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Geotecnia de Fundações e Obras de Terra Prof. M. Marangon 1 Unidade 01 ATERROS SOBRE SOLOS MOLES 1. 1 - Introdução Tendo em vista os inúmeros problemas verificados em trechos rodoviários da malha brasileira construída sobre depósitos de solos moles, assim como na construção de aterros em geral, o Departamento Nacional de Estradas de Rodagens (DNER), através de seu instituto de Pesquisas Rodoviárias (IPR), tomou a iniciativa de densenvolver um manual sobre o assunto, pioneiro no Brasil, de modo a oferecer ao engenheiro rodoviário, não necessariamente um especialista em mecânica dos solos, uma fonte de consulta de grande utilidade. Para tanto, contratou a Geomecânica S. A. Tecnologia de solos, Rochas e Materiais para desenvolver um manual, sob a supervisão da Divisão de Pesquisas do IPR e a participação da Divisão de Estudos e Projetos, também do DNER. A construção de aterros sobre solos moles requer do engenheiro uma série de conhecimentos técnicos que abramgem desde as fases de investigação do terreno e de elaboração do projeto geotécnico propriamente dito, até as de execução e de controle de obra. O densenvolvimento deste assunto na disciplina “tópicos” utiliza-se de partes selecionadas, pelo professor, do Manual de Projeto e Execução de Aterros sobre Solos Moles DNER/IPR Relatório RJ.4218/072-B Maio/90. Vista de área de solo mole (fundação) que receberá um aterro de rodovia

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Geotecnia de Fundações e Obras de Terra Prof. M. Marangon

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Unidade 01 – ATERROS SOBRE SOLOS MOLES

1. 1 - Introdução

Tendo em vista os inúmeros problemas verificados em trechos rodoviários da malha

brasileira construída sobre depósitos de solos moles, assim como na construção de aterros em

geral, o Departamento Nacional de Estradas de Rodagens (DNER), através de seu instituto de

Pesquisas Rodoviárias (IPR), tomou a iniciativa de densenvolver um manual sobre o assunto,

pioneiro no Brasil, de modo a oferecer ao engenheiro rodoviário, não necessariamente um

especialista em mecânica dos solos, uma fonte de consulta de grande utilidade.

Para tanto, contratou a Geomecânica S. A. Tecnologia de solos, Rochas e Materiais para

desenvolver um manual, sob a supervisão da Divisão de Pesquisas do IPR e a participação da

Divisão de Estudos e Projetos, também do DNER.

A construção de aterros sobre solos moles requer do engenheiro uma série de

conhecimentos técnicos que abramgem desde as fases de investigação do terreno e de

elaboração do projeto geotécnico propriamente dito, até as de execução e de controle de obra.

O densenvolvimento deste assunto na disciplina “tópicos” utiliza-se de partes

selecionadas, pelo professor, do Manual de Projeto e Execução de Aterros sobre Solos Moles

DNER/IPR – Relatório RJ.4218/072-B – Maio/90.

Vista de área de solo mole (fundação) que receberá um aterro de rodovia

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Vista aérea do trecho em solo sedimentar –

margens do Rio Paraibuna

Construção do Aterro propriamente dito:

Menos complicado. Assunto visto em outras disciplinas

Vista aérea de uma jazida de solo

Construção de aterro sobre solo mole:

Fundação – Solo Sedimentar, de origem

aluvionar;

Ocorrência esperada de adensamento do solo

argiloso “mole”, que ocorre quase na

totalidade dos casos;

Necessidade de transporte de solo para o

aterro – escolha de jazida com menor DMT,

possível.

EXEMPLO DE OBRA DE

IMPLANTAÇÃO DE VIA COM TRECHO

EM SOLO MOLE EM J. FORA – Acesso

Norte (1995-1996)

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1. 2 – Investigação Geotécnicas de Campo

Introdução

As investigações geotécnicas de campo em trechos rodoviários a serem implantados em

aterros sobre solos moles devem ser programadas e executadas sob reígidos critérios, sob a

pena de insucessos nas fases de projetos e de execução da obra e, fatalmente, na operação

da rodovia. O conhecimento do perfil do subsolo ao longo das áreas de interesses, bem como

das características e doa parâmetros de compressibilidade e resistência ao cisalhamento das

camadas de solos moles, constitui condição fundamental para o desenvolvimento dos projetos.

O programa de investigações geotécnicas de campo deve prever a definição e o

detalhamento dos perfis geotécnicos longitudinal e transversais ao longo dos trechos de interesse,

para permitir o desenvolvimento das soluções de projeto adequadas a cada caso. Após a

constatação, nos estudos geológicos, de afloramento desses sedimentos de alta

compressibilidade, ou da probabilidade de sua ocorrência em profundidade, serão programadas

as investigações a serem realizadas.

Para aterros extensos, é recomendável a realização de uma sondagem a percussão piloto

no ponto mais baixo do eixo projetado. Se o resultado dessa sondagem confirmar a existência de

camadas de solos de baixa consistências, deverão ser executadas outras ao longo do eixo, com

afastamento máximo de 100 m, de forma a definir uma seção geotécnica longitudinal do subsolo

em toda a extensão do aterro. Para aterros de pequena extensão serão executadas no mínimo

três sondagens.

As sondagens devem ser executadas de acordo com a norma ABNT NBR-6484 e até

profundidades que delimitem a camada compressível e o terreno subjacente de maior resistência,

respeitando os critérios da paralisação estabelecidos na mesma norma.

Além dos perfis individuais dos furos de sondagem, será desenhada a seção geotécnica

longitudinal, com base no perfil topográfico e nos resultados das sondagens executadas ao longo

do eixo do aterro.

. Sondagens

Reconhecimento do sub-solo a partir de sondagens:

À trado para simples reconhecimento (superficial ?)

À percussão para reconhecimento da estrigrafia e do impenetrável

Solo Mole ?

Momenclatura atribuída à consistência de solo predominantemente argiloso, com o valor

do N - SPT entre 3 e 5, segundo a NBR 7250. Trata-se de solode origem sedimentar

(aluvionar), com resistência ao cisalhamento extremamente baixa, saturado (NA elevado),

relativamente homogêneo em toda a profundidade do depósito. São solos muitíssimo

compressível (característica relativa a sua capacidade de deformar).

Os solos ditos “muito mole” (N - SPT entre 0 e 2) apresentam todas as características

destacadas acima, porém em condições de comportamento ainda mais desfavorável. A

estes solos é comum se referir também como “solo mole”, de uma forma generalizada.

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Exemplos de perfil de sondagem à trado e à percussão (1995) - em que se observa grande

ocorrência de solo mole (até 17,0m)

Sondagem

à Trado

Sondagem

à Percussão

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a) Investigações Detalhadas para Projetos

Aterros covencionais

As investigações detalhadas para projetos de aterros convencionais abramgem a

realização de:

- sondagens complementares para o detalhamento das seções geotécnicas longitudinal e

transversal do subsolo;

- coleta de amostras indeformadas da camada compressível, com amostrador de tubo

aberto, para a execução em laboratório de ensaios de resistência ao cisalhamento e de

compressibilidade;

- ensaios de palheta in situ (vane test) ao longo da camada de argila de baixa consistência,

em furos de sondagem escolhidos nos locais de maiores altura e espessura da camada

compreessível, para a definição dos parâmetros de resistência ao cisalhamento.

