (1973), utilizou-se também, a correção

proposta por AAS et al (1986), com a finalidade de comparar os resultados dos valores de

Sucorrig obtidos nas duas correções. Baseados nos dados apresentados na Tabela IV.9.,

pode-se verificar os valores de Sucorrig para a referida correção. O procedimento de

correção da EPC1 é mostrado na Figura IV.21. Os valores do fator de correção foram

determinados na Figura IV.22.

A comparação dos resultados de Sucorrig através das duas correções mencionadas está

apresentado na Tabela IV.10. Nota-se que o fator de correção de ASS et al. (1986) é menor

do que o fator de correção de BJERRUM (1973), levando conseqüentemente a valores de

Sucorrig também menores. Isto provavelmente se deve ao fato de que a correção proposta

por ASS et al. (1986) considera as diferentes histórias de tensão de cada camada de argila.

Pode-se notar que as maiores diferenças nos valores de Sucorrig estão nas primeiras e nas

últimas camadas, definidas como pré-adensada. Assim, é de se esperar que o fator de

segurança a ser calculado na análise de estabilidade seja menor.

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70

Su(palheta) (kPa)

média EPC1 e EPC2

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70

Sumédio (kPa)

média EPC1e EPC2

0

5

10

15

20

25

0 0 0 1 1 1

µ (Bjerrum)

µ

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70

Sucorrigido (kPa)

média EPC1 e EPC2

132

Figura IV.21. Obtenção do fator de correção de AAS et al. (1986), através do índice de

plasticidade e do σ’vo.

Tabela IV.9. Parâmetros utilizados para correção de Su segundo AAS et al. (1986).

Profundidade

(m) Su (kPa) σ’vo Su/σ’vo

IP

(%) OCR µ

Sucorrigido

(kPa)

6 – 7,2 37,36 50,00 0,75 18 3,90 0,38 14,19

7,2-10 40,91 55,00 0,74 95 1,20 0,40 16,36

10-12,1 26,11 60,75 0,43 80 0,82 0,70 18,28

12,1-14 18,32 63,43 0,29 40 0,92 0,80 14,65

14-16 27,18 66,4 0,41 40 1,30 0,72 19,57

16-19,1 41,52 69,90 0,59 40 1,89 0,45 18,68

133

Figura IV.22. Correção da resistência não drenada conforme AAS et al (1986)

Tabela IV.10. Comparação dos valores corrigidos de Su determinados através de

BJERRUM (1973) e AAS et al.(1986).

Profun-

didade

(m) IP (%) OCR Su

(kPa)

µ BJERRUM

(1973)

Sucorrig (kPa) BJERRUM

(1973)

µ AAS et al.

(1986)

Sucorrig(kPa) AAS et al.

(1986)

6 – 7,2 18 3,90 37,36 0,95 35,49 0,38 14,19

7,2-10 95 1,20 40,91 0,65 26,59 0,40 16,36

10-12,1 80 0,82 26,11 0,70 18,63 0,70 18,28

12,1-14 40 0,92 18,32 0,85 15,58 0,80 14,65

14-16 40 1,30 27,18 0,85 23,01 0,72 19,57

16-19,1 40 1,89 41,52 0,85 35,29 0,45 18,68

Vale ressaltar que a resistência não drenada a ser utilizada na análise de estabilidade

obedecerá à correção proposta por BJERRUM (1973), por ser a tradicionalmente utilizada

na literatura brasileira.

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70Su(palheta) (kPa)

EPC1

EPC2

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70

Sumédio (kPa)

EPC1

0

5

10

15

20

25

0 0 0 1 1 1

µ (AAS et al)

µ

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70

Sucorrigido (kPa)

EPC1

134

4.4.3. ESTUDO DAS CORREÇÕES DE BJERRUM (1973) E AAS et al. (1986) NOS

DOIS DEPÓSITOS DE PESQUISA DE ARGILAS MOLES DA UFPE/DEC (CLUBE

INTERNACIONAL E SESI-IBURA)

Este estudo tem como objetivo verificar a utilização das correções de BJERRUM (1973) e

AAS et al. (1986), nas argilas moles do Recife, especificamente nos depósitos das duas

Áreas de pesquisa da UFPE/DEC.

Os resultados de Su dos ensaios de palheta de campo foram os apresentados em

OLIVEIRA (2000), sendo utilizado como referência a média das três campanhas realizadas

em cada local (Tabela IV.11).

Tabela IV.11 Variação da resistência não drenada com a profundidade – ensaios de palheta

de campo (OLIVEIRA, 2000)

Local Prof. (m) Regressão / Média Erro Padrão (EP)

7,0 < Z < 11,0 Su = 3,5 Z +13,51 EP = 2,13 11,0 < Z < 16,0 Su = 1,91 Z +22,38 EP = 3,12 Clube

Internacional 16,0 < Z < 22,2 Su = 2,08 Z +2,81 EP = 3,67

5,0 < Z < 8,0 Su = -2,09 Z +34,12 EP = 2,78

8,0 < Z < 11,5 Su = 17,41 EP = 1,43 SESI-Ibura

11,5 < Z < 19,0 Su = e1,42 +0,11Z -

Os valores de IP determinados nos dois depósitos foram considerados constantes ao longo

de cada camada de solo mole. No Clube Internacional, para a camada 1 (6 a 16m de

profundidade) o IP variou de 70,4±13,4% e para a camada 2 (16 a 26m) o IP variou de

33,0±5,7%. No SESI-Ibura, o IP variou de 95,8±15,2% para a camada 1 (4 a 11,5) e de

53,4,0±6,1% para a camada 2 (11,5 a 21m). A pressão efetiva devido ao peso das terras

(σ'vo) utilizada para o depósito do Clube Internacional foi a média dos valores

correspondente aos níveis d’água 1,00 m e 1,70 m, apresentados em COUTINHO e

OLIVEIRA (1997). Para o depósito do SESI foram adotados os valores de COUTINHO et

al. (1999).

Os valores obtidos para o fator de correção (µ) nas duas propostas estão apresentados nas

Tabelas IV.12 e IV.13 respectivamente para Clube Internacional e do SESI-Ibura. As

Figuras IV.23 e IV.24. apresentam em conjunto estes resultados juntamente com os valores

de Su corrigida para os dois depósitos.

135

Verifica-se que, os valores de µ de AAS et al. (1986) nos dois locais de pesquisa são de

fato, menores do que os valores de µ de BJERRUM (1973). No depósito do Clube

Internacional, em princípio ocorreu coerência de resultados em todas as profundidades, em

geral com pequena diferença. Entretanto no depósito do SESI-Ibura existe uma grande

diferença nos resultados entre 5 e 6m de profundidade, não sendo esta diferença

aparentemente explicável. Nesta faixa de profundidade o OCR=1,5, indica camada pré-

adensada, sendo da mesma maneira sua posição gráfico de AAS et al. (1986). As causas

prováveis desse pré-adensamento (ver OLIVEIRA, 2000), não indicam ser este depósito

verdadeiramente pré adensado como definido pelos autores AAS et al. (1986). No Clube

Internacional, na faixa de 7,0 a 10,0 m de profundidade, o OCR apresenta valores altos,

variando de 1,50 a 2,25 (bem maiores do que o OCR do SESI), porém o gráfico de AAS

indica uma camada normalmente adensada.

No local de estudo da presente dissertação, quanto à correção de AAS, pode-se observar

fato semelhante ao que ocorreu no SESI-Ibura, ou seja, fator de correção bem menor nas

primeiras camadas (Figura IV.25). No local de estudo o valor de OCR na primeira camada

(entre 6 a 7,2m) é de 3,9, indicando provável camada verdadeiramente pré-adensada. Na

segunda camada (entre 7,2 a 10m) o OCR é igual a 1,2, ou seja, bem menor do que o OCR

da camada anterior. Entretanto essas duas camadas por possuírem valores de Su/σ'vo bem

próximos, serão tratadas na proposta igualmente como verdadeiramente pré-adensadas e

terão valores do fator de correção muito próximos.

Na Figura IV.21 correspondente as curvas de correção da proposta de AAS et al. (1986).

Pode-se notar que valores de Su/σ'vo maiores do que 0,5 conduzem a diferenças

significativas entre as curvas correspondentes as situações de normalmente e

verdadeiramente pré-adensadas.

Pelos estudos apresentados nos dois locais de pesquisa, juntamente com o aterro do Galpão

BR-101, os resultados em geral, foram satisfatórios, entretanto parecendo necessitar de

estudos mais detalhados quanto a aplicação da correção de AAS et al. (1986) nos depósitos

de solos moles do Recife.

A diferença entre as duas correções irá interferir diretamente no cálculo do fator de

segurança FS, conforme será apresentado no capítulo seguinte.

