UNIVERSIDADE DE BRASÍLIA
FACULDADE DE TECNOLOGIA
DEPARTAMENTO DE ENGENHARIA CIVIL E AMBIENTAL
ENSAIOS AVANÇADOS DE CAMPO NA ARGILA POROSA
NÃO SATURADA DE BRASÍLIA: INTERPRETAÇÃO E
APLICAÇÃO EM PROJETOS DE FUNDAÇÃO
NEUSA MARIA BEZERRA MOTA
ORIENTADOR: RENATO PINTO DA CUNHA
TESE DE DOUTORADO EM GEOTECNIA
PUBLICAÇÃO: G.TD – 013A/03
BRASÍLIA / DF: MARÇO/2003
UNIVERSIDADE DE BRASÍLIA
FACULDADE DE TECNOLOGIA
DEPARTAMENTO DE ENGENHARIA CIVIL E AMBIENTAL
ENSAIOS AVANÇADOS DE CAMPO NA ARGILA POROSA
NÃO SATURADA DE BRASÍLIA: INTERPRETAÇÃO E
APLICAÇÃO EM PROJETOS DE FUNDAÇÃO
NEUSA MARIA BEZERRA MOTA
TESE DE DOUTORADO SUBMETIDA AO DEPARTAMENTO DE ENGENHARIA CIVIL E
AMBIENTAL DA UNIVERSIDADE DE BRASÍLIA COMO PARTE DOS REQUISITOS
NECESSÁRIOS PARA A OBTENÇÃO DO GRAU DE DOUTOR.
APROVADA POR:
_________________________________________
RENATO PINTO DA CUNHA, Ph.D. (UnB)
(ORIENTADOR)
_________________________________________
ANDRÉ PACHECO DE ASSIS, Ph.D. (UnB)
(EXAMINADOR INTERNO)
_________________________________________
NEWTON MOREIRA DE SOUZA, D.Sc. (UnB)
(EXAMINADOR INTERNO)
_________________________________________
FERNANDO A. B. DANZIGER, Ph.D. (COPPE - UFRJ)
(EXAMINADOR EXTERNO)
_________________________________________
HERALDO LUIZ GIACHETI, D.Sc. (UNESP)
(EXAMINADOR EXTERNO)
DATA: BRASÍLIA/DF, 26 DE MARÇO DE 2003
ii
FICHA CATALOGRÁFICA
MOTA, NEUSA MARIA BEZERRA
Ensaios Avançados de Campo na Argila Porosa Não Saturada de Brasília:
Interpretação e Aplicação em Projetos de Fundação (2003).
xxxi, 335 p., 297 mm (ENC/FT/UnB, Doutor, Geotecnia, 2003)
Tese de Doutorado - Universidade de Brasília. Faculdade de Tecnologia.
Departamento de Engenharia Civil e Ambiental
1. Ensaios de Campo
2. Prova de Carga Estática
3. Solos Não Saturados
4. Fundações Profundas
I. ENC/FT/UnB
II. Título (série)
REFERÊNCIA BIBLIOGRÁFICA
MOTA, N.M.B. (2003). Ensaios Avançados de Campo na Argila Porosa Não Saturada de
Brasília: Interpretação e Aplicação em Projetos de Fundação. Tese de Doutorado, Publicação
G.TD-013A/03, Departamento de Engenharia Civil e Ambiental, Universidade de Brasília,
Brasília, DF, 335 p.
CESSÃO DE DIREITOS
NOME DO AUTOR: Neusa Maria Bezerra Mota
TÍTULO DA TESE DE DOUTORADO: Ensaios Avançados de Campo na Argila Porosa Não
Saturada de Brasília: Interpretação e Aplicação em Projetos de Fundação
GRAU / ANO: Doutor / 2003
É concedida à Universidade de Brasília a permissão para reproduzir cópias desta tese de
doutorado e para emprestar ou vender tais cópias somente para propósitos acadêmicos e
científicos. O autor reserva outros direitos de publicação e nenhuma parte desta tese de
doutorado pode ser reproduzida sem a autorização por escrito do autor.
_____________________________
Neusa Maria Bezerra Mota
CCSW 1, Bloco B, Edf. Portal Master, Apto. 522 – Sudoeste
CEP: 70680-150 – Brasília/DF - Brasil
iii
DEDICATÓRIA
Dedico este trabalho a Deus, razão da
minha vida. Aos meus pais Raimundo
Nonato Mota e Ruth Bezerra Mota, que
sempre me apoiaram e acreditaram em
mim; e ao meu esposo Edson pelo carinho e
apoio e pelas incontáveis horas trabalhando
ao meu lado neste projeto.
iv
AGRADECIMENTOS
Agradeço a Universidade Federal de Roraima, a Universidade de Brasília e a CAPES
pela oportunidade e apoio finaceiro.
Ao Professor Renato Pinto Cunha, pelos ensinamentos transmitidos, pela firmeza,
objetividade, incentivo, cobrança, e principalmente pela amizade.
Ao Professor José Henrique Feitosa pela atenção, amizade e valiosos ensinamentos
durante a realização desta pesquisa.
Ao amigo de todas as horas Renato Guimarães pelo apoio e desenvolvimento em
conjuto dos ensaios desenvolvidos nesta pesquisa.
Ao meu amigo Carlos pelas revisões e sugestões, além do incentivo e dedicação.
Aos professores do Programa de Pós-Graduação em Geotecnia José Campum de
Carvalho, Márcio Muniz de Farias, André Pacheco de Assis, Ennio Marques Palmeira, Eraldo
Luporine Pastore, Newton Moreira de Souza e Pedro Murrieta Santos Neto pela dedicação na
difícil tarefa de transmitir conhecimento.
Ao apoio e a sempre presente boa vontade dos Laboratórios de Geotecnia, Materiais,
Estruturas e Mecânica, nas pessoas dos técnicos: Alessandro, Ricardo, Severino, Xavier, Engª
Eliane, Leonardo, Clóvis e José Gonçalves.
Aos técnicos da WRJ, Hélio Canellas, Wellington de Amaral e Pedro de Aquino, por
apoiarem e trabalharem neste projeto durante a realização dos ensaios de campo.
A minha amiga Cláudia Gurjão pelo incentivo e apoio em todas as horas.
Aos colegas de Geotecnia e de turma: Lílian, Marisaides, Manoel, Karla, Idemilson,
Adriano, Alan, Moura, Marta, Márcia, Gérson, Janaina, Paola, Carlos, Luis Fernando,
Terezinha, Márcia, Karina, Maruska, Silvrano, Cíntia, Fabrício e Aldo.
Ao engenheiro Yuri Mestnik pelo apoio durante a realização dos ensaios de campo e
provas de carga.
À WRJ – Engenharia de Solos e Materiais, nas pessoas dos engenheiros Renato Sales
Cortopassi e Luis Ernesto Canellas, por apoiarem a realização dos ensaios de campo,
fornecendo o equipamento de CPT e equipe técnica para suporte dos trabalhos, bem como
apoio finaceiro.
À EMBRE – Empresa Brasileira de Engenharia e Fundações, na pessoa do engenheiro
Carlos Medeiros Silva, pela realização dos ensaios de SPT na obra, execução de estaca de
v
reação no campo experimental e retirada das amostras deformadas e indeformadas na obra e
no campo experimental.
À SONDA – Engenharia Ltda pelo apoio na execução das estacas e ensaios de SPT-T
no campo experimental.
À FURNAS CENTRAIS ELÉTRICAS S.A., nas pessoas dos engenheiros Wanderson
Silveira, Sérgio Fleury, Emídio Neto e o técnico Hélio Liduário, que contribuíram com a
calibração do cone e ensaios triaxiais.
vi
RESUMO
São estudados nesta pesquisa o comportamento geotécnico de dois depósitos da argila
porosa não saturada de Brasília, a partir de um extenso programa de ensaios de campo,
laboratório e provas de carga. Os estudos foram realizadas no Campo Experimental da UnB,
localizado na Asa Norte e em uma obra na SGAS 905, Asa Sul, com o objetivo de avaliar o
comportamento da camada de solo residual laterítico, mediante a obtenção de parâmetros do
solo e considerando a variabilidade sazonal. Esta abordagem permitiu definir propriedades
gerais de comportamento do depósito de argila porosa, válidas para a região.
A pesquisa envolveu cinco campanhas de ensaios de campo, nas quais foram
realizados ensaios de CPT, DMT, PMT, SPT-T e DPL, sendo esta a primeira vez que se
comparou os ensaios CPT, DMT e DPL, realizados em estações distintas, na região CentroOeste.
Sete provas de carga foram realizadas em diferentes épocas para avaliar o desempenho
das fundações profundas em solos não saturados, considerando o efeito da sucção. Estes
resultados são analisados e comparados com as previsões feitas por método numérico
simplificado, semi-analítico (programa GEOFINE) e por elementos finitos (programa
PLAXIS),
a partir da retroanálise das provas de carga, conseguindo prever de forma
adequada os resultados de campo.
Para a determinação de propriedades de comportamento do solo, em paralelo aos
ensaios de campo, descrevem-se resultados de ensaios de laboratório obtidos através de
amostras deformadas e indeformadas. Os ensaios de laboratório aqui apresentados fazem
parte de um amplo banco de dados de ensaios de laboratório que vem sendo desenvolvido por
diversos autores do Programa de Pós-Graduação em Geotecnia da Universidade de Brasília,
nos últimos oito anos.
As análises dos resultados dos ensaios de campo e laboratório possibilitaram a
previsão de propriedades fundamentais de comportamento do solo, incluindo estimativas de
parâmetros de resistência, deformabilidade e identificação estratigráfica.
Finalmente, foi proposto uma nova metodologia para identificação de perfil
estratigráfico de depósitos de solos residuais, lateríticos e não saturados do Distrito Federal, a
partir de ensaios de CPT.
vii
ABSTRACT
This thesis focuses on the geotechnical behavior of two unsaturated “porous clay”
deposits of the city of Brasília, via an extensive in situ testing program. This program was
carried out together with laboratory and field loading tests. The studies were done in the
Experimental Research Site of the University of Brasília, located in the North Wing of this
same city, and in an engineering site located in the SGAS 905 residential unit of the South
Wing. They were accomplished in order to evaluate the behavior of the residual and lateritic
soil deposit layer existing in these areas, and were done via geotechnical parameter
assessment along distinct seasons of the year. This approach has allowed the definition of the
general properties and behavioral tendencies of these porous clay deposits, which were
extended herein for the whole region.
The research has involved five field-testing programs, in which CPT, DMT, PMT,
SPT-T and DPL tests were carried out. It was the first time that the results from CPT, DMT
and DPL were assessed and cross-compared in the Central Plateau of Brazil, considering
distinct seasons along the year.
Seven field load tests were also carried out in distinct seasons along the year, in order
to assess the behavior of the deep foundations in unsaturated soil conditions considering the
soil suction effect. These results were analyzed and cross-compared to predictions done by a
simplified numerical and semi-analytical method
(GEOFINE program), besides of a
traditional finite element method (PLAXIS program). The numerical predictions were
obtained through back-analysis of the field loading testing curves, and they were able to
successfully simulate the experimental field data.
In order to determine the geotechnical and behavioral properties of the soil, in parallel
to the field-testing programs, laboratory tests with disturbed and undisturbed soil samples
were also carried out. These tests are part of an extensive data bank of laboratory results that
are under development in the last eight years by distinct researchers from the Geotechnical
Post Graduation Program of the University of Brasília.
The field and laboratory results allowed the assessment of fundamental geotechnical
soil parameters, as well as its inherent behavior along the distinct seasons of the year – and
this includes the major resistance, deformation and stratigraphic parameters of relevance.
Finally, a new stratigraphic classification procedure has been proposed herein for
residual unsaturated, lateritic and tropical soils of the Federal District, via CPT testing results.
viii
ÍNDICE
CAPÍTULO
PÁGINA
1. INTRODUÇÃO
1.1. CONTEXTO GERAL............................................................................
1.2. OBJETIVO DA PESQUISA..................................................................
1.3. ESCOPO DA TESE................................................................................
1
1
3
3
2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
2.1. ENSAIOS DE CAMPO..........................................................................
2.1.1. Cone Elétrico e Piezocone (CPT/CPTU).............................................
2.1.2. Dilatômetro de Marchetti (DMT).......................................................
2.1.3. Pressiômetro de Ménard (PMT)..........................................................
2.1.4. Sondagem de Simples Reconhecimento sem e com Torque (SPT e
SPT-T)............................................................................................................
2.1.5. Penetrômetro Dinâmico Leve (DPL)...................................................
2.2. SOLOS NÃO SATURADOS..................................................................
2.2.1. Introdução............................................................................................
2.2.2. Curvas Características.........................................................................
2.2.3. Propriedades Mecânicas......................................................................
2.3. FUNDAÇÕES PROFUNDAS.................................................................
2.3.1. Introdução............................................................................................
2.3.2. Provas de Carga Estática.....................................................................
2.3.3. Métodos para Previsão da Capacidade de Carga de Estacas.............
2.3.4. Métodos para Previsão de Recalque...................................................
2.4. FERRAMENTAS NUMÉRICAS...........................................................
2.4.1. Introdução............................................................................................
2.4.2. Programa GEOFINE...........................................................................
2.4.3. Programa PLAXIS...............................................................................
2.4.3.1. Características do Programa............................................................
2.4.3.2. Malha de Elementos Finitos.............................................................
2.4.3.3. Modelos Constitutivos......................................................................
2.4.3.4. Simulações das Interações Solo-Estrutura.......................................
2.5. TRATAMENTO ESTATÍSTICO DOS DADOS DE CAMPO.............
2.5.1. Correlação Linear................................................................................
2.5.2. Critério de Ajuste de Curvas...............................................................
2.5.2.1. Teste Qui-Quadrado (χ2)..................................................................
2.5.2.2. Teste Kolmogorov-Smirnov (K-S)…….........………………………
6
6
6
12
13
3. CASOS: CARACTERÍSTICAS E ENSAIOS REALIZADOS
3.1. INTRODUÇÃO......................................................................................
3.2. CARACTERIZAÇÃO FISIOGRÁFICA DO DISTRITO FEDERAL.
51
51
52
17
19
21
21
23
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31
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46
47
48
48
49
ix
3.3. CLIMATOLOGIA DO DISTRITO FEDERAL...................................
3.4. ASPECTOS GEOLÓGICOS DO DISTRITO FEDERAL...................
3.5. SOLOS DA REGIÃO DO DISTRITO FEDERAL..............................
3.6. CASO 1: CAMPO EXPERIMENTAL DA UNB – ASA NORTE.......
3.6.1. Localização .........................................................................................
3.6.2. Características Geotécnicas e de Geologia de Engenharia................
3.6.3. Características Mineralógicas............................................................
3.6.4. Ensaios de Campo Realizados............................................................
3.6.4.1. Cone Elétrico (CPT).........................................................................
3.6.4.2. Dilatômetro de Marchetti (DMT)....................................................
3.6.4.3. Pressiômetro de Ménard (PMT)......................................................
3.6.4.4. Sondagem de Simples Reconhecimento com Medida de Torque (SPTT).
53
54
56
59
59
60
63
65
67
70
72
73
3.6.4.5. Penetrômetro Dinâmico Leve (DPL)...............................................
3.6.5. Descrição das Estacas Escavadas.......................................................
3.6.5.1. Estacas Ensaiadas............................................................................
3.6.5.2. Estacas de Reação............................................................................
3.6.5.3. Instrumentação das Estacas............................................................
3.6.6. Ensaios realizados nas Estacas...........................................................
3.6.6.1. Prova de Carga Estática..................................................................
3.6.6.2. Ensaios de PIT.................................................................................
3.6.7. Locação das Estacas e dos Ensaios de Campo...................................
3.7. CASO 2: OBRA LOCAL – ASA SUL..................................................
3.7.1. Localização .........................................................................................
3.7.2. Características Geotécnicas e de Geologia de Engenharia................
3.7.3. Ensaios de Campo Realizados............................................................
3.7.3.1. Cone Elétrico (CPT).........................................................................
3.7.3.2. Dilatômetro de Marchetti (DMT)....................................................
3.7.3.3. Sondagem de Simples Reconhecimento (SPT)................................
3.7.4. Estrutura dos Edifícios e Fundações Projetadas...............................
3.7.5. Descrição das Fundações Ensaiadas...................................................
3.7.5.1. Tubulão Ensaiado............................................................................
3.7.5.2. Estaca Ensaiada...............................................................................
3.7.5.3. Tubulões de Reação.........................................................................
3.7.6. Prova de Carga Estática.....................................................................
3.7.7. Locação das Fundações Ensaiadas e dos Ensaios de Campo............
75
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93
94
94
96
97
4. RESULTADO DOS ENSAIOS DE CAMPO
4.1. INTRODUÇÃO.....................................................................................
4.2. CURVAS CARACTERÍSTICAS..........................................................
4.3. PERFIL DE UMIDADE E SUCÇÃO DAS CAMPANHAS
REALIZADAS..............................................................................................
4.3.1. Campo Experimental da UnB – Asa Norte........................................
4.3.2. Obra Local – Asa Sul..........................................................................
4.4. RESULTADOS DOS ENSAIOS DE CAMPO.....................................
4.4.1. Cone Elétrico (CPT)...........................................................................
4.4.1.1. Campo Experimental de UnB..........................................................
4.4.1.2. Obra Local.......................................................................................
4.4.2. Dilatômetro de Marchetti (DMT)......................................................
99
99
100
102
102
105
106
107
107
109
112
x
4.4.2.1. Campo Experimental da UnB.........................................................
4.4.2.2. Obra Local.......................................................................................
4.4.3. Pressiômetro de Ménard (PMT) – Campo Experimental da UnB....
4.4.4. Sondagem de Simples Reconhecimento (SPT e SPT-T)....................
4.4.4.1. Campo Experimental da UnB.........................................................
4.4.4.2. Obra Local.......................................................................................
4.4.5. Penetrômetro Dinâmico Leve (DPL) – Campo Experimental da
UnB...............................................................................................................
4.5. INTERFERÊNCIA DA VARIAÇÃO SAZONAL NOS ENSAIOS
DE CAMPO..................................................................................................
4.5.1. Cone Elétrico (CPT)...........................................................................
4.5.2. Dilatômetro de Marchetti...................................................................
4.5.3. Sondagem de Simples Reconhecimento com medida de Torque
(SPT-T).........................................................................................................
4.5.4. Penetrômetro Dinâmico Leve (DPL)..................................................
4.6. TESTES DE KOLMOGOROV-SMIRNOV E QUI-QUADRADO.....
4.6.1. Campo Experimental da UnB............................................................
4.6.2. Obra Local..........................................................................................
4.7. ANÁLISE GLOBAL..............................................................................
112
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120
120
120
121
123
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137
137
140
144
5. APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DAS PROVAS DE CARGA
5.1. ANÁLISE DAS CURVAS CARGA-DESLOCAMENTO....................
5.2. PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DAS FUNDAÇÕES....
5.2.1. Métodos Semi-Empíricos....................................................................
5.2.1.1. Ensaios de CPT................................................................................
5.2.1.2. Ensaios de SPT e SPT-T..................................................................
5.2.2. Métodos Racionais ou Teóricos..........................................................
5.2.3. Previsão da Capacidade de Carga do Tubulão..................................
5.2.4. Análise Global dos Métodos de Extrapolação e Previsão de Carga..
5.3. PREVISÃO DE RECALQUE DAS FUNDAÇÕES..............................
5.3.1. Estacas.................................................................................................
5.3.2. Tubulão...............................................................................................
5.4. ANÁLISES NUMÉRICAS – CASOS ANALISADOS E
RESULTADOS.............................................................................................
5.4.1. Programa GEOFINE..........................................................................
5.4.1.1. Caracterização do Problema............................................................
5.4.1.2. Características das Fundações.........................................................
5.4.1.3. Curvas Carga-Deslocamento Retroanalisadas................................
5.4.1.4. Parâmetros Obtidos nas Retroanálises ...........................................
5.4.2. Programa PLAXIS..............................................................................
5.4.2.1. Caracterização do Problema............................................................
5.4.2.2. Características das Fundações.........................................................
5.4.2.3. Simulação das Provas de Carga......................................................
5.4.2.4. Parâmetros Obtidos nas Retroanálises............................................
5.4.2.5. Distribuição dos Pontos de Plastificação.........................................
5.4.3. Análises de Transferência de Carga ao Longo da Estaca E1............
5.4.4. Análise Global dos Resultados da Interpretação Numérica..............
145
146
155
155
155
159
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176
177
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180
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182
186
193
195
199
6. ANÁLISE ESTRATIGRÁFICA E PARÂMETROS GEOTÉCNICOS
201
xi
6.1. INTRODUÇÃO.....................................................................................
6.2. ESTRATIGRAFIA E CLASSIFICAÇÃO DO SOLO.........................
6.2.1. Perfil do Campo Experimental...........................................................
6.2.1.1. Classificação via CPT......................................................................
6.2.1.2. Classificação via DMT.....................................................................
6.2.2. Perfil da Obra local.............................................................................
6.2.2.1. Classificação via CPT......................................................................
6.2.2.2. Classificação via DMT.....................................................................
6.2.3. Análise Global.....................................................................................
6.3. PARÂMETROS GEOTÉCNICOS.......................................................
6.3.1. Determinação dos Parâmetros do Campo Experimental em
Laboratório...................................................................................................
6.3.1.1. Parâmetros de Resistência do Solo (c e φ).......................................
6.3.1.2. Coeficiente de Empuxo no Repouso (K0)........................................
6.3.1.3. Módulo de Young (E) e Módulo Oedométrico (M)........................
6.3.2. Determinação dos Parâmetros da Obra em Laboratório..................
6.3.2.1. Parâmetros de Resistência do Solo (c e φ).......................................
6.3.2.2. Módulo de Young (E) e Módulo Oedométrico (M)........................
6.3.3. Análise dos Parâmetros de Campo e Laboratório – Campo
Experimental.................................................................................................
6.3.3.1. Coesão (c).........................................................................................
6.3.3.2. Ângulo de Atrito (φ).........................................................................
6.3.3.3. Coeficiente de Empuxo no Repouso (K0)........................................
6.3.3.4. Pressão Limite (Plim).........................................................................
6.3.3.5. Módulo Oedométrico (M)................................................................
6.3.3.6. Módulo de Young (E)......................................................................
6.3.3.7. Análise Global..................................................................................
201
202
202
208
217
218
223
228
228
230
7. CONCLUSÕES
7.1. CONCLUSÕES GERAIS......................................................................
7.2. SUGESTÕES PARA PESQUISAS FUTURAS....................................
259
259
263
A. DIFRATOGRAMAS DO SOLO DO CAMPO EXPERIMENTAL
B. CERTIFICADOS DE CALIBRAÇÃO DO CONE E PIEZOCONE.
C. RESULTADOS DOS ENSAIOS DE CAMPO
C.1. CONE ELÉTRICO...............................................................................
C.1.1. Campo Experimental da UnB............................................................
C.1.2. Obra Local.........................................................................................
C.2. DILATÔMETRO DE MARCHETTI..................................................
C.2.1. Campo Experimental da UnB............................................................
C.2.2. Obra Local.........................................................................................
C.3. SONDAGEM DE SIMPLES RECONHECIMENTO (SPT E SPT-T)
C.3.1. Campo Experimental da UnB............................................................
C.3.2. Obra Local.........................................................................................
C.4. PENETRÔMETRO DINÂMICO LEVE (DPL) – CAMPO
EXPERIMENTAL........................................................................................
D. MÉTODOS GRÁFICOS PARA INTERPRETAR AS CURVAS
CARGA-RECALQUE DE PROVAS DE CARGA VERTICAIS
D.1. MÉTODO DA NBR-6122/96................................................................
286
292
300
300
300
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305
305
307
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308
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239
240
240
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244
248
251
252
254
258
310
311
311
xii
D.2. MÉTODO DE VAN DER VEEN (1953)..............................................
D.3. MÉTODO DE CHIN............................................................................
D.4. MÉTODO DE DÉCOURT (1999)........................................................
D.5. MÉTODO DE MAZURKIEWICZ (1972)...........................................
E. RESULTADOS BÁSICOS DAS PROVAS DE CARGA
E.1. OBRA EM ESTUDO(LOTE 3, SGAS 905).........................................
E.2. CAMPO EXPERIMENTAL.................................................................
F.
CONSIDERAÇÕES
ADOTADAS
NA
PREVISÃO
DE
CAPACIDADE DE CARGA E RECALQUES DAS FUNDAÇÕES
F.1. MÉTODOS SEMI-EMPÍRICOS – CAPACIDADE DE CARGA.......
F.1.1. Ensaios de CPT...................................................................................
F.1.2. Ensaios de SPT-T...............................................................................
F.2. MÉTODOS DE PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DE
TUBULÕES..................................................................................................
F.3. MÉTODOS RACIONAIS OU TEÓRICOS – CAPACIDADE DE
CARGA.........................................................................................................
F.4. MÉTODO DE RECALQUE – TUBULÃO..........................................
G. DISTRIBUIÇÃO DAS DEFORMAÇÕES TOTAIS – PLAXIS
H. TRANSFERÊNCIA DE CARGA DA ANÁLISE NUMÉRICA
H.1. CURVAS DE TRANSFERÊNCIA OBTIDAS PELO FINE...............
H.2. CURVAS DE TRANSFERÊNCIA OBTIDAS PELO PLAXIS..........
I. ENSAIOS DE INTEGRIDADE TIPO PIT
I.1. ANTES DAS PROVAS DE CARGA.....................................................
I.2. DEPOIS DAS PROVAS DE CARGA...................................................
312
314
315
317
318
318
319
320
320
320
321
322
323
325
326
329
329
331
333
333
334
xiii
LISTA DE TABELAS
TABELA
Tabela 2.1 - Propostas de interpretação de perfis de solo.................................
Tabela 3.1 – Caracterização geotécnica do solo da UnB (modificado –
Guimarães, 2002)............................................................................................
Tabela 3.2 – Distribuição dos ensaios de campo e retirada das amostras
realizados no campo experimental da UnB.......................................................
Tabela 3.3 – Ensaios de CPT realizados no campo experimental da
UnB.........
Tabela 3.4 – Ensaios de DMT realizados no campo experimental da
UnB........
Tabela 3.5 – Ensaios de PMT realizados no campo experimental da UnB........
Tabela 3.6 – Ensaios de SPT-T realizados no campo experimental da
UnB......
Tabela 3.7 – Ensaios de DPL realizados no campo experimental da
UnB.........
Tabela 3.8 – Características das estacas e provas de carga realizadas...............
Tabela 3.9 – Provas de carga realizadas...........................................................
Tabela 3.10 – Caracterização geotécnica da obra.............................................
Tabela 3.11 – Distribuição dos ensaios de campo e retirada das amostras
realizados na obra............................................................................................
Tabela 3.12 – Ensaios de CPT realizados na obra............................................
Tabela 3.13 – Ensaios de DMT realizados na obra...........................................
Tabela 3.14 – Ensaios de SPT realizados na obra.............................................
Tabela 3.15 – Profundidade de assentamento das fundações da obra em
estudo.............................................................................................................
Tabela 3.16 – Características dos tubulões de reação.......................................
Tabela 4.1 – Dados das curvas características do campo experimental da UnB
(modificado – Guimarães, 2002)......................................................................
Tabela 4.2 – Equações, coeficientes de correlações e trechos de saturação das
curvas características do campo experimental da UnB (modificado –
Guimarães, 2002)............................................................................................
Tabela 4.3 – Variação da umidade e sucção do campo experimental da UnB
obtidos ao longo da pesquisa...........................................................................
Tabela 4.4 – Variação da umidade e sucção da obra obtidos ao longo da
pesquisa..........................................................................................................
Tabela 4.5 – Coeficientes de correlação dos valores de umidade entre
campanhas no trecho de 1 a 8,0 m de profundidade.........................................
Tabela 4.6 – Coeficientes de correlação dos valores de qc do CPT (campo
experimental)..................................................................................................
Tabela 4.7 – Coeficientes de correlação dos valores de p0 do DMT – campo
experimental....................................................................................................
Tabela 4.8 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos
dados de qc da 1ª campanha no campo experimental........................................
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xiv
Tabela 4.9 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos
dados de qc da 2ª campanha no campo experimental........................................
Tabela 4.10 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos
dados de qc da 3ª campanha no campo experimental........................................
Tabela 4.11 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos
dados de qc da 4ª campanha no campo experimental........................................
Tabela 4.12 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos
dados de qc da obra (blocos B e C).................................................................
Tabela 4.13 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos
dados de qc da obra (blocos D e E).................................................................
Tabela 4.14 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos
dados de qc da obra (blocos F, G e H).............................................................
Tabela 4.15 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos
dados de qc da obra (bloco A).........................................................................
Tabela 5.1 – Características das fundações e resultados obtidos nas provas de
carga...............................................................................................................
Tabela 5.2 – Variação da carga última de Van der Veen para os dois últimos
estágios e porcentagem de recalques................................................................