Os critérios para a distribuição das sondagens complementares na área do aterro devem

ser estabelecidos de modo a melhor caracterizar zonas críticas em termos de espessura da

camada mole, ou locais onde o perfil seja mais heterogêneo. Algumas dessas sondagens devem

ser executadas nas bordas do aterro, para o conhecimento do perfil geotécnico também no

sentido transversal.

Além desses critérios, as sondagens complementares devem ser planejadas com as

finalidades de coletar amostras indeformadas para ensaios de laboratório e de realizar ensaios de

palheta, dentro de um programa global de investigações visando a obtenção dos dados

necessários às decisões de oprojeto (remoção parcial ou total, bermas, altura crítica, recalques ao

longo do tempo, drenagem vertical, etc).

Os furos destinados à coleta de amostras e à realização de ensaios de palheta devem ser

programados exclusivamente para cada uma dessas finalidades e posicionados próximo a um

local sondado anteriormente, de modo a facilitar a programação dos serviços.

Para possibilitar a caracterização integral do depósito mole, a amostragem deve ser

contínua ao longo da camada e os ensaios executados com espaçamento entre si de 1,0 m. A

quantidade de furos será determinada em função da natureza e do vulvo da obra, devendo

entretanto ser executados no mínimo três furos para amostragens e três para ensaio de palheta.

Para garantir a boa qualidade da amostragem, devem ser utilizados diâmetros mínimos de

100 mm para os tubos de revestimento e de 75 mm para os tubos amostradores.

Aterros especiais

Quando o vulvo dos problemas geotécnicos do aterro conduzirem a sua classificação

como aterro especial, as investigações geotécnicas de campo deverão ser mais amplas e envolver

a participação de consultoria especializada em mecânica dos solos, que desenvolverá, de comum

acordo com o DNER, um plano de investigações adequado ao problema identificado.

Em princípio, além das investigações previstas para os aterros convencionais, será

realizado um maior número de sondagens de grande diâmetro ( 100 mm, 125 mm ou 150 mm),

e a coleta de amostras indeformadas será feita com amostrados de pistão estacionário, também de

grane diâmetro (75 mm, 10 mm e 125 mm), instalação de instrumentação geotécnica.

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Além dos ensaios de palheta in situ (EP), poderão ser executados ensaios de penetração

de cone (CPT) e piezocone (PCPT), dilatômetro Marchetti (DMT) e permeabilidade in situ,

capazes de medir no campo propriedades e parâmetros dos solos moles de interesse para o

desenvolvimento do projeto do aterro. De acordo com as necessidades do projeto, poderão ser

executados apenas alguns ou, excepcionalmente, todos esses ensaios, além de outros não citados

neste manual, desde que justificados.

As fotos abaixo ilustram um exemplo de área que receberá um grande aterro com

finalidade de servir como uma barragem de terra, que servirá para fechar o vale (até então

aberto) com o objetivo de criar um reservatório para armazenamento de líquidos,

permanentemente.

Vista de área da área de fundação (solo mole) que receberá um aterro de barragem

Vista em detalhe do terreno de fundação durante o início dos serviços para a construção do aterro

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b) Investigações Complementares Durante a Construção

Durante a construção de aterros sobre solos moles, mesmo os convencionais, e a despeito

da existência do projeto executivo, é frequente a ocorrência de problemas não previstos (rupturas

e recalques) que requerem um estudo especial para sua solução envolvendo eventualmente a

realização de uma campanha de investigações específicas englobando sondagens adicionais,

coleta de amostras indeformadas e ensaios de campo e de laboratório. Em cada caso, o programa

de investigações devem ser estabelecidos de comum acordo entre o DNER e o projetista.

No caso de aterros especiais, o programa de investigações formulado para a fase de

projeto conterá obrigatóriamente as investigações a serem realizadas durante a execução da obra.

1. 3 - Investigações Geotécnicas de Laboratório

Introdução

Os ensaios de laboratório podem ser os correntes (usuais) ou especiais, dependendo dos

objetivos a serem alcançados e das dificuldades apresentadas pelos solos de fundações;

aplicando-se geralmente a projetos de aterros convencionais e especiais, respectivamente.

Os ensaios correntes são os de:

* caracterização, de adensamento edométrico, triaxial UU e de cisalhamento direto no

material de aterro;

Os especiais são os de:

* caracterização não correntes (análise mineralógica e teor de matéria orgânica), de

adensamento CRS e triaxial CU.

Execução de Ensaio Oedométrico (de Adensamento)

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Moldagem de Corpo de Prova em Amostra Indeformada, para ensaio de cisalhamento direto

Ensaios Correntes

Ensaios de caracterização

Os índices físicos do solo são determináveis através de ensaios de caracterização, que

podem ser realizados com materias oriundos de restos de modelagem de corpos de prova de

ensaios de resistência ou compressibilidade. Os ensaios de caracterização a serem realizados e as

respectivas normas de execução são:

ENSAIOS NORMA

Limite de liquidez (LL) ABNT NBR-6459

Limite de plasticidade (LP) ABNT NBR-7180

Análise granulométrica ABNT NBR-7181

Densidadede real dos grãos ABNT NBR-6508

Com relação aos ensaios de limites de liquidez e de plasticidade, recomenda-se que sejam

realizados sem a secagem prévia do material, ao contrário do prescrito nas respectivas normas.

Para classificação dos solos, efetuada em função dos resultados dos ensaios de

caracterização, recomenda-se a adoção do Sistema Unificado de Classificação dos solos (USCS).

Ensaios de Adensamento Oedométricos

Os ensaios edométricos (visto no curso de Mecânica dos Solos II) vizam a obtenção de

parametros de compresssibilidade e de adensamento para o cálculo de recalques e de sua

variação com o tempo. Para obtenção de bons resultados nestes ensaios, recomenda-se a

utilização de amostradores de pistão estacionário com diâmetro superior a 100mm e corpos de

prova com diâmetros menores que o do mostrador, mas nunca inferiores a 50mm .

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A amostra do solo deve ser ensaiada sob a condição de deslocamento lateral nulo em um

anel edométrico, iniciando com uma tensão vertical em torno de 10kPa aplicada à amostra e

mantida constante durante 24 horas, período durante o qual os deslocamentos verticais da

amostra serão registrados em intervalos crescentes .

A seguir, a tensão vertical será duplicada, efetuando-se o registro dos deslocamentos

verticais. Em geral, são aplicados de oito a dez incrementos de carga, duplicando-se

sussecivamente a tensão vertical até que o valor máximo desejado seja alcançado. Recomenda-se

que este valor seja no mínimo cerca de duas vezes a tensão vertical atuante e nunca inferior a

800kPa.

O ensaio de adensamento é detalhado numa norma da ABNT, incorpora procedimentos

de ensaios e cálculo mais recentes . Os itens enfatizam recomendações específicas paras solos

moles .

Principais parâmetros (Consultar as Notas de Aula de Mecânica dos Solos II)

Coeficiente de adensamento CV .

O coeficiente de adensamento CV pode ser calculado pelos métodos de Taylor e de

Casagrande (este conhecido também por método log t). Entretanto observa-se a forma da curva

de adensamento dos estágios iniciais representada no gráfico log t em geral não permite o cálculo

de CV para estes estágios, razão pela qual recomenda-se a adoção do método de Taylor.