136

Tabela IV.12 Resultados das correções da resistência não drenada (ASS et al., 1986 e

BJERRUM, 1973) - Clube Internacional

PROFUN DIDADE Su σ'v0 Su/σ'v0 IP OCR AAS BJERRUM (MÉDIO) µ Sucorr POS. µ Sucorr

m kPa kPa % kPa GRÁFICO kPa 7,0 38,01 75 0,51 70,4 2,25 0,635 24,14 NA 0,71 26,99 8,0 41,51 80 0,52 70,4 2,05 0,630 26,15 NA 0,71 29,47 9,0 45,01 85 0,53 70,4 1,80 0,625 28,13 NA 0,71 31,96

10,0 48,51 90 0,54 70,4 1,50 0,620 30,08 NA 0,71 34,44 11,0 43,39 95 0,46 70,4 1,41 0,670 30,40 NA 0,71 30,81 12,0 45,30 100 0,45 70,4 1,41 0,680 30,80 NA 0,71 32,16 13,0 47,21 105 0,45 70,4 1,41 0,680 32,10 NA 0,71 33,52 14,0 49,12 110 0,45 70,4 1,41 0,680 33,40 NA 0,71 34,88 15,0 51,03 117 0,43 70,4 1,41 0,690 35,21 NA 0,71 36,23 16,0 36,09 125 0,29 70,4 1,41 0,810 29,23 NA 0,71 32,84 17,0 38,17 130 0,29 33,0 1,08 0,810 30,92 NA 0,91 34,73 18,0 40,25 135 0,30 33,0 1,08 0,760 30,59 NA 0,91 36,63 19,0 42,33 142 0,30 33,0 1,08 0,760 32,17 NA 0,91 38,52 20,0 44,41 147 0,30 33,0 1,08 0,760 33,75 NA 0,91 40,41 21,0 46,49 152 0,30 33,0 1,08 0,760 35,33 NA 0,91 42,31 22,0 48,57 165 0,29 33,0 1,08 0,810 39,34 NA 0,91 43,41 22,2 48,99 167 0,29 33,0 1,08 0,810 39,68 NA 0,91 44,58

Tabela IV.13 Resultados das correções da resistência não drenada (ASS et al., 1986 e

BJERRUM, 1973) - SESI- Ibura

PROFUN DIDADE Su σ'v0 Su/σ'v0 IP OCR AAS BJERRUM

(MÉDIO) µ Sucorr POS. µ Sucorr m kPa kPa % kPa GRÁFICO kPa

5,00 23,67 29 0,82 95,8 1,50 0,365 8,64 PA 0,67 15,86 6,00 21,58 30 0,72 95,8 1,25 0,390 8,42 PA 0,67 14,46 7,00 19,49 32 0,61 95,8 1,19 0,615 11,99 NA (ENV) 0,67 13,06 8,00 17,40 34 0,51 95,8 1,0 0,635 11,05 NA 0,67 11,66 9,00 17,41 36 0,48 95,8 1,05 0,658 11,36 NA 0,67 11,66

10,00 17,41 38 0,46 95,8 1,05 0,670 11,66 NA 0,67 11,66 11,00 17,41 39 0,45 95,8 0,70 0,680 11,84 NA 0,67 11,66 12,00 15,49 43 0,36 53,4 0,90 0,740 11,46 NA 0,79 12,23 13,00 17,29 48 0,36 53,4 0,80 0,740 12,79 NA 0,79 13,66 14,00 19,30 54 0,36 53,4 0,85 0,740 14,28 NA 0,79 15,25 15,00 21,54 59 0,37 53,4 0,90 0,735 15,83 NA 0,79 17,02 16,00 24,05 66 0,36 53,4 0,90 0,740 17,79 NA 0,79 19,00 17,00 26,84 70 0,38 53,4 1,0 0,730 19,60 NA 0,79 21,21 18,00 29,96 74 0,40 53,4 0,95 0,700 20,97 NA 0,79 23,67 19,00 33,45 79 0,42 53,4 0,95 0,695 23,24 NA 0,79 26,42

137

Figura IV.23. Resultados das correções da resistência não drenada (ASS et al., 1986 e

BJERRUM, 1973) - Clube Internacional


BJERRUM, 1973) - SESI- Ibura

0

5

10

15

20

25

0 20 40 60

Su (kPa)

Prof

undi

dade

(m)

Su

0 0,5 1

µ

BJERRUMAAS

0 10 20 30 40 50

Sucorrig

BJERRUMAAS

0

5

10

15

20

0 20 40

Su (kPa)

Prof

undi

dade

(m)

Su

0 0,5 1

µ

BJERRUMAAS

0 10 20 30

Sucorrig

BJERRUMAAS

138


BJERRUM, 1973) - Local de estudo.

0 10 20 30 40 50

S ucorrigido

(kPa)

BJERRUM

AAS

0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0

µ

BJERRUM

AAS

0

5

10

15

20

0 10 20 30 40 50 60 70

Su(palheta)

(kPa)pr

ofun

dida

de (m

)

EPC1

0 10 20 30 40 50

S umédio

(kPa)

EPC1

139

CAPÍTULO V

ANÁLISE DE ESTABILIDADE - RETROANÁLISE

5.1. INTRODUÇÃO

O objetivo deste capítulo é o estudo da estabilidade do aterro do galpão BR-101, a fim de

conhecer as condições de ruptura ocorrida no local.

A análise de estabilidade em tensões totais realizada no referido aterro sobre solos moles é

composta de duas etapas: análise de estabilidade (fase de projeto) e retroanálise. Nas duas

etapas foram consideradas hipóteses quanto à correção do valor da resistência não drenada

da fundação utilizando a proposta de BJERRUM (1973), e percentagem de fissuramento

do aterro, procurando simular as condições de ruptura ocorrida.

É importante ressaltar que, dificuldades são esperadas na realização da retroanálise, visto

que as informações existentes na investigação são limitadas.

Serão apresentados os resultados das análises e retroanálises, utilizando o Programa GEO

SLOPE, com aplicação dos métodos de Bishop Simplificado, Spencer, Janbu e

Morgenstern-Price, conforme tipo de superfície considerada (circular e planar).

Uma avaliação simplificada de estabilidade foi realizada utilizando alguns métodos

empíricos propostos na literatura, sendo os resultados comparados entre si.

No final do capítulo serão apresentados os estudos realizados para avaliar os efeitos

tridimensionais do aterro, a influência no cálculo do fator de segurança quando da

construção de uma berma de equilíbrio e quando da correção da resistência não drenada

segundo proposta de AAS et al. (1986).

140

5.2. INFORMAÇÕES / DADOS UTILIZADOS EM UMA ANÁLISE DA

ESTABILIDADE

Para se efetuar uma análise da estabilidade em tensões totais de aterro sobre solos moles

são necessários os seguintes dados:

(a) Geometria da fundação e do aterro.

(b) Peso específico aparente e parâmetros de resistência do material do aterro.

(c) Perfil geotécnico da fundação.

(d) Peso específico aparente total do solo da fundação, valor da resistência não drenada da

fundação e sua variação com a profundidade.

(e) Forma provável da superfície potencial de ruptura, método de cálculo e procedimentos

para obtenção do fator de segurança mínimo.

(f) Definição do FSmín a ser adotado no projeto.

5.2.1. GEOMETRIA DA FUNDAÇÃO E DO ATERRO

A seção utilizada na análise da estabilidade do aterro do Galpão da BR-101 foi selecionada

a partir da observação de campo, onde as fissuras no terreno seguiam longitudinalmente

cerca de 200m, e se conheciam os pontos de afundamento e levantamento, ou seja, início e

fim da superfície crítica (Figura V.1).

A geometria adotada está apresentada na Figura V.2. Foi considerada a altura do aterro de

6,0m como crítica, ou seja, correspondente à ruptura. O muro de gabião foi considerado

apenas como contenção do aterro, não atuando como peso. A geometria da fundação foi

considerada a partir do perfil de resistência não drenada obtido pelo ensaio de palheta de

campo, conforme visto no capítulo anterior. As camadas foram estabelecidas a partir dos

intervalos de Su calculados. Através do Programa GEO SLOPE, foi possível estabelecer

camadas de diferentes solos com subcamadas com diferentes resistências.

141

Seçã

o es

colh

ida

com

o típ

ica

para

aná

lise

de

esta

bilid

ade

Leva

ntam

ento

do

piso

do

galp

ão

Segu

e po

r apr

oxim

adam

ente

20

0 m

etro

s

Mur

o de

gab

ião

<9,3m>

<10,

1m>

<10,

1m>

<36m

>

Fiss

uras

no

terre

no

Leva

ntam

ento

do

terr

eno

após

mur

o de

gab

ião

Figura V.1. Localização da seção escolhida para análise de estabilidade, passagem da

provável superfície de ruptura, e fissuramento do terreno.

142

Um estudo foi também realizado para avaliar a estabilidade correspondente à superfície de

ruptura observada. Assim, foram traçadas algumas superfícies (circulares e planares) de

cálculo representativas dos pontos de ruptura observados.

Na consideração da superfície planar foram tomados como base os resultados obtidos nos

estudos para superfície circular. Desta forma o centro foi locado no centro do FSmín

(circular) e foram traçadas as superfícies planares (Figura V.3)


superfície circular – Programa GEO SLOPE.


superfície planar – Programa GEO SLOPE.

1,2

3

4

5

6

7

8

9

aterro arenoso

argila orgânica siltosa

turfa com argila orgânica 1


argila orgânica siltosa 2



distancia-8 2 12 22 32 42 52 62

1234567891011121314151617181920

1,2

3

4

5

6

7

8

9

1 2

3 4

5 6

7

89

10 11

12 13

14 15

16 17

18 19

20

21

22

23 2425 26

27 28

29303132333435

36

37

38 39

40

41

42

43 44

aterro arenoso







distancia-8 2 12 22 32 42 52 62

1234567891011121314151617181920

143

5.2.2. PROPRIEDADES DO MATERIAL DO ATERRO

As propriedades do material do aterro foram estimadas a partir da literatura considerando

as condições do aterro, havendo esta necessidade pela falta de obtenção de amostras do

aterro e realização de ensaios. Os valores considerados foram: γat = 18kN/m3, c’ =

10kN/m2, φ’ =30º)

Segundo BJERRUM (1973), duas hipóteses de mobilização de resistência ao cisalhamento

são geralmente utilizadas na prática. Se não existe perigo na formação de um fissuramento

longitudinal vertical na parte central do aterro, a utilização da resistência total do aterro

seria justificável. Contudo, se condições são tais que um fissuramento é observado ou

existe apreensão para tal, pode ser assumido que, no caso do material ligeiramente coesivo,

uma fissura pode desenvolver-se ao longo de todo o aterro, eliminando a resistência nesse

trecho.

No presente trabalho, como o aterro tem altura de 6,0m, é pouco provável o fissuramento

total. Assim, a forma que parece mais representativa é considerar um fissuramento parcial

e da ordem de 50%. Contudo, buscando verificar a influência no fator de segurança, da

ocorrência do fissuramento ao longo do aterro durante o processo de ruptura, também foi

considerado aterro sem fissuras e aterro totalmente fissurado, para posterior comparação

entre eles (Figura V.4).