Tabela 5.3 – Resultados da correlação linear entre os métodos de
extrapolação e a prova de carga da estaca E6..................................................
Tabela 5.4 – Percentual de erro entre previsão e medição de carga de ruptura
(CPT)..............................................................................................................
Tabela 5.5 – Percentual de erro entre previsão e medição de carga de ruptura
(SPT)..............................................................................................................
Tabela 5.6 – Percentual de erro entre previsão e medição de carga de ruptura
(SPT-T)..........................................................................................................
Tabela 5.7 – Previsão da tensão admissível na base do tubulão ensaiado na
obra................................................................................................................
Tabela 5.8 – Correlações adotadas na previsão dos módulos de
deformabilidade...............................................................................................
Tabela 5.9 – Módulo de deformabilidade utilizados no cálculo de recalque
das
estacas............................................................................................................
Tabela 5.10 – Relação entre recalque previsto por Poulos & Davies (1968) e
recalque medido em prova de carga................................................................
Tabela 5.11 – Relação entre recalque previsto por Aoki & Lopes (1975) e
recalque medido em prova de carga................................................................
Tabela 5.12 – Recalque total medido e previsto do tubulão (T1) da
obra................................................................................................................
Tabela 5.13 – Parâmetros de projeto das fundações adotados no GEOFINE....
Tabela 5.14 – Parâmetros do solo do campo experimental adotados no
GEOFINE.......................................................................................................
Tabela 5.15 – Parâmetros de projeto das fundações adotados no PLAXIS.......
Tabela 5.16 – Parâmetros dos solos do campo experimental para o modelo
Mohr-Coulomb...............................................................................................
Tabela 5.17 – Análise paramétrica da estaca E1 com variação de c..................
Tabela 5.18 – Análise paramétrica da estaca E1 com variação de φ..................
Tabela 5.19 – Correlação linear entre curvas de transferência de carga –
138
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141
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186
187
187
xv
estaca E1.........................................................................................................
Tabela 5.20 – Valores de carga no topo, nos níveis instrumentados, e
porcentagem de ponta da estaca E1................................................................
Tabela 5.21 – Valores de carga no topo, em diferentes níveis, da estaca E1
através do GEOFINE......................................................................................
Tabela 5.22 – Valores de carga no topo, em diferentes níveis, e porcentagem
de ponta da estaca E1 através do PLAXIS......................................................
Tabela 6.1 – Perfil de solo do campo experimental segundo classificações
tradicionais (modificado – Delgado, 2002).......................................................
Tabela 6.2 – Classificação final do perfil de solo do campo experimental
(CPT)..............................................................................................................
Tabela 6.3 – Classificação final do perfil de solo do campo experimental
(DMT)............................................................................................................
Tabela 6.4 – Parâmetros médios de resistência do solo na condição saturada...
Tabela 6.5 – Coeficientes de ajustes e de correlação das funções hiperbólicas
ajustadas.........................................................................................................
Tabela 6.6 – Valores de K0 para o campo experimental....................................
Tabela 6.7 – Módulos de Young (E) obtidos de ensaios triaxiais CK0D...........
Tabela 6.8 – Resultados dos ensaios de adensamento do solo do campo
experimental (modificado – Guimarães, 2002).................................................
Tabela 6.9 – Parâmetros de Deformabilidade a partir de ensaios de
adensamento do solo.......................................................................................
Tabela 6.10 – Parâmetros de resistência do solo obtidos por ensaios de
resistência.......................................................................................................
Tabela 6.11 – Parâmetros de Deformabilidade a partir de ensaios de
adensamento (obra).........................................................................................
Tabela 6.12 – Erros percentuais dos valores de coesão com base em ensaios
de laboratório..................................................................................................
Tabela 6.13 – Erros percentuais dos valores de φ com base em ensaios de
laboratório......................................................................................................
Tabela C.1 – Resultados médios dos ensaios de CPT da 1ª campanha..............
Tabela C.2 – Resultados médios dos ensaios de CPT da 2ª campanha..............
Tabela C.3 – Resultados médios dos ensaios de CPT da 3ª campanha (1ª
parte)..............................................................................................................
Tabela C.4 – Resultados médios dos ensaios de CPT da 3ª campanha (2ª
parte)..............................................................................................................
Tabela C.5 – Resultados médios dos ensaios de CPT da 4ª campanha..............
Tabela C.6 – Resultados médios dos ensaios de CPT da obra (blocos B e C)...
Tabela C.7 – Resultados médios dos ensaios de CPT da obra (blocos D e E)...
Tabela C.8 – Resultados médios dos ensaios de CPT da obra blocos F, G e
H)
Tabela C.9 – Resultados médios dos ensaios de CPT da obra (bloco A)...........
Tabela C.10 – Valores das correções da rigidez da membrana antes e após a
ciclagem
no
laboratório
para
os
ensaios
de
campo
experimental.......................
Tabela C.11 – Resultados médios dos ensaios de DMT da 1ª
campanha...........
Tabela C.12 – Resultados médios dos ensaios de DMT da 2ª
campanha...........
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197
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306
xvi
Tabela C.13 – Resultados médios dos ensaios de DMT da 3ª
campanha...........
Tabela C.14 – Resultados médios dos ensaios de DMT da 4ª
campanha...........
Tabela C.15 – Valores das correções da rigidez da membrana antes e após a
ciclagem no laboratório para os ensaios da obra...............................................
Tabela C.16 – Resultados médios dos ensaios de DMT da obra.......................
Tabela C.17 – Valores de N dos ensaios de SPT-T..........................................
Tabela C.18 – Valores de Tmáx e Tres obtidos nos ensaios de SPT-T.................
Tabela C.19 – Valores de N dos ensaios de SPT..............................................
Tabela C.20 – Valores médios de N10 dos ensaios de DPL...............................
Tabela C.21 – Resultados do ensaio DP3 com medida de torque.....................
Tabela D.1 – Estimativa da carga de ruptura (R) do tubulão T1 por Van der
Veen (1953)....................................................................................................
Tabela E.1 – Dados das provas de carga realizadas na obra.............................
Tabela E.2 – Dados das provas de carga realizadas no campo
experimental.....
Tabela F.1 – Fatores adotados para os métodos de CPT..................................
Tabela F.2 – Métodos de previsão de capacidade de carga via SPT e SPT-T
para as estacas do campo experimental............................................................
Tabela F.3 – Métodos de previsão de capacidade de carga via SPT para a
estaca da obra.................................................................................................
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307
308
308
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310
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321
321
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LISTA DE FIGURAS
FIGURA
Figura 2.1 – Ilustração da geometria típica de um cone (a) Lunne et. al. (1997) e
(b) Ortigão (1995)...............................................................................................
Figura 2.2 – Layout da lâmina e do sistema de medição do Dilatômetro de
Marchetti.............................................................................................................
Figura 2.3 – Ilustração do pressiômetro de Ménard (PMT)..................................
Figura 2.4 – Ilustração do Torquímetro usado na UnB (Guimarães, 2002)...........
Figura 2.5 – Detalhe do DPL e Ponteira...............................................................
Figura 2.6 – Ilustração do DPL e Ponteira...........................................................
Figura 2.7 – Perfil típico de poro-pressão (Fredlund & Rahardjo, 1993)...............
Figura 2.8 – Curvas características representativas do perfil de solo do campo
experimental (modificado – Guimarães, 2002)......................................................
Figura 2.9 – Espaço tridimensional idealizado por Bishop & Blight
(1963)...........
Figura 2.10 – Superfície de estado de índice de vazios do solo colapsível do DF
(modificado – Peixoto et al., 2001)......................................................................
Figura 2.11 – Relação da resistência ao cisalhamento com a curva característica
de um solo; (a) curva característica, (b) variação de resistência em função da
variação de sucção (modificado – Vanapalli et al., 1996).....................................
Figura 2.12 – Relação tensão-deformação para o modelo Mohr-Coulomb............
Figura 2.13 – Superfície de Mohr-Coulomb no espaço de tensões principais
(c = 0).................................................................................................................
Figura 2.14 - Curva acumulativa para interpretação de DN....................................
Figura 3.1 – Mapa Geográfico do Distrito Federal...............................................
Figura 3.2 – Distribuição da precipitação e da temperatura no Distrito
Federal.....
Figura 3.3 – Mapa geológico do DF e localização das áreas estudadas
(modificado - Freitas-Silva & Campos, 1998).......................................................
Figura 3.4 – Mapa pedológico do Distrito Federal (EMBRAPA, 1978)................
Figura 3.5 – (a) Localização do campo experimental e (b) área dos ensaios em
destaque..............................................................................................................
Figura 3.6 – Perfil de solo característico do campo experimental da UnB.............
Figura 3.7 – Detalhe do equipamento de CPT/CPTU (vista frontal)......................
Figura 3.8 – Cone elétrico 3CH – modelo D0551.................................................
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68
xviii
Figura 3.9 – Piezocone 4CH – modelo D0551......................................................
Figura 3.10 – Sistema de aquisição de dados do CPT/CPTU................................
Figura 3.11 – Ensaio de CPT realizado no campo experimental da UnB...............
Figura 3.12 – Unidade de controle e membrana do DMT.....................................
Figura 3.13 – Ensaio de DMT realizado no campo experimental da
UnB..............
Figura 3.14 – Ensaio de PMT realizado no campo experimental da UnB..............
Figura 3.15 – Ensaio de SPT-T realizado no campo experimental da
UnB............
Figura 3.16 – Ensaio de DPL no campo experimental da UnB..............................
Figura 3.17 – Execução da estaca de reação no campo experimental da UnB.......
Figura 3.18 – Perfil típico das estacas ensaiadas no campo experimental da
UnB..
Figura 3.19 – Esquema de reação das provas de carga estáticas (modificado
Perez, 1997)........................................................................................................
Figura 3.20 – Prova de carga realizada na UnB....................................................
Figura 3.21 – Execução do ensaio de PIT e resultado obtido para estaca E1........
Figura 3.22 – Locação dos ensaios de campo e estacas no campo experimental
da UnB (s/ Esc.)..................................................................................................
Figura 3.23 – Localização da área em estudo. (a) SGAS 905 em destaque (b)
lote 3 em destaque (c) plano piloto com a SGAS 905 em destaque.......................
Figura 3.24 – Perfil de solo característico da obra (Asa Sul).................................
Figura 3.25 – Ensaio de SPT realizado no bloco A da obra em estudo (SPO2)....
Figura 3.26 – Visão panorâmica da obra em estudo em dezembro de 2001...........
Figura 3.27 – Detalhe do tubulão T1 ensaiado......................................................
Figura 3.28 – Detalhe da estaca ensaiada..............................................................
Figura 3.29 – Detalhe dos tubulões de reação.......................................................
Figura 3.30 – Prova de carga realizada no tubulão da obra em estudo..................
Figura 3.31 – Locação dos ensaios de campo e fundações ensaiadas na obra
(s/Esc.)................................................................................................................
Figura 4.1 – Curvas características do solo do campo experimental da UnB
(modificado – Guimarães, 2002)..........................................................................
Figura 4.2 – Comparação entre perfis de umidade do campo experimental da
UnB em anos anteriores às campanhas de ensaios de campo (modificado –
Perez,
1997
e
Sales,
2000)..............................................................................................
Figura 4.3 – Comparação dos perfis de umidade do campo experimental ao
longo dos anos de 1999 a 2001 referentes às campanhas de ensaios de campo e
provas de carga....................................................................................................
Figura 4.4 – Comparação dos perfis de umidade da obra em novembro/2000,
março/2001 e maio/2001, períodos de realização dos ensaios de campo e provas
de carga...............................................................................................................
Figura 4.5 – Ilustração das profundidades dos ensaios de campo
analisadas..........
Figura 4.6 – Resultados de ensaios de CPT – 1ª campanha...................................
Figura 4.7 – Resultados de ensaios de CPT – 2ª campanha...................................
Figura 4.8 – Resultados de ensaios de CPT – 3ª campanha...................................
Figura 4.9 – Resultados de ensaios de CPT – 4ª campanha...................................
Figura 4.10 – Resultados de ensaios de CPT da obra (blocos B e C)....................
69
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xix
Figura 4.11 – Resultados de ensaios de CPT da obra (blocos D e E)....................
Figura 4.12 – Resultados de ensaios de CPT da obra (bloco F).............................
Figura 4.13 – Resultados de ensaios de CPT da obra (blocos G e H)....................
Figura 4.14 – Resultados de ensaios de CPT da obra (bloco A)............................
Figura 4.15 – Pressões p0 e p1 dos ensaios de DMT da 1ª campanha.....................
Figura 4.16 – Módulo dilatométrico ED, índice do material ID e índice da tensão
horizontal KD dos ensaios de DMT da 1ª campanha..............................................
Figura 4.17 – Pressões p0 e p1 dos ensaios de DMT da 2ª campanha.....................
Figura 4.18 – Módulo dilatométrico ED, índice do material ID e índice da tensão
horizontal KD dos ensaios de DMT da 2ª campanha..............................................
Figura 4.19 – Pressões p0 e p1 dos ensaios de DMT da 3ª campanha.....................
Figura 4.20 – Módulo dilatométrico ED, índice do material ID e índice da tensão
horizontal KD dos ensaios de DMT da 3ª campanha..............................................
Figura 4.21 – Pressões p0 e p1 dos ensaios de DMT da 4ª campanha.....................
Figura 4.22 – Módulo dilatométrico ED, índice do material ID e índice da tensão
horizontal KD dos ensaios de DMT da 4ª campanha..............................................
Figura 4.23 – Pressões p0 e p1 dos ensaios de DMT da obra.................................
Figura 4.24 – Módulo dilatométrico ED, índice do material ID e índice da tensão
horizontal KD dos ensaios de DMT da obra..........................................................
Figura 4.25 – Curva pressiométrica característica do campo experimental (7,6
m).....
Figura 4.26 – Curvas pressiométricas do ensaio PM1 – 1ª campanha....................
Figura 4.27 – Curvas pressiométricas do ensaio PM2 – 4ª campanha....................
Figura 4.28 – Curvas pressiométricas do ensaio PM3 – 2ª campanha....................
Figura 4.29 – Resultados dos ensaios de SPT-T do campo experimental da
UnB..
Figura 4.30 – Resultados dos ensaios de SPT da obra..........................................
Figura 4.31 – Resultados dos ensaios de DPL do campo experimental da
UnB.....
Figura 4.32 – Resistência de ponta (qc) e atrito lateral (fs) do ensaio de DPL......
Figura 4.33 – Correlação linear do perfil de umidade da 1ª e 2ª
campanha............
Figura 4.34 – Correlação linear do perfil de sucção matricial normalizada (pF/e)
entre campanhas realizadas em diferentes estações do ano....................................
Figura 4.35 – Correlação linear do perfil de sucção matricial normalizada (pF/e)
entre campanhas realizadas na mesma estação do ano...........................................
Figura 4.36 – Correlação linear de qc entre CP4 (estação chuvosa) e CP15
(seca)...................................................................................................................
Figura 4.37 – Correlação linear de qc entre a 1ª e 4ª campanha.............................
Figura 4.38 – Correlação linear do perfil de umidade da 1ª e 4ª
campanha............
Figura 4.39 – Correlação linear de qc entre a 1ª e 2ª campanha.............................
Figura 4.40 – Relação de qc e fs versus pF/e dos ensaios de CPT da 1ª
campanha.............................................................................................................
Figura 4.41 – Relação de qc e fs versus pF/e dos ensaios de CPT da 2ª
campanha.............................................................................................................
Figura 4.42 – Distribuição espacial da correlação linear de qc entre a 1ª e 4ª
campanhas (a) e 1ª e 2ª campanhas (b).................................................................
Figura 4.43 – Correlação linear de p0 entre DM1 (estação chuvosa) e DM4
(seca)...................................................................................................................
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110
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xx
Figura 4.44 – Correlação linear de p0 entre a 1ª e 4ª campanha.............................
Figura 4.45 – Correlação linear de p0 entre a 1ª e 2ª campanha.............................
Figura 4.46 – Relação entre p0 versus pF/e dos ensaios de DMT das 1ª e 2ª
campanhas...........................................................................................................
Figura 4.47 – Distribuição espacial da correlação linear de p0 entre a 1ª e 4ª
campanhas (a) e 1ª e 2ª campanhas (b).................................................................
Figura 4.48 – Relação entre N versus pF e PF/e (modificado, Guimarães,
2002)...
Figura 4.49 – Relação entre torque versus pF e PF/e (modificado, Guimarães,
2002)...................................................................................................................
Figura 4.50 – Correlação de N e torque dos ensaios de SPT-T das 1ª e 4ª
campanhas (modificado – Guimarães, 2002) ........................................................
Figura 4.51 – Correlação de N e torque dos ensaios de SPT-T das 1ª e 2ª
campanhas (modificado – Guimarães, 2002).........................................................
Figura 4.52 – Correlação de N e torque dos ensaios de SPT-T referentes a 1ª
campanha (modificado – Guimarães, 2002)..........................................................
Figura 4.53 – Correlação de N10 dos ensaios de DPL das 2ª e 3ª campanhas......
Figura 4.54 – Histograma e ajuste de curva dos dados de qc do ensaio CP13.......
Figura 4.55 – Histograma e ajuste de curva dos dados de qc do ensaio CP14.......
Figura 4.56 – Histograma e ajuste de curva dos dados de qc do ensaio CPO2......
Figura 4.57 – Histograma e ajuste de curva dos dados de qc do ensaio CPO5......
Figura 5.1 – Curva carga-deslocamento corrigida – Estaca 3 (E3)........................
Figura 5.2 – Curva carga-deslocamento corrigida – Estaca 4 (E4)........................
Figura 5.3 – Curva carga-deslocamento corrigida – Estaca 5 (E5)........................
Figura 5.4 – Curva carga-deslocamento – Estaca 1 (E1).......................................
Figura 5.5 – Curva carga-deslocamento – Estaca 2 (E2).......................................
Figura 5.6 – Curva carga-deslocamento – Estaca 3 (E3).......................................
Figura 5.7 – Curva carga-deslocamento – Estaca 4 (E4).......................................
Figura 5.8 – Curva carga-deslocamento – Estaca 5 (E5).......................................
Figura 5.9 – Curva carga-deslocamento – Estaca 6 (E6).......................................
Figura 5.10 – Curva carga-deslocamento – Tubulão (T1).....................................
Figura 5.11 – Cargas de ruptura extrapoladas em função da variação
sazonal.......
Figura 5.12 – Previsão da capacidade de carga das estacas do campo
experimental obtida através da aplicação dos métodos de CPT (parcela de carga
do fuste)..............................................................................................................
Figura 5.13 - Previsão da capacidade de carga das estacas do campo
experimental obtida através da aplicação dos métodos de CPT (parcela de carga
total)....................................................................................................................
Figura 5.14 – Comparação dos métodos de CPT para previsão da capacidade de
carga Estaca E1 (campo experimental)................................................................
Figura 5.15 – Comparação dos métodos de CPT para previsão da capacidade de
carga Estaca E6 (obra)........................................................................................
Figura 5.16 – Previsão da capacidade de carga das estacas do campo
experimental obtida através da aplicação dos métodos de SPT (parcela de carga
do fuste)..............................................................................................................
Figura 5.17 - Previsão da capacidade de carga das estacas do campo
experimental obtida através da aplicação dos métodos de SPT (parcela de carga
total)....................................................................................................................
Figura 5.18 – Previsão da capacidade de carga das estacas do campo
131
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xxi
experimental obtida através da aplicação dos métodos de SPT-T (parcela de
carga do fuste).....................................................................................................
Figura 5.19 – Previsão da capacidade de carga das estacas do campo
experimental obtida através da aplicação dos métodos de SPT-T (parcela de
carga total)..........................................................................................................
Figura 5.20 – Comparação dos métodos de SPT para previsão da capacidade de
carga Estaca E1 (campo experimental)................................................................
Figura 5.21 – Comparação dos métodos de SPT-T para previsão da capacidade
de carga Estaca E1 (campo experimental)...........................................................
Figura 5.22 – Comparação dos métodos de SPT para previsão da capacidade de
carga Estaca E6 (obra)........................................................................................
Figura 5.23 – Comparação entre os métodos semi-empíricos de previsão de
capacidade de carga e provas de carga (campo experimental)..............................
Figura 5.24 – Previsão da capacidade de carga das estacas do campo
experimental obtida através da aplicação dos métodos racionais (parcela de
carga
total)....................................................................................................................
Figura 5.25 – Previsão da capacidade de carga das estacas do campo
experimental obtida através da aplicação dos métodos racionais e provas de
carga (parcela de carga do fuste)..........................................................................
Figura 5.26 – Comparação entre os métodos racionais de previsão de capacidade
de carga e provas de carga (campo experimental)................................................
Figuras 5.27 - Estimativa de recalque para estaca E1...........................................
Figuras 5.28 - Estimativa de recalque para estaca E2...........................................
Figuras 5.29 - Estimativa de recalque para estaca E3...........................................
Figuras 5.30 - Estimativa de recalque para estaca E4...........................................
Figuras 5.31 - Estimativa de recalque para estaca E5...........................................
Figura 5.32 – Comparação entre os recalques estimados e os medidos em provas
de carga...............................................................................................................
Figura 5.33 – Discretização da estaca E1 pelo GEOFINE....................................
Figura 5.34 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo GEOFINE –
Estaca 1 (E1).......................................................................................................
Figura 5.35 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo GEOFINE –
Estaca 2 (E2).......................................................................................................
Figura 5.36 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo GEOFINE –
Estaca 3 (E3).......................................................................................................
Figura 5.37 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo GEOFINE –
Estaca 4 (E4).......................................................................................................
Figura 5.38 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo GEOFINE –
Estaca 5 (E5).......................................................................................................
Figura 5.39 – Geometria de E5 no campo experimental (a) e malha de elementos
finitos; assimétrica de E5 (b)................................................................................
Figura 5.40 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo PLAXIS – Estaca
1 (E1)..................................................................................................................
Figura 5.41 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo PLAXIS – Estaca
2 (E2)..................................................................................................................
Figura 5.42 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo PLAXIS – Estaca
3 (E3)..................................................................................................................
Figura 5.43 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo PLAXIS – Estaca
4 (E4)..................................................................................................................
160
161
161
162
162
164
165
166
166
171
171
172
172
173
174
176
177
178
178
179
179
181
183
184
184
185
xxii
Figura 5.44 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo PLAXIS – Estaca
5 (E5)..................................................................................................................
Figura 5.45 – Análise paramétrica da Estaca E1 com variação de c......................
Figura 5.46 – Análise paramétrica da Estaca E1 com variação de φ......................
Figura 5.47 – Análise comparativa de c obtida nas retroanálises por
camada.........
Figura 5.48 – Análise comparativa de φ obtida nas retroanálises por
camada........
Figura 5.49 – Análise comparativa de E obtida nas retroanálises por
camada........
Figura 5.50 – Distribuição dos pontos de plastificação das estacas E1 (a) e E4
(b) ensaiadas durante o período chuvoso..............................................................
Figura 5.51 – Distribuição dos pontos de plastificação das estacas E2 (a) e E5
(b) ensaiadas durante o período seco....................................................................
Figura 5.52 – Distribuição dos pontos de plastificação da estaca E3 reensaiada
durante o período chuvoso...................................................................................
Figura 5.53 – Comparação da transferência de carga: prova de carga e
GEOFINE (E1)...................................................................................................
Figura 5.54 – Comparação da transferência de carga: prova de carga e PLAXIS
(E1).....................................................................................................................
Figura 5.55 – Atrito lateral obtido pela instrumentação da estaca E1....................
Figura 5.56 – Atrito lateral obtido pelo GEOFINE para a estaca E1.....................
Figura 5.57 – Atrito lateral obtido pelo PLAXIS para a estaca E1........................
Figura 6.1 – Caracterização física do solo do campo experimental (modificado –
Guimarães, 2002).................................................................................................
Figura 6.2 – Resultados de ensaios de compactação Mini-MCV e perda de
massa por imersão do solo do campo experimental a 7,0 m (Modificado –
Gurjão 2003)
Figura 6.3 – Curva granulométrica do campo experimental com e sem
defloculante 2 m – camada I (modificado – Guimarães, 2002).............................
Figura 6.4 – Curva granulométrica do campo experimental com e sem 6 m –
camada II (modificado – Guimarães, 2002)..........................................................
Figura 6.5 – Curva granulométrica do campo experimental com e sem 9 m –
camada III (modificado – Guimarães, 2002).........................................................
Figura 6.6 – Resultados da razão de atrito dos ensaios de CPT do campo
experimental........................................................................................................
Figura 6.7 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta
de
Eslami
&
Fellenius
(1997)
–
1ª
campanha
(estação
chuvosa)................................
Figura 6.8 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta
de
Eslami
&
Fellenius
(1997)
–
2ª
campanha
(estação
seca)......................................
Figura 6.9 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta
de
Eslami
&
Fellenius
(1997)
–
3ª
campanha
(estação
chuvosa)................................
Figura 6.10 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta
de Eslami & Fellenius (1997) – 4ª campanha (estação seca)..................................
Figura 6.11 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta
185
187
188
190
191
192
193
194
194
196
196
198
198
198
202
205
207
207
208
209
210
210
211
211
xxiii
de Robertson et al. (1986) – 1ª campanha (estação chuvosa)................................
Figura 6.12 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta
de Robertson et al. (1986) – 2ª campanha (estação seca)......................................
Figura 6.13 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta
de Robertson et al. (1986) – 3ª campanha (estação chuvosa)................................
Figura 6.14 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta
de Robertson et al. (1986) – 4ª campanha (estação seca)......................................
Figura 6.15 - Ábaco proposto de classificação de solo tropical do DF com os
resultados de todas as campanhas.........................................................................
Figura 6.16 – Caracterização do perfil de solo da obra sem ultra-som – bloco D..
Figura 6.17 – Caracterização do perfil da obra com defloculante e com ultrasom, bloco A.......................................................................................................
Figura 6.18 – Caracterização do perfil da obra sem defloculante e sem ultrasom,
bloco
A................................................................................................................
Figura 6.19 – Curvas granulométricas da obra no bloco A, com defloculante e
com ultra-som e sem defloculante e com ultra-som, na profundidade de 7,0 m –
camada I..............................................................................................................
Figura 6.20 – Curvas granulométricas da obra no bloco A, com defloculante e
com ultra-som e sem defloculante e sem ultra-som, na profundidade de 14,0 m –
camada II.............................................................................................................
Figura 6.21 – Classificação do solo da obra nos blocos B e C segundo a
proposta
de
Eslami
&
Fellenius
(1997)...............................................................................
Figura 6.22 – Classificação do solo da obra nos blocos D e E segundo a
proposta
de
Eslami
&
Fellenius
(1997)...............................................................................
Figura 6.23 – Classificação do solo da obra nos blocos F, G e H segundo a
proposta de Eslami & Fellenius (1997)................................................................
Figura 6.24 – Classificação do solo da obra no bloco A segundo a proposta de
Eslami & Fellenius (1997)....................................................................................
Figura 6.25 – Classificação do solo da obra nos blocos B e C segundo a
proposta
de
Robertson
et
al.
(1986)...................................................................................
Figura 6.26 – Classificação do solo da obra nos blocos D e E segundo a
proposta
de
Robertson
et
al.
(1986)...................................................................................
Figura 6.27 – Classificação do solo da obra nos blocos F, G e H segundo a
proposta de Robertson et al. (1986).....................................................................
Figura 6.28 – Classificação do solo da obra no bloco A segundo a proposta de
Robertson et al. (1986)........................................................................................
Figura 6.29 - Ábaco proposto de classificação de solo tropical do DF com os
resultados de todos os ensaios da obra.................................................................
Figura 6.30 – Perfil típico de qc na argila porosa colapsível de Brasília
(CP7).......
Figura 6.31 – Valores de coesão e ângulo de atrito obtidos nos ensaios de
cisalhamento direto e triaxiais..............................................................................
Figura 6.32 – Comparação entre valores de c’ e φ’ obtidos nos ensaios de
cisalhamento
direto
e
triaxiais
(média
e
medidas
de
dispersão)..............................
212
213
214
214
216
219
220
220
221
222
223
224
224
225
225
226
226
227
228
229
232
232
xxiv
Figura 6.33 – Curva de ajuste do Caso 1..............................................................
Figura 6.34 – Curva de ajuste do Caso 3..............................................................
Figura 6.35 – Curva de ajuste do Caso 4..............................................................
Figura 6.36 – Variação da coesão com a sucção...................................................
Figura 6.37 – Correlação entre K0 natural e saturado...........................................
Figura 6.38 –Ajuste do ensaio pressiométrico a 2,6 m de profundidade (1ª
campanha)...........................................................................................................
Figura 6.39 – Variação da coesão dos ensaios da 1ª e 3ª campanhas (estação
chuvosa)..............................................................................................................
Figura 6.40 – Variação da coesão dos ensaios da 2ª e 4ª campanhas (estação
seca)....................................................................................................................