Parâmetros de compressibilidade

Os parâmetros de compressibilidade índice de compressão CC e índice de recompressão

CR são obtidos através da curva de índice de vazios (e) versos tensão efetiva vertical (log ’V),

conforme ilustrado na figura 01, pela qual se observa que é incorporado ao ensaio um ciclo de

carga e descarga . No caso de argila muito mole são recomendados pequenos incrementos de

carga (com uma relação V/ V = 0,5 ) no ínicio do ensaio, de forma a se obter uma melhor

definição da pressão de sombreamento Vm .

O coeficiente de compressão secundaria é calculado para um incremento de carga através

do gráfico de índices de vazios versus tempo (escala log ), mostrado na figura 02.

C = e

log t

Figura 01 - Gráfico de índice de vazios versus tensão vertical

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Figura 02 - Gráfico de índices de vazios versus tempo

No caso de amostras de boa qualidade de argilas muito moles, o trecho vigem não é

linear. Nesse caso deve-se determinarar o valor CC para o domínio de tensões efetivas

representativo das condições de campo, conforme ilustrado na figura 03, onde V é o acréscimo

de tensão vertical total na profundidade de interesse.

Figura 03 - Determinação de CC no caso de trecho virgem não linear

Coeficiente de permiabilidade k

O coeficiente de permeabilidade pode ser obtido indiretamente, a partir do ensaio de

adensamento oedométrico, pela seguinte equação, baseada na teoria de adensamento de

Terzaghi:

k = CV . mV . a

onde : CV = coeficiente de adensamento;

mV = coeficiente de compressibilidade volumétrica;

a = peso específico da água.

Entretanto, como a utilização dessa equação resulta em valores de k subestimados em

decorrrência de deficiências da teoria de Terzaghi, o coeficiente de permeabilidade pode ser

medido alternativamente de forma direta, através de uma fórmula de adensamento (figura 04), na

qual a drenagem pela base pode ser separada da drenagem da água pelo topo da célula através de

uma torneira.

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Figura 04 - Esquema da célula de adensamento

Na torneira é conectada uma bureta graduada, na qual é feita a medição em um ensaio de

permeabilidade de carga variável, no final do estágio de 24 horas de funcionamento.

Dependendo da permeabilidade do solo, é utilizado outro período de 24 horas para a medição,

findo o qual aplica-se outro estágio de carregamento e assim por diante. O cálculo de k é feito

pela equação

k = 2,3 a . L log h1

A(t2 - t1) h2

onde: a = área de seção tranversal do tubo;

A = área do corpo de prova de altura L;

t1 e t2 = tempos nos quais as alturas h1 e h2 são medidas no tubo.

Através desse procedimento é possivel obter a variação do índice de vazios com a

permeabilidade, sendo esses dados representados no gráfico e versus k superposto no gráfico

e versus log ’V .

Ensaios Triaxiais UU

O ensaio triaxial não consolidado não drenado, ou simplesmente ensaio triaxial UU,

objetiva definir a resistência não drenada “Su” do solo de fundação, a ser utilizada na análise de

estabilidade.

O ensaio é realizado considerando condições idealizadas de campo nas quais a construção

do aterro é rápida o suficiente para não permitir o adensamento do solo argiliso da fundação, de

modo que a resistênsia deste durante o carregamento seja a mesma de antes da construção.

Contudo, o tempo de construção de um aterro não tem tal rapidez; fato que aliado ao alto valor

in-situ inicial o coeficiente de adensamento, faz com que haja alguma drenagem durante a

construção. Com isso os resultados obtidos em um ensaio triaxial UU são conservadores.

No ensaio triaxial UU a amostra de solo é cisalhada na mesma unidade in situ. Assim,

nenhum adensamento é permitido na execução.

A figura 05 mostra o esquema da célula triaxial usada nesse ensaio. Recomenda-se o uso

de corpos de prova com diâmetro de 100mm ou 50mm e relação altura /diâmetro variando entre

2,0 e 2,5. O ensaio é realizado em duas fases: na primeira é aplicada uma pressão confinante C

e na segunda, o corpo de prova é cisalhado aumentando-se a tensão desvio ( 1 - 3) e

registrando-se a deformação do corpo de prova, cuja velocidade deve ser de cerca de 0,5mm/min. e

nunca superior a 1,0mm/ min. para as dimensões do corpo de prova aqui recomendadas.

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O valor da tensão-desvio máxima ( 1 - 3) máx. correspondente à condição de ruptura é

então obtida conforme indicado na figura 06, onde se verifica que a resistência não drenada do

solo Su é igual a ( 1 - 9 ) máx. /2, o que corresponde à condição = 0.

Figura 05 - Esquema da célula triaxial para ensaios UU.

Figura 06 - Apresentação de resultados do ensaio UU

Quando realizado com tensão confinante nula, o ensaio é de compressão simples e não

requer uso da célula triaxial. Neste caso o corpo de prova fica exposto durante o ensaio e sua

umidade pode variar, podendo resultar em uma resistência maior que a medida em um ensaio

triaxial UU. Por essa razão, que o ensaio UU é considerado melhor que o de compressão simples,

sendo, portanto, o recomendado.

O ensaio de compressão simples é descrito na norma DNER IE - 04 , onde a resistência

não drenada é chamada de coesão da solo. Os procedimentos adotados neste ensaio são, em

grande parte, válidos para o ensaio UU, exeto quando à fase de aplicação da pressão é

confinante.

Os resultados dos ensaios triaxiais UU são muito influenciados pelo alongamento do solo.

Em particular os resultados dos módulos de deformação do solo (Eu , por exemplo ) são menos

confiáveis que os ensaios CU. Por outro lado, os resultados de Su do ensaio UU são em geral

dispersos. Por essas razões, recomenda-se a realização de mais de um ensaio UU em cada

profundidade e com ensaios em vários pontos de uma mesma vertical da camada mole para uma

boa definição da variação da resistência com a profundidade.

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Ensaios de Cisalhamento Direto do Material do Aterro

Tendo em vista que não é possível o perfeito controle das condições de drenagem durante

o ensaio de cisalhamento direto, recomenda-se que os ensaios sejam do tipo lento. As amostras

do material do aterro devem ser compactadas e em condições de umidade e peso específico

bastante próximas das do campo.

Devem ser realizados no mínimo de três com o objetivo de definir a envoltória em

tensões efetivas (para a obtenção de “c” e “ ”), a ser utilizada na análise de estabilidade da

obra. A velocidade (v) a ser adotada deve ser:

v = lf / 50 . t 50

onde: lf = deslocamento para a condição de ruptura;

t50 = tempo necessário para o solo atingir 50 % do adensamento para a carga

normal aplicada.

Figura 07 - Aspecto do equipamento durante a realização de ensaio e o detalhe da caixa de

cisalhamento com o extensômetro para medição da deformação vertical do CP.

Figura 08 – Traçado da envoltória de resistência ao cisalhamento, para a obtenção dos

parâmetros “c” e “ ”.