SEM RESISTÊNCIA DO ATERRO

O

C

A

B

A

SEM RESISTÊNCIA DO ATERRO

B

O

C

b) Considerando-se 50% de fissuramento do aterro

c) Considerando-se 100% de fissuramento do aterro

a) Considerando-se 0% de fissuramento do aterro

A

C

OCOM RESISTÊNCIA DO ATERRO

Figura V.4. Procedimento utilizado para a consideração do fissuramento do aterro.

144

5.2.3. VALOR DA RESISTÊNCIA NÃO DRENADA DA FUNDAÇÃO

A principal variável e que mais influencia no valor do fator de segurança calculado, é

justamente a resistência não drenada fundação, razão pela qual, maiores esforços foram

concentrados na sua avaliação.

Na análise de estabilidade realizado no presente trabalho, foram utilizados os resultados de

resistência não drenada obtidos nos ensaios de palheta de campo e corrigidos segundo

proposta de BJERRUM (1973), conforme já comentado no capítulo anterior. A proposta

de AAS et al (1986) será utilizada mais adiante, a fim de avaliar a sua influência no valor

do FS.

Como o programa GEO SLOPE admite várias camadas com características geotécnicas

diferentes, considerou-se os valores de Su como as médias de cada faixa de profundidade,

sendo constantes por faixa.

Os cálculos e observações referentes aos procedimentos de cálculo e correção de Su estão

mostrados no Capítulo IV. A Tabela V.1 mostra os valores médios de Su admitidos para

cada faixa de profundidade. Os perfis de resistência a serem utilizados na análise de

estabilidade estão apresentados na Figura V.5.

Tabela V.1. Resistências não drenadas utilizadas na análise de estabilidade – Galpão BR-

101.

RESISTÊNCIA NÃO DRENADA UTILIZADA NA ANÁLISE DE ESTABILIDADE (Su)

Profundidade (m) Su (kPa) Sucorrigido (kPa)

6 – 7,2 37,36 35,49

7,2-10 40,91 26,59

10-12,1 26,11 18,63

12,1-14 18,32 15,58

14-16 27,18 23,01

16-19,1 41,52 35,29

145

Figura V.5. Perfis de Su utilizados na análise de estabilidade – Galpão BR-101.

5.2.4. FERRAMENTA DE TRABALHO - PROGRAMA GEO-SLOPE

O GEO-SLOPE é um programa que usa a teoria de equilíbrio limite para calcular o FS. De

formulação simples, o programa permite uma análise rápida tanto para problemas simples,

como mais complexos de estabilidade de taludes. Também possibilita o uso de uma

variedade de métodos de cálculo para determinar o FS. O programa oferece a possibilidade

de modelar tipos heterogêneos de solo, estratigrafias e superfícies de deslizamento

complexas, condições de poro-pressões e sucção variáveis com diferentes modelos teóricos

de solos (Figura V.6).

O programa dispõe de parâmetros estatísticos para a análise da estabilidade. Como existe

um grau de incerteza associado à entrada de parâmetros, o GEO-SLOPE tenta conciliar as

incertezas por meio da análise probabilística de Monte Carlo. Outro meio do programa é o

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70

Su(palheta) (kPa)

EPC1

EPC2

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70

Sumédio (kPa)

EPC1

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70

Sucorrigido (kPa)

EPC1

(a) Valore medidos -ensaio de palheta

(b) Valores médios-camadas consideradas

(c) Valores corrigidos-camadas consideradas

146

cálculo das tensões, utilizando-se a análise por elementos finitos que pode ser adicionado

ao cálculo com equilíbrio limite para uma avaliação mais completa da análise da

estabilidade do aterro.

Figura V.6. Definição de parâmetros de trabalho através do Programa GEO SLOPE.

O GEO-SLOPE representa graficamente os resultados da tensão cisalhante do solo como

uma função da tensão normal ou como uma função da inclinação da base da lamela: para

cada lamela da superfície crítica de deslizamento, o cálculo das forças atuantes pode ser

mostrado como um diagrama de corpo livre ou um polígono de forças com seus

respectivos valores numéricos. Por fim, tal programa ainda representa o gráfico da coesão

e da força cisalhante, na base de cada lamela da superfície, numa forma de conferir a

aceitabilidade dos resultados.

O GEO-SLOPE compõe-se de três subprogramas: SLOPE/ DEFINE, para entrada de dados

referentes ao programa a ser analisado; SLOPE SOLVE, para cálculo do FS; e o SLOPE

COUNTOR, para visualização e análise dos resultados.

147

A análise da estabilidade no referido programa se faz pelos seguintes métodos: Fellenius

(1927), Bishop Modificado (1955), Morgenstern-Price (1965), Spencer (1967), Corpo de

Engenheiros de USA (1968), Janbu Simplificado (1969), Lowe-Karatiath, Equilíbrio limite

Generalizado (ELG), Elementos Finitos de Tensões. Todos podem ser utilizados

isoladamente ou em conjunto, de acordo com a necessidade do problema.

Primeiramente colocam-se os dados da geometria da superfície do aterro e da fundação no

programa SLOPE/DEFINE, abordando-se, além das declividades e linha freática, as

diferentes camadas de solo com seus respectivos parâmetros. Ainda nessa fase, escolhe-se

as metodologias de cálculo de estabilidade a serem utilizadas.

Na definição da malha de centros e do campo de variação dos raios das superfícies de

rupturas a serem pesquisadas, a prática desse tipo de análise indica uma localização

aproximada no meio do aterro como a mais propícia a conter o centro de menor FS. No

caso da limitação da variação de raios das superfícies de ruptura, utilizam-se tangentes

paralelas à superfície do aterro.

Após o cálculo no programa SLOPE/SOLVE, inicia-se uma análise para efeito de

refinamento, de modo a evitar que o centro com o FS mínimo não fosse apenas da malha

adotada-local, e sim do aterro abordado como um todo-global. Para tanto, observam-se as

curvas de iso-fator de segurança na malha de centros, apresentado no SLOPE/COUNTOR,

não deve permitir que o centro de menor FS esteja próximo à borda de “grid”, o que

poderia indicar a presença de centros mais críticos fora do alcance da análise.

Para a pesquisa do FSmín no Programa GEO SLOPE, considerando superfície circular,

estabeleceu-se uma malha inicial fixa de centros de círculos, onde a partir de cada centro,

um círculo tangencia todos os raios compreendidos entre o limite inferior e superior. Para

cada círculo calculou-se um FS. Finalmente, em torno do novo FSmín obtido, empregou-se

uma malha pequena a fim de buscar o centro do círculo de FSmín através das curvas de

mesmo FS (iso-FS). Procurando refinar o estudo, a malha foi redimensionada com

dimensões e espaçamento entre os centros menores.

148

5.3. ANÁLISE / RETROANÀLISE DA ESTABILIDADE - RESULTADOS

OBTIDOS

A análise da estabilidade do aterro do Galpão da BR-101 foi realizada inicialmente em

termos de projeto, considerando superfície circular e desconsiderado as evidências da

ruptura. Posteriormente, a partir desta análise inicial e das observações de campo no

momento da ruptura, realizou-se uma retroanálise, admitindo-se então, superfície circular e

planar. Foi adotado o mesmo perfil de Supalheta corrigido para todas as hipóteses.

Foram estabelecidas 7 hipóteses para o cálculo do FSmín, sendo estas, utilizadas para todo o

trabalho que se segue (Tabela V.2), considerando as questões de fissuramento do aterro e

correção da resistência não drenada.

Tabela V.2. Hipóteses estabelecidas sobre considerações de resistência do aterro e da

fundação.

Todas essas hipóteses serão testadas na análise e na retroanálise de estabilidade, visando-se

verificar qual a que permite obter o menor fator de segurança, e conseqüentemente a

superfície de ruptura.

HIPÓTESES ATERRO

(fissuramento)

FUNDAÇÃO

(resistência não drenada )

1a Aterro sem fissura Su corrigido

2 a Aterro sem fissura Su sem correção

3 a Aterro 50% fissurado Su corrigido

4 a Aterro 50% fissurado Su sem correção

5 a Aterro 100% fissurado Su corrigido

6 a Aterro 100% fissurado Su sem correção

7 a Aterro 50% fissurado Su corrigido (média da EPC1 e

EPC2)

149

5.3.1. ANÁLISE DE ESTABILIDADE - PROJETO

Nesta etapa do trabalho, não se consideraram evidências de ruptura no terreno e apenas

admitiu-se superfície circular. No programa GEO SLOPE, entrou-se com a geometria e

com as hipóteses estabelecidas sobre as considerações do aterro e fundação, estabelece-se a

malha e os centros e permitiu-se então, o cálculo livre do programa.

Além da utilização do método de Bishop Simplificado, o FSmín nas análises admitindo

superfície circular também foi calculado através do método de Spencer a fim de

comparação dos resultados.

Os resultados dos FSmín obtidos na análise de estabilidade de tensões totais para superfície

circular utilizando os métodos de Bishop Simplificado e Spencer estão resumidos na

Tabela V. 3. Pode-se observar que os valores são praticamente idênticos nos dois métodos

de cálculo.

Tabela V.3. Resultados dos FSmín da análise de estabilidade – superfície circular.

Na Figura V.7. estão plotados os valores dos FSmín obtidos na análise de estabilidade,

utilizando o método de Bishop. Pode-se observar então, que:

a) Os valores do FSmín estão compreendidos entre 0,89 e 1,35. Como esperado, as

hipóteses que consideraram correção de Su apresentam fatores de segurança menores do

que as hipóteses que não consideraram esta correção. Nesta análise, as condições que

podem explicar a ruptura são as que consideram a correção de Su.