Figura 6.41 – Variação do ângulo de atrito dos ensaios da 1ª e 3ª campanhas
(estação chuvosa) com calculado do DMT pela proposta de Marchetti & Crapps
(1981)..................................................................................................................
Figura 6.42 – Variação do ângulo de atrito dos ensaios da 2ª e 4ª campanhas
(estação seca) com calculado do DMT pela proposta de Marchetti & Crapps
(1981)..................................................................................................................
Figura 6.43 – Variação do ângulo de atrito dos ensaios da 1ª e 3ª campanhas
(estação chuvosa) com calculado do DMT pela proposta de Marchetti (1997).....
Figura 6.44 – Variação do ângulo de atrito dos ensaios da 1ª e 3ª campanhas
(estação chuvosa) com o calculado do DMT pela proposta de Marchetti (1997).
Figura 6.45 – Perfil de K0 da 3ª campanha calculado através de ensaios triaxiais
e das correlações de Marchetti (1980), Lacasse & Lunne (1988) e Lunne et al.
(1990)..................................................................................................................
Figura 6.46 – Perfis de K0 das 1ª e 3ª campanhas (estação chuvosa) calculados
através de ensaios triaxiais e das correlações de Lunne et al. (1990).....................
Figura 6.47 – Perfis de K0 das 2ª e 4ª campanhas calculados através de ensaios
triaxiais e das correlações de Lunne et al. (1990).................................................
Figura 6.48 – Comparação da pressão limite de expansão (Plim) obtida em
ensaios de PMT e DMT.......................................................................................
Figura 6.49 – Valores de M por Mitchell & Gardner (1975) para os ensaios CP1
e CP6...................................................................................................................
Figura 6.50 – Resultados de módulos de compressão unidimensional (M) das 1ª
e 3ª campanhas (estação chuvosa)...........................................................................
Figura 6.51 – Resultados de módulos de compressão unidimensional (M) das 2ª
e 4ª campanhas (estação seca).................................................................................
Figura 6.52 – Resultados de módulo de Young (E) do ensaio DM1 e DM5
realizados nas estações chuvosa e seca, respectivamente......................................
Figura 6.53 – Resultados de módulo de Young (E) do ensaio CP1 e CP6
realizados nas estações chuvosa e seca, respectivamente......................................
Figura 6.54 – Resultados de módulo de Young (E) pelo CPT, FINE, PLAXIS e
triaxial das 1ª e 3ª campanhas (estação chuvosa)...................................................
Figura 6.55 – Resultados de módulo de Young (E) pelo CPT, FINE, PLAXIS e
triaxial das 2ª e 4ª campanhas (estação seca).........................................................
Figura A.1 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB –
profundidade 1 m.................................................................................................
Figura A.2 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB –
profundidade 2 m.................................................................................................
Figura A.3 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB –
profundidade 3 m.................................................................................................
234
234
235
236
237
241
242
242
245
245
246
246
249
250
250
251
252
253
254
255
256
257
257
286
286
287
xxv
Figura A.4 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB –
profundidade 4 m.................................................................................................
Figura A.5 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB –
profundidade 5 m.................................................................................................
Figura A.6 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB –
profundidade 6 m.................................................................................................
Figura A.7 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB –
profundidade 7 m.................................................................................................
Figura A.8 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB –
profundidade 8 m.................................................................................................
Figura A.9 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB –
profundidade 9 m.................................................................................................
Figura A.10 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB –
profundidade 10 m...............................................................................................
Figura A.11 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB (amostra
total) – profundidades 2, 4, 6, 8 e 10 m................................................................
Figura A.12 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB (fração
argila) – profundidades 2, 4, 6, 8 e 10 m..............................................................
Figura D.1 – Método da NBR 6122/96 para Estaca E1........................................
Figura D.2 – Gráfico para estimativa de carga de ruptura (R) por Van der Veen
(1953)..................................................................................................................
Figura D.3 – Curva carga x recalque do Tubulão T1............................................
Figura D.4 – Método de Chin (1970) para estaca E1............................................
Figura D.5 – Curva carga x recalque da estaca E1................................................
Figura D.6 – Método de Décourt (1999) para o tubulão T1.................................
Figura D.7 – Curva carga x recalque do Tubulão T1............................................
Figura D.8 – Método de Mazurkiewicz (1972) para estaca E6.............................
Figura F.1 – Valores de Nq* de vários autores (Vesic, 1967)...............................
Figura G.1 – Distribuição das deformações totais na estaca E1 (P=270kN)..........
Figura G.2 – Distribuição das deformações totais na estaca E2 (P=300 kN).........
Figura G.3 – Distribuição das deformações totais na estaca E3 (P=270 kN).........
Figura G.4 – Distribuição das deformações totais na estaca E4 (P=210 kN).........
Figura G.5 – Distribuição das deformações totais na estaca E5 (P=270 kN).........
Figura H.1 – Curva de transferência de carga da estaca E2...................................
Figura H.2 – Curva de transferência de carga da estaca E3...................................
Figura H.3 – Curva de transferência de carga da estaca E4...................................
Figura H.4 – Curva de transferência de carga da estaca E5...................................
Figura H.5 – Curva de transferência de carga da estaca E2...................................
Figura H.6 – Curva de transferência de carga da estaca E3...................................
Figura H.7 – Curva de transferência de carga da estaca E4...................................
Figura H.8 – Curva de transferência de carga da estaca E5...................................
Figura I.1 – Estaca E1 – 21/02/00 – LA = 7,8 m; MA =5; WS = 3600; T1=32.....
Figura I.2 – Estaca E4 – 13/11/00 – LA = 7,5 m; MA = 10; WS = 3600;
T1=32..................................................................................................................
Figura I.3 – Estaca E5 – 13/11/00 – LA = 8,1 m; MA = 10; WS = 3600;
T1=32..................................................................................................................
Figura I.4 – Estaca E1 – 11/10/01 – LA = 7,8 m; MA = 10; WS = 3600;
T1=32..................................................................................................................
Figura I.5 – Estaca E2 – 11/10/01 – LA = 7,7 m; MA = 10; WS = 3600;
T1=32..................................................................................................................
287
288
288
289
289
290
290
291
291
312
314
314
315
315
316
317
317
324
326
326
327
327
328
329
329
330
330
331
331
332
332
333
333
334
334
334
xxvi
Figura I.6 – Estaca E3 – 11/10/01 – LA = 8,0 m; MA = 10; WS = 3600;
T1=32..................................................................................................................
Figura I.7 – Estaca E5 – 11/10/01 – LA = 8,1 m; MA = 10; WS = 3600;
T1=32..................................................................................................................
335
335
LISTA DE ABREVIATURAS E SÍMBOLOS
xxvii
A
ABNT
Al
AASHTO
ASTM
Bq
C
c
c’
c’
C1 e C2
Cc
CD
CD
CD
CDnat
CDsat
CIENTEC
CK0D
CK0Dnat
CK0Dsat
CK0U
CK0Unat
CK0Usat
cm
COBRAMSEG
CODEPLAN
COPPE
cp
CPT
CP1 a CP17
CPO1 a CPO15
CPTU
Cs
CU
CUnat
CUsat
CUS
d
d
df
D
Área
Associação Brasileira de Normas Técnicas
Alumínio
American Association of State Highway and Transportation Officials
American Society for Testing and Materials
Parâmetro padrão para interpretação de ensaios de CPTU
Coeficiente em função do tipo de solo sugerido por Décourt (1996)
Coesão natural
Coesão efetiva
Coeficiente de deformabilidade da classificação MCT
Parâmetros elásticos do solo, programa GEOFINE
Índice de compressão
Ensaio de cisalhamento direto consolidado e drenado
Ensaio de compressão triaxial adensado e drenado
Ensaio realizado com defloculante
Ensaio de compressão triaxial adensado e drenado natural
Ensaio de compressão triaxial adensado e drenado saturado
Fundação de Ciência e Tecnologia
Ensaio de compressão triaxial adensado anisotropicamente e drenado
Ensaio de compressão triaxial adensado anisotropicamente e drenado natural
Ensaio de compressão triaxial adensado anisotropicamente e drenado saturado
Ensaio de compressão triaxial adensado anisotropicamente e não drenado
Ensaio de compressão triaxial adensado anisotropicamente e não drenado
natural
Ensaio de compressão triaxial adensado anisotropicamente e não drenado
saturado
Centímetro
Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Engenharia Geotécnica
Companhia de Desenvolvimento do Planalto Central
Instituto Alberto Luiz Coimbra de Pos-Graduacao e Pesquisa de Engenharia
Corpo de prova
Ensaio de penetração de cone elétrico
Ensaios de CPT realizados no campo experimental
Ensaios de CPT realizados na obra
Ensaio de penetração de piezocone
Índice de expansão
Ensaio de compressão triaxial adensado e não drenado
Ensaio de compressão triaxial adensado e não drenado natural
Ensaio de compressão triaxial adensado e não drenado saturado
Granulometria no granulômetro a laser com ultrasom
Deslocamento previsto para ruptura
Diâmetro do amostrador
Graus de liberdade do teste de ajuste Qui-Quadrado
Diâmetro do círculo circunscrito à estaca
xxviii
DF
DMT
DM1 a DM12
DMO1 a DMO3
DN
DNα
DNER
DPL
DP1 a DP3
Dr
DRX
e
e0
e’
E
Ec
ED
Eeod
EMBRAPA
Ei
ek
ESOPT
et al.
E1, a E5
E25
E50
fck
Fe
FR
fs
ft
ftk
fTmáx
fTres
F(x)
g
g/cm3
G
Gs
HRB
Ia
ID
Ip
INMET
IPT/SP
ISC
ISOPT
ISSMGE
k
Distrito Federal
Dilatômetro de Marchetti
Ensaios de DMT realizados no campo experimental
Ensaios de DMT realizados na obra
Diferença máxima entre SN (x) e F(x)
Valores críticos para um determinado α
Departamento Nacional de Estradas de Rodagem
Penetrômetro Dinâmico Leve
Ensaios de DPL realizados no campo experimental
Índice de densidade
Difratometria de raio-x
Índice de vazios
Índice de vazios inicial
Índice de classificação MCT
Módulo de Young do solo
Módulo de elasticidade do concreto
Módulo dilatométrico
Módulo Edométrico
Empresa Brasileira de Pesquisa Agropecuária
Módulo de deformabilidade tangente inicial do solo
Frequências esperadas do teste de ajuste Qui-Quadrado
European Symposium on Penetration Testing
“et alli”
Estacas ensaiadas no campo experimental
Módulo de deformabilidade secante a 25% da tensão de ruptura
Módulo de deformabilidade secante a 50% da tensão de ruptura
Resistência do concreto característica de projeto
Ferro
Razão de atrito do ensaio de CPT
Resistência por atrito lateral do ensaio de CPT
Atrito lateral corrigido do ensaio de CPT
Resistência à tração
Tensão de atrito lateral obtida utilizando o torque máximo
Tensão de atrito lateral obtida utilizando o torque residual
Distribuição acumulada de uma função teórica
Grama
Gramas por centímetro cúbico
Módulo de Deformação Cisalhante
Densidade relativa
Highway Research Board
Índice de atividade
Índice de material (DMT)
Índice de plasticidade
Instituto Nacional de Meteorologia
Instituto de Pesquisas Tecnológicas de São Paulo
International Symposium on Site Characterization
International Symposium on Penetration Testing
International Society for Soil Mechanicas and Foudations Engineering
Coeficiente de aumento da tensão de atrito limite devido ao processo
executivo da estaca do programa GEOFINE
xxix
KD
kg
kgf
kgf/cm2
km
kN
kN/m3
kn
kPA
ks
kT
kx
ky
K0
K-S
L
l
LG’
log
m
mm
m3
M
M
MCT
MCV
MPa
Mres
Mv
n
N
NBR
Nk
NSPT
OCR
P
PC
pF B0
PIP
PIT
PL
PMT
PM1 a PM3
PR
PUC/RJ
Pu
p'
pa
p0
p1
Índice de tensão horizontal do DMT
Quilograma
Quilograma força
Quilograma força por centímetro ao quadrado
Quilômetro
Quilo Newtons
Quilo Newtons por metro cúbico
Permeabilidade para escoamento perpendicular à interface
Quilo Pascal
Permeabilidade para escoamento na direção longitudinal da interface
Coeficiente de empuxo estimado pelo torque
Permeabilidade horizontal
Permeabilidade vertical
Coeficiente de empuxo no repouso
Teste Kolmogorov-Smirnov
Comprimento da seção longitudinal da estaca
Comprimento
Laterítico argiloso
Logaritmo
Metro
Milímetro
Metro cúbico
Módulo de compressão unidimensional do DMT
Módulo volumétrico
Miniature, Compactado, Tropical
Moisture Condition Value
Mega Pascal
Momento residual de torque
Coeficiente variação volumétrica
Porosidade
Índice de resistência à penetração
Norma brasileira
Freqüências observadas na amostra do teste de ajuste Qui-Quadrado
Número de golpes necessários à cravação do amostrador SPT
Coeficiente de pré-adensamento
Peso
Prova de Carga
Pressão correspondente ao término de entrada de ar nos macroporos
Push-In-Pressuremeters – Pressiômetros cravados de inserção direta
Pile Integrity Test
Carga por atrito lateral
Pressiômetro de Ménard
Ensaios de PMT realizados no campo experimental
Carga de ruptura
Pontifícia Universidade Católica
Carga última
Tensão média efetiva
Pressão atmosférica
Pressão inicial do dilatômetro
Pressão requerida para expandir a membrana do dilatômetro em 1,1 mm
xxx
pF
pF/e
pF EAMI
pF EAMA
Plim
Pmáx
P0M
Ptrab
q
qc
qE
qt
R
R
R2
Rinter
RJ
RM
RT
SN(x)
SD
SEFE IV
SGAS
SPT
SPO1 a SPO3
SPT-T
SP1 a SP5
Sr
St
Su
SUS
T
T1
Tlim
Tmáx
Tres
ua
UD
uw
U0
UFPB
UFPE
UFRGS
UFRJ
UnB
UNESP
UNICAMP
USCS
USP
w
Logaritmo da altura de coluna de água em centímetros
Correlação linear da sucção matricial normalizada
Pressão de entrada de ar dos microporos
Pressão de entrada de ar dos macroporos
Pressão limite
Carga máxima
Pressão inicial do tramo pseudo-elástico
Carga de trabalho
Tensão desviadora
Resistência de ponta do ensaio CPT
Resistência de ponta efetiva do ensaio CPT
Resistência de ponta do ensaio CPT corrigida
Carga de ruptura convencional
Raio da estaca
Coeficiente de correlação
Fator de redução de resistência da interface, programa PLAXIS
Rio de Janeiro
Coeficiente de correção do módulo M
Razão de atrito corrigida do ensaio de CPT
Função acumulada
Ensaio realizado sem defloculante
Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia
Setor de Grandes Áreas Sul
Sondagem de simples reconhecimento à percussão
Ensaios de SPT realizados na obra
Sondagem de simples reconhecimento à percussão com medida de torque
Ensaios de SPT-T realizados no campo experimental
Grau de saturação
Parâmetro de sensibilidade pelos CPT
Resistência não drenada do solo
Granulometria no granulômetro a laser sem ultrasom
Torque
Tubulão ensaiado na obra
Força cisalhante limite do programa GEOFINE
Torque máximo
Torque residual
Pressão de ar
Índice de drenagem de camadas de solo (DMT)
Pressão de água
Poropressão de equilíbrio
Universidade Federal da Paraíba
Universidade Federal de Pernambuco
Universidade Federal do Universidade Federal do Rio Grande do Sul
Universidade Federal do Rio de Janeiro
Universidade de Brasília
Universidade Estadual de São Paulo
Universidade Estadual de Campinas
Unified Soil Classification System
Universidade de São Paulo
Teor de umidade
xxxi
wL
wp
ZM
α
α
β
β
δ
δmáx
δmedido
∆A
∆B
∆p
∆pu
φ
φ’
φb
γ
γd
γs
γsat
γW
ν
σ
σ’
σ’ho
σ’vo
σz
ρR
τ
σ’po
Χ
χ2
ψ
Limite de liquidez
Trabalho plástico
Pressão lida quando o dilatômetro está à pressão atmosférica
Coeficiente de adesão
Nível de significância
Fator empírico dos métodos de cálculo de capacidade de carga
Inclinação do trecho B da curva característica
Ângulo de atrito solo / estaca
Recalque máximo
Recalque medido
Pressão requerida para vencer a rigidez da membrana e movimentá-la por
0,05 mm
Pressão requerida para vencer a rigidez da membrana e expandi-la por
1,10 mm
Pressão normal na membrana do dilatômetro
Variação de carga última
Ângulo de atrito do solo
Ângulo de atrito efetivo do solo
Ângulo indicativo do coeficiente de incremento de resistência cisalhante
relativa a sucção mátrica
Peso específico do solo
Peso específico seco do solo
Peso específico aparente dos sólidos
Peso específico saturado
Peso específico da água
Coeficiente de Poisson
Tensão total
Tensão efetiva
Tensão horizontal total “in situ”
Tensão vertical efetiva “in situ”
Tensão geostática
Recalque de ruptura convencional
Tensão cisalhante
Tensão de pré-adensamento
Parâmetro de Bishop
Teste Qui-Quadrado
Dilatância
xxxii
CAPÍTULO 1
1. INTRODUÇÃO
1.1. CONTEXTO GERAL
Os ensaios de campo representam uma necessidade para engenharia geotécnica,
pois podem identificar as camadas e estimar os parâmetros mecânicos do solo para uma
adequada previsão do comportamento das estruturas de fundações, contenção,
dimensionamento de pavimentos, infra-estrutura hídrica, entre outros.
Os ensaios de campo e de laboratório, bem como a retroanálise de casos reais,
foram desenvolvidos para atender as exigências de novas tecnologias construtivas e
gradativamente estabeleceram-se como instrumentos de que dispõe o engenheiro
geotécnico para obtenção de perfis detalhados e representativos do solo, incluindo a
descrição das condições do lençol freático e índices físicos; uma estimativa do estado
inicial de tensões existentes no solo e sua história de tensões, e características tensãodeformação-tempo e resistência do solo.
Nos últimos vinte anos introduziram-se novos e modernos equipamentos de
investigação na prática de engenharia visando ampliar o uso de diferentes tecnologias em
diferentes condições do subsolo. O avanço da eletrônica somado a rápida evolução da
informática, têm proporcionado equipamentos mais apropriados, menores, mais robustos e
mais econômicos. A utilização do Cone Elétrico (CPT), Dilatômetro de Marchetti (DMT),
Pressiômetro de Ménard (PMT) e Penetrômetro Dinâmico Leve (DPL) no Brasil
enriquecem a engenharia geotécnica, uma vez que eles se somam a Sondagem de Simples
Reconhecimento a Percussão (SPT), permitindo um tratamento mais refinado aos
parâmetros obtidos em investigações de campo, com forte consolidação teórica e rápido
1
tempo de resposta. Como resultado, os projetos de fundações são agilizados, permitindo
maior acurácia de resposta.
A versatilidade destes ensaios sobre os ensaios de laboratório conduz ao
desenvolvimento de métodos de interpretação de ensaios de campo para a estimativa das
propriedades do solo. Os ensaios de campo apresentam algumas vantagens sobre os
ensaios de laboratório:
•
eliminação do efeito da perturbação provocada pelo processo de amostragem,
possibilitando a estimativa das propriedades de solos sem os efeitos de amolgamento
durante a amostragem;
•
capacidade de ensaiar um grande volume de solo;
•
eliminação de algumas dificuldades de ensaios de laboratório, como o reestabelecimento do estado de tensão em campo;
•
custos e tempo de execução, possibilitando a realização de um maior número de
ensaios, permitindo uma caracterização mais detalhada do solo. No que se refere aos
solos não saturados, este dois pontos são fundamentais, pois a sucção imposta em
laboratório pode levar dias para equalização;
•
os resultados ficam prontamente disponíveis.
Em contrapartida, como nem sempre são obtidas amostras, a identificação e
classificação do solo tornam-se mais difíceis; têm-se um menor controle sobre as tensões
de confinamento e sobre as condições de drenagem; as condições de contorno dos ensaios
de campo são geralmente complexas, sendo a interpretação dos ensaios realizada com base
em abordagens empíricas e calibrações para converter resultados de ensaios de campo em
propriedades geotécnicas apropriadas para o projeto (exemplo: SPT, CPT e DMT), ou
exigem hipóteses simplificadoras quando do desenvolvimento de métodos analíticos
(exemplo: PMT e palheta).
Com o desenvolvimento científico de métodos de investigação torna-se necessário a
sua aplicação em solos não saturados, mediante a utilização de novas técnicas de ensaios
que possibilitem a determinação dos parâmetros de resistência e deformabilidade com
identificação das condições de drenagem e monitoração dos níveis de sucção que tornam
atípico o comportamento de solos não saturados.
Poucos resultados de ensaios de CPT, DMT, PMT ou DPL realizados em solos
porosos do Centro-Oeste do Brasil estão disponíveis na literatura. Estes solos geralmente
2
causam problemas às estruturas neles assentes, em razão da sua baixa capacidade de carga
e comportamento colapsível. O comportamento deste tipo de solo é complexo, sendo
influenciado pela trajetória de tensões, sucção, condições geológicas, dentre outros fatores,
merecendo atenção na interpretação dos ensaios de campo. A grande virtude destes ensaios
avançados está na consolidação internacional das metodologias e padronização, permitindo
comparações diretas de resultados e experiências locais.
1.2. OBJETIVO DA PESQUISA
Este trabalho tem como objetivo a análise de resultados de ensaios de campo do
tipo CPT, DMT, PMT, SPT-T e DPL para fins de projeto geotécnico em perfis de solo
tropical não-saturado, típico da região Centro-Oeste do Brasil. São fornecidas informações
básicas sobre os ensaios, seu desenvolvimento, componentes, calibrações e técnicas de
utilização. Os métodos de interpretação de resultados são discutidos e ilustrados com base
em resultados experimentais obtidos, sendo a principal ênfase da tese o comportamento da
camada de solo poroso mediante a obtenção de parâmetros geotécnicos para aplicação em
metodologias de projeto de fundações profundas no Distrito Federal, com a avaliação do
seu desempenho e considerando a variação da sucção ao longo do ano.
1.3. ESCOPO DA TESE
Esta tese foi estruturada em sete capítulos e nove apêndices. O Capítulo 1 apresenta
o contexto geral da evolução dos ensaios de campo em solos porosos colapsíveis, não
saturados, enfatizando a sua aplicação em fundações profundas. O objetivo básico desta
tese também é apresentado neste capítulo, juntamente com o escopo da tese.
No Capítulo 2 apresenta-se uma revisão das características gerais dos ensaios de
campo associadas aos procedimentos adotados em sua execução, exigência indispensável à
obtenção de resultados padronizados e interpretações. É feito um breve histórico da
evolução dos ensaios de campo, relatando desde o equipamento utilizado até as principais
aplicações na prática da engenharia geotécnica, dando-se ênfase à experiência acumulada
no Brasil. Metodologias consagradas de análise de resultados de determinação
estratigráfica do perfil do subsolo, a classificação dos solos e a previsão de propriedades
dos materiais prospectados, particularmente de depósitos de solos lateríticos, não
saturados, são os principais aspectos abordados. Apresenta ainda, as metodologias de
3
previsão de capacidade de carga e recalque aplicadas as estacas escavadas, assentes em
solos não saturados, utilizadas na análise das provas de carga realizadas em diferentes
épocas do ano e as ferramentas numéricas utilizadas (programa GEOFINE, versão 4, e
PLAXIS, versão 7.1).
O Capítulo 3 descreve o programa experimental adotado baseado na realização dos
ensaios de campo e laboratório e provas de carga . O objetivo do programa experimental
foi analisar a influência da sucção nos resultados dos ensaios e também avaliar as
potencialidades dos ensaios de campo no estudo do comportamento de fundações
profundas. A caracterização fisiográfica, climatológica, aspectos geológicos e os solos
característicos do DF são abordados. O capítulo descreve as principais particularidades
deste tipo de material, dos parâmetros e investigações e, também, os procedimentos e os
equipamentos utilizados na execução dos ensaios e seus respectivos períodos de realização.
Um enfoque estatístico é dado aos resultados de CPT com o objetivo de descrever a
variabilidade espacial das propriedades do solo do campo experimental.
O Capítulo 4 apresenta os resultados dos ensaios de campo e suas relações com a
variação de umidade, visando verificar eventuais influências da variabilidade sazonal nos
resultados dos ensaios de campo.
As análises dos resultados obtidos nas provas de carga e retroanálises por
simulações numéricas realizadas são apresentadas no Capítulo 5. Na tentativa de obtenção
da carga de ruptura por métodos de extrapolação, apresenta-se uma análise detalhada dos
principais métodos e sua adequada utilização em provas de carga executadas no DF.
Descrevem-se os resultados obtidos nas previsões do comportamento das
fundações
(capacidade de carga e recalque) levando-se em conta a variabilidade sazonal. Apresentase ainda, um análise paramétrica dos parâmetros de resistência (c e φ) e módulo de
elasticidade dos solos obtidos através de retroanálises utilizando-se os programas
GEOFINE e PLAXIS.
Um estudo detalhado do perfil estratigráfico e dos parâmetros do solo obtidos via
ensaios de campo e laboratório são apresentados no Capítulo 6. Descreve-se os
procedimentos de classificação do solo por meio dos ensaios de CPT e DMT, comparandoos com as classificações tradicionais via análise granulométrica e limites de Atterberg e
metodologia MCT, específica para solos tropicais. Este capítulo mostra também análises
qualitativas realizadas com parâmetros obtidos no laboratório e no campo, objetivando
avaliar as potencialidades dos ensaios de campo na previsão dos parâmetros e
comportamento do solo.
4
O Capítulo 7 relata as conclusões oriundas das avaliações e análises realizadas
nesta tese, incluindo também algumas sugestões para pesquisas futuras.
O Apêndice A reúne os difratogramas do solo do campo experimental da UnB.
Os certificados de calibração do Cone e Piezocone encontram-se no Apêndice B.
O Apêndice C apresenta os resultados médios dos ensaios de campo.
No Apêndice D tem-se a descrição detalhada dos métodos gráficos de extrapolação
das curvas carga-deslocamento utilizados nesta pesquisa.
O Apêndice E reúne os resultados básicos das provas de carga executadas no
campo experimental e em obra local.
As considerações adotadas e os resultados obtidos na previsão de capacidade de
carga e recalque das fundações são mostrados no Apêndice F.
As distribuições de deformações totais obtidas pelo programa PLAXIS são vistas
no Apêndice G.
No Apêndice H são vistas as curvas de transferência de carga obtidas por análises
numéricas.
E finalmente os ensaios de PIT realizados antes e após as provas de carga do campo
experimental estão apresentados no Apêndice I.
5
CAPÍTULO 2
2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
2.1. ENSAIOS DE CAMPO
Neste item apresenta-se uma revisão das características gerais dos ensaios de
campo, mediante breve histórico da evolução dos ensaios e suas principais aplicações na
prática da engenharia geotécnica.
2.1.1. Cone Elétrico e Piezocone (CPT/CPTU)
Nos últimos anos o ensaio de CPT/CPTU tem adquirido grande projeção no meio
geotécnico, por tratar-se de um ensaio de execução simples e que oferece resultados
contínuos de excelente repetibilidade. Este ensaio fornece uma boa avaliação da descrição
do perfil estratigráfico com relação ao tipo de solo, formação de camada, espessura,
uniformidade, continuidade, definição da posição do nível d’água e da estimativa de
parâmetros mecânicos dos solos.
Os primeiros ensaios de penetração de cone surgiram na década de 30. Dois
equipamentos foram desenvolvidos no Laboratório de Mecânica dos Solos de Delph, na
Holanda. Esta é a razão pela qual o ensaio é também denominado de ensaios de cone
holandês (Meigh, 1987). As primeiras referências ao ensaio remontam à década de 1930 na
Holanda (Barentsen, 1936), consolidando-se a partir da década de 1950 (Begemann, 1963
e 1965). Relatos detalhados do estado do conhecimento, enfocando aspectos diversos da
prática de engenharia, podem ser encontrados em Schmertmann (1978 e 1988), Meigh
(1987), Robertson & Campanella (1988), Campanella (1995), Lunne et al. (1997) e nas
conferências específicas dedicadas ao tema: ESOPT I e II – “Europen Symposium on
Penetration Testing” em 1974 e 1982, respectivamente; “Symposium on Cone Penetration
6
Testing and Experience”, ASCE, em 1981; ISOPT I – “International Symposium on
Penetration Testing” em 1988; CPT’95 – “International Symposium on Cone Penetration
Testing” em 1995; ISC’ 98 – “International Symposium on Site Characterization” em
1998; BIC’2000 – Seminário Brasileiro de Investigações de Campo em 2000;
“International Conference on In Situ Measurement of Soil Properties and Case Histories”,
Bali em 2001 e no ISC-2 – “Second International Conference on Site Characterization” a
ser realizado na cidade do Porto, Portugal em 2004.