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1. 4 – Análise de Estabilidade e de Recalques em Projetos de Aterros sobre Argila Mole

1. 4. 1 – Análise de Estabilidade

Roteiro para Análise de Estabilidade

Tanto nos projetos convencionais quanto nos especiais de aterros sobre argila mole, a

análise de estabilidade deve ser desenvolvida de acordo com o roteiro básico a seguir, em ordem

crescente de detalhamento do projeto:

a) Cálculo da altura máxima admissível do aterro para a resistência média não drenada Su

da fundação;

b) Definição do talude do aterro, para o qual se recomenda a inclinação de 1(V) : 2(H), e

de sua resistência, mediante a utilização,

no caso de aterros com altura superior a 3,0 m, dos ábacos de Pilot e Moreau (1973),

que consideram a resistência do aterro ( at 0; cat = 0) e admitem a resistência Su da

argila mole constante com a profundidade;

no caso de aterros com altura h inferior a 3,0 m, dos ábacos de Pinto (1974), que

desprezam a resistência do aterro mas admitem Su constante com a profundidade;

c) Análise de estabilidade utilizando métodos de fatias e com o apoio de programas de

computador, através dos métodos de: (visto com detalhes na Unidade 04, deste curso)

Bishop simplificado, quando forem previstas superfícies potenciais de ruptura do tipo

circular (casos correntes);

Janbu simplificado, quando forem previstas superfícies potenciais de ruptura do tipo

não circular (casos especiais).

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

projeto, o aterro poderá ser construído em uma etapa, conforme detalhado a seguir. Se for

inferior, o aterro deverá ser construído em etapas ou com bermas.

PROJETOS CONVENCIONIAS

Figura 09 – Aspecto de aterro com 4,0m de altura construído sobre solo mole.

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Análise em termos de tensões totais e de tensões efetivas

A análise de estabilidade de um aterro sobre argila mole pode ser realizada em termos de

tensões totais (“ ”.= 0 ) ou em termos de tensões efetivas. A primeira é uma análise simples, que

exige o conhecimento apenas da resistência não drenada Su do solo de fundação - também

designada pelo simbolo “c” (coesão) no caso de argilas moles -, razão pela qual é recomendada

para aterros constituídos em uma etapa. Na segunda, além dos parâmetros efetivos “c” e “ ” do

solo; é preciso conhecer os excessos de poropressões gerados pela construção do aterro, sendo

consequentemente uma análise mais complexa e onerosa, não recomendado para aterros

construídos em uma etapa, podendo porém se justificar no caso de aterros construídos em várias

etapas.

Definição dos parâmetros de resistência

Para a análise em termos de tensões totais o perfil de variação da resistência não drenada

Su com a profundidade deve ser obtido com base nos resultados de ensaios de laboratório

(compressão simples ou, preferencialmente, triaxial UU e de palheta). A experiência brasileira

recente (Ortigão et al, 1987; Ortigão 1988) sugere que os resultados do ensaio de palheta não

devem necessariamente ser corrigidos conforme proposto por Bjerrum (1972). Assim, enfatiza-

se a necessidade de realização de ensaios UU (não consolidado não drenado) e de palheta de

campo para a definição do perfil final de resistência a ser utilizado em projeto.

No estado atual do conhecimento brasileiro recomenda-se quando os perfis de resistência

de laboratório e de campo forem relativamente próximos, seja adotado um perfil médio de

resistência. Se, ao contrário, houver uma grande diferença entre tais perfis, é recomendável a

construção de aterro experimental e levado à ruptura para a definição da resistência não drenada

in situ.

A resistência do aterro também deve ser considerada na análise de estabilidade, pois do

contrário o projeto se torna conservador. A importância da consideração dessa resistência, cujos

parâmetros são obtidos através de ensaios de cisalhamento direto, é proporcional à altura do

aterro. Entretanto podem ser feitas estimativas preliminares do fator de segurança do aterro sem

a consideração de sua resistência utilizando, por exemplo, os ábacos de estabilidade descritos

adiante.

a) Cálculo da altura máxima admissível do aterro para a resistência média não

drenada Su da fundação;

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

utilizando-se teorias de capacidade de carga. No caso de depósitos profundos, a altura crítica HC

é calculada em relação à largura do aterro por:

HC = 5,14 Su

( 1 )

onde Su é a resistência não drenada da camada de argila e “ ” o peso especifico do aterro. A

altura do aterro será, então, H = HC /FS , sendo o valor FS = 1,5. O valor de H assim definido

despreza a inclinação do talude, a resistência do aterro e a variação de SU com a profundidade,

mas pode ser útil para cálculos bastante preliminares.

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

h, ou seja, B / h 1,5 , deve ser utilizada a figura 10 para a obtenção do valor do fator de

capacidade de carga NC , a ser empregado no lugar de 5,14 na equação 1.

Figura 10 - Ábaco para cálculo de altura crítica de aterros

b) Definição do talude do aterro e de sua resistência, mediante a utilização dos:

Ábacos para depósito com resistência constante com a profundidade

Um ábaco muito conhecido para o cálculo de bermas de equilíbrio é o de Jacobson,

aplicável a solos moles com resistência não drenada constante com a profundidade, não levando

em conta a resistência do aterro. A figura 11 apresenta o roteiro para o cálculo de bermas por

esse método.

Pilot e Moreau (1973) também desenvolveram vários ábacos, incluindo casos de aterros

com bermas de equilíbrio, que consideram a geometria e a resistência do aterro (c = 0 e 0).

A figura 12 apresenta ábacos para um aterro simples ( =35 ) e três inclinações de talude.

Figura 12 - Äbaco para análise de estabilidade de aterro sobre depósito com resistência

constante com a profundidade.

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Exemplo 1

Considere-se um aterro com altura H=2,8m , largura da base igual a 30m, peso específico

= 18 kN / m3 e talude com inclinação de 1 (V) : 2 (H) , sobre uma camada de argila de 12m de

espessura e SU = 15kPa , conforme ilustrado na figura 13a . Neste caso, tem-se:

NC = 5,52 , de acordo com a figura 10

HC = 5,52 Su = 5,52 15 = 4,60m

18

FS = 4,60 = 1,64

2,80

Figura 13 - Exemplos para o uso de ábacos de estabilidade.

Aplicando os ábacos de Pilot e Moreau, tem-se:

N = 15 = 0,30

18 2,8

h / H = 12 / 2,8 = 4,3

Aplicando o diagrama da figura 12 correspondente à inclinação de 1(V):2 (H) e

considerando que, para h/H 1,5 , os valores de FS =1,70. Verifica-se, assim, que a consideração

da resistência do aterro e da inclinação do talude nos ábacos de Pilot e Moreau resultam em um

valor de FS mais realista e superior ao obtido com o cálculo da altura crítica.

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18

Ábacos para depósito com resistência crescente com a profundidade

Um cálculo considerando o crescimento da resistência com a profundidade, qua é uma

característica comum nos depósitos de argila mole, pode ser realizado pelos ábacos de Pinto

(1974), mostrados nas figuras 14 e 15, respectivamente para depósitos profundos e rasos.

Figura 14 - Ábaco para a análise de estabilidade de aterro sobre depósito profundo com

resistência crescente com a profundidade.

Figura 15 - Ábaco para a análise de estabilidade de aterro sobre depósito raso com

resistência crescente com a profundidade.

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

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

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

Exemplo 2

Adotando o aterro do exemplo 1, porém considerando a resistência crescente com a

profundidade, definida por Suo = 3kPa e s1 = 2kPa / m, conforme ilustrado na figura 13 b, tem-se

um valor médio de resistência da camada de argila igual a:

Su = 2Suo + s1 x h = 2 3 + 2 12 = 15kPa

2 2

ou seja, igual ao valor constante do exemplo 1. Entretanto, o valor esperado para FS deve ser

inferior ao daquele exemplo, como visto a diante.