Fissuramento do aterro Correção de Su SUPERFÍCIE CIRCULAR

ANÁLISE HIPÓTESES

0 % 50 % 100% sim não BISHOP SPENCER

1 X X 1,045 1,048

2 X X 1,356 1,357

3 X X 1,000 0,995

4 X X 1,297 1,290

5 X X 0,896 0,899

6 X X 1,168 1,168

7* X X 1,082 1,076

150

b) A hipótese 2 (aterro sem fissura / Su sem correção) seria considerada a situação mais

conservativa, justificada pelo maior valor do FSmín calculado. Isto ocorreu porque

admitiu-se o aterro como camada resistente e não se corrigiu o valor de Su das camadas

compressíveis que se seguem com a profundidade. Esta situação não seria indicada para

utilização em projetos.

c) Em contrapartida, a hipótese 5 (aterro totalmente fissurado / Su corrigido), se apresenta

como a situação mais desfavorável, justificada pelas considerações adotadas e pelo menor

valor do FS calculado. Neste caso, a camada de aterro atua apenas como peso, não

contribuindo com a resistência do conjunto aterro-fundação.

d) As hipóteses 3 (50% de fissuramento do aterro / Su corrigido) e 7 (50% de fissuramento

do aterro / Su corrigido- média da EPC1 e EPC2) mostraram-se as mais representativas a

serem utilizadas em um projeto preliminar, apresentando FS igual a 1.

0,5

1

1,5

0% 50% 100%

Percentagem de fissuramento do aterro

Fato

r de

segu

ranç

a m

ínim

o

Su corrigidoSu não corrigidoSu corrigido (média EPC1 e EPC2)

2ª4ª

6ª1ª

3ª5ª

7ª

Figura V.7. Resumo dos resultados da análise de estabilidade de tensões totais (superfície

circular) – Bishop Simplificado - Programa GEO-SLOPE – Estudo do FSmín.

1ª, 2ª, 3ª, 4ª, 5ª, 6ª e 7ª - Hipóteses referentes à resistência do aterro e correção de Su

151

5.3.2. RETROANÁLISE

Em função da geometria do aterro observada após a ruptura, foi possível determinar pontos

de prováveis passagem da superfície de ruptura. O ponto A (ver Figura V.8) indicava o

levantamento de piso do Galpão, indicando possivelmente o ponto inicial da superfície de

ruptura. Os pontos B, C, D, E, F e G, constituíam um seguimento de reta através da seção

adotada, a partir de 5m do muro de gabião e eqüidistantes a cada metro, onde verificou-se

o levantamento do terreno. A superfície de ruptura seguiu ainda longitudinalmente por

cerca de 200m atravessando os terrenos vizinhos.

Figura V.8. Determinação dos pontos de passagem da provável superfície de ruptura –

seção transversal.

Vale salientar que uma retroanálise se faz a partir de pontos verificados através de

observações em campo e instrumentação. Neste trabalho, a localização da superfície de

deslizamento foi baseada em observações e algumas medições, não sendo realizado

nenhum levantamento topográfico e instrumentação interna no local de estudo. Desta

forma, apenas foi possível verificar os prováveis pontos inicial e final da superfície de

ruptura. Entretanto o ponto de tangência não é conhecido, por falta de um programa de

monitoramento interno. É esperado que este ponto mínimo passe na camada de menor

resistência, como verificado na análise inicial.

Levantamento do terreno

Aterro arenoso 1


Turfa c/ argila orgânica 1

Argila orgânica siltosa 1

A

B C D E F

GALPÃO


local de abertura do piso do galpão

Aterro arenoso 2




G

c’=10 kN/m2, δ=1,8 kN/m3,φ’=30o c’=10 kN/m2, δ=1,8 kN/m3,φ’=30o

Su=37,36 kPa, δ=14 kN/m3

Su=40,91 kPa, δ=11,9 kN/m3 Su=26,11 kPa, δ=11,9 kN/m3

Su=18,32 kPa, δ=14 kN/m3

Su=27,18 kPa, δ=14 kN/m3 Su=41,52 kPa, δ=14 kN/m3

Fissuramento e levantamento do terreno

m

152

Assim sendo, fixou-se o ponto A (ponto inicial) e limitou-se o ponto G (final), fazendo

com que o final da superfície crítica localizasse entre 5 a 10m do muro de gabião. Nesta

fase, os estudos foram realizados supondo-se superfície circular e planar, conforme

verificado adiante.

(a) Superfície circular

Os resultados dos FSmín obtidos na retroanálise de estabilidade de tensões totais para

superfície circular utilizando os métodos de Bishop Simplificado e Spencer estão

resumidos na Tabela V. 4.

A Figura V.9 apresenta os resultados dos FSmín obtidos no estudo da superfície circular

crítica observada, utilizando o método de Bishop. Em todas as hipóteses consideradas o

FS foi maior do que 1. Pode-se verificar que os valores do FS mais próximos de 1 são

aqueles que consideram a correção da Su. Mais comentários podem ser vistos a seguir, no

item de comparação dos resultados da superfície prevista e a observada.

Face às dificuldades já comentadas de se realizar esse tipo de análise, os valores de FS

calculados foram satisfatórios e indicam faixas de valores próximos à análise de

estabilidade preliminar.

Tabela V.4. Resultados dos FSmín da retronálise de estabilidade – superfície circular.

Fissuramento do aterro Correção de Su SUPERFÍCIE CIRCULAR RETROANÁLISE HIPÓTESES

0 % 50 % 100% sim não BISHOP SPENCER

1 X X 1,192 1,190

2 X X 1,475 1,472

3 X X 1,149 1,141

4 X X 1,474 1,462

5 X X 1,100 1,103

6 X X 1,316 1,316

7* X X 1,205 1,195

153

0,5

1

1,5

0% 50% 100%


Fato

r de

segu

ranç

a m

ínim

o


2ª4ª

6ª

1ª3ª

5ª

7ª


(superfície circular) – Bishop Simplificado - Programa GEO-SLOPE – Estudo do FSmín.

(b) Superfície planar

Nesta etapa do trabalho, foi realizado um estudo utilizando possíveis superfícies planares

representativas da superfície de ruptura observada.

Para o cálculo do FSmín admitindo superfície planar, foram utilizados os métodos Janbu

não corrigido, Spencer e Morgenstern-Price. Os resultados mostraram-se bem próximos,

sendo os valores obtidos por Spencer e Morgenstern-Price exatamente iguais (ver Tabela

V.5).

Como os valores do FSmín obtidos através do método de Janbu utilizado no Programa

GEO SLOPE não foram corrigidos, se faz necessário tal procedimento, utilizando o

recomendado na Figura II.16, no Capítulo II.


154

Tabela V.5. Resultados dos FSmín da retronálise de estabilidade – superfície planar.

Na Figura V.10. estão plotados os valores dos FSmín obtidos na retroanálise de

estabilidade admitindo superfície planar e utilizando o método de Spencer.

Nesta análise, a hipótese 5 (aterro 100% fissurado / Su corrigido) apresentou FS=1,

podendo explicar a ruptura.

Vale ressaltar a dificuldade de serem definidas as superfícies planares através do Programa

GEO SLOPE, e conseqüentemente encontrar a superfície crítica. Isto se deve ao fato de

que essas superfícies são desenhadas pelo projetista, bem como a definição do centro de

raio, diferentemente das superfícies circulares, onde o projetista apenas define a malha de

centro e a tangência dos raios, e o próprio programa apresenta a superfície crítica.

Então, pode ocorrer pequenos erros no cálculo do FSmín para superfície planar, relativos à

cada hipótese estabelecida. É importante definir diversas superfícies com diferentes

geometrias, e por tentativas encontrar o menor fator de segurança.

Fissuramento do aterro

Correção de Su SUPERFÍCIE PLANAR

RETROANÁLISE HIPÓ TESES 0 % 50 % 100% sim não JANBU (não

corrigido) JANBU

(corrigido) SPENCER MORGEN

STERN -PRICE

1 X X 1,118 1,240 1,232 1,232

2 X X 1,342 1,480 1,397 1,397

3 X X 1,017 1,128 1,141 1,141

4 X X 1,335 1,475 1,481 1,481

5 X X 0,935 1,037 1,052 1,052

6 X X 1,121 1,244 1,336 1,336

7* X X 1,039 1,153 1,186 1,186

155

0,5

1

1,5

0% 50% 100%


Fato

r de

segu

ranç

a m

ínim

o


2ª4ª

6ª1ª

3ª 5ª

7ª


(superfície planar) – Spencer - Programa GEO-SLOPE – Estudo do FSmín.

Uma superfície planar geralmente ocorre em situações especiais como: descontinuidade

longitudinal das camadas de fundação, ou através da aplicação de imposições como a

construção de bermas, fazendo com que a base da superfície situe na camada de menor

resistência, seguindo horizontalmente até próxima à berma, daí então, alcance o ponto

final, caracterizando o levantamento do terreno.

É de se esperar nesta análise, que o valor de Su na direção horizontal, caso seja menor do

que na direção ensaiada, apresente influência maior nos resultados. Como não se admitiu

variação longitudinal de Su nesta dissertação, e como não se tinha nenhuma oposição à

passagem de uma superfície circular, este tipo de superfície parece não explicar bem o

fenômeno de ruptura.


156

5.4. COMPARAÇÃO ENTRE OS RESULTADOS DA SUPERFÍCIE DE RUPTURA

PREVISTA E OBSERVADA

Os resultados dos FSmín obtidos da análise e da retroanálise de estabilidade de utilizando o

método de Bishop estão resumidos na Figura V.11 e na Tabela V.6. Pode-se verificar que:

a) A superfície observada levou a fatores de segurança mais elevados. Considerando

resistência integral do aterro, esse aumento para o círculo típico observado foi da ordem de

8 e 10 % respectivamente, com correção de Su e sem correção.

b) Admitindo fissuramento total do aterro, o aumento foi maior para Su corrigido, sendo da

ordem de 23 %.