No Brasil, o ensaio chegou em meados da década de 50, trazido pela Companhia de
Estacas Franki (Velloso, 1959). A partir daí outros projetistas passaram a empregar o
ensaio para o projeto de estacas, motivando o desenvolvimento de métodos de estimativas
de capacidade de carga no Brasil (Aoki & Velloso, 1975 e Velloso, 1981), sendo os
primeiros trabalhos sobre cone mecânico relatados por Costa Nunes (1958), Velloso
(1959), Danziger & Velloso (1986) e Prezzi (1990).
O surgimento do cone elétrico não está claramente definido. Segundo Heijnen
(1974) desde 1950 vários cones elétricos vinham sendo usados na Holanda. Em 1957
produziu-se o primeiro penetrômetro elétrico Delft, no qual media-se o atrito lateral
separadamente. No ano de 1965 a Fugro desenvolveu um cone denominado tipo subtração,
assim denominado porque na primeira célula de carga media-se a resistência de ponta, e na
segunda media-se, simultaneamente, a resistência de ponta e atrito lateral (resistência
total). O atrito lateral era obtido a partir da diferença entre os valores medidos nas duas
células de carga (De Ruiter, 1971). Begemann (1963) relata o uso de cones elétricos com
“strain gauges” para medir a resistência de ponta. Lunne et al. (1997) informam que de
acordo com Broms & Flodin (1988) os primeiros equipamentos foram provavelmente
desenvolvidos na Alemanha durante a II Guerra Mundial.
Na década de 70 os cones elétricos passaram a medir a resistência de ponta e o
atrito lateral local por meio de células de carga elétricas. Existiam dois tipos de cone
elétrico, o primeiro capaz de medir apenas resistência de ponta, e o segundo denominado
cone de atrito, media resistência de ponta e atrito lateral (De Ruiter, 1971).
Os cones elétricos apresentam uma grande evolução em relação aos cones
mecânicos, pois as células de carga têm maior sensibilidade, sendo suas medidas elétricas
simples e confiáveis, possibilitando leituras contínuas e registro facilitado dos resultados.
Os cones elétricos, de modo geral, têm as mesmas dimensões básicas dos cones mecânicos,
ou seja, ângulo do cone de 60º e área de base de 10 cm2. O atrito lateral é medido em uma
luva cilíndrica localizada atrás da base do cone com 105 cm2 de área lateral, tal como no
7
cone de Begemann. Os cones empregados na Europa foram padronizados (ISSMFE, 1977)
e de forma semelhante surgiu a padronização americana, descrita na ASTM D 3441
(1979), como mostra a Figura 2.1.
Figura 2.1 – Ilustração da geometria típica de um cone (a) Lunne et. al. (1997) e (b)
Ortigão (1995).
As medidas de poro-pressões durante a cravação de uma sonda foram realizadas
pela primeira vez no início da década de 70. Em 1974, no “I European Symposium on
Penetration Testing” (ESOPT-I) em Estocolmo, foram apresentados exemplos de medida
de poro-pressão durante a penetração do cone. Este equipamento era exatamente um cone
elétrico provido de um transdutor de poro-pressão associado a um elemento poroso. A
medida de poro-pressão durante a cravação de uma sonda tem, como referências iniciais,
Janbu & Senneset (1974), Wissa et al. (1975) e Torstensson (1975 e 1977).
O termo piezocone surgiu no início da década de 80, com inserção, no
penetrômetro, de medidores de poro-pressão. A partir daí muitos pesquisadores em todo o
mundo passaram a empregar os elementos de medida de poro-pressão incorporados aos
cones elétricos (Campanella & Robertson, 1981; De Ruiter, 1981). A combinação de
medidas de resistência e poro-pressão adicionou uma nova dimensão à interpretação
analítica dos dados (Figuras 2.1).
8
Os principais atrativos do ensaio são o registro contínuo da resistência à penetração,
fornecendo uma descrição detalhada da estratigrafia do subsolo, informação essencial à
composição de custos de um projeto geotécnico, e a eliminação de qualquer influência do
operador nas medidas de ensaio (“operator independent”). As grandezas medidas são a
resistência de ponta qc e o atrito lateral fs, sendo a razão de atrito FR (= fs/qc) o parâmetro
derivado do ensaio, mais utilizado para a classificação dos solos.
Os primeiros procedimentos de ensaio surgiram na década de 40 (Vermeiden,
1948), seguidos dos trabalhos de Begemann (1963) e De Ruiter (1971). Em 1989 surge a
“International Reference Test Procedure for Cone Penetration Test, CPT”, ISSMFE
(1989), que respeitou as dimensões anteriormente padronizadas. Em 1979 surge a norma
americana D-3441 (ASTM, 1979), substituída pela D-5778 (ASTM, 1995) e em 1991 a
brasileira NBR-12069 (ABNT, 1991a), Ensaio de Penetração de Cone In Situ (CPT).
Os primeiros ensaios de cone no Brasil foram realizados em condições offshore,
para obtenção de dados para projetos de plataforma de exploração e produção de petróleo
(Bogossian & Mcentee, 1978). Ortigão et al. (1985), Rocha Filho (1986) e Rocha Filho &
Sales (1994) apresentam também resultados de ensaios offshore.
A utilização do CPT/CPTU no Brasil tem sido principalmente relacionada à
atuação de universidades, seja no que diz respeito ao desenvolvimento de equipamento,
seja apenas na realização de ensaios. Os trabalhos desenvolvidos têm sido fundamentais no
estabelecimento de padrões e procedimentos, como Rocha Filho & Carvalho (1988),
Danziger (1990), Bezerra (1996), Danziger et al. (1997). As principais instituições que se
dedicam atualmente à pesquisa desta técnica, realizando importantes trabalhos com o
equipamento, são COPPE/UFRJ, PUC-RJ, UFRGS, UFPE, UFPB, UNESP, UNICAMP e
a UnB.
Rocha Filho (1992) apresentou um relato abordando a aplicabilidade de ensaios in
situ, incluindo CPT (elétrico e mecânico) para o projeto geotécnico de fundação em solos
residuais, com ênfase aos procedimentos de ensaios e interpretação.
Uma descrição da experiência nacional foi apresentada por Rocha Filho & Schnaid
(1995). No BIC I, Danziger & Schnaid (2000) apresentaram um relato completo com
recomendações para o ensaio, enfocando desde o equipamento utilizado (histórico e
padronização), procedimentos na execução do ensaio, normalização, e aspectos básicos de
interpretação de resultados e as principais aplicações da prática da engenharia, sendo dado
ênfase à experiência acumulada no Brasil.
Destaca-se alguns trabalhos que relatam a experiência brasileira de ensaios de
9
CPTU: Borges Neto (1981), Guimarães (1983), Alencar Jr. (1984), Lethola (1984), Sales
(1988), Danziger et al. (1989), Danziger (1990), Diniz Filho (1990), Oliveira (1991),
Fraiha Neto (1991), Árabe (1993), Bezerra (1996), Soares (1997), Sandroni et al. (1997) e
Coutinho et al. (1998). Outros trabalhos também relevantes com o CPT: Menezes (1990),
Averbeck (1995), Farias (1999), Giacheti (2001) e Mondelli et al. (2002).
A experiência local na utilização do ensaio numa argila porosa tropical, limita-se a
Ortigão (1994a) ou Ortigão et al. (1996), que executaram um ensaio de CPTU durante a
execução do metrô/DF, Goulart et al. (2002), que apresentaram oito sondagens de CPT
executadas em Águas Claras-DF para previsão da capacidade de carga de estacas e Mota et
al. (2000a; 2002a; 2002b; 2002c), que apresentaram as análises iniciais desta pesquisa.
Os resultados de ensaios de CPT e CPTU podem ser interpretados para três
finalidades distintas: (i) identificação de perfil estratigráfico e classificação dos solos, (ii)
obtenção de parâmetros geotécnicos e (iii) aplicação direta em projeto de fundações. Um
relato amplo pode ser encontrado em Rocha Filho & Schnaid (1995) e Danziger & Schnaid
(2000) que apresentam aspectos indispensáveis à interpretação do ensaio, considerando
métodos consagrados de análise visando a aplicação dos resultados à prática de engenharia.
Segundo Campanella et al. (1985) o ensaio de CPTU constitui-se numa ferramenta
de investigação com respeito à determinação da estratigrafia do subsolo. Tornou-se uma
técnica consagrada internacionalmente e em muito pouco tempo passou a ser conhecido
como um instrumento para detectar e detalhar a estratigrafia do subsolo. A obtenção
conjunta das medidas de qc, fs e poro-pressões geradas durante o processo de cravação
permitem identificar camadas do subsolo de qualquer consistência e espessura.
Diversos autores apresentaram propostas de classificação dos solos a partir de
resultados de CPT/CPTU, estando algumas proposições consagradas na prática da
engenharia, sendo, em geral, satisfatórias para classificação de solos sedimentares
brasileiros, porém não foram testadas de forma sistemática em depósitos residuais
(Quaresma et al.,1996 e Danziger & Schnaid, 2000). A classificação do solo pode ser
obtida através de procedimentos gráficos que, a partir dos resultados de ensaios de CPT,
relacionam qc versus FR ou qc versus fs. No caso do CPTU, as informações qualitativas do
CPT são complementadas através de medidas de poro-pressões geradas durante a cravação.
Neste caso, utiliza-se um novo parâmetro de classificação dos solos, Bq, e as metodologias
sugerem relacionar qt versus Bq como indicativo do tipo de solo (Tabela 2.1).
10
Tabela 2.1 – Propostas de interpretação de perfis de solo.
Referência
Ensaio
Begemann (1965), Sanglérat (1972), Schmertmann
cone de
(1978), Searle (1979)
Begemann
Douglas & Olsen (1981), Robertson & Campanella
CPT
(1983) e Robertson et al. (1986)
Eslami & Fellenius (1997)
CPTU
Jones et al. 1981, Senneset & Janbu (1984),
CPTU
Robertson et al. (1986)
Robertson (1990)
CPTU
Grandezas
qc x FR
qc x FR
qE x fs
qt x Bq
qt x ft
Os perfis estratigráficos obtidos a partir de resultados de CPT são interpretações de
cartas de classificação de solo que foram propostas inicialmente por Douglas & Olsen
(1981), a partir da resistência de ponta (qc) e razão de atrito (FR) determinadas com o cone
elétrico. A carta de classificação proposta por Robertson et al. (1986), que utiliza a
resistência de ponta corrigida (qt) e o parâmetro de classificação (Bq) determinadas com o
piezocone, apresenta além da classificação do solo, a tendência de variação do índice de
densidade (Dr), razão de pré-adensamento (OCR), sensibilidade (St) e índice de vazios (e).
Posteriormente, Robertson (1990) propôs um refinamento de Robertson et al. (1986) para
ser utilizado em resultados de sondagens com profundidades superiores a 30 m.
Recentemente Eslami & Fellenius (1997) desenvolveram uma carta de classificação
de solo para aplicação específica em projetos de estacas, baseada em uma consistente base
de dados de CPT e CPTU associada a resultados de amostragens e ensaios laboratoriais de
20 locais em 5 países. Os parâmetros de entrada utilizados são a resistência de ponta
efetiva (qE) e o atrito lateral (fs).
O desenvolvimento de correlações ou ábacos de classificação ajustados
regionalmente devem ser encarados como guias para avaliação do comportamento do solo
e não como gráficos de classificação granulométrica (Campanella & Robertson 1988).
Na literatura internacional existem numerosas propostas para obtenção de
parâmetros geotécnicos. Tais propostas, na maioria dos casos, são relativas ao ensaio
CPTU, pois a medida de poro-pressão adicionou uma nova dimensão às potencialidades do
ensaio de CPT. Segundo Lunne et al. (1997), estas correlações são relativas a solos
sedimentares.
Cunha (1996a) e Schnaid (2000) apresentam a relação dos parâmetros de solos
derivados dos ensaios de CPT/CPTU.
11
2.1.2. Dilatômetro de Marchetti (DMT)
O dilatômetro tem se mostrado como um método prático e confiável para
determinação de parâmetros geotécnicos dos solos, tendo sido usado no Brasil a partir de
meados de 1986 com sucesso em diversas obras de engenharia (Quaresma et al., 1996).
O dilatômetro foi desenvolvido em 1975, na Itália, pelo Professor Silvano
Marchetti, pesquisador responsável pela concepção e construção do equipamento. A
técnica foi patenteada na Itália em 1977, introduzido na América do Norte em 1980 e
desde então tem se mostrado um ensaio simples e atrativo (Figura 2.2).
Cabos
Duto pneumático
15 mm
Membrana
Flexível
Membrana
Flexível
60 mm
Dilatômetro
Seringa
94 mm
Seringa
de
Calibração
Dilatômetro
Sistema de medição
Figura 2.2 – Layout da lâmina e do sistema de medição do Dilatômetro de Marchetti.
A formulação dos conceitos básicos associados à sua interpretação foi proposta por
Marchetti (1975, 1980 e 1997) e Schmertmenn (1982). Ambos propõem que os parâmetros
do solo sejam obtidos em função dos índices dilatométricos.
O ensaio foi normalizado nos Estados Unidos em 1986 (ASTM, 1986) e na Europa
em 1995, não havendo ainda normalização específica no Brasil.
Revisões extensas do estado do conhecimento podem ser encontradas em Marchetti
(1980, 1997), Schmertmann (1986 e 1988), Lutenegger (1988), Lutenegger & Kabir (1988)
e Lunne et al. (1989).
12
Segundo Marchetti (1980) as hipóteses adotadas no desenvolvimento do ensaio
assumem: as perturbações geradas pela inserção do DMT no solo são inferiores à média
observada em outras técnicas de penetração e as medidas são obtidas para pequenas
deformações do diafragma e correspondem ao comportamento do solo na fase elástica.
Por meio do DMT pode-se determinar o perfil estratigráfico do solo. Com base em
evidências de resultados obtidos em diferentes tipos de solo, determinou-se que o índice do
material ID, obtido a partir das pressões corrigidas p0 e p1 do ensaio, é controlado pelo
tamanho dos grãos do solo e relativamente independe do OCR (Marchetti, 1980) e do grau
de saturação do solo (Lacasse & Lunne, 1988). Segundo Marchetti (1997), ID é um
parâmetro que reflete o comportamento mecânico do solo e não o resultado de uma análise
granulométrica, sendo possível uma boa indicação do comportamento e da granulometria
do solo estudado. A correlação de ID versus tipo de solo proposta por Marchetti (1980)
fornece uma estimativa do tipo de solo.
Os parâmetros geomecânicos do solo são estimados a partir de correlações de
natureza semi-empírica sendo as correlações existentes desenvolvidas para areia e argilas
de origem sedimentar (Marchetti, 1980; Marchetti & Crapps, 1981 e Schmertmann, 1983).
A interpretação empírica é a principal limitação do DMT, sendo fundamental a realização
de pesquisas de forma a estabelecer bancos de dados válidos para solos brasileiros.
Segundo Schnaid (2000) a experiência brasileira é ainda incipiente, restringindo-se
à validação da experiência internacional em condições locais, com base na comparação
com outros ensaios de campo e laboratório. Destes trabalhos destacam-se Soares et al.
(1986), Bogossian et al. (1988 e 1989), Décourt (1989), Bogossian & Muxfeldt (1993),
Vieira (1994), Pereira & Coutinho (1998), Paula et al. (1998) e Palocci et al. (2000).
Dentre as pesquisas realizadas no DF sobre o assunto citam-se: Ortigão (1993),
Ortigão (1994a e 1994b), Ortigão et al. (1994 e 1996), Perez (1997), Jardim (1998), Cunha
& Perez (1998), Cunha et al. (1999) e Cunha & Mota (2000), Mota et al. (2000b; 2002a) e
Passos et al. (2002).
2.1.3. Pressiômetro de Ménard (PMT)
A utilização de tecnologias mais avançadas constitui-se numa forma de melhor
aproveitar as potencialidades naturais dos solos visando a sua utilização em engenharia. No
que se refere à engenharia geotécnica, a utilização do pressiômetro soma-se ao CPT e ao
DMT, permitindo um tratamento mais refinado aos parâmetros do solo, com forte
13
consolidação teórica e rápido tempo de resposta. O pressiômetro pode ser aplicado
potencialmente em projetos geotécnicos, além de ser uma ferramenta para caracterização
de perfis de solos tanto argilosos quanto arenosos.
O primeiro pressiômetro que se tem notícia foi desenvolvido por Klöger, em 1933,
que não logrou sucesso no seu invento devido às dificuldades na interpretação dos
resultados e limitações tecnológicas da época, pois não existiam borrachas sintéticas e
tubulações semi-rígidas. O termo pressiômetro foi introduzido pelo engenheiro francês
Louis Ménard, 1955, seu precursor, para definir um elemento de forma cilíndrica projetado
para aplicar uma pressão uniforme nas paredes de um furo de sondagem, através de uma
membrana flexível, promovendo a conseqüente expansão de uma cavidade cilíndrica na
massa de solo. Modernamente, o equipamento é reconhecido e utilizado como ferramenta
rotineira de investigação geotécnica, sendo particularmente útil na determinação do
comportamento tensão-deformação de solos in situ (Cunha, 1994 e Schnaid, 2000).
Os pressiômetros são classificados em três categorias, segundo a sua forma de
inserção no solo: pressiômetros para ensaios em furação prévia (PMT), pressiômetros autoescavantes (SBP) e pressiômetros cravados ou de inserção direta (PIP). A Figura 2.3
apresenta o pressiômetro de Ménard (PMT), para ensaios com perfuração prévia.
Figura 2.3 – Ilustração do pressiômetro de Ménard (PMT).
14
Descrições detalhadas sobre o histórico, tipos e aplicações do pressiômetro podem
ser encontradas em livros específicos (Baguelin et al., 1978; Mair & Wood, 1987; Briaud,
1992; Clarke, 1995).
A utilização do pressiômetro apresenta claras vantagens, pois permite a obtenção:
da relação tensão-deformação do solo in situ, segundo hipótese de deformação; do módulo
de deformação; da pressão de escoamento, mais conhecida como “creep pressure” e da
pressão limite associada às condições de ruptura do solo. Destacando-se como virtudes do
ensaio a possibilidade de medir as propriedades de deformação do solo, a resistência limite
ou de ruptura.
As condições de contorno podem ser expressas via teorias de expansão de cavidade
(Cunha, 1994). Segundo Schnaid & Mántaras (1998) as soluções analíticas de expansão de
cavidade cilíndrica propostas por Carter et al. (1986) e Yu & Houlsby (1991, 1995)
representam a natureza coesivo friccional dos solos, e podem ser aplicadas em um solo não
saturado.
Os primeiros equipamentos e ensaios pressiométricos realizados no Brasil são da
década de 1970 e são creditados à Pontifícia Universidade Católica PUC/RJ e ao Instituto
de Pesquisas Tecnológicas (IPT/SP). A Universidade Federal do Rio Grande do Sul, em
conjunto com a Fundação de Ciência e Tecnologia (CIENTEC/RS), vem desenvolvendo
estudos de solos com um pressiômetro Ménard desde o início da década de 90. Segundo
Schnaid et al. (1995), embora limitado a centros de pesquisa, já existe alguma experiência
relacionada ao uso e interpretação de pressiômetros em solos brasileiros. Em 1998, com a
aquisição de um pressiômetro tipo Ménard, a Universidade de Brasília iniciou suas
pesquisas. A UFPB/CG, USP, PUC/RJ, UNICAMP também vêm se dedicando a utilização
desta técnica.
As principais referências sobre ensaios pressiométricos no Brasil, são: Brandt
(1978), Sandroni & Brandt (1983), Rocha Filho & Romanel (1983), Toledo (1986), Rocha
Filho & Toledo (1990), Schnaid & Rocha Filho (1994), Nakahara (1995), Schnaid et al.
(1995), Bosch (1996), Ortigão et al. (1996), Soares (1997), Cavalcante (1997), Silva
(1997), Schnaid & Mántaras (1998), Kratz de Oliveira (1999), Medeiros (1999), Furtado
(1999), Soares (1999), Cunha et al. (2000), Kratz de Oliveira & Schnaid (2000a e 2000b),
Kratz de Oliveira et al. (2000), Vecchi et al.(2000), Cavalcante et al. (2000), Cunha et al.
(2001), Kratz de Oliveira et al. (2001) e Kratz de Oliveira (2002).
Os trabalhos realizados na UFRGS (Silva, 1997, Kratz de Oliveira 1999 e 2002)
demonstram que para uma interpretação racional dos resultados de ensaios em solos não
15
saturados é necessária a determinação prévia da sucção matricial in situ. Neste estudo,
portanto, buscou-se medir a umidade do solo paralelamente à realização de cada ensaio
pressiométrico.
Em 1992, durante um programa de investigação geotécnica para o Metrô/DF foram
realizados ensaios pressiométricos tipo Ménard em dois furos de sondagem na Asa Sul,
sendo que Ortigão et al. (1996) aplicaram a solução de Carter et al. (1986) na análise dos
resultados destes ensaios. Cunha et al. (2000) apresentaram resultados de ensaios na
ardósia alterada de Brasília. Vecchi et al. (2000) mostraram solução proposta por Kratz de
Oliveira (1999), modificada a partir de Yu & Houlsby (1991), para a interpretação de
ensaios pressiométricos realizados no campo experimental da UnB, entre os meses de
agosto a setembro de 1998 e em março de 1999.
A interpretação dos dados de ensaios pressiométricos, aplicada à previsão de
parâmetros, pode ser feita de forma tradicional, como descrito Baguelin et al. (1978), ou
racional, utilizando-se de soluções analíticas (Ortigão et al., 1996; Bosch et al., 1997;
Cunha, 1994 e Cunha, 1996b) e numéricas (Mántaras, 1995; Schnaid et al. 1995).
Os resultados de ensaios pressiométricos são extremamente sensíveis à técnica de
instalação, assim como ao procedimento de ensaio e à metodologia de interpretação. Cunha
(1998) apresentou uma metodologia simplificada para quantificar o distúrbio gerado
durante a realização do ensaio de PMT. Como a qualidade do ensaio é refletida na curva
pressiométrica obtida, esta metodologia baseia-se no ajuste de curva, sendo o coeficiente
de distúrbio igual ao número que mede o desvio médio para as deformações de 1 e 3%
(tangenciais) da curva de ensaio. Segundo Cunha (1998), o valor do coeficiente de
distúrbio varia de 0% para ensaios com ausência de perturbação até 100% quando ocorre
perturbação total. Vecchi et al. (2000) adotaram valores do coeficiente de distúrbio menor
que 15% para selecionar os ensaios, na condição natural e inundada, mais representativos
do campo experimental da UnB.
A maioria dos métodos de interpretação baseada em soluções analíticas utiliza a
técnica de ajuste de curva no qual a curva experimental fornecida pelo ensaio é comparada
com o resultado de uma curva teórica gerada analiticamente por uma simulação no
computador, que por sua vez é resultante da aplicação da teoria de expansão de cavidade
cilíndrica. Os parâmetros que levam à geração desta curva são escolhidos pelo usuário, que
julga a qualidade do ajuste. A interdependência dos parâmetros constitutivos envolvidos (c,
φ, σh0 e G) elimina a ocorrência de erros grosseiros na interpretação dos ensaios
pressiométricos, pois a escolha de um valor pouco realista para qualquer uma das variáveis
16
reduz a possibilidade de ajuste (Cunha, 1996b; Schnaid, 2000 e Vecchi et al., 2000). Como
limitação a esta abordagem, no entanto, deve-se destacar que não se trata de um método
determinístico de obtenção de parâmetros constitutivos do solo. Ou seja, mais de um
conjunto de valores pode fornecer um ajuste satisfatório, exigindo julgamento geotécnico e
bom senso para a escolha do conjunto representativo.
Neste trabalho, em particular, foi utilizado um modelo elasto-plástico modificado
por Cunha (2002) a partir de Cunha (1996b) para a interpretação de ensaios
pressiométricos em solos friccionais A este modelo foram incorporadas mais duas
variáveis que compreendem a sucção mátrica do solo (ua – uw) e o ângulo de atrito
dependente da sucção mátrica (φb). Desta maneira, contempla-se as duas parcelas de
coesão (c) para solos não saturados, a parcela relativa à coesão efetiva, c’, dada pela
cimentação do solo, e a parcela de coesão aparente, tgφb(ua – uw), fornecida pela sucção
mátrica do solo, sendo a sucção obtida a partir da curva característica. O coeficiente de
Poisson pouco influência nos resultados e devido à característica colapsível do solo em
estudo, adotou-se a dilatância (ψ) como sendo nula.
Nesta pesquisa limitou-se ao ajuste do trecho de carregamento da curva, devido ao
fenômeno de fluência observado no final dos ensaios na argila porosa de Brasília e ao
modelo proposto. Segundo Vecchi et al. (2000), com base nesta evidência em especial,
pode-se sugerir uma mudança no procedimento de ensaio recomendado pela norma
americana D 4719 (ASTM, 1987), de tal forma que ao final do carregamento mantenhamse a pressão de cavidade constante até estabilização completa das deformações. Somente
após este período inicia-se o descarregamento. Salienta-se que Cunha (1994) já preconizou
este procedimento para os trechos anteriores à realização do ciclo de descarga-recarga da
curva pressiométrica, sugerindo que a descarga fosse realizada para um valor de fluência
inferior a 0,01%/min.
2.1.4. Sondagem de Simples Reconhecimento sem e com Torque (SPT e SPT-T)
A sondagem de simples reconhecimento (“Standard Penetration Test” – SPT),
desenvolvida no final da década de 20, é reconhecidamente a mais popular, rotineira e
econômica ferramenta de investigação geotécnica, sendo ainda um processo dominante na
prática da engenharia geotécnica. Permite uma indicação da compacidade de solos
granulares, como também a identificação da consistência de solos coesivos. As vantagens
17
com relação aos demais ensaios são: simplicidade do equipamento, baixo custo, obtenção
de valores numéricos de resistência a penetração, retirada de amostras e a identificação da
posição do nível d’água (Schnaid, 2000).
Em 1939, o SPT foi introduzido no Brasil pelo Eng. Odair Grillo através do IPT de
São Paulo e, em 1945, o Eng. Milton Vargas apresenta o primeiro trabalho sobre o ensaio
(Teixeira, 1993). A primeira normalização do ensaio SPT foi realizada em 1958, pela
ASTM, sendo a normalização norte-americana D 1586-67 (ASTM, 1967) utilizada com
freqüência na América do Sul. Apesar da norma Brasileira, NBR 6484/80 (ABNT, 1980),
observa-se uma diversidade de procedimentos utilizados para execução dos ensaios e falta
de padronização (não há quantificação nem controle da energia utilizada no ensaio).
A sugestão da medida do torque após a execução dos SPT foi proposta por Ranzini
(1988), que sugeriu uma prorrogação no procedimento do ensaio dinâmico, para a
obtenção de um valor de atrito lateral, não alterando em nada o procedimento para
obtenção do índice de resistência à penetração (N), sendo esta uma das principais
características do ensaio SPT-T, a possibilidade de determinar estaticamente, com um
baixo custo adicional, a resistência de atrito lateral entre o amostrador e o solo (Figura 2.4).
Figura 2.4 – Ilustração do Torquímetro usado na UnB (Guimarães, 2002).
18
A utilização desse ensaio na rotina dos serviços de sondagem foi implementada por
Décourt & Quaresma Filho (1991 e 1994), que sugeriram a relação T/N como forma de
aferição do valor N e como forma de classificação geotécnica dos solos. Alonso (1994)
seguiu a proposta original de Ranzini (1998), a qual consiste em utilizar o torque para a
previsão do atrito lateral de estacas.
A seguir, destacam-se outros trabalhos sobre o tema: Alonso (1995; 1996a; 1996b),
Camapum de Carvalho et al. (1998), Soares, J.M. (1999), Guimarães et al. (2000) e
Camapum de Carvalho et al. (2001).
Peixoto & Carvalho (2000) e Peixoto (2001) utilizaram um torquímetro elétrico
com sistema automático de aquisição de dados, desenvolvido pela UNICAMP, como parte
do projeto de pesquisa que objetiva a determinação de dados práticos para a utilização do
SPT-T em geotecnia, sendo possível, a partir desse equipamento, construir a curva torque
versus ângulo de rotação durante o ensaio, permitindo-se a obtenção mais precisa do valor
do torque máximo e uma melhor análise do torque residual. Os ensaios foram realizados
em sete campos experimentais onde têm-se informações detalhadas do subsolo.
Guimarães (2002), visando conhecer as propriedades e o comportamento do solo
poroso do DF, apresentou um estudo sobre a aplicabilidade e limitações do ensaio SPT-T
no dimensionamento de estacas, considerando-se o efeito das variações de umidade/sucção
ao longo do ano.
Peixoto & Carvalho (2002) apresentaram uma proposta para padronização da
medida do torque, com o objetivo de sugerir procedimentos de execução do ensaio e
especificações dos equipamentos a serem utilizados, sugerindo siglas para os diferentes
parâmetros obtidos no ensaio.