Para aplicação dos ábacos de Pinto tem-se:

s1 d = 2 5,6 = 3,73

Suo 3

s1 h = 2 12 = 8

Suo 3

Utilizando o gráfico da figura 14, visto que s1.h / Suo 1,5 , obtém-se NC = 13 e:

f = NC Suo = 13 3 = 39

= 2,8 18 = 50,4

FS = 39 = 0,77

50,4

Comparando os resultados dos exemplos 1 e 2 verifica-se que a variação da resistência

com a profundidade tem grande influência no valor do fator de segurança.

Para aterros coesivos baixos recomenda-se considerá-los como totalmente fissurados,

utilizando diretamente, portanto, os ábacos de Pinto. Porém, uma análise empregando um

programa de computador considerando o aterro c = 0 e = 0 pode levar a uma subestimativa

considerável do fator de segurança, porque o momento instabilizante devido a uma cunha ABD

na figura 16, se erroneamente considerado pelo programa, abaixará substancialmente o valor do

mesmo. Assim, o programa deve ser adaptado para considerar uma superfície de ruptura

composta (BC), como ilustrado na mesma figura. O resultado de um programa com tal alteração

utilizasndo o método de Bishop simplificado deverá ser virtualmente o mesmo que o obtido pelo

ábaco de Pinto.

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Figura 16 - Analise de estabilidade de aterro fissurados.

c) Análise de estabilidade utilizando métodos de fatias e com o apoio de programas de

computador, através dos métodos de: (visto com detalhes na Unidade 04, deste curso)

Método de Bishop simplificado para superfícies circulares

A análise de estabilidade de aterros sobre argila mole para o caso genérico de superfícies

circulares deve ser efetuada pelo método de Bishop simplificado, no qual o fator de segurança FS

é calculado pela seguinte equação, cujas variáveis estão definidas na figura 17:

[ ci li + ( Wi - ui li ) ]

FS = cos i

Wi sen i [ 1 + ( tg i tg i ) ]

F

Figura 17 - Ánalise de estabilidade de superfícies circulares pelo método de bishop.

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O fator de segurança adotado na prática deve ser da ordem de 1,5 , pois valores menores

resultarão em deformações prejudiciais ao uso da rodovia. Poderão ser adotados FS de até 1,3

apenas quando as deformações forem toleráveis, devendo tais valores serem justificados.

Atualmente, análises de estabilidade de taludes são feitas em computadores de grande

porte ou em microcomputadores, porém a utilização dos programas deve ser precedida de testes

sobre sua confiabilidade.

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

simplificado (Whitman et al, 1967; Ducan et al, 1981; Ching et al, 1983) devem ser

considerados. Palmeira et al, (1979) discutiram a superação desses problemas para o caso

específico de aterros sobre solos moles.

Exemplo 3

Considere-se um caso típico de aterro de 5m de altura, dotado de uma berna de 2m de

altura e 10m de largura, assente sobre um depósito com nível d’água na superfície do terreno e

contituído de uma camada superficial de areia com 2m de espessura, seguida de duas camadas de

argila, sendo uma muito mole, com 2m de espessura e resistência não drenada constante igual a

5kPa, e a outra mais resistente, com 6m de espessura e resistência não drenada crescente

linearmente com a profundidade (10 a 20kPa ).

Os parâmetros de resistência adotados para o aterro e a areia são indicados no quadro 1

FATIA h1 h2 h3 h4 1h1 2h2 3h3 4h4 p= ihi

( m ) ( kPa )

1 2,5 - - - 45 - - - 45

2 5,0 1,0 - - 90 19 - - 109

3 5,0 2,0 1,0 - 90 38 13,5 141,5

4 5,0 2,0 2,0 1,6 90 38 27 24 179

5 3,5 2,0 2,0 4,4 63 38 27 66 194

6 2,0 2,0 2,0 5,8 36 38 27 87 188

7 2,0 2,0 2,0 5,8 36 38 27 87 188

8 1,0 2,0 2,0 4,8 18 38 27 72 155

9 - 2,0 2,0 2,4 - 38 27 36 101

10 - 2,0 1,0 - - 38 13,5 - 51,5

11 - 1,0 - - - 19 - - 19

CAMADA TIPO ( kN / m3 ) c ( kPa ) ( )

1 Aterro 18,0 5 20

2 Areia 19,0 0 28

3 Argila 1 13,5 5 0

4 Argila 2 15,5 Variável 0

Água: w = 10 kN / m3

Quadro 1 - Cálculo das pressões verticais nas fatias

A figura 18 mostra a posição de um círculo de ruptura escolhido arbitrariamente, com

22m de raio, tangenciando o limite da camada argilosa inferior e dividido em 11 fatias,

aproveitando os pontos de mudança das camadas.

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Figura 18 - Exemplo de cálculo pelo método de Bishop simplificado

A figura 19 mostra a planilha de cálculo utilizada. Como há mais de um tipo de solo

envolvido, calculou-se a parte o valor da pressão vertical na base de cada fatia (quadro 1). Como

o fator de segurança F aparece implicitamente na equação que fornece Fs (fator de segurança F

calculado), é necessário realizar um cálculo iterativo. Adotou-se inicialmente F = 1,00 obtendo-

se Fs 1,160; a segunda iteração partiu de F = 1,10, obtendo-se Fs = 1,156. Para confirmação,

realizou-se uma terceira iteração, com F = 1,20, obtendo-se Fs = 1,162. Construiu-se então um

gráfico (como mostrado abaixo) de F versus Fs, na mesma escala. A reta a 45 intercepta a curva

de variação de F versus Fs em 1,16, que é o valor desejado.

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O cálculo por computador seria feito com um número maior de fatias, teria maior

precisão e forneceria para Fs um valor ligeiramente diferente. Deve-se obsevar ainda que o

círculo adotado não é o mais crítico e que seria necessário calcular os para raios menores. Se isto

fosse feito, ter-se-ia encontrado para a posição de centro do círculo, o valor Fs = 1,06.

1. 4. 2 - Análise de Recalques

Para a análise de recalques são calculados usualmente o recalque total e a variação do

recalque com o tempo.

Figura 19 – Registro de área próximo à UFJF (rua marginal ao córrego de São Pedro –

antes da construção do Germann Village –abaixo na foto) correspondente a bacia de solo

sedimentar (compressível) e do início da implantação da via que apresenta hoje recalque

considerável, junto a ponte que dá acesso ao início do acesso São Pedro (seta).

Recalque total

O recalque total de um aterro sobre argila mole tem três componentes:

recalque não drenado, ou recalque imediato, que está associado a deformações

elásticas cisalhantes a volume constante logo após a colocação do aterro sobre o terreno;

recalque por adensamento primário, ou recalque por adensamento, que em geral

responde pela maior parcela do recalque total;

recalque por compressão secundária, ou recalque secundário, que é decorrente da

compressão do esqueleto sólido e, portanto, não está asssociado à expulsão da água dos vazios

do solo.

a) O recalque imediato é calculado com base na equação:

Si = 2q x b ( 1 - ) x I (1)

E

onde: q = incremento de tensão vertical decorrente do aterro, ou seja, produto da altura do

aterro pelo seu peso específico;

b = semilargura da plataforma do aterro;

E e = parâmetros elásticos do solo de fundação;

I = fator de influência, obtido da figura 20.