0,5

1

1,5

0% 50% 100%


Fato

r de

segu

ranç

a m

ínim

o

Su corrigido (análise)Su não corrigido (análise)Su corrigido (média EPC1 e EPC2) (análise)Su corrigido (retroanálise)Su não corrigido (retroanálise)

2ª4ª

6ª

1ª

3ª5ª

7ª

Figura V. 11. Resumo e comparação dos resultados da análise e retroanálise de

estabilidade de tensões totais (superfície circular) – Bishop Simplificado - Programa GEO-

SLOPE – Estudo do FSmín.

1ª, 2ª, 3ª, 4ª, 5ª, 6ª e 7ª - Hipóteses referentes à resistência do aterro e correção da Su

157

Tabela V.6. Resumo dos FSmínimos calculados no Programa GEO SLOPE.

* MÉDIA EPC1 / EPC2

Fissuramento do aterro

Correção da Su SUPERFÍCIE CIRCULAR SUPERFÍCIE NÃO CIRCULAR

ANÁLISE RETROANÁLISE RETROANÁLISE

HIP

ÓT

ESE

S

0 % 50 % 100% sim não BISHOP SPENCER BISHOP SPENCER JANBU

(corrigido) SPENCER MORGENS

TERN -PRICE

1 X X 1,045 1,048 1,192 1,190 1,240 1,232 1,232

2 X X 1,356 1,357 1,475 1,472 1,480 1,397 1,397

3 X X 1,000 0,995 1,149 1,141 1,128 1,141 1,141

4 X X 1,297 1,290 1,474 1,462 1,475 1,481 1,481

5 X X 0,896 0,899 1,100 1,103 1,037 1,052 1,052

6 X X 1,168 1,168 1,316 1,316 1,244 1,336 1,336

7* X X 1,082 1,076 1,205 1,195 1,153 1,186 1,186

158

É importante verificar, ainda na Figura V.9 a importância da correção da resistência não

drenada para o caso estudado. Para todos as hipóteses estabelecidas, o fator de segurança

para Su sem correção foi maior do que o fator de segurança para Su corrigido, fazendo que

a escolha da não correção venha a indicar um FS não representativo, portanto não

confiável para utilização em projetos.

Observou-se que entre a localização do círculo previsto de deslizamento com a superfície

de ruptura observada no campo houve algumas diferenças. O círculo crítico de

deslizamento previsto pareceu semelhante ao observado, entretanto apresentou-se como

que transladado para a direita. O raio determinado foi mais reduzido que o observado e o

centro do círculo estaria mais baixo. Já a profundidade máxima de ocorrência do

deslizamento, parece ter sido razoavelmente prevista pelo método de análise. A

profundidade máxima atingida pelo círculo crítico é bem próxima do final do depósito

mole, e corresponde ao final do trecho de menor Su admitido nos cálculos.

Um exemplo da diferença entre a localização da superfície de ruptura prevista e observada

para a hipótese 50% fissuramento aterro - Su sem correção e Su corrigido pode ser

verificado respectivamente nas Figuras V.12 e V.13.


fissuramento aterro - Su sem correção.

Aterro arenoso 1




A

B C D E F

GALPÃO



Aterro arenoso 2




G

superfície de ruptura ocorrida

superfície de ruptura calculada

Fs = 1.18Fs = 1.313

159


fissuramento aterro - Su corrigido.

ORTIGÃO (1980), no aterro experimental na argila mole de Sarapuí-RJ, encontrou que a

extensão, em planta, da área sujeita ao deslizamento foi subestimada pela análise teórica.

Já PILLOT et al. (1982) e HANZAWA (1983a) encontraram nos casos estudados, uma boa

concordância entre a superfície de ruptura observada e o círculo crítico resultante da

análise de estabilidade em tensões totais. COUTINHO (1986), no Aterro Experimental de

Juturnaíba – RJ, observou pequenas diferenças entre o círculo previsto com a superfície de

ruptura observada.

Os cálculos realizados na análise e na retroanálise com a obtenção dos FSmín, as

respectivas superfícies críticas (circular e planar) e curvas de iso-FS obtidos no Programa

GEO SLOPE podem ser observados no Apêndice desta dissertação.

5.5. ANÁLISE DA ESTABILIDADE EM TENSÕES TOTAIS ATRAVÉS DE

MÉTODOS EXPEDITOS

Uma avaliação rápida de estabilidade de um aterro sobre solo mole é necessária na maior

parte dos projetos, em sua fase inicial. Nesse caso, o emprego de um método que envolva

uso do computador pode ser inadequado. Para a análise em tensões totais uma avaliação

expedita pode ser feita.

Aterro arenoso 1




A

B C D E F

GALPÃO



Aterro arenoso 2




G

superfície de ruptura ocorrida

superfície de ruptura calculada

Fs = 0.908

Fs = 1.050

160

A seguir, serão apresentados 4 métodos, de simples aplicação, utilizados na retroanálise do

comportamento do aterro do Galpão da BR-101.

O valor de Su utilizada como referência na aplicação desses métodos é a média aritmética

resultante da média ponderada das Su situadas no trecho das três camadas iniciais de solos

moles e da Su da camada de menor resistência, ou seja:

kPainiciaiscamadastrêsSumédia 59,251,6

1,263,188,259,262,149,35)..( =×+×+×

= (V.1)

Su (camada de menor resistência) = 15,58 kPa.

kPareferênciaSu 59,2058,1559,25)( == (V.2)

Para tal consideração, sabendo-se que a superfície de cisalhamento irá tangenciará à

camada de menor resistência (Su=15,58kPa), admitiu-se que 50% da extensão da

superfície estará nas três camadas superiores de solos moles e outros 50% estará nesta

camada de menor resistência, conforme ilustrado na Figura V.14.

Figura V.14. Consideração da passagem da superfície de cisalhamento e do cálculo de Su

de referência.

Aterro arenoso 1




Aterro arenoso 2




25% 25%

50%

Su = 15,58kPa

Sumédia = 25,59kPa

161

5.5.1. FÓRMULA DE CAPACIDADE DE CARGA

Baseando-se na teoria de capacidade de carga de TERZAGHI, pode-se estimar a altura

crítica (Hc) de um aterro sobre argila mole. Considerando Hc = 6,0 m e, para peso

específico do material do aterro o valor estimado de 18kN/m3, tem-se:

at

SuHcγ5,5

= ; (V.3)

5,5HcSu at ×

=γ

; 5,58,10,6 ×

=Su = 19,63 kPa (V.4)

O valor 19,63 kPa apresenta-se bem próximo (pouco inferior) com a Su admitida como

referência, obtida em ensaios de palheta de campo (20,59 kPa). O valor do fator de

segurança correspondente a Su de referência, através dessa fórmula, seria da ordem de 1.

048,1618

59,205,55,5=

××

=×

=Hc

SuFSatγ (V.5)

Vale lembrar que essa expressão negligencia os efeitos do talude e da resistência do aterro.

Assim sendo, apesar das limitações e simplicidade dessa fórmula, pode-se verificar que o

valor calculado do FS, já explica a ruptura do aterro. Ou seja, se a resistência não drenada

tivesse sido determinada na fase inicial de projeto de construção do aterro, poderia-se

prever a ruptura, admitindo-se os 6m de altura e peso específico do aterro de 18 kN/m3.

5.5.2. MÉTODO DAS CUNHAS DESLIZANTES

Consiste num método de simples aplicação e que se baseia no equilíbrio de forças

horizontais apresentado nos manuais Corps of Engineers (1970) e NAVFAC (1971).

)5,0()4()2/45cos(/)2/45cos(2)1(5,0 2

DHHLDSucHKaH

FSat

at

+++−++−

=γ

φφγ (V.6)

162

FS = fator de segurança

H = altura do aterro

c, φ, γat = coesão, ângulo de atrito e peso específico do aterro.

Ka = coeficiente de empuxo ativo do aterro, dado pela equação Ka = tan2 (45 - φ/2)

D = profundidade da superfície de ruptura

L = comprimento do trecho horizontal da superfície de ruptura

Na aplicação dessa equação para análise da ruptura do aterro foram empregados os

seguintes valores dos parâmetros: H = 6,0 m, γat =18 kN/m3, c = 10 kN/m2, φ = 30º. Os

valores dos parâmetros D e L foram obtidos conforme a Figura IV.17 apresentada no

Capítulo II.

O valor do FS através desse método, utilizando para o cálculo a Su de referência (20,59

kPa) seria igual a 1,06.

Na ruptura FS = 1 e, daí é possível obter a retroanálise de Su pela Equação (V.6). Então, o

valor calculado Su = 19,08 kPa . Este valor apresenta-se bem próximo à Su admitida como

referência, obtida em ensaios de palheta de campo (20,59 kN/m3).

5.5.3. ÁBACOS DE PILLOT e MOREAU (1973)

Considerando a resistência da fundação constante e o aterro como material não coesivo (c

= 0, φ≠0), aplicou-se os ábacos Figura IV.15, e admitindo Sumédia = 20,59 kPa, γaterro =

18kN/m3, tendo-se:

19,0=×

=γh

SuN e h (argila)/H(aterro) = 2,16 (V.7)

163

Admitindo inclinação 1(V) : 1,5(H) e considerando que, para h/H>1,5 os valores de FS se

mantém constantes, tem-se aproximadamente FS=1,10. Verifica-se assim, que a

consideração da resistência do aterro e da inclinação do talude nos ábacos de PILOT e

MOREAU resulta em um valor de FS mais realista e superior ao obtido com o cálculo da

altura crítica.

Através da retroanálise de Su, verifica-se que o seu valor correspondente ao FS=1 é de

20,52 kPa, próximo ao valor de referência, obtida em ensaios de palheta de campo.

5.5.4. ÁBACOS DE PINTO (1966)

Os ábacos de PINTO (1966) para análise de estabilidade de aterro sobre depósito profundo,

consistem no cálculo do FS considerando o crescimento da resistência com a profundidade.