2.1.5. Penetrômetro Dinâmico Leve (DPL)
O penetrômetro (cone) dinâmico leve (martelo de 10 kg), especificado na
Referência Internacional para Procedimentos de Ensaio para Sondagem Dinâmica (DP)
(ISSMFE, 1989), é um equipamento de campo manual de pequeno porte, projetado para
uso em sondagens com profundidade máxima de 21 m (Figuras 2.5 e 2.6). O equipamento
apresenta uma limitação geométrica e o principal parâmetro limitador da cravação é a
resistência do solo, que define a energia necessária a ser aplicada nas hastes.
19
Figura 2.5 – Detalhe do DPL e Ponteira.
Figura 2.6 – Ilustração do DPL e Ponteira.
20
O DPL pode ser classificado entre o CPT e SPT, pois aplica-se uma pequena
energia (10 kg com altura de queda de 50 cm), significando aproximadamente 50 Joules.
Devido à baixa energia o ensaio é considerado semi-estático. A sondagem é considerada
adequada para projetos de pequeno e médio porte, complementando-se e correlacionandose as outras sondagens, é ideal para utilização em locais de difícil acesso como: várzeas,
taludes e lugares fechados. Com boa penetrabilidade em solos fofos/moles e mediamente
rijos, sendo possível ainda à utilização em camadas de areia e pedregulho mediamente
compactados. O ensaio fornece atrito lateral e resistência de ponta, permitindo, através de
amostrador, a coleta de amostras deformadas com aproximadamente 50 g.
Referências internacionais sobre o DPL podem ser encontradas em Cestari (1990) e
Taschenbuch (1991). No Brasil a utilização deste ensaio ainda é muito restrita, com
ensaios realizados em Brasília, Campinas e São Paulo.
Na avaliação de recalque de sapatas em solos terciários, num edifício de 17
pavimentos, localizado no centro da cidade de São Paulo, Castello et al. (2001) utilizaram
o DPL para detectar a ocorrência de bolsões de areia argilosa, pouco compactada
(espessura da ordem de 1 m). Neste caso o penetrômetro foi cravado até uma profundidade
de 2 m, suficiente para detectar a ocorrência dos bolsões, atendendo as necessidades do
projetista de forma satisfatória e mostrando-se como uma ferramenta versátil a ser utilizada
em locais de difícil acesso.
2.2. SOLOS NÃO SATURADOS
2.2.1. Introdução
A característica principal de solos não saturados é a presença de poro-pressão
d’água negativa ou de sucção. Os parâmetros de resistência e de mudança de volume
dependem da umidade. Mudanças de sucção, parâmetro principal governando o
comportamento dos solos não saturados, são provocadas por mudanças na umidade.
O estado de tensões no interior de um maciço de solo pode ser representado por
combinações das variáveis de tensão (σ - ua) e (ua – uw), tensão líquida e sucção mátrica,
respectivamente.
O comportamento mecânico dos solos é função destas variáveis. A sucção, por sua
vez, é função da variação das pressões de ar e água no interior do maciço e é estritamente
relacionada com o ambiente ao redor, sendo de interesse na análise de problemas de
21
engenharia geotécnica. O perfil de poro-pressão no campo (e conseqüentemente o da
sucção mátrica) pode variar ao longo do tempo, conforme Figura 2.7.
Superfície
do terreno
Equilíbrio com o
lençol d’água
Evaporação
excessiva
Poropressões
negativas
Saturação de um
solo ressecado
Nível d’água
Poropressão
positiva
Figura 2.7 – Perfil típico de poro-pressão (Fredlund & Rahardjo, 1993).
A variação da sucção do solo é geralmente maior que as variações que
normalmente ocorrem no perfil de tensões líquidas. Essas variações dependem de fatores
como (Fredlund & Rahardjo, 1993):
•
Condições de superfície do terreno;
•
Condições ambientais;
•
Vegetação;
•
Lençol freático;
•
Permeabilidade do perfil de solo.
A variação de umidade é sazonal e depende dos fenômenos que ocorrem na
interface solo-atmosfera, ou seja, infiltração e evaporação de água na forma de vapor.
Estações de chuva e de seca causam variações no perfil da sucção, particularmente perto da
superfície, na zona ativa. A sucção mátrica no solo aumenta durante as estações de seca e
decresce no período chuvoso. Durante uma estação de seca, a taxa de evaporação é alta, e o
resultado é uma perda de água no solo. A condição oposta pode ocorrer durante uma
estação chuvosa (Fredlund & Rahardjo, 1993).
22
Em Brasília as estações chuvosa e seca são bem definidas e a utilização das
variáveis de estado de tensão, no início do horizonte laterítico e no horizonte saprolítico,
proporcionam mudança de comportamento no solo não-saturado. A alternância de estações
faz com que ocorra intensa lixiviação dos finos do horizonte superficial, criando uma
estrutura porosa e muito permeável.
Com os conhecimentos existentes de mecânica dos solos não saturados é possível
desenvolver um modelo analítico de previsão da sucção no maciço. De posse do modelo, é
possível entender como varia a sucção e portanto como mudam os parâmetros do solo, de
modo que se tenham parâmetros confiáveis quando da elaboração de projetos geotécnicos.
Um dos principais fenômenos que influenciam este processo é o fenômeno da
evaporação, que necessita de estudo e caracterização física e matemática. A previsão do
fluxo evaporativo é um problema importante e existe a necessidade de pesquisas e
verificações de modelos de evaporação na superfície de solos.
2.2.2. Curvas Características
O conhecimento da relação entre umidade e sucção é fundamental em projetos que
tratem o comportamento de solos não saturados. Várias técnicas de ensaios de campo e de
laboratório foram propostas na literatura.
A sucção no solo compreende a soma de duas parcelas: a sucção matricial,
relacionada com as forças capilares e de adsorção, e a sucção osmótica, resultante da
presença de diferentes concentrações de sais dissolvidos na fase líquida (Peixoto, 1999).
É comum analisar a sucção através da curva característica que expressa a variação
de sucção com o teor de umidade, observando-se através desta que a sucção varia
inversamente em relação à quantidade de água no solo. A variação da umidade altera
basicamente a sucção matricial, principal responsável pelo comportamento mecânico dos
solos não saturados.
A curva característica representa a variação da sucção (quantidade de água que um
solo pode ganhar ou perder) com a umidade ou grau de saturação. O seu formato depende
do tipo de solo e da distribuição e tamanho dos poros, sendo que solos arenosos tendem a
apresentar perda brusca de umidade (saturação) e argilosos perdas mais suaves quando a
sucção atinge o ponto de entrada de ar.
Vários modelos matemáticos foram propostos para modelagem da curva
característica e a maioria dos modelos baseia-se na interdependência entre a forma da
23
curva e a distribuição de volume de vazios. Nestes casos, as equações são formuladas com
base em curvas de regressão de resultados experimentais. Existem também outras
proposições que procuram estabelecer a curva característica a partir de propriedades
básicas do solo, tais como distribuição granulométrica e porosidade. Gerscovich (2001)
apresentou as seguintes proposições matemáticas para modelagem da curva característica:
Gardner (1858), Brooks & Corey (1964), Visser (1966), Farrel & Larson (1972), Roger &
Hornberger (1978), Van Genuchten (1980), Gosh (1980), William et al. (1983), Saxton et
al. (1986), Haverkamp & Parlange (1986), McKee & Bumb (1987), Rawls & Brakensiek
(1989), Fredlund & Xing (1994) e Aubertin et al. (1998).
Segundo Camapum de Carvalho & Leroueil (2000), a distribuição de poros
depende da gênese e das alterações sofridas ao longo do tempo. Verifica-se a importância
da distribuição de poros e do índice de vazios na definição das curvas características, sendo
que outros fatores, tais como a orientação das partículas e variação iônica, também podem
modificar a forma destas curvas, uma vez que, a interação entre as partículas e as forças de
ligação e de retenção de água, pode ser alterada.
A determinação do tamanho dos poros é essencial, pois afeta diretamente
parâmetros de engenharia, sendo possível ilustrar através da curva característica como o
decréscimo de volume de água pode ser relacionado com o tamanho dos poros, Marinho &
Pinto (1997).
Entre os vários métodos para determinar a sucção dos solos, o papel filtro (método
indireto) baseia-se no princípio de que um solo, com alguma umidade, quando posto em
contato com um papel filtro, com umidade menor, faz com que este último absorva uma
certa quantidade de água até que o sistema entre em equilíbrio de pressão. Dependendo do
contato entre o papel filtro e amostra, pode-se determinar a sucção total ou sucção
matricial. Se o papel está em contato com a mostra tem-se sucção matricial, uma vez que o
fluxo entre o papel e a amostra equilibra a concentração de sais na água do papel e na água
da amostra.
Para obtenção das curvas características do perfil de solo do campo experimental, a
determinação da sucção foi realizada através da técnica do papel filtro, com amostras
indeformadas e trajetória de umedecimento, metodologia detalhada em Guimarães (2002),
que seguiu as recomendações de Marinho (1994 e 1995).
Para análise do comportamento dos solos estudados, adota-se o modelo de
transformação da curva característica proposto por Camapum de Carvalho & Leroueil
(2000). As curvas obtidas para o campo experimental são típicas de solos tropicais, com
24
distribuição de poros não homogênea, ou seja, bimodal. Esta distribuição é devido ao
intemperismo e a acidez, que são responsáveis pela formação de agregações de partículas
cimentadas ou então por óxidos e hidróxidos de alumínio e/ou ferro, que, por sua vez, se
ligam uma as outras, seja por mecanismos cimentantes ou por pontes de argila (Camapum
de Carvalho & Leroueil, 2000). Segundo hipóteses dos mesmos autores, os solos com
distribuição bimodal de poros apresentam dois pontos de entrada de ar, o primeiro nos
macroporos (sucção da ordem de 5 kPa), que ao ser atingido observam-se grandes
variações de saturação para pequenas variações de sucção, até o ponto correspondente ao
término de entrada de ar nos macroporos, seguido do aumento significativo da sucção até
atingir o ponto de entrada de ar nos microporos (Figura 2.8).
Segundo Guimarães (2002), para análise das curvas características o melhor será
trabalhar com os seguintes pontos (Figura 2.8):
• Pressão de entrada de ar dos macroporos (pF EAMA): corresponde à interseção do
encontro do trecho A com a vertical passando por Sr = 100 %;
• Pressão correspondente ao término de entrada de ar nos macroporos (pF B0):
corresponde a interseção dos trechos A e B;
• Inclinação do trecho B (β): variação do grau de saturação ao longo da reta B que deve a
princípio estar associado à atuação da sucção em poros intermediários e na própria água
de hidratação superficial dos agregados e demais partículas isoladas, sendo o seu início
associado ao ponto pF B0;
• Pressão de entrada de ar dos microporos (pF EAMI): corresponde à interseção dos
trechos B e C;
• Pressão residual: correspondente a interseção dos trechos C e D.
Com a definição destes pontos caracteriza-se a forma da curva característica do
campo experimental, sendo importante à determinação do ponto correspondente ao término
de entrada de ar nos macroporos, pois a partir deste ponto tem-se um aumento considerável
de sucção.
25
6
100000
pF residual
Entrada de ar dos microporos
(pF EAMI)
5
10000
Trecho C
4
1000
Trecho B
inclinação β
3
100
Entrada de ar dos
macroporos (pF EAMA)
2
Sucção (kPa)
Sucção (pF)
Trecho D
10
Término de entrada de ar
nos macroporos (pFB0)
Trecho A
1
0
20
40
60
80
1
100
Sr (%)
1m
2m
3m
Ajuste inicial
Figura 2.8 – Curvas características representativas do perfil de solo do campo experimental
(modificado – Guimarães, 2002).
2.2.3. Propriedades Mecânicas
Os conceitos da Teoria do Estado Crítico demonstram que para descrever o
comportamento tensão-deformação-resistência de solos não saturados é necessário utilizar
parâmetros de estado que são: estado de tensão, grau de saturação, estrutura do solo, índice
de vazios e umidade.
Os parâmetros de estado podem ser relacionados por funções matemáticas,
definidas como funções de estado. Essas funções representam a superfície de estado num
espaço tridimensional (Bishop & Blight, 1963). Esses autores propuseram um sistema triortogonal de eixos que relacionam a variação do índice de vazios com as variáveis de
tensão: normal líquida (σ - ua) e sucção mátrica (ua – uw), como mostra a Figura 2.9.
26
Figura 2.9 – Espaço tridimensional idealizado por Bishop & Blight (1963).
Peixoto et al. (2001), apresentando a superfície de estado de índice de vazios do
solo colapsível do DF, concluíram que o solo atingiu um potencial de colapso da ordem de
19,4 % na condição saturada, e que a superfície de estado definida pode ser utilizada como
um modelo elasto-plástico não linear, permitindo a avaliação do comportamento tensãodeformação de um solo colapsível ao longo de trajetórias de molhagem (Figura 2.10).
Figura 2.10 – Superfície de estado de índice de vazios do solo colapsível do DF
(modificado – Peixoto et al., 2001).
27
Diversas são as propostas para tensões efetivas de solos não saturados, porém todas
as expressões podem ser resumidas na definição de Bishop (1959), que modificou a
equação de tensões efetivas de Terzaghi:
σ' = σ – ua + χ (ua – uw)
(2.1)
Onde:
χ = parâmetro de Bishop (1959), entre 0 e 1 que reflete a influência da sucção matricial na
tensão efetiva;
ua = pressão de ar;
uw = pressão da água;
σ = tensão total;
σ’ = tensão efetiva.
A equação de Bishop (1959) é consistente do ponto de vista de resistência, porém
apresenta problemas com relação à deformabilidade. Ribeiro (1999) cita algumas das
proposições desenvolvidas para a compressibilidade de solos não-saturados, são elas:
Bishop & Blight (1963), Fredlund & Rahardjo (1993), Alonso et al. (1987), Pereira (1996)
entre outros.
Aplicando-se ao critério de ruptura de Mohr-Coulomb, a equação de resistência ao
cisalhamento para solos não saturados, assume a seguinte formulação:
τ = c’ + [(σ - ua) + χ (ua – uw)] tanφ’
(2.2)
Sendo:
c’ = coesão efetiva;
φ’ = ângulo de atrito;
χ = parâmetro de tensão efetiva de Bishop (1959).
Para aplicação do modelo é necessário conhecer os parâmetros efetivos (a partir de
ensaios convencionais) e também a relação entre o grau de saturação e a sucção matricial
pela curva característica.
28
O aumento na sucção mátrica contribui para dar resistência ao solo contra
mudanças nas pressões aplicadas externamente pelas fundações. Isso porque o aumento de
sucção resulta em aumento na coesão (c’), pouco afetando o ângulo de atrito (φ’). A
envoltória de Mohr-Coulomb, para condições não saturadas, deve ser substituída por uma
superfície tridimensional com eixos expressos em função das tensões cisalhantes, das
tensões normais e da sucção mátrica.
Outra representação da variação da resistência ao cisalhamento com a sucção
matricial é através do parâmetro φb da equação de resistência ao cisalhamento para solos
não saturados, proposta por Fredlund et al. (1978):
τ = c’ + (σ – ua)tanφ’ + (ua –uw).tanφb
(2.3)
O parâmetro φb, o chamado ângulo de resistência ao cisalhamento com respeito à
sucção matricial, foi definido inicialmente como constante. Entretanto outros estudos
comprovaram relações não lineares entre a resistência ao cisalhamento e a sucção
matricial. É hoje consensualmente assumido o comportamento não linear, tal que
tanφb = f(ua –uw). O parâmetro de φb pode ser determinado nos moldes do que é aceito na
definição dos parâmetros de resistência a partir de Mohr-Coulomb, assumindo a
linearidade em intervalos específicos de tensão normal.
Vanapalli et al. (1996), apresentaram a relação entre a sucção e resistência ao
cisalhamento, sobrepondo-se à curva característica do solo (Figura 2.11).
Segundo os autores, φb varia entre zero e φ'. Para valores de sucção inferiores a
entrada de ar, tem-se φb ≈ φ'. Segundo Gan & Fredlund (1996), a não linearidade da
envoltória τ versus (ua –uw) está relacionada ao efeito de dessaturação do solo pela sucção
aplicada e pelo efeito da dilatância (expansão volumétrica do solo durante o cisalhamento).
Ambos resultam na diminuição da área de contato dos meniscos capilares com as
partículas de solo e agregados e, por conseqüência, na redução da taxa de aumento da
resistência ao cisalhamento com a sucção matricial. Pela Figura 2.10 observa-se que na
dessaturação temos φb variável e decrescente com aumento de sucção, ou seja a ação do
menisco não está mais em toda a área da superfície do grão. Após a dessaturação o φb é
constante e igual a zero.
29
Figura 2.11 – Relação da resistência ao cisalhamento com a curva característica de um
solo; (a) curva característica, (b) variação de resistência em função da variação de sucção
(modificado – Vanapalli et al., 1996).
Trabalhos na área de solos não saturados vêm sendo desenvolvidos nas UnB,
destacam-se: Oliveira (1998), Gitirana Jr.(1999), Peixoto (1999), Ribeiro (1999),
Camapum de Carvalho & Leroueil (2000), Peixoto et al. (2001), Camapum de Carvalho &
Pereira (2001), Camapum de Carvalho et al. (2001; 2002), Guimarães (2002), Delgado
(2002).
30
2.3. FUNDAÇÕES PROFUNDAS
2.3.1. Introdução
O comportamento de um elemento isolado de fundação depende das propriedades
dos materiais, da geometria do elemento estrutural e dos elementos de solo que compõem o
sistema. Em projetos de estacas, três critérios básicos são considerados: a ruptura
estrutural, a ruptura do solo adjacente e o recalque admissível. A ruptura estrutural é
normalmente considerada quando se tem solos muito densos ou rochas. Na maioria dos
casos, a capacidade de carga e o recalque admissível determinam a máxima carga no
elemento de fundação.
A interação solo-fundação-estrutura resulta em um sistema de variáveis que
interagem mutuamente, de modo que o comportamento da obra é uma resultante desta
interação. A variável solo é a mais complexa a ser representada num modelo, devido ao
grau de incerteza que está presente na determinação de seus parâmetros. No caso de solos
não saturados, a teoria da capacidade de carga é aplicada, baseando-se no conceito de que a
coesão é composta pela coesão efetiva mais a parcela de sucção, assumindo-se
corretamente parâmetros de resistência função da sucção atuante.
2.3.2. Provas de Carga Estática
A finalidade do ensaio de carregamento estático é a determinação da carga de
ruptura do sistema. A prova de carga, principalmente a estática, é o meio mais confiável e
indiscutível de avaliar esta carga, apesar do progresso alcançado nos métodos semiempíricos. O ensaio consiste em carregar a estaca em incrementos progressivos de carga
aplicada no topo e medir os deslocamentos correspondestes, curva carga-deslocamento,
conforme NBR-12131 (ABNT, 1991b).
A realização de provas de carga em estacas instrumentadas com extensômetros de
resistência tem contribuído para o conhecimento dos regimes de tensão e deformação ao
longo das estacas (Carvalho, 1991). Com as leituras da instrumentação da estaca,
determina-se a carga correspondente em cada seção instrumentada, e os gráficos de
transferência de carga em função da profundidade, para cada estágio de carga e descarga.
Conhecidos os valores da carga de cada nível da seção instrumentada da estaca, determinase sua tensão lateral em cada trecho, a resistência lateral e a curva da mobilização da
31
resistência em função de seu deslocamento. Obtém-se também a curva mobilizada da
resistência de ponta da estaca em função do deslocamento.
A forma da curva carga-deslocamento depende da geometria (comprimento e
diâmetro da estaca e das espessuras das camadas de solo) e da reologia dos diferentes
materiais componentes deste sistema. A reologia é caracterizada pela forma da curva
tensão-deformação-tempo obtida em laboratório.
Ferreira (1998) citou diversos trabalhos feitos no Brasil nos últimos anos com
provas de carga em estacas instrumentadas submetidas a esforços de compressão em solos
colapsíveis. Albuquerque (2001) apresentou um amplo trabalho sobre comportamento à
compressão de diferentes técnicas de fundações em estacas moldadas in-loco. Vários
trabalhos vêm sendo desenvolvidos no Brasil sobre previsão e comportamento de
fundações, sendo destaques as publicações do SEFE II, III e IV em 1992, 1996, 2000,
respectivamente e X, XI e XII COBRAMSEG, em 1994, 1998 e 2002, respectivamente.
2.3.3. Métodos para Previsão da Capacidade de Carga de Estacas
Uma estaca submetida a um carregamento vertical irá resistir a essa solicitação
absorvendo parte dessa carga pelo atrito lateral gerado ao longo do fuste, e parte pela ponta
da estaca, NBR-6122 (ABNT, 1996). A capacidade de carga pode ser então avaliada
através de processos chamados diretos ou indiretos. Nos processos ditos “diretos” os
valores das tensões limites de cisalhamento ao longo do fuste, e das normais ao nível da
ponta da estaca, são determinadas através de correlações empíricas. O ensaio de CPT é
utilizado para a previsão via método direto, pois o parâmetro qc pode correlacionar-se
diretamente com o valor da capacidade de carga.
Campanella (1995) recomenda para estimativa da capacidade de carga, via ensaio
de CPT, a utilização dos 03 métodos empíricos propostos por Schmertmann (1978), De
Ruiter & Beringen (1979) e Bustamante & Gianeselli (1982). Em vista disto, Mota et al.
(2000a) apresentaram um estudo preliminar de avaliação da capacidade de carga de
fundações profundas assentes no solo poroso de Brasília-DF a partir da utilização destas
metodologias. Outros resultados de ensaios realizados no DF podem ser vistos em Goulart
& Schnaid (2002).
O método de Philipponnat, baseado no CPT, é difundido no meio técnico através do
trabalho feito por Godoy & Azevedo Jr. em 1986, citado por Teixeira & Godoy (1996). O
método foi testado pelo autor através de comparações com 15 provas de carga
32
instrumentadas.
Alonso (1992) apresentou, de maneira sucinta, os métodos de uso corrente para
estimativa da carga admissível de estacas utilizando-se os resultados do ensaio de CPT.
Velloso & Lopes (2002) apresentaram inúmeros trabalhos que relatam a previsão do
comportamento de estacas, aspectos teóricos do problema, comparações com resultados de
provas de carga e critérios de cálculo, via CPT, são eles: Delft (1936), De Beer (1948),
Frank (1948), Buisson (1953), Geuze (1953), Schultze (1953), Kérisel (1957a;1957b), De
Beer (1963), Begemann (1963, 1965a, 1965b), de Beer & Wallays (1972), Weber (1971),
Silva (2001). Também Sanglerat (1972) apresentou uma vasta bibliografia sobre métodos
semi-empíricos que utilizam o CPT. O método proposto por Aoki & Velloso (1975) avalia
a tensão-limite de ruptura de ponta e de atrito lateral em função da tensão de ponta qc do
ensaio de CPT, sendo um método muito utilizado em projetos no DF, com dados de SPT.
Os principais métodos semi-empíricos que utilizam o SPT são Meyerhof (1956),
Aoki & Velloso (1975), Décourt & Quaresma (1978), Velloso (1981), Teixeira (1996),
Vorcaro & Velloso (2000), citados por Velloso & Lopes (2002). Para o ensaio SPT-T os
principais métodos são: Alonso (1996) e Décourt (1996). Novas propostas foram feitas por
Camapum de Carvalho (1998) e Peixoto (2001), citados e utilizados por Guimarães (2002).
Têm-se ainda, os métodos diretos de Zhou et al. (1982), Van Mierlo & Koppejan,
(1952) e os métodos indiretos de Dennis & Olsen (1983), Vijayvergiya & Focht (1972),
Janbu (1976) e Flaate & Selnes (1977), utilizados e citados por Davies (1987).
Nos processos ditos indiretos os parâmetros de resistência do solo são obtidos
através de ensaios de campo e/ou de laboratório, e a capacidade de carga é determinada
através da utilização de formulações teóricas ou experimentais.
Peiffer (1997), citado por Jardim (1998), desenvolveu um estudo de estimativa de
parcela de resistência no fuste baseado no p0 do DMT. A metodologia estima a capacidade
de carga a partir das propriedades do solo. O método de Marchetti et al. (1986) foi
desenvolvido para estacas cravadas em argilas, baseia-se na determinação de σ’ho obtido
pelo DMT após a reconsolidação.
O método API, citado por Jardim (1998), foi criado para estacas de fundação de
plataformas de petróleo. É bastante usado em projetos de fundações "offshore", sendo
considerado um dos melhores métodos de previsão de capacidade de carga nesta área.
Também tem sido utilizado em projetos de fundações convencionais "onshore". A
limitação dos métodos indiretos é a dependência de acurácia de parâmetros com as
correlações empíricas usadas na obtenção dos mesmos via ensaios de campo.
33
Existem também diversos métodos indiretos propostos na literatura, são eles:
Meyerhof (1963), Berezantsevet et al. (1961), Tomlinsom (1971), Terzaghi (1943), Vesic
(1963), Brinch & Hansen (1961), Vijayvergiya & Focht (1972), utilizados e citados por
Mota et al. (2000a) e Davies (1987). Estas fórmulas teóricas, para previsão da carga
admissível, conduzem a valores muito discrepantes entre si.
Quanto às fundações profundas, mudanças significativas de umidade podem
resultar em alteração na capacidade de carga das estacas. Em geral, nos solos não
saturados, métodos semi-empíricos para o cálculo da capacidade de carga têm sido
comumente adotados, para fins de carga admissível. Estes métodos são baseados em
resultados de SPT, levando em consideração o tipo de estaca, geometria e método
executivo. Em solos lateríticos e saprolíticos, as feições dos finos dificilmente estão
retratadas nos ensaios SPT, sendo comum o erro de precisão em comprimento e de carga
admissível de estacas cravadas e escavadas.
Vários autores compararam previsões de capacidade de carga de estacas via
métodos convencionais e via métodos de CPT/CPTU com resultados de provas de carga
em vários tipos de solos. Segundo Almeida et al. (1996), todas essas comparações foram
francamente favoráveis aos métodos baseados em ensaios de CPT/CPTU. Destes citam-se
O’Neill (1986), Robertson et al. (1988), Almeida & Lunne (1993) e outros.
2.3.4. Métodos para Previsão de Recalque
As últimas décadas assistiram a uma gradual mudança nos métodos para estimativa
do recalque de fundações profundas, passando de procedimento essencialmente empíricos
para métodos racionais, versáteis e poderosos (método dos elementos de contorno e
método dos elementos finitos), que vem permitindo a análise de problemas não-lineares,
inelásticos, sob condições de contorno altamente complexas. Entretanto, quanto mais
sofisticado for o método de análise, mais controlado e preciso deve ser o procedimento
para obtenção dos parâmetros geotécnicos, pois os erros cometidos na avaliação destes
podem ser muito superiores àqueles induzidos pelo método de cálculo. Além disto,
conforme menciona Poulos (1989), uma escolha apropriada dos valores de módulos de
elasticidade pode desempenhar, no problema da determinação de recalques de estaca, um
papel mais importante do que o método em si. Utilizam-se os métodos de Poulos & Davies
(1968) e Aoki & Lopes (1975) para previsão do recalque das estacas.
Os recalques das fundações dependem da relação tensão-deformação-tempo do solo
34
e da interação solo-estrutura. Nos solos não saturados, a mudança de volume obedece a um
mecanismo ainda não completamente entendido, considerando as pressões efetivas, e à
influência dos diferentes componentes de poro-pressão, bem como a combinação destes
componentes com a pressão total aplicada. A pressão total e a sucção fornecem a base
adequada para análise do comportamento mecânico destes solos (Gusmão Filho, 1994).
Em geral, nos solos não saturados, o mecanismo de recalque das fundações envolve
sempre ganho em saturação e/ou alteração do estado de tensão. No caso do Metrô/DF,
escavado em argila porosa colapsível, foram observados níveis de recalques nunca antes
verificado em obras subterrâneas deste porte no país. Apesar de manter-se o grau de
saturação e as tensões externas o volume de recalque superficial, obtido nas seções
instrumentadas, foi sempre superior ao volume de perda de solo, devido à alta porosidade e
colapsividade deste material (Teixeira & Assis, 1994). Segundo Farias & Assis, 1994, o
estado de tensão anterior ao colapso foi extremamente investigado, com o objetivo de
encontrar um critério para colapso estrutural, baseado no nível de tensões, no entanto,
nenhuma correlação aparente
entre o estado de tensões e zona de colapso pôde ser
estabelecida. Os autores concluíram que as fracas ligações cimentíceas da argila porosa
aparentemente não resistem a tração, provocando o colapso de sua estrutura.
2.4. FERRAMENTAS NUMÉRICAS
2.4.1. Introdução
Para determinação dos módulos, vários procedimentos podem ser utilizados
baseados em ensaios de campo ou laboratório, correlações empíricas ou retroanálise de
provas de carga. Segundo Rocha Filho et al. (1998), a retroanálise é a forma mais
adequada para determinação dos módulos de elasticidade dos solos, estes são comparados
com os obtidos através de vários tipos de ensaios de campo e laboratório, com o objetivo
de indicar quais os mais adequados para determinação das características de
compressibilidade do solo visando ao projeto. Para argila porosa de Brasília, destacam-se
os trabalhos de Cunha & Perez (1998) e Cunha et al. (2001).