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Considerando o solo de fundação saturado tem-se, para a equação 1, = u = 0,5 e E = Eu

sendo E determinado através do ensaio triaxial consolidado não drenado CU, se houver

resultados disponíveis, ou por meio de correlações, como a apresentada na figura 21.

Figura 20 - Ábaco para cálculo de tensões verticais induzidas por um aterro.

Figura 21 - Variação da relação Eu/Eu com o índice de plasticidade em razão de

sobreadensamento.

O ábaco de cálculo de tensões verticais de Osterberg (1957) considera o aterro com uma

distribuição trapezoidal igual a seu peso em cada ponto da superfície carregada, ou seja, despreza

a rigidez do aterro, hipótese aceitável em casos práticos, e utiliza o princípio da superposição,

como exemplificado na figura 22. No caso de bermas, é prática corrente (Leroveil et al, 1985)

considerar a profundidade z para a parte superior do aterro acima da berma a partir de seu topo,

conforme apresentado na figura 23.

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Figura 22 - Princípio de utilização do ábaco de Osterberg para aterro simples.

Figura 23 - Princípio de utilização do ábaco de Osterberg para aterro com bermas.

b) O recalque por adensamento primário é calculado para o caso de carregamento de um

solo da condição sobreadensada para normalmente adensada pela equação:

So = [ Cs x h x log ’vm + Cc x h x log ’vf ] (2)

1 + eo ’vo 1 + eo ’vm

onde: Cc = índice de compressão

Cs = índice de recompressão

h = espessura da subcamada correspondente

eo = índice de vazios da subcamada

’vm = tensão de sobreadensamento no meio da subcamada

’vo = tensão efetiva vertical in situ no meio da subcamada

’vf = tensão vertical final no meio da subcamada, decorrente da sobrecarga do aterro

na superfície, ou seja:

’vf = ’vo + , onde o acréscimo de tensão vertical = q x I, definidos na

equação 1.

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Exemplo 4

Considere-se um aterro sobre argila mole com as características geotécnicas e

geométricas indicadas na figura 24, sobrecarga aterro q = al x hal =18 x 4.5= 81kpa e acréscimo

de tensão vertical em cada subcamada = q x I, onde I = 1,0 , pois a base do aterro é grande

em relação à espessura da camada de argila (B/h = 40/B = 5).

Fig 24. Exemplo para cálculo de recalques por adensamento primário

O cálculo de recalques aplicando a equação 2 resulta em:

z

(m) h

(m)

’vm (a)

(kPa)

’vm (b)

(kPa)

’vf

(kPa) 01 e

Cs 01 e

Cc S

(m)

1,0 2,0 4,0 20,0 85,0 0,042 0,208 0,31

3,0 2,0 13,0 26,0 94,0 0,041 0,179 0,22

5,0 2,0 23,0 46,0 104,0 0,041 0,179 0,15

7,0 2,0 34,0 34,0 115,0 0,032 0133 0,14

S = S = 0,82 m

(a) ’vo = ( v – uo ) = ( - 10) z w = 10 kN/m³ na profundidade z

(b) ’vm = ’vo x OCR

Variação do recalque com o tempo

O cálculo da variação de recalques com o tempo deve ser feito pela teoria de

Terzaghi, aplicando-se a equação:

onde: Sa (t) = recalque por adensamento em um tempo t qualquer;

Sa = recalque final por adensamento, calculado, por exemplo, pela equação 2;

U = grau de adensamento médio para o tempo t.

xUStS aa )( (07)

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O valor de U é calculado em função do tempo T, definido por:

onde Hd é o comprimento máximo de drenagem da camada compressiva. Assim, no caso

de camada com fronteiras drenantes superior e inferior, Hd é igual à metade da espessura

h da camada; no caso de camada com apenas uma fronteira drenante, H = h.

A relação entre o grau de adensamento U e o fator de tempo T é fornecida pelo quadro 2,

válido para o caso de excesso de propressão inicial constante ou linearmente variável com a

profundidade, condição na qual a grande maioria dos casos práticos se encontram.

Quadro 2 - Relação entre o tempo T e o grau de adensamento U para excesso de

progressão constante ou linearmente variável com a profundidade.

As etapas a serem seguidas para o cálculo da variação de recalques com o tempo são:

a) cálculo do recalque por adensamento Sa (equação 2 ou 3);

b) estimativa do valor de Cv a ser adotado;

c) para um dado valor de t, cálculo do fator de tempo T (equação 08);

d) para o valor de T calculado, obtenção no quadro 2 do valor de U;

e) cálculo do valor de Sa (t) pela equação 07;

f) repetição das etapas c e para vários valores de tempo t, até que seja obtido um valor de

U próximo de 90%.

A utilização da equação 08 exige que se escolha um coeficiente de adensamento Cv

representativo do depósito. Entretanto, como Cv varia com o nível de tensão aplicado, de posse

da curva Cv - log Cv de uma amostra representativa de laboratório deve-se utilizar o valor de Cv

médio entre as tensões efetiva in situ c e final c. Por outro lado, sabe-se que a velocidade de

recalque prevista com Cv medida em laboratório é em geral mais lenta que a observada in situ,

ou seja, resulta em valores de 5 a 10 vezes menores. Para superar tal dificuldade há vários

caminhos, dois dos quais lançando mão de ensaios in situ. O primeiro consiste na realização de

ensaios de permeabilidade en situ e no cálculo de Cv pela equação:

onde: K = coeficiente de permeabilidade in situ;

mv = coeficiente de compressibilidade volumétrica medido no ensaio de

adensamento edométrico (para a tensão efetiva média in situ);

v = peso específico da água

2

d

v

H

txcT (08)

wvv xmxkC

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1. 5 - Soluções para aceleração de recalques

Segundo Almeida (1996), em seu livro “Aterro sobre Solos Moles”, ao planejar a

construção de um aterro sobre solo mole várias são as alternativas. A primeira delas consiste em

evitar o problema, removendo a camada mole, alternativa esta utilizada quando a camada é de

espessura relativamente pequena, em geral até cerca de 4m. Não sendo esta alternativa viável,

constrói-se o aterro sobre a camada mole. Esta construção pode-se dar em uma única etapa, caso

o fator de segurança quanto a ruptura seja aceitável, ou em várias etapas, caso seja desejável

permitir o contínuo ganho de resistência da camada de argila mole durante cada etapa. O aterro

pode ser construído em seção trapezoidal simples ou com bermas laterais para aumentar o fator

de segurança. Geotêxteis na interface aterro-fundação são também utilizados para aumentar o

fator de segurança contra a ruptura.

As técnicas utilizadas para aceleração ou diminuição de recalques de aterros sobre solos

moles são apresentadas na tabela 01. Dentre estas técnicas uma das mais utilizadas é a de drenos

verticais na camada de argila mole visando acelerar os recalques.

Neste último caso o pré-carregamento com sobre altura de aterro é muitas vezes

utilizado. Estacas granulares com o objetivo de acelerar e diminuir recalques e aumentar o fator

de segurança contra a ruptura são menos utilizadas no Brasil, mas largamente utilizadas no

exterior. Algumas das técnicas mencionadas acima são objeto de abordagem neste curso.