Esses ábacos não consideram a resistência do aterro, mas podem ser úteis no caso de

aterros baixos.

Assim, considerando a resistência crescente com a profundidade, para: Suo = 20,59 kPa;

S1 = 2kPa/m; e h = 13m, tem-se um valor médio de resistência igual à:

kPahSSuo

Su 59,332

2 1 =×+

= (V.8)

Para aplicação do ábaco de PINTO (1974) tem-se:

26,11 =×

SuohS

(V.9)

No ábaco da Figura IV.16, obtém-se Nc=6.

∆σf =6 x 20,59 = 123,54

∆σ = 6 x 18 = 108

14,1108

54,123==FS

Verifica-se que a variação com a profundidade, de fato, tem grande influência no valor do

fator de segurança, observado através da diminuição do seu valor através do cálculo

realizado por esse método.

164

A Tabela V.7. apresenta um resumo dos valores de Su retroanálisados por esses métodos

expeditos e o valor do FS. Pode-se verificar que em todos os métodos utilizados, os valores

de Su estão próximos do valor de referência obtido através do ensaio de palheta de campo

(20,59 kPa). De certo, é possível prever a ruptura através desses métodos, com os valores

de FS~1.

Tabela V.7. Resumo dos valores de Su (retroanálise) e do FS obtidos através dos métodos

expeditos utilizados.

MÉTODOS Su (kPa) – retroanálise (FS=1)

FS (Su = 20,59kPa)

Capacidade de carga 19,63 1,05

Cunhas deslizantes 19,08 1,06

Pillot e Moreau 20,52 1,10

Ábacos de Pinto 18,00 1,14

A utilização desses métodos empíricos na análise de estabilidade de aterros sobre solos

moles consiste numa maneira simples de se calcular o FS, de fácil aplicação, tornando-se

útil para muitas aplicações práticas, onde se deseja um estudo prévio, necessitando

posteriormente, de um estudo detalhado com a utilização de métodos mais refinados

conforme proposta na bibliografia.

5.6. AVALIAÇÃO DOS EFEITOS TRIDIMENSIONAIS

AZZOUZ et al. (1983) (ver também BALIGH e AZZOUZ, 1978) mostraram, através de

uma análise tridimensional que o efeito das extremidades geralmente é no sentido de

aumentar o FS, obtido convencionalmente em 10 + 5%, podendo em certos casos, exceder

a 20-30%. Isto implicaria em uma redução da mesma ordem na resistência não drenada

que corresponde a FS igual a unidade, de forma a se obter o valor real de Su representativo

da fundação. Os autores apresentam am uma proposta prática para estimar esse efeito, para

geometrias típicas de aterro (Figura V.15).

165

Na análise de estabilidade do Aterro Experimental de Juturnaíba, COUTINHO (1986)

considerou o problema como bimensional, analisando apenas a seção principal do aterro.

Entretanto, o autor conclui ser impraticável construir um aterro experimental muito longo.

Nesses casos, o efeito das extremidades do aterro pode ter razoável influência em relação

ao FS calculado em condições bidimensionais. Na avaliação efetuada para se verificar o

efeito tridimensional , o autor comenta que o fator de segurança obtido na análise

convencional (deformação plana) parece indicar um aumento na ordem de 10% para a

altura do aterro de 6,85m. Se esses 10% de acréscimo fosse aplicado ao valor de Fs obtido

para a hipótese de 50% do aterro sem resistência, teria-se FSmin~1 para o caso de Su

médio obtido no ensaio de palheta de campo.

L

L

O'

O'

AA

OX

Y

Planta da superfície de ruptura

Onde:FS - fator de segurança tridimensional;FS - fator de segurança bidimensional (convencional);DR - Rmáx - Rmín

T

FS 1 + 0,7 DRFS 2L

Z

X

Rmín

Rmín

σ

Su

Seção A- A

T

Figura V.15. Análise tridimensional – Estimativa do efeito das extremidades do aterro

segundo AZZOUZ et al (1983).

166

ORTIGÃO (1980), em seus estudos no Aterro Experimental I, comenta que o aterro

dispunha de duas bermas que avançavam à frente do mesmo e que constituíam elementos

estabilizadores, aumentando o fator de segurança. Se, por um lado, o fator de segurança

calculado sem considerar a existências dessas bermas poderá resultar em um valor

conservativo, por outro, a inclusão nos cálculos dos seus efeitos é bastante difícil. Os

métodos teóricos disponíveis não permitem facilmente considerar uma geometria tão

complexa.

No caso do aterro do Galpão da BR-101 parece que os efeitos da extremidade não são

muito importantes devido à geometria observada na ruptura, ou seja, fissuramento

longitudinal sobre o aterro paralelo ao eixo do mesmo ao longo de toda a extensão,

seguindo ainda por cerca de 200m nos terrenos vizinhos. Foi utilizada a proposta de

AZZOUZ et al. (1983), sendo aplicada na hipótese Nº 3 – aterro 50% fissurado, Su

corrigido e superfície circular, onde o FS calculado foi igual a 1. Verificou-se que o fator

de segurança tridimensional (FST) aumentou na ordem de 4,9% em relação ao FS

bidimensional, para esse caso, não sendo, de fato, um aumento significativo (Equação

V.10).

+=

LDR

FSFST

27,01 ; FSFST .049,1= (V.10)

5.7. INFLUÊNCIA NO CÁLCULO DO FATOR DE SEGURANÇA QUANDO DA

CONSTRUÇÃO DE UMA BERMA DE EQUILÍBRIO

Um estudo foi realizado para verificar a influência no cálculo do fator de segurança quando

da construção de uma berma de equilíbrio, ou contrapesos colocados opostos ao aterro

(após o muro de gabião). É um tipo de solução quando se deseja aumentar a estabilidade da

construção através do aumento do momento resistente.

JAKOBSON (1948), desenvolveu um método simplificado para cálculo do número e altura

de bermas necessárias para se conseguir a estabilidade de um aterro sobre solo mole, assim

como determinação do comprimento das bermas.

167

Como já mencionado anteriormente, através da retroanálise foi possível observar o ponto

final da superfície de deslizamento. Assim, admitiu-se como parâmetros geotécnicos da

berma: γ=20t/m3, c=10kPa e φ= 35º e dimensões: 2,5m de altura e 27,0m de largura,

conforme proposta do referido autor . Foi utilizada a hipótese Nº 7: 50% de fissuramento

do aterro - Su corrigido (média de EPC1 e EPC2) - superfície circular, e utilizando o GEO

SLOPE, foi possível comparar os FSmín obtidos antes e após a construção da berma

(Figura V.16).

De fato, observa-se que a proposta da construção da berma como solução para estabilizar o

movimento horizontal do terreno, indicada por Gusmão Engenheiros Associados, eleva o

valor do fator de segurança de 0,984 para 1,665, o que possivelmente evitaria a ruptura.

Figura V.15. Cálculo do Fator de Segurança admitindo a construção de berma de

equilíbrio.

É importante lembrar que, também foi indicada a utilização de estacas metálicas para evitar

o movimento vertical. Este assunto, entretanto, não fez parte das análises realizadas nessa

dissertação. Mesmo assim, é possível confirmar que a utilização dessa técnica aumentará a

resistência dos solos da fundação, fazendo com que seja necessário a construção de uma

berma com os mesmos parâmetros geotécnico, mas com dimensões menores.

1.711

1.8

01

1.801

1.891 2.071

1.665

aterro arenoso 1

aterro arenoso 2


turf a com argila orgânica 1

Anál ise de Estabil idade do aterro do Galpão BR-101Construção de berma

BERMA 50% fissuramento do aterro/Su corrigido/ Superfície circular (média EPC1 e EPC2)

turf a com argila orgânica 2




BERMA

distancia10 0 10 20 30 40 50 60

012345678910111213141516171819

168

5.8. INFLUÊNCIA NO VALOR DO FS QUANDO DA UTILIZAÇÃO DA

CORREÇÃO DE Su PROPOSTA POR AAS et al. (1986)

Como visto no capítulo anterior, é de se esperar que o valor do fator de segurança

utilizando a correção de Su proposta por AAS et al. (1986), seja menor do que a correção

proposta por BJERRUM (1973) na qual foi usada nas análises realizadas neste trabalho.

Contudo, a fim de verificar a influência da correção de AAS et al. (1986), foram

selecionadas três hipóteses, sendo realizada a análise e a retroanálise para superfície

circular. Os resultados podem ser vistos na Tabela V. 8.

Tabela V.8. Comparação entre os FS calculados admitindo-se as correções de BJERRUM

(1973) e AAS et al. (1986)

Não parece ser adequada a utilização da correção da resistência não drenada do solo de

fundação do aterro do Galpão-BR101 através da proposta de AAS et al. (1986). A proposta

de BJERRUM (1973), mostra-se como a mais indicada para as argilas moles do Recife, já

que permite a obtenção do FS igual a 1.

Fissuramento do aterro Correção da Su SUPERFÍCIE CIRCULAR

ANÁLISE RETROANÁLISE

HIP

ÓT

ESE

S

0 % 50 % 100% sim não BISHOP SPENCER BISHOP SPENCER

BJERRUM 1,045 1,048 1,192 1,190 1 X

AAS

0,811 0,811 0,831 0,892 2 X X 1,356 1,357 1,475 1,472

BJERRUM 1,000 0,995 1,149 1,141 3 X

AAS

0,776 0,780 0,763 0,871

4 X X 1,297 1,290 1,474 1,462

BJERRUM 0,896 0,899 1,100 1,103 5 X

AAS

0,532 0,532 0,627 0,779

6 X X 1,168 1,168 1,316 1,316

7* X X 1,082 1,076 1,205 1,195

169

5.9. COMENTÁRIOS FINAIS

LEROUEIL e TAVENAS (1981) e LEONARDS (1982) apresentam interessantes

discussões a respeito das dificuldades inerentes ao processo de obtenção de resultados

confiáveis em um trabalho de retroanálise ou investigação de rupturas. COUTINHO (1986)

em seus estudos no Aterro Experimental de Juturnaíba confirma tal dificuldade, mas o

autor afirma que, mesmo com estas dificuldades, a análise de estabilidade em tensões

totais, de forma convencionalmente utilizada, mostrou-se ser uma ferramenta útil de

trabalho com a utilização de resistência do solo de fundação calibrado regionalmente. A

avaliação correta das variações regionais no comportamento dos solos é, segundo

HANZAWA et al (1983a), o fator mais importante para se obter uma solução satisfatória

para os problemas geotécnicos.