35
2.4.2. Programa GEOFINE
O programa é baseado numa solução semi-analítica. A estaca é modelada usando
elementos de viga normalizados, enquanto o comportamento do solo circundante é descrito
pela solução fundamental de uma camada de solo. No caso de um corpo semi-infinito a
solução é conhecida como solução de Mindlin. O comportamento de cisalhamento de
interface estaca-solo é descrito usando o modelo elástico-plástico do material com MohrCoulomb. A tensão normal é obtida pela tensão geostática. O recalque admissível segue a
condição de equilíbrio na direção vertical. O material não linear é refletido usando as
variáveis de módulos secantes.
A estaca é modelada como um membro composto de vários elementos. O número
de elementos é então determinado da relação L/d, para a qual deriva-se a solução para
avaliação da rigidez cisalhante do solo ao redor da estaca. O comprimento do elemento
deve ser aproximadamente 2,5 vezes que o diâmetro da estaca. São usados pelo menos dez
elementos para evitar resultados ásperos. Porém, a avaliação da rigidez cisalhante ainda é
baseada na relação L/d = 2,5.
Cada elemento é apoiado na ponta antes de uma mola. A rigidez da mola é derivada
empregando parâmetros elásticos do subsolo C1 e C2 e funções de Bessel modificadas.
Valores de C1 e C2 são determinados de parâmetros Edef (Equação 2.4) e ν do solo. A
profundidade da zona de influência que afeta os valores de C1 e C2 é variável e muda com
o recalque da estaca. A confiabilidade dos valores C1 e C2 depende da determinação dos
módulos de deformação.
Eoed =
1
Edef
2ν 2
1−
1 −ν
(2.4)
Sendo: Eoed o módulo oedométrico e ν coeficiente de Poisson.
Para cada estaca determina-se o valor limite da força cisalhante transmitida pela
lateral da estaca. Sendo a tensão geostática dada por:
σ z = ∑ γ i hi
(2.5)
onde: γi é peso especifico aparente natural na ith camada e hi a espessura da ith camada.
36
E a tensão cisalhante limite:
τ = σ z .k .tgφ + c
(2.6)
onde: k = coeficiente de aumento da tensão de atrito limite devido ao processo executivo
da estaca (representa a razão entre a tensão horizontal após a instalação e a tensão inicial
dependendo do processo de instalação da estaca), σz = tensão geostática, φ = ângulo de
atrito e c = coesão.
Cunha et al. (2002) e Cunha & Kuklík (2003) utilizaram valores de k = 0,5 para
estaca escavada executada na argila porosa do campo experimental da UnB. Para estaca
escavada, tipo hélice contínua, valores de k = 0,4, numa argila porosa da Asa Norte em
Brasília-DF e de k = 0,7, numa camada de silte em Taguatinga-DF. Os autores obtiveram
resultados satisfatórios nas previsões de comportamento das fundações.
Nas análises apresentadas neste trabalho, adota-se k igual a 0,5. Acredita-se que
este valor se deve ao fato que durante o processo executivo forma-se um solo de fundação
mais fofo (perda de material), além das camadas inferiores também não serem formadas
por solos tão rígidos, fazendo com que a estaca trabalhe predominantemente por atrito
lateral.
A força cisalhante limite é encontrada pela Equação 2.7 e a rigidez da mola na base
pela Equação 2.8:
Tlim = 2π rlτ
2
K p = π v C1
(2.7)
(2.8)
onde: r = raio da estaca, l = comprimento da estaca, τ = tensão cisalhante, ν = coeficiente
de Poisson e C1 = parâmetro elástico do subsolo.
A estaca é carregada por incrementos com a força aplicada no topo. São
computadas forças desenvolvidas em molas individuais de todos os elementos a cada
incremento. Essas forças são comparadas com a força cisalhante limite Tlim para um
determinado elemento. Se a força da mola exceder Tlim então a rigidez desta mola é
reduzida tal que para uma dada deformação a força da mola igualá-se a Tlim.
37
2.4.3. Programa PLAXIS
O programa de elementos finitos PLAXIS (“Finite Element Code for Soil and Rock
Analyses”), versão 7.11, específico para análises de deformações e estabilidade de obras
geotécnicas, começou a ser desenvolvido em 1987 na Universidade de Delft, Holanda, e
desde então tem sido atualizado de forma a torná-lo apropriado para resolução dos mais
variados problemas geotécnicos.
As características do programa PLAXIS foram obtidas mediante tradução direta do
manual do programa e conforme apresentou Chissolucombe (2001) e Macedo (2002).
2.4.3.1. Características do Programa
O PLAXIS é um programa de elementos finitos desenvolvido especificamente para
análises de projetos de engenharia geotécnica.
A estrutura computacional está dividida em quatro sub-programas, sendo o
primeiro uma sub-rotina de entrada de dados (“Input”), um segundo de cálculo
(“Calculation”), um de saída de dados (“Output”), e o último para a edição de curvas
(“Curves”) feitas a partir de pontos selecionados na malha de elementos finitos. No “Input”
são introduzidos os dados do problema como geometria, disposição dos elementos,
propriedade dos materiais, modelo de comportamento do solo e as condições de fronteira.
Esta sub-rotina também permite a geração da malha e dos estados de tensões iniciais do
solo. O “Calculation” contém todas as facilidades para definir e começar o cálculo de
elementos finitos. Este sub-programa considera somente análises de deformações e
distingue entre um cálculo plástico, uma análise de adensamento e análise por atualização
da malha. O sub-programa “Output” contém uma interface gráfica que permite uma boa
visualização dos dados de entrada e dos resultados obtidos no cálculo de elementos finitos.
No sub-programa “Curves” são geradas as curvas de carga-deslocamento, trajetórias de
tensões e curvas tensão-deformação.
Dentre as principais características do PLAXIS citam-se:
• Análises bidimensionais em estado de deformação plana ou com simetria axial.
• Entrada gráfica para o modelo geométrico, que permite representar adequadamente, as
camadas do solo, estruturas, estágios construtivos, cargas e condições de contorno.
Definido o modelo geométrico a malha é gerada automaticamente, tendo opções que
possibilitam o refinamento global e local.
38
• Elementos triangulares isoparamétricos de 6 e 15 nós, com 3 e 12 pontos de Gauss,
respectivamente.
• Elementos de juntas podem ser utilizados nos cálculos envolvendo a interação entre o
solo e as estruturas. A espessura da interface é nula, por isso utiliza-se uma espessura
imaginária para obtenção das propriedades do material na interface. A resistência da
interface é fornecida como uma porcentagem da resistência do solo.
• Cinco modelos constitutivos estão implementados, sendo o elástico linear, o elástico
perfeitamente plástico de Mohr-Coulomb, dois modelos elasto-plástico (“Soft-Soil” e
“Hardenning-Soil”), e um modelo elasto-viscoplástico, derivado a partir do modelo CamClay (“Soft-Soil-Creep”).
• Podem ser efetuadas análises para condições drenadas ou não-drenadas. A distribuição
de poro-pressões pode ser efetuada a partir da linha freática para análises simples, e a partir
da perda de carga para análises mais complexas. O programa permite efetuar análises
acopladas.
• O programa possui um algoritmo automático para determinação dos incrementos de
carga e de tempo, para o caso das análises não lineares.
• Análise de adensamento acoplada utilizando a teoria de Biot.
• Diversidade de condições de carregamento devido a forças externas, deslocamentos,
pressões nodais ou fluxo imposto.
• Possibilidade de realizar análises em etapas.
2.4.3.2. Malha de Elementos Finitos
O PLAXIS permite um procedimento de geração automática da malha, no qual a
geometria é dividida em elementos triangulares de elementos básicos e elementos
estruturais compatíveis. O programa tem disponível elementos triangulares isoparamétricos
de 6 e 15 nós. Os elementos de 6 nós apresentam relações de interpolação de segunda
ordem para os deslocamentos. Para estes, a matriz de rigidez é avaliada por integração
numérica, usando um total de três pontos de Gauss (pontos de tensão). Para os triângulos
de 15 nós, a ordem de interpolação é quatro e a integração envolve doze pontos de tensão.
O triângulo de 15 nós é um elemento bidimensional muito preciso que tem mostrado
desempenho satisfatório na análise de problemas complexos. No entanto, a utilização deste
tipo de elemento conduz a um consumo de memória relativamente alto e os desempenhos
39
de cálculo e operações podem conduzir a um elevado tempo computacional. Na maioria
dos casos a utilização de elementos de seis nós é suficiente para a obtenção de resultados
satisfatórios.
A geração da malha leva em conta a posição de pontos e linhas no modelo
geométrico de tal forma que a posição exata de camadas, cargas e estruturas são levadas
em consideração na malha de elementos finitos. O processo de geração é baseado no
princípio de triângulo robusto que procura triângulos otimizados, resultado em uma malha
não estruturada. As malhas “não estruturadas” não são formadas por elementos regulares
padrão. O desempenho numérico dessas malhas é, no entanto, melhor que a das estruturas,
com elementos regulares. Adicionalmente, para geração da malha, é feita uma
transformação dos dados de entrada (propriedades, condições de fronteira, parâmetros dos
materiais, etc) do modelo geométrico (pontos, linhas e “clusters”) para a malha de
elementos finitos (elementos, nós e pontos de tensão).
A precisão de resultados depende da forma e dimensões da malha usada para
representar o sistema físico. Malhas mais refinadas tendem a resultados mais acurados. Sob
este aspecto o PLAXIS permite o refinamento da malha em locais de maior interesse do
usuário.
2.4.3.3. Modelos Constitutivos
O PLAXIS tem disponível cinco modelos constitutivos, sendo o elástico linear, e
quatro elasto-plásticos, que são Mohr-Coulomb, “Soft-Soil”, “Soft-Soil-Creep” e
“Hardening-Soil”. A seguir são apresentados os dois modelos utilizados neste trabalho, o
elástico-linear e o elasto-plástico de Mohr-Coulomb.
O modelo Elástico-Linear representa a lei de Hooke de elasticidade linear
isotrópica e é muito limitado para uma simulação mais abrangente do comportamento do
solo. A matriz tensão-deformação no modelo, para o caso de deformações planas, é dada
por:
4

 K '+ 3 G

2
D ' =  K '− G

3

0


2

K '− G 0 
3

4
K '+ G 0 

3

0
G

(2.9)
40
Os módulos volumétricos K’ e de cisalhamento G são relacionados às constantes
elásticas mais convencionais, o módulo de Young E’ e o coeficiente de Poisson ν’, através
das seguintes expressões:
G=
E'
2(1 + ν ')
K'=
E'
3(1 − 2ν ')
(2.10)
(2.11)
Quanto ao modelo Elasto-Plástico, o princípio básico da elasto-plasticidade define
que as deformações e razões de deformação são decompostas em duas frações, uma
elástica e outra plástica. No comportamento elástico o corpo recupera
todas as
deformações, enquanto que a plasticidade está associada com o desenvolvimento de
deformações irreversíveis. Três princípios básicos regem os problemas que envolvem
deformações plásticas, que são função de plastificação, lei de endurecimento e lei de fluxo.
A função de plastificação (f) define o limite da região na qual todos os pontos
localizados no seu interior representarão um estado de tensões onde ocorreram unicamente
deformações elásticas. No caso mais geral a função de plastificação é definida como uma
função dos seis componentes do tensor de tensão (σij), e indica o início da ocorrência de
deformações plásticas.
f(σij) = 0
(2.12)
A função f(σij) < 0, representa a região onde ocorrem unicamente deformações
elásticas, e para f(σij) > 0 é uma situação impossível de ocorrer. No espaço de tensões
principais a função de plastificação representa uma superfície.
Devido ao fluxo plástico ocorre endurecimento por trabalho e por deformação.
Existem duas hipóteses para definir o grau de endurecimento. Na primeira hipótese
assume-se que o endurecimento depende unicamente do trabalho plástico (wp) e independe
da trajetória de tensões. Isto implica que a resistência após a plastificação depende
unicamente do trabalho plástico realizado pelo material. Na segunda hipótese assume-se
que o endurecimento está relacionado às deformações plásticas.
41
Na teoria da plasticidade a direção do vetor de deformações plásticas é definida
através de uma lei de fluxo, assumindo-se que existe uma função do potencial plástico, no
qual os incrementos de deformação plástica são ortogonais. Estes incrementos podem ser
expressos como:
d ε ijp = λ
∂g
∂σ ij
(2.13)
onde g é a função de potencial plástico e λ é um fator de proporcionalidade, também
conhecido como multiplicador plástico. Para alguns materiais a função de potencial
plástico coincide com a função de plastificação, considerando-se que o material segue uma
lei de fluxo associada. No caso contrário, considera-se que o material segue uma lei de
fluxo não-associada.
Mohr-Coulomb é um modelo elástico perfeitamente plástico, empregado para
representar ruptura por cisalhamento de solos e rochas. O modelo Mohr-Coulomb é assim
denominado porque é assumido que o material comporta-se como linear elástico até atingir
a ruptura, não havendo a ocorrência de endurecimento devido ao fluxo plástico, ou seja, a
superfície de plastificação é fixa. A Figura 2.11 representa a relação tensa-deformação para
o modelo Mohr-Coulomb, onde o material apresenta um comportamento linear elástico até
atingir uma determinada tensão de escoamento, que se mantém constante para acréscimo
de deformações plásticas.
σ’
ε
Figura 2.12 – Relação tensão-deformação para o modelo Mohr-Coulomb.
A condição de Mohr-Coulomb é uma extensão da lei de atrito de Coulomb. De fato,
esta condição assegura que a Lei de atrito de Coulomb é obedecida em qualquer plano
dentro de um elemento do material. A condição de Mohr-Coulomb pode ser definida por
42
três funções formuladas em termos de tensões principais (Smith & Griffith, 1982):
f1 =
1 '
1
σ 2 − σ 3'  + (σ 2' + σ 3' ) senφ − c.cosφ ≤ 0
2
2
(2.14)
f2 =
1 '
1
σ 3 − σ 1'  + (σ 3' + σ 1' ) senφ − c.cosφ ≤ 0
2
2
(2.15)
f3 =
1 '
1
σ 1 − σ 2'  + (σ 1' + σ 2' ) senφ − c.cosφ ≤ 0
2
2
(2.16)
Os dois parâmetros plásticos que aparecem nas funções são o ângulo de atrito φ e a
coesão c. Essas funções, juntas, representam um cone hexagonal no espaço de tensões
principais, que está apresentado na Figura 2.12.
Figura 2.13 – Superfície de Mohr-Coulomb no espaço de tensões principais (c = 0).
O uso de uma lei de fluxo associada no critério de Mohr-Coulomb, leva a uma
superestimativa da dilatância. Por isso, as funções potenciais plásticas contêm um terceiro
parâmetro de plasticidade, o ângulo de dilatância. Este parâmetro é requerido para modelar
incrementos de deformação volumétrica plásticas (dilatância). As funções de potencial
plástico incluindo este parâmetro são apresentadas a seguir:
43
g1 =
1 '
1
σ 2 − σ 3'  + (σ 2' + σ 3' ) senψ
2
2
(2.17)
g2 =
1 '
1
σ 3 − σ 1'  + (σ 3' + σ 1' ) senψ
2
2
(2.18)
g3 =
1 '
1
σ 1 − σ 2'  + (σ 1' + σ 2' ) senψ
2
2
(2.19)
2.4.3.4. Simulações das Interações Solo-Estrutura
Para simulação da interação entre os elementos de fundação e o solo, foi utilizado
um elemento chamado de “Interface” disponível no programa PLAXIS para a modelagem
deste tipo de situação. A natureza e a magnitude da interação solo-estrutura são modelados
escolhendo um valor adequado para o fator de redução de resistência da interface (Rinter).
Este fator relaciona a resistência da interface (atrito da parede e adesão) à resistência do
solo (ângulo de atrito e coesão), permitindo obter valores de resistência menores ou iguais
à do solo em função da rugosidade da estrutura, e das técnicas construtivas utilizadas para
a sua inclusão dentro da massa do solo. No caso de necessidade o usuário pode definir as
propriedades deste elemento independentemente das condições do solo e da estrutura.
Dentro destas propriedades pode-se destacar parâmetros elásticos, de resistência e de
permeabilidade.
Os elementos de interface são conectados aos elementos do solo. Quando se usa
elementos de solo de 6 nós, os elementos de interface correspondentes são definidos por
três pares de nós. Já para o caso de elementos de solo de 15 nós, os elementos de interface
correspondentes são definidos por cinco pares de nós.
A cada interface é atribuída uma “espessura virtual”, que é uma dimensão
imaginária utilizada para obter as propriedades do material da interface. A espessura
virtual é definida como o fator de espessura virtual multiplicado pelo tamanho médio do
elemento. O tamanho médio do elemento é determinado através da geração da a malha,
numa montagem grosseira global. Já o fator de espessura virtual pode ser definido pelo
usuário.
44
A matriz de rigidez para os elementos de interface é obtida usando pontos de
integração de Newton-Cotes. A posição desses pontos de integração (ou ponto de tensão)
coincide com a posição dos pares de nós. Portanto para os elementos de interface de seis
nós são usados três pontos de integração de Newton-Cotes, e para os elementos de
interface de 10 nós são utilizados cinco pontos de integração.
Para descrever o comportamento de interfaces no modelo de interação soloestrutura é utilizado um modelo elasto-plástico. O critério de Coulomb é empregado para
distinguir entre comportamento elástico da interface (deslizamento).
Para a interface permanecer elástica a tensão de cisalhamento τ deve satisfazer a:
τ < σ n tan φi + ci
(2.20)
E para o comportamento plástico, deve-se ter:
τ = σ n tan φi + ci
(2.21)
Onde:
φi = ângulo de atrito da interface;
ci = coesão da interface;
σn = tensão normal atuante na interface;
τ = tensão cisalhante atuante na interface.
As
propriedades de resistência da interface estão ligadas às propriedades de
resistência da camada de solo. As propriedades da interface são calculadas a partir das
propriedades do solo, aplicando a seguinte regra:
ci = Rinter.csolo
(2.22)
tgφi = Rint er tgφ solo ≤ tgφ solo
(2.23)
Há duas opções para a utilização da resistência da interface, a primeira é definida
como interface rígida. Esta é utilizada quando a interface não deve influenciar a resistência
do solo que a rodeia. Como resultado, as propriedades da interface, inclusive o ângulo de
dilatância são os mesmos do solo, com a exceção do coeficiente de Poisson. Já a segunda é
45
definida como interface manual. Neste caso, o valor do Rinter pode ser entrado
manualmente. Em geral, para interações reais de solo-estrutura a interface é mais fraca e
deformável que as camadas de solo associadas, o que significa que o valor de Rinter é menor
do que um. Valores adequados para Rinter, para os casos das interações entre vários tipos de
solos e estruturas no solo podem ser encontrados na literatura.
As interfaces têm uma permeabilidade para escoamento perpendicular (kn) e uma
para escoamento na direção longitudinal (ks). As permeabilidades das interfaces são
geradas pela aplicação de fatores a permeabilidades da camada de solo associada. Em vez
de entrar esses valores manualmente, o PLAXIS permite a escolha de três entradas padrão,
conhecidas como “Neutral”, “Impermeable” ou “Drain”, depois disso, o programa gera
automaticamente as corretas permeabilidades de interface.
A opção “Neutral” é utilizada quando a interface não deve influenciar no solo que a
rodeia. Um exemplo da aplicação dessa opção seria a utilização de interfaces ao redor de
quinas de objetos estruturais, onde as interfaces são visam nem a interação estrutura-solo,
nem bloquear o fluxo. Essas interfaces seriam assumidas como neutrais, o que resulta em
um alto valor de kn (100 vezes a permeabilidade no solo) e um valor de ks zero.
A opção “Impermeable” é usada quando o escoamento perpendicular à interface
deve ser impedido. Por exemplo, quando se usam vigas para modelar uma parede de
estaca-prancha (de aço), as vigas por elas mesmas são permeáveis. Para impedir o fluxo de
água através da parede, as interfaces ao redor devem ser consideradas impermeáveis,
resultando em um baixo valor de kn (0,001 vezes a permeabilidade do solo) e um valor ks
igual a zero.
A opção “Drain” é usada quando a água puder escoar livremente na direção
longitudinal da interface. Por exemplo, no caso da simulação de drenos de areia. Isto
resulta em um alto valor de kn (100 vezes a permeabilidade do solo) e também um alto
valor de ks (100 vezes a permeabilidade do solo).
O escoamento real através da interface é determinado pela permeabilidade da
interface, e pela sua “espessura virtual”. O fluxo ocorre de acordo com a Lei de Darcy.
2.5. TRATAMENTO ESTATÍSTICO DOS DADOS DE CAMPO
Sendo os materiais naturalmente formados, os solos e suas propriedades variam
ponto a ponto, em resposta às mudanças dos processos externos como, as condições
ambientais durante a sua formação, os carregamentos e outros. Três fontes principais de
46
incerteza nas características das camadas do solo podem ser identificadas, como a
heterogeneidade natural, a limitação de dados e os erros de medidas (Anjos, 1999).
Enfoques estatísticos são especialmente relevantes para análise de resultados de ensaios in
situ, pois geralmente os mesmos resultam em grande quantidade de dados.
2.5.1. Correlação Linear
Para verificar o relacionamento entre duas variáveis X e Y, quando estas estão
associadas e a medida de seu grau de associação, optou-se pela teoria da correlação que
compreende a verificação da existência e o grau de relação entre as variáveis de um
problema. Se X e Y representam duas variáveis aleatórias, e considerando n pares de
observações (x1,y1), (x2,y2),...,(xn,yn), estas observações podem ser plotados num diagrama
de dispersão. O coeficiente de correlação amostral r representa a tendência e a força da
relação linear entre duas variáveis. A interpretação de r como medida de dependência de
duas variáveis é puramente matemática e isenta de qualquer implicação de causa ou efeito.
A forte correlação se dá quando a maioria dos pares de valores das observações estão
próximos de uma reta (Assis et al.,1999). O coeficiente de correlação r é definido como
sendo:
n
r=
n
n
i =1
i =1
n.∑ X i .Yi − ∑ X i .∑ Yi
i =1
2
n
 n

 n 
n.∑ X i2 −  ∑ X i  . n.∑ Yi 2 −  ∑ Yi 
i =1
i =1
 i =1 
 i =1 
n
2
(2.24)
Onde: Xi e Yi são variáveis aleatórias e n número de pares de observações.
Assis et al. (1999) apresentam, conforme bibliografia encontradas em livros de
estatística, a interpretação de r feita da seguinte forma:
0,00 ≤ r ≤ 0,20 – dependência insignificante
0,21 ≤ r ≤ 0,40 – dependência fraca
0,41 ≤ r ≤ 0,70 – dependência marcante
0,71 ≤ r ≤ 1,00 – dependência forte
47
2.5.2. Critério de Ajuste de Curvas
2.5.2.1. Teste Qui-Quadrado (χ2)
O teste Qui-quadrado (χ2) permite avaliar a aderência entre uma distribuição dos
dados amostrais com uma distribuição teórica à qual se supõe pertencer à amostra. A
estatística do teste é construída com base na medida global de ajuste entre as freqüências
observadas na amostra Nk, e as freqüências esperadas, ek. Essa medida é dada por:
( N k − ek ) 2
χ =∑
ek
k =1
2
K
(2.25)
Se a hipótese for verdadeira, devem registrar-se pequenas diferenças entre as
freqüências observadas e as esperadas e, conseqüentemente, χ2 deve tomar valores baixos.
Pelo contrário, um valor de χ2 elevado constitui um indício de que há um desajuste entre a
distribuição de freqüência na amostra e a teórica.
Pode-se demonstrar que, quando a hipótese é verdadeira e a dimensão da amostra é
grande, a estatística χ2 segue uma distribuição com:
df = (k – 1) - R
(2.26)
Onde:
df = graus de liberdade;
K = nº de classe;
R = nº de parâmetros da distribuição populacional estimados a partir da amostra.
Uma vez fixado o nível de significância α, a rejeição ou não rejeição será feita com
base na comparação entre o valor que a estatística de teste toma. As regras práticas que
permitem utilizar este teste com confiança são: dimensão da amostra não inferior a 30
(N ≥ 30) e freqüência esperada em cada classe não inferior a 5 (ek ≥5).
48
2.5.2.2. Teste Kolmogorov-Smirnov (K-S)
Apresenta-se neste trabalho uma análise mais aprofundada da variabilidade do solo
pelo critério de Kolmogorov-Smirnov (K-S). Este é um teste não paramétrico de qualidade
de ajuste que permite avaliar a aderência entre uma distribuição de freqüência associada a
uma amostra e uma distribuição teórica. As distribuições teóricas são a Normal e LogNormal. Em solos argilosos, Anjos (1999) obteve para ensaios de CPT (medidas de qc),
melhores resultados com a distribuição Log-Normal.
O teste de K-S verifica para um certo grau de significância (α), se a função de
distribuição previamente escolhida é aceita ou não.
Para uma amostra de tamanho N, rearranja-se o conjunto de dados observados em
ordem crescente. Desta amostra ordenada desenvolve-se uma função cumulativa como
segue:
0
x < x1
SN(x) = xk ≤ x < xk+1
1
(2.27)
x ≥ xN
Onde: x1, x2, ...,xN são os valores da amostra de dados ordenados no passo anterior, k é o
número de observações iguais ou menores do que a variável x e N é o tamanho da amostra.
No teste de Kolmogorov-Smirnov, a diferença máxima entre SN(x) e F(x) sobre
uma faixa inteira de X é a medida de discrepância entre o modelo teórico e os dados
observados. Esta diferença máxima é denotada por:
DN = Máx F ( x) − SN(x)
(2.28)
Onde: F ( x), S N ( x) : distribuição acumulada da função teórica sugerida e da distribuição
acumulada dos dados observados normalizados, respectivamente.
Na Figura 2.13, tem-se uma curva cumulativa onde as variáveis são SN(x) e
também a função de distribuição proposta, F(x).
49
Figura 2.14 - Curva acumulativa para interpretação de DN.
Teoricamente, DN é uma variável aleatória cuja distribuição depende do tamanho
da amostra, N. Para um certo nível de significância (α), o teste K-S compara a máxima
diferença observada da Equação (2.28) com o valor crítico DNα da seguinte relação de
probabilidade:
P (DN ≤ DNα) = 1 - α
(2.29)
A significância estatística de um resultado é uma medida estimada do grau para o
qual esta é verdadeira. O valor de α representa um índice da confiabilidade de um
resultado. Especificamente, representa a probabilidade de erro que está envolvido na
aceitação dos resultados observados como válidos, ou seja, dados representativos de uma
população. Valores críticos de DNα para vários níveis de significância (α) são tabulados e
podem ser encontrados em Ang & Tang (1975). Se o DN observado é menor do que o valor
crítico DNα, então a distribuição proposta é aceita para um α especificado; por outro lado à
distribuição assumida pode ser rejeitada se DN é maior que DNα.
Embora o teste de ajuste de curva Qui-Quadrado (χ2) seja não paramétrico no sentido
que ele pode ser aplicado a observações que sigam qualquer classe de distribuição, o teste
Kolmogorov-Smirnov é superior em certas circunstâncias. Uma das vantagens é a
independência do número de classes em que se dividem os dados, ou seja, não precisando
agrupar as observações em categorias arbitrárias; logo é mais sensível que o teste de χ2 nas
análises nas caldas da distribuição, onde as freqüências são baixas.
50
CAPÍTULO 3
3. CASOS: CARACTERÍSTICAS E ENSAIOS REALIZADOS
3.1. INTRODUÇÃO
Na prática de projeto de fundações a utilização de métodos racionais de análise
pressupõe o conhecimento do subsolo, suas propriedades e comportamento. O grande
desafio da engenharia geotécnica tem sido o uso de novas técnicas e métodos de
interpretação desenvolvidos a partir de resultados de provas de carga que tragam melhores
previsões e desempenhos, considerando casos reais de obras.
Abordar a aplicabilidade das novas técnicas de ensaios de campo já implantadas no
Brasil (CPT, DMT, SPT-T, PMT e DPL) visando ampliar o seu uso, com propostas de
correção dos métodos existentes e proposição de novas metodologias, para as condições
particulares do solo de Brasília (argila porosa tropical, laterizada), nos levará a encontrar
alternativas técnicas e econômicas para o projeto de fundações profundas em obras de
médio e grande porte no Distrito Federal (DF) e entorno.
Neste capítulo, apresenta-se a caracterização fisiográfica, climatológica, aspectos
geológicos e os solos característicos do DF. Em seguida uma descrição dos locais onde o
programa experimental foi executado, bem como todas as etapas envolvidas da preparação
e execução dos ensaios. Cinco campanhas distintas de ensaios de campo e provas de carga
foram realizadas em diferentes épocas do ano (estação seca e chuvosa) e em dois locais
distintos; o primeiro localizado no Norte da cidade de Brasília (Asa Norte) e o segundo no
Sul (Asa Sul).