Tabela 01 – Principais características dos métodos utilizados para controle de recalques

(Segundo Almeida, 1996, adaptado de Magnan, 1994)

Método Dados necessários Desvantagens Confiabilidade Comentários

Pré-

carregamento

Compressibilidade,

permeabilidade

Tempo necessário Baixa, se recalques

desejados são

pequenos

Lento e

barato

Pré-

carregamento

com drenos

verticais

Compressibilidade,

Permeabilidade

horizontal e vertical

Menor tempo

necessário que pré-

carregamento simples

Mais confiável Rápido e

relativamente

caro

Substituição

da argila

Espessura da

camada

Local para disposição

do solo extraído

Boa em casos de

total substituição

Rápido e caro

Colunas

granulares

Resistência do solo

e módulos

Equipamento, testes de

campo preliminares

Boa após análise

dos testes de campo

Rápido e caro

Lajes

estaqueadas

Resistência do solo ______ Boa Muito caro

Letro-osmose Propriedades físico-

químicas,

compressibilidade

permeabilidade

Destruição de

eletrodos, eletricidade

necessária

Incerta Muito caro

Aterro com

materiais

leves

Compressibilidade,

permeabilidade

Proteção do material

leve

Baixa, se recalques

desejados são

pequenos

caro

Aterros

estaqueados

Resistência do solo

e módulos

______ Boa Rápido e caro

Colunas de

argamassa

injetada

Resistência do solo

e módulos

______

Boa Rápido e caro

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29

Apresentaremos neste curso algumas das técnicas utilizadas para a aceleração dos

recalques desenvolvidos em camadas de solo mole.

a) Drenos verticais

Quando a espessura do solo argiloso é de tal ordem que o tempo necessário para o

adensamento desejado é incompatível com os prazos da obra, ou quando há necessidade de

acelerar a ocorrência dos recalques, como nos casos de aterro com sobrecarga temporária e de

aterro construído em etapas, podem ser empregados drenos verticais.

O conjunto de fotografias mostra a execução da técnica de acelaração de recalques a partir da

execução de drenos verticais de areia, para uma área de fundação de uma barragem de terra.

A foto mais a esquerda mostra o equipamento (trado mecânico) utilizado para furar a camada

mole. A foto acima mostra vários pontos equidistantes em que foram executados os furos, e a

inferior mostra a área que recebeu os inúmeros furos de drenos.

Durante a construção do aterro são gerados excessos de pressão na água dos poros da

camada argilosa, a qual migra das regiões de alta pressão para as fronteiras drenantes. No caso

de uma camada argilosa com duas faces drenantes, o caminho da drenagem é igual à metade da

espessura da camada. A presença de drenos verticais com espaçamento relativamente pequeno

entre si (da ordem de 1 a 3 m) diminui esse caminho, fazendo com que a dissipação dos excessos

de pressão se dê em um tempo muito menor. Como os tempos de adensamento são proporcionais

ao quadrado do caminho da drenagem, se este for dividido por dois o tempo de adensamento será

quatro vezes menor.

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30

O cálculo da instalação de drenos verticais é feito através da teoria desenvolvida por

Nabor Carillo em 1942 e descrita por Richart (1957). A figura 29 mostra uma instalação típica de

drenos de areia, incluindo drenos longitudinais coletores e instrumentação usual. Para

dimensionar uma rede de drenos que permita obter um grau de adensamento de U% em

um tempo t desejado, deve-se proceder da seguinte maneira (Magnan, 1983):

Figura 29 - Instalação típica de drenos de areia

- determinar, a partir do perfil geotécnico deo terreno, a espessura h e a distância de

drenagem vertical H da camada compressível; através de ensaios de adensamento obtém-se os

valores dos coeficientes de adensamento c e c para os fluxos nas direções vertical e horizontal,

respectivamente;

- calcular o grau de adensamento vertical U que se pode atingir no tempo t desejado,

através da teoria do adensamento unidimensional de Terzaghi, com os parâmetros H e c e

utilizando os ábacos da figura 30.

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31

Figura 30 - Abacos para cálculo do grau de adensamento vertical U.

- calcular o grau de adensamento horizontal U necessário para alcançar no tempo t o grau

de adensamento global, através da fórmula de Carillo (figura 31), na qual os graus U são

expressos em decimais;

Figura 31 - Ábaco para cálculo do grau de adensamento horizontal

- determinar os diâmetros d e D dos drenos e de suas zonas de influência, de modo a se

obter por adensamento horizontal um grau de adensamento U ao fim do tempo t; utiliza-se o

ábaco da figura 32, que fornece diretamente a relação entre d e D, desde que c U e t sejam

conhecidos;

- através do diâmetro D a zona de influência de cada dreno, calcular o espaçamento L dos

drenos pelas fórmulas:

L = D/ 1,13 no caso de malha quadrada;

L =D/ 1,05 no caso de malha triangular.

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32

Figura 32 - Ábacos para a determinação dos diâmetros d e D dos drenos e de suas zonas

de influência

Como pode ser verificado pelo ábaco da figura anterior há uma infinidade de conjuntos

de valores de d e D que satisfazem a solução do problema. A distância entre os drenos só pode

ser fixada se for fornecido o diâmetro dos mesmos, o qual depende do tipo de dreno que se vai

utilizar. Em cálculos preliminares é comum adotar um diâmetro de 30 cm.

No caso de drenos tipo cartão, é indispensável levar em conta a reduzida permeabilidade

na direção vertical e calcular um diâmetro de dreno circular equivalente. Cada fabricante fornece

características de seu dreno e indica a maneira de efetuar esses cálculos.

Exemplo 9

Considere-se uma camada argilosa com 20 m de espessura, drenada ambos os lados e

com coeficientes de adensamento vertical Cv = 2,0 x 10-8

m2/s e horizontal Ch = 5 x 10

-8 m

2/s,

para a qual se deseja dimensionar uma rede triangular de drenos com 30 cm de diâmetro, que

permita obter uma portcentagem de adensamento de 80% em três meses.

Pelos ábacos das figuras 30 a 32 podem ser determinados, sucessivamente, com H = 20/2

= 10 m (a camada apresenta drenagem pelas duas faces):

- o grau de adensamento vertical, ou seja, U = 5% (figura 30);

- o grau de adensamento horizontal necessário, ou seja, U = 79% = 80% (figura 31);

- o diâmetro da zona de influência de drenos com 30 cm de diâmetro, ou seja, D = 1,50

m, e o espaçamento dos drenos para malha triangular, ou seja, L = 1,50/1,05 = 1,43 m.

Os cálculos de drenos verticais assim efetuados são simplificados, pois desprezam o

efeito do amolgamento e da diminuição da permeabilidade do solo ao redor do dreno,

decorrentes da cravação. A consideração desse efeito, conhecido como smear, nos cálculos de

drenos verticais é simples, mas foge ao escopo deste manual. A experiência acumulada

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internacionalmente com o uso de drenos verticais e os cálculos dos mesmos são detalhados por

Magnan (1983). Resultados comparativos de cindo diferentes tipos de drenos verticais instalados

em argila mole do Rio de Janeiro são apresentados por Collet (1986) e Almeida et al (1989).

b) Pré-carregamento

O uso de sobrecargas temporárias, ou de pré-carregamento, tem por objetivo alcançar

rapidamente o recalque final previsto para o aterro, antes de sua entrega ao tráfego, e

consiste na colocação sobre o mesmo de uma camada extra durante o tempo t necessário para

que o recalque final previsto para o aterro sem essa sobrecarga seja obtido. Após o tempo t a

sobrecarga é retirada, deixando-se o aterro no greide de projeto (figura 33). Os cálculos de

recalques e de sua evolução no tempo (ítem 2. 1. 3. 2), assim como os de estabilidade (ítem 2. 1.