No estudo efetuado onde procurou-se simular melhor o comportamento ocorrido na

ruptura, ou seja, 50% de fissuramento do aterro/Su corrigido, permitiu prever

razoavelmente o fator de segurança na ruptura, entretanto todos os métodos utilizados

dissertação, para obtenção do FSmín indicaram a instabilidade do aterro e a iminência do

colapso.

A conclusão obtida no estudo do FSmín se enquadra nas recomendações de BJERRUM

(1973), onde o autor propôs a correção da Su obtida através do ensaio de palheta de campo.

Os resultados dos FS correspondente à retroanálise apresentaram resultados ligeiramente

superiores aos correspondentes obtidos na análise de estabilidade. Esse aumento foi da

ordem de 8% a 23% respectivamente considerando resistência integral do aterro / Su

corrigido e admitindo fissuramento total do aterro / Su corrigido.

Deve ser lembrado que ocorrem diferenças entre a superfície crítica determinada e a

superfície de deslizamento observada. Quanto a diferença existente entre os resultados do

estudo do FSmín e do FSobs parece-nos que as conclusões obtidas no estudo do FSmín são

especialmente aplicáveis ao procedimento convencional de projeto, pois de antemão não se

conhece o comportamento nem a superfície real de ruptura. O estudo do FSobs seria o mais

indicado para avaliar o valor da resistência representativa ou mobilizada na fundação, nas

170

condições de cada trabalho, caso o modelo e os demais fatores estabelecidos para a ruptura

sejam realmente o ocorrido no campo (COUTINHO, 1986). Entretanto deve ser registrado

que neste estudo maiores dificuldades são esperadas para realizar a retroanálise em função

das limitadas informações existentes na investigação possível de ser realizada.

A Figura V.17 apresenta os fatores de correção a partir de retroanálise de aterros rompidos

com os pontos referentes ao presente trabalho. Pode-se verificar que o uso da correção de

BJERRUM (1973) permite encontrar o valor unitário do FS nas argilas moles do Recife,

representada através do presente trabalho. A resistência não drenada a ser adotada em

projeto seria o valor obtido no ensaio de palheta de campo e corrigido segundo esta

proposta.

Figura V.17. Fatores de correção obtidos a partir de retroanálise de aterros rompidos

(COUTINHO, 2000; a partir de COUTINHO, 1986b), SANDRONI (1993) e MASSAD

(1999), com pontos de Recife – presente trabalho.

171

CAPÍTULO VI

CONCLUSÕES E SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS

O presente trabalho teve como enfoque principal a análise da estabilidade (análise de

projeto e retroanálise) da ruptura ocorrida no aterro sobre solo mole do Galpão da BR-101-

PE, com espessa camada de solo mole, de até 12m de espessura, construído sem projeto,

acompanhamento e controle tecnológico. Ressalta-se que o estudo inicial após

identificação dos problemas na área, tratava-se de uma consultoria da Gusmão Engenheiros

Associados não voltada à pesquisa. Apesar das limitações existentes de um trabalho

prático, relacionadas às investigações geotécnicas, forneceu dados para o desenvolvimento

do presente trabalho, trazendo aprendizado e experiência profissional local.

A fim de permitir a adequada utilização dos dados nas análises realizadas foi utilizado e

apresentado um estudo desenvolvido na Área de Geotecnia – DEC/UFPE das

características das argilas moles do Recife reunidas a partir do Banco de Dados

(COUTINHO e OLIVEIRA, 1994, COUTINHO et al., 1998a), assim como, resultados de

parâmetros geotécnicos descritos na literatura brasileira.

Na avaliação da resistência não drenada do solo de fundação utilizaram-se os resultados de

ensaios de palheta de campo realizados, incluindo a consideração das correções propostas

por BJERRUM (1973) e AAS et al. (1986), com aplicação de fator de correção para

obtenção da Su de projeto, determinado a partir dos valores do índice de plasticidade e da

relação Su/σ’vo, no caso de AAS et al. (1986). Os valores do IP foram estimados a partir do

perfil de umidade natural obtido no SPT e através de resultados do Banco de Dados das

argilas moles do Recife apresentados na Carta de Plasticidade. Os valores de Su utilizados

na análise foram as médias de cada faixa de profundidade, sendo considerados constantes

por faixa adotada, em função de características do programa de computador utilizado.

Os parâmetros de resistência do aterro foram estimados a partir de resultados descritos na

Literatura. Estudos foram efetuados considerando a hipótese de ocorrência de fissuramento

no aterro (0%, 50% e 100% de fissuramento), procurando verificar as condições de ruptura

ocorrida.

172

A análise da estabilidade foi realizada em tensões totais considerando superfície circular

utilizando os métodos Bishop Simplificado e Spencer, e considerando superfície não

circular utilizando os métodos Janbu, Spencer e Morgenstern Price, empregando-se o

programa GEO SLOPE.

Utilizando a resistência não drenada corrigida segundo proposta de BJERRUM (1973),

foram analisadas 14 hipóteses admitindo-se superfície circular. Para a análise considerando

a superfície com forma não circular, admitiu-se 7 hipóteses baseadas na geometria na

superfície de ruptura circular estimada. Para a correção de Su proposta por AAS et al.

(1986) foram consideradas 3 situações a fim de verificar a sua influência no cálculo do

fator de segurança. A análise da estabilidade foi também realizada utilizando métodos

expeditos propostos na literatura.

Em função da geometria do aterro observada após a ruptura e do perfil geotécnico/Su, foi

possível estimar prováveis pontos de prováveis passagem da superfície de ruptura. Vale

registrar que não houve levantamento topográfico e instrumentação na área na área de

estudo.

Tendo como base os trabalhos desenvolvidos nesta dissertação, pode-se concluir que:

1. O estudo dos depósitos de argilas moles do Recife, através da utilização do Banco de

Dados e das correlações, mostrou ser uma boa ferramenta na complementação de

informações para um trabalho profissional e/ou de pesquisa.

2. Este estudo reafirma a importância da determinação do teor de umidade natural nas

amostras coletadas ao longo do perfil do SPT para o estudo preliminar da estratigrafia e

previsão preliminar de parâmetros geotécnicos.

3. O ensaio de palheta de campo confirma sua eficiência na determinação da resistência

não drenada das argilas moles e na estimativa do OCR.

4. Os resultados dos FSmín obtidos na análise de estabilidade para superfície circular

variaram de 0,896 a 1,356, com os resultados das hipóteses que consideraram a correção de

173

Su proposta por BJERRUM (1973), apresentando o valores mais próximos de 1, parecendo

explicar a ruptura ocorrida.

5. Os estudos efetuados para a obtenção dos fatores de segurança correspondente à

superfície de ruptura estimada, apresentaram resultados superiores aos correspondentes

obtidos no estudo do fator de segurança mínimo. Esse aumento foi da ordem de 8 à 24 %,

para as hipóteses estabelecidas. No caso da superfície não circular, a hipótese que

considerou a correção de Su e 100% de fissuramento do aterro, apresentou valor muito

próximo a 1 (FS=1,053), o que também explicaria a ruptura ocorrida. Vale registrar,

conforme mencionado nas análises, as maiores dificuldades de trabalho na retroanálise.

6. O círculo crítico de deslizamento previsto parece semelhante à superfície de ruptura

observada em campo, entretanto apresentou-se como que deslocado para a direita. O centro

do círculo situou-se mais abaixo e o raio determinado foi mais reduzido. Já a profundidade

máxima de ocorrência do deslizamento foi razoavelmente prevista pelo método de análise,

sendo na segunda metade do depósito mole, correspondendo ao final da camada de menor

Su obtido no ensaio de palheta de campo.

7. Além da análise da estabilidade efetuada pelo programa, empregaram-se métodos

expeditos de análise de estabilidade, visando-se avaliar a sua aplicabilidade a casos reais.

Os métodos utilizados apresentaram resultados satisfatórios com FS próximos a 1,

utilizando Su corrigido segundo BJERRUM (1973).

8. Devido à maior simplicidade desses métodos, foi possível a retroanálise do valor de Su

(admitindo-se que a resistência não varie com a profundidade). O valor de Su, assim

obtido, em todos os métodos empregados é próximo de 20kN/m2 e, conseqüentemente,

próximo ao valor médio de Su obtido em ensaios de palheta de campo corrigido segundo

BJERRUM (1973).

9. Todos os resultados da análise de estabilidade realizados neste trabalho, inclusive

utilizando métodos empíricos, mostraram que a ruptura do Galpão da BR-101 era

previsível, apresentando valores do FS iguais ou bem próximos a 1para as condições de

construção e conhecimentos técnicos existentes na literatura.

174

10. A correção de BJERRUM (1973) nos resultados do ensaio de palheta para a definição

da Su a ser adotada em projeto, mostrou ser adequada para o uso em argilas moles do

Recife, ampliando e confirmando a sua adequabilidade para uso nas argilas moles

brasileiras.

11. A aplicação da proposta de AAS et al. (1986) nas duas Áreas de pesquisa da

UFPE/DEC em geral parece apresentar resultados satisfatórios e próximos aos obtidos

através da correção proposta por BJERRUM (1973). No depósito do Clube Internacional

apresentou coerência de resultados em toda a profundidade. No depósito do SESI-IBURA

ocorreu uma certa dispersão nos resultados nas primeiras profundidades, caracterizando

um verdadeiro pré adensamento do local, o qual não parece ser esperado nos estudos já

realizados para a planície do Recife.