Na Asa Norte quatro campanhas de ensaios de campo foram realizadas no Campo
Experimental da Universidade de Brasília (UnB) onde tem-se uma camada de
51
aproximadamente 8,5 m de solo poroso colapsível, composto por uma areia silto-argilosa
até 3,5 m, seguido de uma argila arenosa, eventualmente siltosa.
Uma quinta campanha foi realizada na Asa Sul durante a construção do Edifício
Central Park, localizado no Setor de Grandes Áreas Sul (SGAS) 905, com uma camada de
solo poroso colapsível de até 17,0 m, sendo composto de argila arenosa, eventualmente
siltosa.
3.2. CARACTERIZAÇÃO FISIOGRÁFICA DO DISTRITO FEDERAL
O Distrito Federal ocupa, no Centro-Oeste do Brasil, uma área de 5814 km2, na qual
estão inclusos 43 km2 de águas internas. É limitado ao norte e ao sul pelos paralelos de
15º30’ e 16º03’, e a leste e oeste pelos rios Preto e Descoberto, nas proximidades dos
meridianos 47º25’, longitude extremo leste, e 48º12’, longitude extremo oeste.
A cidade de Brasília situa-se na unidade federal do Distrito Federal, localizada no
Planalto Central (Figura 3.1).
N
BRASIL
a
Figura 3.1 – Mapa Geográfico do Distrito Federal.
O relevo caracteriza-se pela predominância de grandes superfícies planas e
suavemente onduladas, conhecidas como chapadas, situadas acima da cota de 1000 m. A
altitude média situa-se em torno de 1100 m, e o ponto culminante a 1349 m, localizado a
noroeste na Chapada da Contagem. A área do Distrito Federal está constituída por cerca de
57% de terras altas que se apresentam como dispersoras das drenagens que fluem para as
52
três mais importantes bacias fluviais do Brasil: Platina, rios São Bartolomeu e Descoberto,
Tocantins/Araguaia, rio Maranhão e a do São Francisco, rio Preto. Entre as bacias
secundárias destaca-se a do rio Paranoá, onde está situado o lago artificial do Paranoá,
criado juntamente com a cidade de Brasília (Novaes Pinto, 1993) .
3.3. CLIMATOLOGIA DO DISTRITO FEDERAL
O clima do Distrito Federal enquadra-se na classificação de Köppen (CODEPLAN,
1984), entre os tipos: tropical de savana e temperado chuvoso de inverno seco, e está
caracterizado pela existência bem nítida de duas estações. O período entre maio e
setembro, estação fria e seca, é caracterizado pela baixa nebulosidade, alta taxa de
evaporação e pela baixa taxa de precipitação. No período entre os meses de outubro e abril
predomina a estação quente e chuvosa.
De acordo com o INMET (2002), entre os anos de 1999 a 2001, período da
realização dos ensaios de campo apresentados nesta pesquisa, a média total mensal de
precipitação na estação seca foi de 25 mm, enquanto que na estação chuvosa foi de
161 mm, com uma concentração de 67% da precipitação anual entre os meses de
novembro a março. A precipitação média anual no período foi de 1260 mm (Figura 3.2).
A distribuição da precipitação se dá de forma irregular, onde as menores alturas
pluviométricas anuais ocorrem na porção leste e as taxas mais elevadas estão concentradas
a NE e SE do Distrito Federal, EMBRAPA (1978).
Segundo estimativas de Coimbra (1987) cerca de 12% da precipitação total
infiltram na zona vadosa e alcançam efetivamente a zona saturada do aqüífero. A
evapotranspiração real fica em torno de 900 mm anuais, sendo que os meses de maio a
setembro apresentam déficit hídrico, enquanto o período de outubro a abril apresenta
superávit.
A temperatura média anual varia entre os 19,8 e 23,5ºC, sendo os meses de
setembro e outubro os mais quentes, com temperatura de 23,5ºC, e os meses de junho e
julho, os mais frios, com temperaturas de 19,8 a 21,0ºC (Figura 3.2).
Quanto à umidade relativa do ar os valores são da ordem de 70%, entre os meses de
janeiro e abril (período de 1999 a 2000), decrescendo depois acentuadamente, atingindo
valores muito baixos nos meses de maio a outubro, sendo os meses de agosto e setembro
os mais críticos, onde já foram registradas umidades relativas de até 10% (INMET, 2002).
53
300
24
22
250
20
200
16
14
150
12
10
8
100
Precipitação (mm)
Temperatura (ºC)
18
6
4
50
2
0
jan
fev
mar
abr
mai
jun
jul
ago
set
out
nov
0
dez
Meses do ano
Precipitação 1999
Precipitação 2000
Precipitação 2001
Temperatura Média
Figura 3.2 - Distribuição da precipitação e da temperatura no Distrito Federal.
3.4. ASPECTOS GEOLÓGICOS DO DISTRITO FEDERAL
A geomorfologia do Planalto Central possui características próprias, devido às
características climáticas, geológicas e antrópicas. Em grande parte do Distrito Federal são
encontradas chapadas, onde predomina um relevo residual e de aplainamento, com
topografia plana e levemente ondulada (Blanco, 1995).
Novaes Pinto (1993) e Freitas-Silva & Campos (1998) descreveram detalhadamente
a geologia e geomorfologia local ressaltando suas peculiaridades. Macêdo et al. (1994),
Blanco (1995), Cardoso (1995) e Cardoso (2002) citaram também estas referências.
Segundo Cardoso (2002) o trabalho de Freitas-Silva & Campos (1998) redefine a
geologia do Distrito Federal, como sendo composta por rochas atribuídas aos grupos
Paranoá, Canastra, Araxá e Bambuí, contribuindo com cerca de 65; 15; 5 e 15% de sua
área total, respectivamente. As rochas da região são compostas por ardósias, metarritmitos,
metassiltitos e quartzito em geral muito intemperizados na sua parte superior. (Figura 3.3).
54
N
CE
OB
CE – Campo Experimental
OB – Obra SGAS 905
Figura 3.3 – Mapa geológico do DF e localização das áreas estudadas (modificado Freitas-Silva & Campos, 1998).
Na área do plano piloto em Brasília, local dos ensaios, predomina as rochas do
grupo Paranoá que possuem um grau de metamorfismo menor. Apresentam uma
alternância de estratos de quartzitos com granulometria fina a média (unidade Q3),
metassiltito argiloso (unidade S), metarritmito arenoso (unidade R3), metarritmito argiloso
(unidade R4) e ardósia (unidade A), conforme nomenclatura adotada por Freitas-Silva &
Campos (1998).
A Figura 3.4 apresenta o mapa pedológico do DF com a definição da classe dos
solos superficiais.
55
N
Latossolo Vermelho
Latossolo Vermelho-Amarelo
Solo Podzólico Vermelho-Amarelo
Solo Podzólico Vermelho-Escuro
Terra Roxa Estruturada Similar
Cambissolo
Solos Hidromórficos
Solos Aluviais
Areia Quartzosas
Áreas Urbanas
50 km
Figura 3.4 – Mapa pedológico do Distrito Federal (EMBRAPA, 1978)
3.5. SOLOS DA REGIÃO DO DISTRITO FEDERAL
Os solos do DF representam bem os solos da região do cerrado que em estado
natural são bem drenados, mesmo quando há alta proporção de argila (até 90%), sendo a
argila nestes solos ácidos agregada em grãos de tamanho de areia, apresentando alta
permeabilidade. Ao contrário das regiões secas (menos de 800 mm/ano em média) onde
solos muito argilosos são secos circuneutros ou alcalinos, fazendo com que a argila fique
desfloculada, sem poros, tornando-a impermeável às chuvas e com pequena capacidade de
armazenar água. Quando a cobertura de solo é suficientemente profunda, o lençol freático
no cerrado está geralmente entre 15 e 35 m. E em áreas planas a mais de 6 m. Chegando a
ser mais próximo à superfície somente onde o cerrado faz contato com o campo úmido.
Geralmente as camadas superiores do solo, até 3 m de profundidade, secam durante a
estação seca (Eiten, 1993).
Diversos trabalhos foram desenvolvidos visando estudar os solos do DF, sendo as
primeiras fontes de informações encontradas no levantamento realizado pelo Serviço
Nacional de Levantamento de Solos (EMBRAPA, 1978), de onde se obteve o mapa
pedológico do DF, na escala 1:000.000 (Figura 3.4), no Levantamento de Solos da Região
56
Geoeconômica de Brasília (EMBRAPA, 1983) e no trabalho da RADAMBRASIL (1982),
que incorporam essencialmente os dados do levantamento original.
Apresentam-se, a seguir, alguns trabalhos que abordam aspectos das características
geotécnicas e geológicas deste solo, no intuito de oferecer uma melhor compreensão da
camada superficial residual encontrada no campo experimental da UnB e na obra.
Segundo Camapum de Carvalho & Mortari (1994), no Distrito Federal, as obras
subterrâneas rasas geralmente se localizam em horizontes de solos colapsíveis, argilosos
de cor vermelha a vermelha amarelada, denominados pelos geotécnicos da região como
argila porosa. Para Camapum de Carvalho et al. (1993), a argila porosa é constituída por
argilas, siltes e areias combinados em diferentes proporções dependendo do domínio
geológico local. Estes trabalhos e vários outros, por exemplo, Camapum de Carvalho et al.
(1994), Paixão & Camapum de Carvalho (1994) e Paixão (1995), mostram que os solos
porosos colapsíveis de Brasília apresentam estrutura constituída por micro e macroporos,
sendo a instabilização desta o motivo do colapso. Macedo et al. (1994) e Araki (1997)
descrevem que a camada de argila porosa, na área do metrô, possui uma espessura que
varia entre 8 e 40 m.
Segundo Ortigão (1994a) e Ortigão et al. (1994), a estimativa inicial de recalques
em camadas de argila porosa da Asa Sul, no Metrô de Brasília, era da ordem de 60 a
80 mm, entretanto no início da escavação observou-se a ocorrência de recalques
superficiais de 150 a 200 mm, chegando a atingir picos de 500 mm, nas regiões com
presença de lençol freático. Vários pesquisadores como Farias & Assis (1994), Ortigão
(1994a), Teixeira & Assis (1994) e Blanco (1995) atribuíram este fenômeno ao fato do
túnel ser escavado sob uma espessa camada de argila porosa, que tende a colapsar
estruturalmente quando saturada ou sujeita a alteração do estado de tensões. Teixeira
(1994), Luna (1997) e Chissolucombe (2001) apresentaram um estudo detalhado sobre
deslocamentos do maciço de solo induzidos pela escavação de túnel em solo poroso
colapsível mediante análise numérica.
Cardoso
(1995)
apresentou
um
estudo
micromorfológico
sobre
solos
profundamente intemperizados de diferentes áreas do DF, e constatou que estes são
formados por agregados de matriz fortemente argilosa, interligados entre eles e a grãos de
quartzo (areia) por pontes de argila, com índices de vazios elevados entre 1,0 e 2,0.
Blanco (1995) apresentou um estudo comportamental do perfil do solo após
passagem da escavação do Metrô de Brasília, trecho Asa Sul, caracterizando uma calha de
origem tectônica de 40 m de profundidade, no contato entre metarritmitos e ardósias,
57
preenchida por sedimentos argilosos. Foram obtidos alguns parâmetros empíricos e
correlações para a previsão da deformada de recalques superficiais deste solo.
De acordo com Ortigão (1993), Ortigão (1994a) e Ortigão (1994b) ao longo da
diretriz projetada para o Metrô/DF, Asa Sul, verificou-se que a argila porosa apresenta
espessura variável com intervalo de 20 a 30 m e índices SPT entre 2 e 3 golpes, em geral
com nível d’água profundo, sendo em alguns casos encontrado a 5,0 m de profundidade,
como no final da Asa Sul. A variação sazonal do lençol freático pode atingir até 4 m.
Araki (1997) verificou que a gibbsita e os minerais paracristalinos de Al são
predominantes nos primeiros metros, e sofrem uma redução gradual em seus teores de
acordo com a profundidade, o que se reflete nos valores referentes a índices de vazios. Tal
fenômeno sendo resultado do intemperismo químico mais intenso em condições
superficiais.
Segundo Guimarães et al. (1997) e Guimarães (2002) esta camada de argila porosa
apresenta baixa resistência à penetração (SPT variando de 1 a 6 golpes) e alta
permeabilidade (10-3 a 10-4 cm/s), apesar da matriz argilosa, sendo o comportamento em
termos de permeabilidade similar aos solos granulares finos . Devido a sua alta porosidade
e tipo de ligações cimentíceas, apresenta uma estrutura altamente instável quando
submetida a aumento de umidade e/ou a alteração do estado de tensões, apresentando
quase sempre uma brusca variação de volume, denominada colapso.
Devido à complexidade dos solos do DF, Cardoso (2002), baseado na análise das
varias proposições para descrição de perfis de intemperismo apresentadas e na sua
experiência com os solos lateríticos do cerrado brasileiro, apresentou uma nova proposta
de descrição dos horizontes em solos lateríticos para uso nas áreas de geotecnia e geologia
de engenharia. Sua proposta é uma adaptação realizada a partir das descrições de perfis de
Martins (2000), Pastore (1996) e o Sistema Brasileiro de Classificação de Solos,
(EMBRAPA, 1999).
Cardoso (2002) apresenta informações sobre as propriedades fundamentais dos
solos do DF, do ponto de vista mineralógico, químico e de engenharia e analisa a
influência imposta a estes solos, em suas propriedades físicas e comportamento mecânico,
pelas características químicas e mineralógicas.
58
3.6. CASO 1: CAMPO EXPERIMENTAL DA UNB – ASA NORTE
3.6.1. Localização
O Campo Experimental de Fundações e Ensaios de Campo do Programa de PósGraduação em Geotecnia da Universidade de Brasília, situa-se no Campus Darcy Ribeiro,
Asa Norte – Brasília – DF. A posição geográfica é determinada pelas coordenadas
15º45’56’’ de latitude sul e 47º52’20’’ de longitude oeste, em uma área de aproximadamente 1000 m2. A região possui relevo com planaltos de topografias suaves e vegetação
de cerrado, conforme características do planalto central do Brasil (Figura 3.5).
N
Brasília
(Plano Piloto)
Asa Norte
Campo Experimental da
UnB
Asa Sul
V ia L 3
P
S
AS
N
E IO
R ef
erên
c ia
PA
PL
AN
SS
TA
PA
E IO
E IO
N
S
OBS
1 2 ,4
SS
ER V
5m
S IS
A TÓ
MO
R IO
LÓ G
IC O
CX
ES
SG
SG
G
12
11
LEGENDA :
C am po E xperim ental
Á rvore
A lam brado
M eio-fio
Projeção
0
25
50 m
Figura 3.5 – (a) Localização do campo experimental e (b) área dos ensaios em destaque.
59
3.6.2. Características Geotécnicas e de Geologia de Engenharia
Na área referente ao campo experimental tem-se um perfil típico da camada de solo
laterítico vermelho argiloso, denominado de “argila porosa”, que apresenta baixa
resistência à penetração (SPT variando de 1 a 6 golpes), baixa resistência de ponta (CPT
variando de 0,6 a 2,3 MPa), baixa capacidade de suporte, baixo nível de saturação e alta
permeabilidade (10-3 a 10-4 m/s). Devido a sua alta porosidade e tipo de ligações
cimentíceas, apresenta uma estrutura altamente instável quando submetida a aumento de
umidade e/ou a alteração do estado de tensões, apresentando quase sempre uma brusca
variação de volume, denominado colapso. Este material é sobrejacente a uma camada de
solo residual proveniente da alteração de ardósias denominado de silte argiloso de
comportamento extremamente anisotrópico (Cunha & Camapum de Carvalho, 1997). O
término da argila porosa é indicado nas sondagens pelo aumento súbito dos índices SPT,
CPT e DMT ao atingirem o solo residual. Observa-se que até 18 m (profundidade máxima
atingida nas sondagens) não há presença d’água. Maiores detalhes podem ser vistos em
Camapum de Carvalho et al. (1994), Camapum de Carvalho & Mortari (1994), Ortigão
(1994a), Camapum de Carvalho et al. (1995), Blanco (1995), Cardoso (1995), Ortigão et
al. (1996), Araki (1997), Perez (1997), Rodrigues et al. (1998), Jardim (1998), Cunha et al.
(1999), Peixoto (1999), Sales et al. (1999), Sales (2000), Foá (2001), Cardoso (2002) e
Guimarães (2002).
Visando conhecer as propriedades do solo, dois poços de inspeção foram
manualmente executados para retirada de amostras deformadas e indeformadas próximo
das estacas e dos furos de sondagens. No poço 1, aberto em dezembro de 1999, coletaramse 12 blocos indeformados a cada metro, e no poço 2, aberto em setembro de 2000, foram
retirados 10 blocos indeformados a cada metro.
Foram realizados ensaios de caracterização, para a identificação das propriedades
físicas dos solos, permitindo a identificação de sua textura, plasticidade e estrutura; ensaios
para determinação da curva característica pela técnica do papel filtro, com medidas de
sucção matricial e total, ensaios de adensamento, cisalhamento direto, cisalhamento metalsolo e triaxial K0 e triaxiais CUnat e CUsat, CK0Unat e CK0Usat, para obtenção do
comportamento mecânico do perfil de solo, com metodologias e resultados descritos em
Guimarães (2002). Além desses ensaios foi apresentado o estudo da microestrutura por
análises feitas utilizando microscopia eletrônica de varredura em amostras indeformadas
metalizadas com ouro.
60
Segundo Pastore (1996) o perfil de solo do campo experimental da UnB mostra
horizontes bem distintos:
•
0 a 8,8 m – horizonte de solo residual laterítico, que sofreu processo de intemperismo,
sendo constituído por uma argila arenosa vermelho escura (0 a 5 m) e uma argila
pedregulho arenosa vermelho escura (5 a 8,8 m).
•
8,8 a 10,3 m – horizonte de transição, composto de um solo laterítico (8,8 a 9,8 m) e
poucas estruturas reliquiares (9,8 a 10,3 m).
•
10,3 a 15 m – horizonte de solo saprolítico de ardósia, constituído por intercalações
de quartzo (10,3 a 11,3) e um silte argiloso vermelho (11,3 a 15,0 m).
Guimarães (2002) concluiu que existe uma boa relação das propriedades físicas
com as características mineralógicas e microestruturais, sendo que o conjunto de resultados
permite dividir o subsolo do campo experimental da UnB nas seguintes subcamadas:
•
0 a 3,5 m – camada de areia argilo-siltosa porosa, com predominância de gibbsita,
macroporos e muitos agregados, com alto índice de vazios (entre 1,27 e 1,60), peso
específico dos sólidos em torno de 26,5 kN/m3 e IP médio de 10. Destaca-se que as
propriedades de 3 a 4 m correspondem à zona de transição. Esta zona corresponde ao
trecho de maior bioturbação, e na qual ocorrem as maiores variações de umidade ao
longo do ano;
•
3,5 a 8,5 m – camada de argila areno-siltosa, zona na qual as propriedades físicas,
mineralógicas e microestruturais vão gradualmente se alterando até encontrar o
residual mais jovem a 8,5 m. Neste trecho, o teor de gibbsita, a porosidade e a
macroporosidade vão paulatinamente diminuindo, com índice de vazios decrescente
(1,27 para 0,89), peso específico dos sólidos e índice de plasticidade semelhante à
camada anterior. A profundidade de 8 m corresponde à zona de transição.
•
8,5 – profundidade a partir da qual o solo assume textura mais siltosa, caracterizada
pelo aumento do índice de vazios (0,96 a 1,08), do peso específico dos sólidos (em
torno de 27,4 kN/m3) e do IP (valor médio 17) com distribuição de poros mais
homogênea. Nesta profundidade já não aparece a gibbsita.
O peso específico dos sólidos em torno de 26,5 kN/m3 é típico deste solo, formado
por argilomineral do tipo caolinita (γs = 25,5 kN/m3), mineral quartzo (γs = 26,0 kN/m3) e
oxido-hidróxido de ferro (hematita, γs = 51,0 kN/m3) e alumínio (gibbsita, γs = 24,0
61
kN/m3). O aumento de γs a partir de 8 m se deve provavelmente ao desaparecimento da
gibbsita, enquanto o teor de hematita é mantido (Item 3.6.3).
A Tabela 3.1 apresenta os parâmetros geotécnicos do solo do campo experimental
da UnB, sendo CD granulometria com defloculante e SD sem defloculante. A Figura 3.6
apresenta o perfil geotécnico representativo desse local.
Tabela 3.1 – Caracterização geotécnica do solo da UnB (modificado – Guimarães, 2002)
Profundidade (m)
Parâmetro
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
26,86 26,78 26,11 25,97 26,94 25,75 26,52 26,25 27,15 27,62
γs (kN/m3)
10,20 10,41 11,49 11,46 11,96 11,98 12,82 13,86 13,84 13,29
γd (kN/m3)
3
13,33
13,67 14,65 14,45 14,95 14,39 15,44 18,00 17,78 17,53
γ (kN/m )
3
16,48 16,53 17,09 17,03 17,53 17,33 17,98 18,60 18,75 18,47
γsat(kN/m )
Gs
2,739 2,731 2,662 2,648 2,747 2,626 2,704 2,677 2,769 2,816
e
1,6 1,57 1,27 1,27 1,25 1,15 1,07 0,89 0,96 1,08
n (%)
61,6 61,1 56,0 55,9 55,6 53,5 51,7 47,2 49,0 51,9
Pedregulho CD
0,2
0,2
0,7
0,8
1,4
2,1
4,3
3,6
0,6
0,0
Areia CD
41,5 41,5 41,6 33,7 31,6 25,7 22,7 33,8 10,2 3,4
Silte CD
24,9 29,2 25,7 26,3 26,5 22,9 24,6 27,4 80,4 93,2
Argila CD
33,4 29,1 32,0 39,2 40,5 49,3 48,4 35,2 8,8
3,4
Pedregulho SD
0,2
0,2
0,7
0,8
1,4
2,1
4,3
3,6
0,6
0,0
Areia SD
56,2 56,2 53,2 53,0 49,2 34,9 30,1 42,0 10,2 1,4
Silte SD
51,4 35,9 34,2 43,1 48,6 61,4 61,9 51,9 86,8 79,5
Argila SD
2,2
7,7 11,9 3,1
0,8
1,6
3,7
2,5
2,4 19,1
wL (%)
38
36
39
41
45
44
46
43
44
46
wP (%)
28
26
29
29
34
33
35
34
26
30
IP (%)
10
10
10
12
11
11
11
9
18
16
Ia
0,29 0,33 0,30 0,29 0,26 0,21 0,21 0,21 2,00 4,71
Na Tabela 3.1, em termos de
granulometria, observa-se que as amostras
apresentam grandes diferenças quando os ensaios são feitos com e sem defloculante, sendo
que sem defloculante a parcela de argila forma microagregados areno-siltoso que vão dar
características de um solo areno-siltoso até 5 m de profundidade e silto-arenoso de 6 a 9 m.
Nos ensaios realizados para os solos de 9 a 10 m de profundidade, principalmente
10 m, apresentam partículas mais grossas nos resultados com defloculante que sem
defloculante. Para verificar esta característica Guimarães (2002) realizou nestas duas
profundidades ensaios de granulometria no granulômetro a laser com e sem a utilização de
ultra-som, que simulam os resultados com e sem defloculante, e constatou que os
resultados apresentaram discrepâncias das características encontradas nos ensaios
realizados com e sem defloculante, a diferença pode estar ligada ao defloculante usado,
que pode ter provocado expansão dos argilominerais do tipo ilita destas amostras durante o
62
ensaio e conseqüentemente alterando a leitura do densímetro. Um outro fator a ser avaliado
é o próprio método de determinação das dimensões dos grãos.
Nméd
Nível do Terreno
0,0
Areia argilosa com silte vermelha
HORIZONTE DE SOLO
3,5 m
RESIDUAL LATERÍTICO
Argila arenosa com silte vermelha
8,5 m
HORIZONTE DE TRANSIÇÃO
10,0 m
Silte variegado a roxo
HORIZONTE DE SOLO
12,0 m
SAPROLÍTICO DE ARDÓSIA
Tméd
qcméd
fsméd
(golpes) (kgf.m) (MPa)
(kPa)
-
-
-
-
3
1,4
1,45
22,69
2
3,5
0,72
47,87
3
6,7
0,75
83,38
3
7,2
0,81
89,58
4
9,0
1,07 108,25
6
9,8
1,63 186,24
7
7,9
2,30 242,55
8
6,4
2,96 273,59
11
10,7
3,69 348,68
19
22,2
3,95 347,01
16
24,0
3,87 345,15
Figura 3.6 – Perfil de solo característico do campo experimental da UnB.
3.6.3. Características Mineralógicas
Utilizada desde a década de 30 para determinação da estrutura cristalina, a
difratometria de raios-X (DRX) é essencial para caracterização mineralógica dos
argilominerais e de outros constituintes de granulação fina dos solos. O método é baseado
na maneira pela qual a estrutura atômica do mineral interfere nos raios-X de um certo
comprimento de onda, o que é determinado pelo arranjo cristalino interno dos átomos.No
método do pó, que foi empregado nestes ensaios, o resultado dessa interação é coletado em
um detector que o transforma em sinal elétrico amplificado e registrado na forma digital ou
analógica denominada difratograma. Os picos são resultados da difração de raios-X em
planos cristalográficos existentes na amostra, relacionando a posição, intensidade e forma.
Os minerais apresentam padrões difratométricos específicos, podendo ser diferenciados
uns dos outros em função disso. Os argilominerais são identificados principalmente pelas
63
interferências de 1ª ordem dos raios X relativos aos espaçamentos basais (característica do
arranjo cristalino), pois estes são identificados para cada grupo.
Foram realizadas análises de difratometria de raios-X (DRX), amostras de 1 a 10 m
de profundidade do poço 2, em difratômetro RIGAKU, modelo Geigerflex , do Laboratório
de Difratometria de Raios-X do Instituto de Geociências da UnB. As análises foram
realizadas com tubo de Cu e filtro de Ni , em condições de operação de 40 kV e 20 mA,
com varredura de 2º/min, no intervalo de 2 a 60ºθ para amostra total e 2 a 35ºθ a fração
argila. Para a interpretação dos difratogramas foi utilizado o programa “JADE for
Windows”.
Os difratogramas de raios-X estão apresentados no Apêndice A (Figuras A.1 a
A.12). Cada amostra foi subdividida a duas análises amostra total e fração argila (grãos de
diâmetro inferior a 0,002 mm).
Com relação à análise da amostra total constatou-se que:
•
A intensidade dos picos de caolinita aumentam com a profundidade;
•
Os picos de gibbsita desaparecem a partir de 8 m de profundidade, sendo marcante nos
primeiros metros (entre 1 e 6 m);
•
Os picos de ilita surgem a partir de 6 m de profundidade e se mantém presente até 10
m de profundidade;
•
Os picos de quartzo estão presentes até a profundidade de 7 m;
•
Os picos de hematita estão presentes ao longo de toda a profundidade, enquanto que a
goethita se mantém presente entre 1 e 3 m;
•
Os picos de rutilo de pequena intensidade surgem a partir de 4 m, enquanto o diásporo
ocorre entre 7 e 9 m.
Com relação à análise da fração argila constatou-se que:
•
Os picos de caolinita são bem definidos e crescentes com a profundidade;
•
Os picos de quartzo estão presentes até 7,0 m de profundidade;
•
Os picos de gibbsita estão presentes nos primeiros metros;
•
Os picos de ilita aparecem a partir de 6 m e se fazem presentes até 10 m;
•
Os picos de hematita estão presentes ao longo dos 10 m e picos de goethita aparecem
somente nos primeiros metros.
Segundo Nogami & Villibor (1995) a constituição da fração argila dos solos
tropicais, sobretudo dos lateríticos, desempenha um papel decisivo no comportamento
64
peculiar desses solos, quando comparados com similares granulometricamente,
considerados na bibliografia geotécnica de países situados em climas não tropicais.
A fração argila dos solos lateríticos caracteriza-se por conter juntamente com os
argilominerais elevada porcentagem de óxidos e hidróxidos de Fe e de Al. Na fração argila
desses solos a caolinita é o argilomineral mais comum e o menos ativo coloidalmente.
Guimarães (2002) apresentou os resultados das análises mineralógicas (amostra
total) realizadas por Carvalho (1995), citado por Guimarães (2002), que são confirmados a
partir das análises apresentadas neste trabalho, e concluiu que:
•
Os teores de caolinita, hematita e goethita se mantêm praticamente constantes entre 1 e
3 m, zona esta que ocorre as maiores variações de umidade;
•
O teor de gibbsita é praticamente constante entre 1 e 4 m;
•
A ilita só aparece no perfil a partir de 6 m, mantendo-se até 9 m;
3.6.4. Ensaios de Campo Realizados
Foram executadas quatro campanhas de ensaios de campo e provas de carga, em
diferentes épocas do ano (estação seca e chuvosa), no campo experimental da UnB. Para
possibilitar uma análise comparativa dos resultados, optou-se em cada campanha pela
execução de ensaios de CPT, DMT, PMT, SPT-T e DPL.