3. 1), devem ser feitos para as duas alturas de aterro.

Como a altura total de aterro, incluindo a sobrecarga, deve ser compatível com a

resistência do solo de fundação, o emprego dessa solução sofre algumas limitações. Por

exemplo, se o solo de fundação tiver resistência muito baixa, pode ser necessário o uso de

bermas temporárias para garantir a estabilidade do aterro; ou, se a espessura do depósito mole

for superior a 5m, a altura de sobrecarga eficaz será grande (equivalente ou pouco menor que a

espessura do depósito), podendo requerer o emprego de métodos de aceleração de recalque

(drenos verticais). Em ambos os casos, o emprego de sobrecarga ficará onerado.

Figura 33 - Utilização de sobrecarga temporária para aceleração dos recalques

É necessário ainda prever um local para depósito do material constituinte da sobrecarga

ou seu reemprego em outro local próximo da estrada, após sua remoção.

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Apesar dessas limitações e excluindo a possibilidade de remoção total da camada mole,

esse método é o mais eficaz para se obter um greide final livre de recalques e o mais usado em

locais críticos de estradas, como encontros de pontes e viadutos e locais de passagem de bueiros.

Figura 34 - A figura ilustra um exemplo em que foram utilizadas duas técnicas, em

conjunto, para aceleração dos recalques esperados: a da construção de drenos verticais de areia

associado à um colchão drenante e a construção de um aterro excedente, a ser removido, com a

intenção de atuar como um carregamento maior do que irá atuar.

c) Estacas de material granular como elemento de reforço e drenantes

Estacas de areia ou de brita podem ser utilizadas como elementos de reforço e drenantes

no interior de camadas compressíveis, conforme demonstrado em inúmeras observações de

campo e em modelos físicos de laboratório. As vantagens das estradas granulares são:

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- diminuição de recalques do aterro;

- diminuição de deslocamentos laterais do aterro;

- aceleração de recalques com o tempo;

- melhoria da capacidade de suporte, permitindo que seja atingida uma maior altura de

aterro.

Em geral, as estacas granulares são utilizadas sob todo o aterro, mas podem ser

empregadas apenas na região sob o talude, quando os objetivos principais forem o aumento da

capacidade de suporte da fundação e a diminuição de deslocamentos laterais. Mesmo nesses

casos (Almeida et al, 1985; Almeida e Parry, 1986) as estacas granulares contribuem para a

diminuição dos recalques e para sua aceleração.

d) Estacas de alívio

Nessa solução, o aterro é inteiramente suportado por estacas e, como o subsolo não é

solicitado, não ocorrem recalques. No Brasil, essa solução tem sido utilizada para fundações de

tanques de petróleo. Em estradas, foi usada na Suécia e na Tailândia, não havendo registros de

seu emprego em estradas brasileiras. É uma solução adequada para superar os problemas de

empuxos laterais de aterros sobre a argila mole junto a encontros de pontes. Um projeto desse

tipo foge à alçada deste curso, uma vez que exige estudos particulares e o emprego de

metodologia de cálculo ainda não sedimentada.

1. 6 – Instrumentação Geotécnica

- Introdução

Em alguns casos de obras de engenharia, principalmente aquelas de grande porte, ou que

envolva algum nível maior de risco que possa comprometer não só perdas materiais

significativas, mas também risco de perda de vidas humanas, há a necessidade de se acompanhar

a evolução do seu comportamento após a sua conclusão. Assim, nestes casos são montados

instrumentos apropriados para o acompanhamento, com leituras, das informações mais

relevantes no que se refere ao seu comportamento.

- Técnicas e Instrumentos Disponíveis

As técnicas de observação do comportamento de aterros 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. Esse

conjunto de técnicas constitui o que se chama de instrumentação geotécnica, e tem sido objeto

de grande interesse e desenvolvilmento no Brasil nos últimos dez anos.

A instrumentação geotécnica é diferenciada para casos correntes e casos especiais de

construção de aterros sobre solos moles. Nos primeiros são utilizados equipamentos que, por sua

simplicidade, podem ser fabricados na própria obra, estando incluidos nessa classificação o

piezômetro Casagrande, o medidor de nível profunda e o marco superficial.

Alguns desses instrumentos, como o piezômetro Casagrande e a placa de recalque,

possuem tubos de acesso cuja extremidade superior fica acima do nível do aterro, prejudicando o

tráfego na rodovia, inclusive durante a construção. Assim, quando a manutenção da

instrumentação de um aterro rodoviário é necessária por um longo período, inclusive após sua

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liberação ao tráfego, devido as características do solo de fundação, ou seja, nos casos especiais

de construção de aterro, devem ser usados equipamentos mais sofisticados, fabricados por

instituições técnicas e que demandam pessoal especialmente treinado para sua instalação e

operação e para a análse dos resultados.

É importante ressaltar que a observaçào do comportamento de uma obra levar a uma

redução de custos e ao aumento da segurança e da confiabilidade. O custo de um programa de

observação atinge no máximo 3% do custo total da construção, sendo, portanto, insignificante

em relação ao custo total da obra.

- Programa de Monitoração

As fases de um programa de monitoração constam da figura a seguir. Somente através do

planejamento cuidadoso de cada uma delas os investimentos em observação do comportamento

de uma estrutura podem apresentar o retorno esperado.

Programa de Observação

Os custos relativos de cada uma dessas fases são:

FASE CUSTO (%)

Aquisição do instrumento 10

Instalação 20

Aquisição de dados 20

Análise 50

TOTAL 100

Observa-se que o custo relativo das fases de leitura e análise é maior que o das

precedentes, representando 70% do custo da instrumentação. É importante ressaltar, porém, que

a experiência demonstra que muitos programas de observação de obras resultam em insucesso,

mais por insuficiência de alocação de recursos em aquisição de dados e análise do que por falha

na quantidade de instrumentos ou em sua instalação.

Decidir quanto ao objetivo da

instrumentação

Selecionar os instrumentos e as

grandezas a serem medidas.

Planejar o número de seções a

serem instrumentadas e a

localização dos instrumentos.

Testar e instalar instrumentos e

obter leituras iniciais

Efetuar leituras durante e/ou após

a construção

Processar e analisar os dados

Previsão do

comportamento

da obra

Reavaliação

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Planta 01 – Exemplo de projeto de instrumentação, em planta, da fundação de uma

barragem de terra sobre 10,0m de solo mole

Objetivos da Instrumentação

Sumariamente, a instrumentação pode ter os seguintes objetivos (conforme Peck, 1969,

Terzaghi et al, 1967):

- detecção de perigo iminente;

- obtenção de informações vitais durante a construção;

- avaliação do comportamento de medidas corretivas

(por exemplo, reforço de fundação);

- melhoria do método construtivo;

- acumulação de experiência local;

- prova judicial;

- avaliação de modelos matemáticos e de mecanismos de comportamento.

Em se tratando de aterros sobre solos moles, os problemas mais importantes são os que

dizem respeito à estabilidade e as deformações, os quais estão inseridos nas observações

destinadas a detecção de perigo iminente e à obtenção de informações vitais durante a

construção.