12. A proposta de AAS et al. (1986) para a correção da resistência não drenada Su obtida

através do ensaio de palheta de campo apresentou na área de estudo, alguns resultados bem

discrepantes (menores) do que os obtidos através da correção de BJERRUM (1973). Os

resultados obtidos para Su apresentaram valores relativamente baixo para o FS, não

parecendo neste caso de estudo adequada para utilização na análise de estabilidade. Face

aos limites de investigação deste estudo e os resultados obtidos nas duas Áreas de Pesquisa

da UFPE, maiores estudos parecem necessários para uma conclusão mais definifiva para a

proposta de AAS et al. (1986).

13. As condições de fissuramento do aterro pouco influenciaram nos resultados do FS

apresentando uma variação de 1,045 a 0,896 (0% a 100% de fissuramento) na análise de

estabilidade considerando superfície circular. O valor de Su entretanto, mostrou ser de

fundamental importância na determinação das condições de ruptura.

14. A consideração do efeito tridimensional segundo proposta de AZZOUZ et al. (1983)

aplicada à hipótese Nº 3 (aterro 50% fissurado - Su corrigido e superfície circular), onde o

FS calculado foi igual a 1, mostrou um aumento não significativo (na ordem de 5% em

relação ao FS bidimensional), face as dimensões da superfície de ruptura estimada.

15. Com as soluções indicadas (bermas ou estacas metálicas), juntamente com o programa

de monitoramento realizado na área onde exibia sinais de instabilidade (através da

175

instalação de pinos nos pilares e marcos superficiais no terreno e controle periódico de

topografia), possivelmente a ruptura teria sido evitada. Observou-se que proposta da

construção da berma como solução para estabilizar o movimento horizontal do terreno,

eleva o valor do fator de segurança de 0,984 para 1,665.

Em função das conclusões obtidas, algumas recomendações / sugestões podem ser

estabelecidas para a análise de estabilidade de casos semelhantes:

1. É importante a identificação (e sua inclinação) das camadas finas relativamente mais

moles, por exemplo, através de ensaios de cone ou piezocone, pois estas podem controlar a

ocorrência, a profundidade e a extensão da área de instabilidade. A obtenção dos

parâmetros geotécnicos sendo através de campanha conjunta de ensaios de campo e

laboratório.

2. Devem-se reunir os casos práticos de obras de aterros executados sobre solos moles,

possibilitado a ampliação desses problemas práticos e suas conclusões, em trabalhos de

pesquisa, através de parcerias firmadas com empresas de engenharia, trazendo aprendizado

e experiência profissional local / regional, como dissertações de mestrado que tem sido

desenvolvidas no GEGEP / UFPE.

3. Deve ser realizado de um programa de monitoramento no local de estudo, através de

instrumentação geotécnica, utilizando inclinômetros e marcos superficiais, com a

utilização de diversos métodos para análise de controle de estabilidade a partir dos

deslocamentos horizontais propostos na literatura, e controle periódico da topografia, já

que o terreno exibe novos sinais de uma segunda ruptura, possibilitando assim, dar

continuidade ao estudo desse caso, através de um maior conhecimento do atual

comportamento do terreno, agregando novas experiências. Caso necessitasse, solução de

estabilização deve ser realizada.

4. Verificar para outros locais a aplicabilidade da proposta por AAS et al. (1986) em

corrigir a resistência não drenada obtida no ensaio de palheta de campo, fazendo sempre

que possível, a comparação com a correção de BJERRUM (1972) , já que esta é a

tradicionalmente utilizada. A avaliação dos efeitos tridimensionais devido as extremidades

do aterro deve ser também verificada. (Ver AZZOUZ et al, 1983).

176

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186

APÊNDICE A

187

CURVA TORQUE VS. ROTAÇÃO DOS ENSAIOS REALIZADOS

Figura A.1. Curvas torque vs. rotação – EPC1 a 7,0, 7,5 e 9,5m– aterro BR101.

188


189


190

Figura A.4. Curvas torque vs. rotação EPC2 a 10,5, 11,0 e 12,0m– aterro BR101.

191

Figura A.5. Curvas torque vs. rotação - EPC2 a 13,0 e 14,5m– aterro BR101.

192

APÊNDICE B

193

Figura B.1. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Previsão da localização da superfície de ruptura SEM FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR

1.381

1.411

1.441

1.471

1.5

01

1.501

1.5

31

1.531 1.561

1.5

61

1.357

aterro arenoso

argila orgânica sil tosa



Anál ise de Estabil idade do aterro do Galpão BR-101Previsão da local ização da superfície de ruptura

Considerando sem fissuramento do aterro/Su sem correção/ Superfície circular

argila orgânica sil tosa 2


distancia-8 2 12 22 32 42 52 62

1234567891011121314151617181920

194

Figura B.2. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Localização da superfície de ruptura ocorrida SEM FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR

1.435

aterro arenoso




Anál ise de Estabil idade do aterro do Galpão BR-101Localização da superfície de ruptura ocorrida

Considerando sem fissuramento do aterro/Su sem correção/ Superfície circular



Ponto A


Ponto G

distancia-8 2 12 22 32 42 52 62

1234567891011121314151617181920

195

Figura B.3. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Previsão da localização da superfície de ruptura SEM FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO/ SUPERFÍCIE CIRCULAR

1.111

1.14

1 1.141

1.1

71 1.171

1.048

aterro arenoso





Considerando sem fissuramento do aterro/Su corrigido/ Superfície circular




distancia-8 2 12 22 32 42 52 62

1234567891011121314151617181920

196

Figura B.4. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Localização da superfície de ruptura ocorrida SEM FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR

1.192

aterro arenoso





Considerando sem fissuramento do aterro/Su corrigido/ Superfície circular




ponto A

ponto G

distancia-8 2 12 22 32 42 52 62

1234567891011121314151617181920

197

Figura B.5. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Previsão da localização da superfície de ruptura 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR

1.321

1.351

1.38

1

1.381

1.411 1

.411

1.4

41

1.290

aterro arenoso 2




Considerando 50% fissuramento do aterro/Su sem correção/ Superfície circular





distancia-10 0 10 20 30 40 50 60

012345678910111213141516171819

198

Figura B.6. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Localização da superfície de ruptura ocorrida 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR

1.419

aterro arenoso 1




aterro arenoso 2






distancia-10 0 10 20 30 40 50 60

012345678910111213141516171819

199

Figura B.7. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Previsão da localização da superfície de ruptura 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR

1.03

1.06

1.0

9

1.09

1.12

1.000

aterro arenoso 1


Considerando 50% fissuramento do aterro/Su corrigido/ Superfície circular


aterro arenoso 2






distancia-10 0 10 20 30 40 50 60

012345678910111213141516171819

200

Figura B.8. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Localização da superfície de ruptura ocorrida 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR

1.141

aterro arenoso 1

ponto A

ponto G




aterro arenoso 2






distancia-10 0 10 20 30 40 50 60

012345678910111213141516171819

201

Figura B.9. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Previsão da localização da superfície de ruptura 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR (MÉDIA EPC1 E EPC2)

1.111

1.141

1.141

1.17

1

1.171

1.201

1.2

01

1.2

31

1.231 1.261

1.082

aterro arenoso 1


Considerando 50% fissuramento do aterro/Su corrigido/ Superfície circular (média EPC1 e EPC2)


aterro arenoso 2






distancia-10 0 10 20 30 40 50 60

012345678910111213141516171819

202

Figura B.10. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Localização da superfície de ruptura ocorrida 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR (MÉDIA EPC1 E EPC2)

1.205

aterro arenoso 1

ponto A

Ponto F


Considerando 50% fissuramento do aterro/Su corrigido/ Superfície circular (média EPC1 e EPC2)


aterro arenoso 2






distancia-10 0 10 20 30 40 50 60

012345678910111213141516171819

203

Figura B.11. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Previsão da localização da superfície de ruptura 100% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR

1.201

1.2

31

1.231

1. 261

1.261

1.2

91

1.168









aterro arenoso

distancia-8 2 12 22 32 42 52 62

1234567891011121314151617181920

204

Figura B.12 Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Localização da superfície de ruptura ocorrida 100% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR

1.316









aterro arenoso

ponto A

Ponto G

distancia-8 2 12 22 32 42 52 62

1234567891011121314151617181920

205

Figura B.13. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Previsão da localização da superfície de ruptura 100% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR

1.171

1.201

1.2

31

1.231

1.2

6 1

1.261

1.2

91

1.168









aterro arenoso

distancia-8 2 12 22 32 42 52 62

1234567891011121314151617181920

206

Figura B.14. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Localização da superfície de ruptura ocorrida 100% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR

1.100









aterro arenoso

ponto A

ponto D

distancia-8 2 12 22 32 42 52 62

1234567891011121314151617181920

207

1.507

aterro arenoso 1


Considerando 50% fissuramento do aterro/Su sem correção/ Superfície planar


aterro arenoso 2






distancia-10 0 10 20 30 40 50 60

012345678910111213141516171819

Figura B.15. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Localização da superfície de ruptura ocorrida - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE PLANAR

1.141

aterro arenoso 1

ponto G

ponto A

Anál ise de Estabil idade do aterro do Galpão BR-101Localização da superfície de ruptura ocorrido

Considerando 50% fissuramento do aterro/Su corrigido/ Superfície planar


aterro arenoso 2






distancia-10 0 10 20 30 40 50 60

012345678910111213141516171819

Figura B.16. Análise de estabilidade – Programa GEO SLOPE – Localização da superfície de ruptura ocorrida - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE PLANAR

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ESTUDO DE RUPTURA EM ATERROS SOBRE SOLOS MOLES … · ii B446e Bello, Maria Isabela Marques da Cunha Vieira. Estudo de ruptura em aterros sobre solos moles – aterro do galpão localizado