Adotou-se o ensaio mais próximo da estaca como referência para avaliar o
comportamento da fundação ensaiada, respeitando-se uma distância mínima de 2,0 m entre
a estaca e o furo de sondagem, evitando qualquer interferência provocado pela execução da
prova de carga. Sendo que em duas campanhas as sondagens foram realizadas logo após a
execução das provas de carga.
Durante a realização das campanhas foram obtidos os perfis de umidade a cada
0,5 m de profundidade até a cota limite das sondagens de SPT-T (Item 4.3.1). Em nenhum
dos ensaios de campo foi encontrado o nível d’água.
A Tabela 3.2 apresenta um resumo das atividades de campo desenvolvidas no
campo experimental da UnB. São apresentados os ensaios de campo tipo CPT, DMT,
PMT, SPT-T e DPL, as provas de carga e os ensaios de PIT realizados em quatro
campanhas e estações distintas.
65
Tabela 3.2 – Distribuição dos ensaios de campo e retirada das amostras realizados
1ª Campanha
2ª Campanha
3ª Campanha
4ª Campanha
Poço
CAMPO EXPERIMENTAL DA UNB - ASA NORTE
no campo experimental da UnB.
Estações
Ensaios
SPT-T (SP1)
SPT-T (SP5)
CPT (CP1 a CP4)
DMT (DM1 a DM3)
PMT (PM1)
PIT (Estaca 1)
PIT (Estaca 4)
Prova de Carga 1 (Estaca 1)
Prova de Carga 5 (Estaca 4)
SPT-T (SP3)
CPT (CP5 a CP7)
DMT (DM4 e DM5)
PMT (PM3)
PIT
DPL (DP1 e DP2)
Prova de Carga 3 (Estaca 2)
SPT-T (SP4)
CPT (CP8 a CP14)
DMT (DM6 a DM8)
PIT
Prova de Carga 6 (Estaca 3)
SPT-T (SP2)
CPT (CP15 a CP17)
DMT (DM9 a DM12)
PMT (PM2)
PIT
Prova de Carga 2 (Estaca 5)
Poço 1
Poço 2
C1
S1
C2
S2
C3
S3
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
C1 – Estação Chuvosa, período de Dezembro/1999 a Março/2000;
S1 – Estação Seca, período de Junho/2000 a Setembro/2000;
C2 – Estação Chuvosa, período de Outubro/2000 a Março/2001;
S2 – Estação Seca, período de Maio/2001 a Agosto/2001;
C3 – Estação Chuvosa, período de Outubro/2001 a Dezembro/2001;
S3 – Estação Seca, Agosto/2002.
OBS: Ensaio DP3 realizado na Estação Chuvosa em Novembro/2002.
66
3.6.4.1. Cone Elétrico (CPT)
Um total de dezessete ensaios de cone elétrico, CP1 a CP17, foram executados ao
longo dos anos de 2000 a 2001 no campo experimental da UnB, conforme Tabela 3.2 e
Tabela 3.3.
Tabela 3.3 – Ensaios de CPT realizados no campo experimental da UnB.
Ensaios de CPT
Prof. (m)
Data do Ensaio
Modelo do Cone
CP1
15,70
24/02/2000
3CH
CP2
13,10
25/02/2000
3CH
CP3
15,10
01/03/2000
3CH
CP4
15,40
01/03/2000
3CH
CP5
13,60
15/08/2000
3CH
CP6
15,90
15/08/2000
3CH
CP7
15,10
18/08/2000
4CH
CP8
11,90
28/11/2000
3CH
CP9
12,80
29/11/2000
3CH
CP10
12,10
29/11/2000
3CH
CP11
15,40
01/12/2000
3CH
CP12
16,50
01/12/2000
3CH
CP13
18,00
07/12/2000
3CH
CP14
15,80
07/12/2000
3CH
CP15
15,60
07/05/2001
4CH
CP16
17,60
24/05/2001
4CH
CP17
17,30
24/05/2001
4CH
Os ensaios de cone foram executados com equipamento hidráulico motorizado,
com capacidade máxima de cravação de 200 kN, hastes cilíndricas de 33 mm de diâmetro e
1 m de comprimento, com um cone elétrico/piezocone de diâmetro igual a 3,56 cm, área de
10 cm2, ângulo de base igual a 60o com capacidade máxima na ponta de 100 kN e 1000
kPa de atrito lateral, acoplado a um sistema de aquisição de dados, computador e
impressora, que forneceu as planilhas de variação da resistência de ponta (qc) e atrito
lateral (fs) ao longo da profundidade (Figuras 3.7 a 3.11). Foi utilizado o software do
fabricante, Hogentogler & Company, Incorporated - Columbia, Maryland, USA (1995). Os
dados de qc e fs foram medidos a cada 10 cm com velocidade de cravação estática de 2
cm/s, conforme D-3441 (ASTM, 1995a), D-5778 (ASTM, 1995b) e NBR-12069 (ABNT,
1991a).
Os ensaios foram realizados até o impenetrável, sendo esta limitação uma função
do sistema de ancoragem e da capacidade de cravação do equipamento. Um fator limitante
foi o aumento gradual da inclinação ao longo da profundidade, interrompendo-se a
67
sondagem quando a inclinação atingia 1,5º por passo ou 3º nos primeiros 5,0 m, sendo 9º a
inclinação máxima permitida ao longo do ensaio (Hogentogler, 1995). O aumento gradual
da inclinação levou a interrupção dos ensaios CP8, CP9, CP10 e CP11 da 3ª campanha.
Realizaram-se os ensaios sem medição da poro-pressão (não encontrou-se nível d’água).
Máquina de Cravação (Hidráulica)
Capacidade Máxima = 200 kN
Aquisição de Dados
Trado para ancoragem
Haste
(d = 33 mm e L = 1 m)
Cone ou Piezocone
Ângulo = 60 º
Ab = 10 cm2
Figura 3.7 – Detalhe do equipamento de CPT/CPTU (vista frontal).
Os ensaios das 1ª, 2ª e 3ª campanhas foram realizados com o cone elétrico 3CH,
modelo D0551 e Nº de série 682TC, exceto o ensaio CP7 e os ensaios da 4ª campanha
executados com o piezocone 4CH, modelo D0551 e Nº de série 676TC, sem medição da
poro-pressão, conforme Figuras 3.8 e 3.9.
Figura 3.8 – Cone elétrico 3CH- modelo D0551.
68
Figura 3.9 – Piezocone 4CH - modelo D0551.
Figura 3.10 – Sistema de aquisição de dados do CPT/CPTU.
Conferiu-se a confiabilidade das medidas no Laboratório de Metrologia de Furnas –
Centrais Elétricas S.A., em Goiânia-GO, com a calibração dos transdutores do cone e
piezocone utilizados na pesquisa, conforme Certificados de Calibração Nº 0120/2001 e Nº
0119/2001 apresentados no Apêndice B. As calibrações foram executadas conforme
procedimento interno adotado em Furnas a partir do método de comparação com os
padrões do laboratório rastreados a padrões nacionais ou internacionais. Foram realizados
quatro ciclos de carregamento, distribuídos ao longo da escala do instrumento em teste.
69
Figura 3.11 – Ensaio de CPT realizado no campo experimental da UnB.
3.6.4.2. Dilatômetro de Marchetti (DMT)
Um total de doze sondagens dilatométricas, DM1 a DM12, foram executados ao
longo dos anos de 2000 a 2001 no campo experimental da UnB, conforme Tabela 3.2 e
Tabela 3.4.
Tabela 3.4 – Ensaios de DMT realizados no campo experimental da UnB.
Ensaios de DMT
Prof. (m)
Data do Ensaio Nº da Membrana
DM1
12,60
25/02/2000
428
DM2
13,80
29/02/2000
428
DM3
13,80
29/02/2000
428
DM4
12,20
16/08/2000
403
DM5
15,00
16/08/2000
403
DM6
14,00
27/11/2000
428
DM7
12,00
27/11/2000
428
DM8
14,00
28/11/2000
428
DM9
15,00
07/05/2001
403
DM10
14,80
08/05/2001
403
DM11
18,20
08/05/2001
428
DM12
15,20
23/05/2001
428
O equipamento consiste de uma lâmina metálica plana de 94 mm de largura, 15 mm
de espessura e 235 mm de comprimento, contendo uma membrana flexível de 60 mm de
diâmetro composta de aço flexível, localizada em apenas um lado da lâmina reta. A
membrana é inflada durante a realização do ensaio, utilizando-se o gás nitrogênio. A
70
lâmina é conectada por um tubo eletro-pneumático a unidade de controle que fica na
superfície enquanto a lâmina é cravada no solo (Figura 3.12).
Figura 3.12 – Unidade de controle e membrana do DMT.
Adotou-se o sistema de cravação do cone e os ensaios foram executados até atingir
o impenetrável (Figura 3.13).
Figura 3.13 – Ensaio de DMT realizado no campo experimental da UnB.
71
O procedimento para a realização dos ensaios foi o da D18.02 (ASTM, 1986).
Obtendo-se as leituras das pressões A e B a cada 20 cm, ao interromper a cravação.
Registrou-se as leituras A e B em planilhas especificas, juntamente com as profundidades
de ensaio e os dados iniciais, como o zero de calibração (Zm) e as pressões de calibração
∆A e ∆B . Com velocidade de 2 cm/s, cravou-se a lâmina dilatométrica
no eixo
Leste/Oeste, com exceção das sondagens DM10 e DM11 (4ª campanha) executadas no
eixo Norte/Sul.
3.6.4.3. Pressiômetro de Ménard (PMT)
Realizaram-se três ensaios pressiométricos, PM1, PM2 e PM3, com o pressiômetro
tipo Ménard (sonda NX de 74 mm) no ano 2000 no campo experimental da UnB, conforme
Tabela 3.2, Figura 3.14 e Tabela 3.5.
Figura 3.14 – Ensaio de PMT realizado no campo experimental da UnB.
72
Tabela 3.5 – Ensaios de PMT realizados no campo experimental da UnB.
Ensaios de PMT
Data do Ensaio
Nº Ensaios
PM1
23 e 24/02/2000
10
PM2
20 e 21/06/2000
10
PM3
10 e 11/08/2000
8
Os ensaios seguiram os procedimentos recomendados pela D-4719 (ASTM 1987), e
durante os mesmos foram medidas as pressões aplicadas e as variações volumétricas
correspondentes à expansão da cavidade cilíndrica na massa de solo, obtendo-se a curva
pressiométrica necessária à determinação de parâmetros de resistência e deformabilidade
do solo, bem como a previsão da tensão horizontal “in situ”.
Os ensaios foram executados em pré-furos, abertos a cada metro, com um trado tipo
concha BX (63 mm) e alargados com um trado NX (74 mm) para posterior inserção da
sonda pressiométrica (bainha de borracha). O centro da parte expansiva da sonda indica a
profundidade de ensaio, sendo a cota do nível do terreno até o centro da sonda igual 0,6 m.
A parte expansiva tem 0,42 m, com célula de medição de 0,21 m e distância do centro da
sonda até o início das hastes de 0,73 m. As hastes possuem 1,0 m de comprimento. A
pressão foi aplicada, em geral, em incrementos de 25 kPa, e os ensaios finalizados após ser
consumida a água disponível no reservatório do equipamento, aproximadamente 800 cm3.
Realizaram-se as sondagens SP1, SP2 e SP3 simultaneamente no mesmo furo dos
ensaios PM1, PM2 e PM3, respectivamente, nas profundidades equivalentes (Item 3.6.4.4).
3.6.4.4. Sondagem de Simples Reconhecimento com Medida de Torque (SPT-T)
Executaram-se cinco sondagens do tipo SPT-T, ou seja, com medição do torque
(SP1 a SP5) ao longo dos anos de 2000 a 2001 no campo experimental da UnB, conforme
Tabelas 3.2 e 3.6 e Figura 3.15.
Tabela 3.6 – Ensaios de SPT-T realizados no campo experimental da UnB.
Ensaios de SPT-T
Data do Ensaio
Prof. Final (m)
SP1
23 e 24/02/2000
12,45
SP2
20 e 21/06/2000
12,45
SP3
10 e 11/08/2000
10,45
SP4
23/10/2000
12,45
SP5
08/03/2001
10,45
Os ensaios foram realizados de acordo com a NBR-6484 (ABNT, 1980), exceto
quanto ao acionamento manual do martelo com cabo de aço e sem coxim de madeira,
73
segundo prática regional. O processo de perfuração (avanço) foi feito com trado, sem a
necessidade de revestimento e em nenhum dos ensaios foi encontrado nível d’água.
As sondagens de SPT-T foram executadas após os ensaios de PMT (Item 3.6.4.3).
Coletaram-se amostras de solo do trado, no final de cada avanço, e do amostrador,
ambas para determinação da umidade. Das amostras colhidas no amostrador foi feita a
descrição táctil visual e sucção pelo método do papel filtro.
Figura 3.15 – Ensaio de SPT-T realizado no campo experimental da UnB.
O torque foi realizado após a penetração do amostrador padrão (Raymond de
50,8 mm), retirando-se a cabeça de bater e acoplando um pino adaptador do torquímetro
para colocação de um anel centralizador. Segundo Peixoto (2001) o torque deve ser
medido logo após a cravação, pois em alguns materiais há uma reestruturação do solo
alterando o valor do torque.
Utilizou-se dois torquímetros, GERDORE, um com capacidade máxima de
14 kgf.m e resolução de 0,5 kgf.m, utilizado nas primeiras camadas (N de 2 a 9 golpes), e
74
outro com capacidade máxima de 48 kgf.m e resolução de 2 kgf.m, nas camadas mais
resistentes (Guimarães, 2002).
O torque foi realizado sempre pelo mesmo operador, com velocidade de
aproximadamente 1 volta a cada 10 segundos, com leitura de torque máximo a ¼ de volta e
de torque residual após 1 e 2 voltas completas. Verificou-se que o torque residual
estabilizou após a primeira volta.
3.6.4.5. Penetrômetro Dinâmico Leve (DPL)
Realizaram-se três sondagens com DPL em 2002, no campo experimental da UnB,
conforme Tabela 3.7, sendo a sondagem DP3 realizada com medida de torque, seguindo
procedimento pioneiro preconizado e realizado por Nilsson (2002).
Tabela 3.7 – Ensaios de DPL realizados no campo experimental da UnB.
Ensaios de DPL
Data do Ensaio
Prof (m) Final
DP1
09/08/2002
10,00
DP2
09/08/2002
10,00
DP3
18/11/2002
10,00
O penetrômetro usado está especificado na Referência Internacional para
Procedimentos de Ensaio para Sondagem Dinâmica, DPL (ISSMFE, 1989). Consiste
basicamente numa haste com uma ponteira (cone), penetrada no solo por pancadas. A
ponteira tem por objetivo criar um vazio no solo, minimizando o atrito ou aderência ao
longo das hastes.
Utilizou-se um martelo de 10 kg com queda de 0,5 m, hastes de 1 m com diâmetro
de 22 mm, ponteira (cone) de 35,7 ± 0,3 mm de diâmetro, guia do martelo com 1 m e
diâmetro de 25 mm, e uma plataforma niveladora com extrator de hastes (Figura 3.16).
Para a sondagem DP3 utilizou-se ainda, um torquímetro, marca APOLLO, com
capacidade de 0 a 70 Nm e soquete de ½”x 8 mm para adaptar o torquímetro.
A ponteira foi cravada no solo de 10 em 10 cm, medindo-se a quantidade de golpes
necessários para sua cravação. O torque foi realizado a cada 1,0 m, logo após a penetração
da ponteira, evitando-se assim a reestruturação do solo. O torque foi medido girando 180º,
com velocidade contínua e lenta correspondendo a 360º/minuto, sendo a velocidade
mantida constante, registrando-se o valor máximo e o valor predominante de resistência
durante 120º (20 segundos).
75
Figura 3.16 – Ensaio de DPL no campo experimental da UnB.
3.6.5. Descrição das Estacas Escavadas
3.6.5.1. Estacas Ensaiadas
Executou-se no dia 06 janeiro de 2000, cinco estacas escavadas mecanicamente
com diâmetro de 30 cm. As estacas foram executadas com equipamento acoplado sobre
caminhão e instrumentadas ao longo do fuste. Observou-se uma redução do diâmetro da
estaca em sua base, comprometendo a descida da célula de carga nas estacas E1, E2 e E4,
que provavelmente não ficaram totalmente apoiadas no fundo. Não foram colocadas
células de carga nas bases das estacas E3 e E5.
Não armou-se as estacas, sendo instalado apenas
uma
barra de aço lisa de
15,8 mm de diâmetro, onde foram colados os extensômetros elétricos (strain gages), como
descrito no Item 3.6.5.3. Executou-se blocos de coroamento, com 0,5 m de altura, e
armação de fretagem nas estacas. Moldaram-se corpos de prova de 15 x 30 cm para
76
verificação da resistência a compressão (fck) e módulo de elasticidade (E) do concreto em
diferentes idades.
As características das estacas são apresentadas na Tabela 3.8 e relacionadas de
acordo com a época de cada ensaio (por campanha). As estacas foram numeradas de
acordo com o posicionamento no campo experimental e as provas de carga numeradas de
acordo com a ordem cronológica da execução do ensaio.
Tabela 3.8 – Características das estacas e provas de carga realizadas.
Estaca
L ( m)
Campanha
φ (m)
E1
0,30
7,65
1ª
E2
0,30
7,25
2ª
E3
0,30
7,80
3ª
E4
0,30
7,30
1ª
E5
0,30
7,85
4ª
Definiu-se o posicionamento das estacas de acordo com as estacas de reação já
existentes no campo experimental, executadas por Perez (1997), seguindo as
recomendações da NBR-12131 (ABNT, 1991b). As estacas foram alinhadas e posicionadas
com espaçamento de 1,5 m.
Antes das provas de carga executou-se uma escavação de 0,5 m de profundidade e
0,9 m de largura em torno das estacas e o capeamento do topo com nata de cimento,
garantindo nivelamento para montagem do sistema de célula de carga e extensômetros, e
posterior realização dos ensaios de PIT.
3.6.5.2. Estacas de Reação
Para compor o sistema de reação necessário para execução das provas de carga,
utilizaram-se cinco estacas de reação do tipo escavada mecanicamente com 0,5 m de
diâmetro e 10 m de comprimento, armadas com quatro barras de aço de 25 mm ao longo
do fuste. Foram aproveitadas quatro estacas já existentes no campo experimental (Perez,
1997), sendo executado uma estaca de reação complementar com as mesmas características
das demais (Figura 3.17).
77
Figura 3.17 – Execução da estaca de reação no campo experimental da UnB.
3.6.5.3. Instrumentação das Estacas
Visando obter informações relativas à transferência de carga ao longo da
profundidade, as estacas ensaiadas foram instrumentadas (Figura 3.18), entretanto
apresentam-se apenas os resultados da instrumentação da estaca E1, pois as
instrumentações das demais estacas apresentaram falhas, sendo que o conjunto de dados
obtidos não permitiu ordenação confiável, logo os mesmos não serão considerados, ficando
os dados de instrumentação da estaca E1 como referência para as demais. Guimarães
(2002) apresenta varias considerações, resultados e sugestões para execução de futuras
instrumentações, destacando os principais fatores que podem interferir no processo.
Basicamente a instrumentação instalada consistiu de extensômetros elétricos de
resistência, strain gages tipo KFG-5-120-C1-11 da Kyowa Eletronic Instrumets CO. Ltda.,
colados com adesivo CC-33A da Kyowa, em armaduras de ferro CA-25, aço 1010, com
5/8” de diâmetro e 0,5 m de comprimento e instalados aos pares no mesmo nível, em
posição diametralmente oposta, com ligação do tipo ¼ de ponte (um extensômetro ativo).
A ponte foi completada na unidade de leitura e alimentação (Strain Indication SM
60D da Kyowa Eletronic Instrumets CO. Ltda.). Para ligar os extensômetros a unidade
78
leitora utilizou-se cabo elétrico AF 4 x 26 AWG (E). A proteção dos strain gages contra
umidade e choques mecânicos foi feita com a utilização de cola epóxi, adesivo de silicone
e fita adesiva.
As células de carga utilizadas nas estacas E1, E2 e E4, são constituídas de duas
placas de 29 cm de diâmetro, ligadas por um tarugo de alumínio de 25 cm de comprimento,
onde foram colados quatro strain gages, com ligação do tipo ponte completa, conforme
esquema desenvolvido por Sales (2000).
As barras instrumentadas e as células de carga foram calibradas na prensa do
Laboratório de Materiais do Departamento de Engenharia Civil e Ambiental da UnB,
possibilitando corrigir eventuais diferenças nas leituras de deformação e possíveis erros de
instalação. Após a calibração as barras foram unidas através de roscas, até formarem uma
barra contínua.
0,25 m
0,25 m
0,0
0,5
1,0
Bloco
1,5
1,4
2,0
2,4
2,5
3,0
Profundidade (m)
4,0
5,0
6,0
7,0
3,5
3,4
Barras com
strain gages
4,5
4,4
5,5
5,4
6,5
6,4
Célula de carga
7,7
7,4
0,3m
0,3m
Perfil típico das estacas 3 e 5
Posição dos strain gages
Legenda:
strain gages
Perfil típico das estacas 1, 2 e 4
Figura 3.18 – Perfil típico das estacas ensaiadas no campo experimental da UnB.
79
3.6.6. Ensaios realizados nas Estacas
3.6.6.1. Prova de Carga Estática
As provas de carga estáticas seguiram as recomendações da NBR–12131 (ABNT,
1991b). O carregamento foi do tipo lento feito em estágios progressivos. O critério para
mudança de estágio foi o estabelecido no item 3.3.2 (a) dessa norma.
O sistema de reação para ensaiar as estacas centrais E1, E2 e E5 foi composto por
quatro estacas de reação a tração R1 a R4 (conforme detalhe descrito no item 3.6.5.2) com
três vigas metálicas atirantadas a estas estacas. O arranjo pode ser visto na Figura 3.19.
A ligação da viga metálica com a estaca de reação foi feita através de placas de aço
de 0,0254 m de espessura, quadradas (0,5 m de lado) e soldadas nas barras de espera das
estacas de reação.
A aplicação de carga foi feita por um macaco hidráulico da marca EMCT com
capacidade para 1000 kN e altura de 0,395 m, acionado por uma unidade de bombeamento
manual da marca SOILTEST.
A leitura de carga aplicada foi através de uma célula de carga elétrica com altura de
0,27 m e unidade de leitura de marca KRATUS, com capacidade para 500 kN, instalada
entre o macaco e a viga metálica.
O sistema de referência foi composto de vigas metálicas fixadas no terreno visando
obter um sistema estável, sem perturbação e interferência do carregamento, sendo o
espaçamento dos pontos de fixação cinco vezes o diâmetro da estaca.
Na leitura dos deslocamentos das estacas, foram utilizados seis extensômetros com
curso de leitura de 0,05 m e sensibilidade de 10-5 m, sendo quatro extensômetros no topo,
em posições diametralmente opostas, e dois laterais. A fixação dos extensômetros nas
vigas de referência foi feita por bases magnéticas poli-articuladas.
80
Figura 3.19 – Esquema de reação das provas de carga estáticas (modificado - Perez, 1997).
Ao longo das quatro campanhas de ensaios de campo realizaram-se seis provas de
carga em estacas escavadas mecanicamente. Na estaca E3 foram executadas duas provas
de carga, pois a primeira prova de carga (prova de carga 4) apresentou problemas de
excentricidade no sistema de reação, sendo necessário a realização de um segundo ensaio
(prova de carga 6), considerado nas análises desta pesquisa (Figura 3.20). A Tabela 3.9
apresenta as provas de carga com os seus respectivos períodos de execução.
Figura 3.20 – Prova de carga realizada na UnB
81
Estaca
E1
E2
E3
E3
E4
E5
Tabela 3.9 – Provas de carga realizadas.
Campanha Nº da Prova de Carga
Data
1ª
1
21/02 a 22/02/2000
2ª
3
09/08 a10/082000
3ª
4
24/10 a 27/10/2000
3ª
6
30/10 a 01/11/2001
1ª
5
06/03/2001
4ª
2
22/02 a 23/06/2000
Os perfis de umidade do solo durante a execução das provas de carga coincidem
com os perfis de umidade dos ensaios SPT-T correspondentes, exceto para estaca E3,
prova de carga 6, reensaio.
3.6.6.2. Ensaios de PIT
Os ensaios de integridade com o equipamento PIT (Pile Integrity Testing) foram
realizados nas 05 estacas do campo experimental, antes e após a execução das provas de
carga. Sendo a face superior das estacas previamente lixadas, garantindo uma superfície
lisa e limpa para aplicação dos golpes.
O ensaio de PIT consiste na instalação de um acelerômetro de alta sensibilidade no
topo da estaca a ser ensaiada, fixado com uma cera adesiva especial. Aplicando-se golpes
sucessivos com um pequeno martelo manual na estaca, gerando ondas de compressão que
se propagam pelo fuste, sofrendo reflexão ao encontrar variações nas características da
estaca (seção, peso específico, ou módulo de elasticidade). Estas ondas retornam ao topo,
onde são captadas pelo acelerômetro, registrando-se a evolução da aceleração com o tempo
e armazenando-as no aparelho de PIT. Como a onda trafega com uma velocidade fixa e
conhecendo-se esta velocidade com o tempo transcorrido entre o golpe e a chegada da
reflexão, pode-se determinar a localização da variação de impedância na base da estaca, ou
em eventuais falhas executivas. (Figura 3.21)
O PIT utiliza o método baseado na propagação de ondas acústicas de baixo nível de
deformação, considerando que estas ondas que trafegam na estaca são longitudinais,
provocando deslocamentos na mesma direção de sua propagação.
A verificação da integridade é feita por meio da interpretação do sinal de
velocidade medida. Qualquer variação das características de impedância da estaca e
resistência desenvolvida no fuste ou na ponta, avalia a qualidade da concretagem da estaca,
localizando eventuais trincas ou vazios no fuste (Apêndice I).
82
Figura 3.21 – Execução do ensaio de PIT e resultado obtido para estaca E1.
3.6.7. Locação das Estacas e dos Ensaios de Campo
A Figura 3.24 mostra a disposição das estacas escavadas (E1 a E5) instaladas no
campo experimental da UnB e a locação dos furos de CPT, DMT, PMT, SPT-T e DPL. A
área referente à Figura 3.22 está localizada próximo ao observatório sismológico, locado
anteriormente na Figura 3.5 de acordo com estaca de referência.
83
SP
DM
CP
DP
Sondagem a Percussão
DM8
Dilatômetro de Marchetti
CP14
Cone Elétrico
3.30
Penetrômetro Dinâmico Leve
1.50
0.80
Poço para coleta de amostras
CP4 CP3
Estacas de reação
CP13
4.00
DM3
Estacas ensaiadas
SP5
1.60
CP11
3.00
4.35
CP12
1.50
3.00
Pressiometro de Ménard
2.60
CP7
2.50
1.50
E3
E4
1.50
1.50
6.00
POÇO 1
CP8
1.00
1.20
DM6
3.00
CP9
SP4
2.40
DM7
Estacas Perez (1997)
CP10
1.50
0.80
N
1.00
2.00
E1
E2
E5
13,70
2.70
1.50
5.30
SP2
0.60
4.50
2.00
DM11
1.40
DM5
10,70
5.60
1.90
CP16
3.00
CP6
1.40
POÇO 2
2.80
0.80
0.90 CP17
2.50 2.50
DM1
1.00
CP2
10,15
DM9
DM10
DP2
Referência
2.50
CP1
0.90
SP1
DM12
0.80 .
1.00
CP15
2.10
DM2
1.50
7.07
13,00
1.60
10,50
SP3
DP1
DP3
Figura 3.22 – Locação dos ensaios de campo e estacas no campo experimental da UnB (s/ Esc.)
84
DM4
CP5
3.7. CASO 2: OBRA LOCAL – ASA SUL
3.7.1. Localização
Os ensaios de campo e provas de carga desta etapa do estudo são parte integrante do
projeto de fundações do “Central Park”, um complexo de oito blocos de A a H, de lojas e kits,
situado na SGAS 905, lote 3, Asa Sul – Brasília. A Figura 3.25 mostra a localização da área
em estudo.
(a)
(b)
SGAS 905
(c)
LOTE 3
Brasília
(Plano Piloto)
N
Asa Sul
Figura 3.23 – Localização da área em estudo. (a) SGAS 905 em destaque (b) lote 3 em
destaque (c) plano piloto com a SGAS 905 em destaque.
85
3.7.2. Características Geotécnicas e de Geologia de Engenharia
Conforme apresentado anteriormente, a argila porosa de Brasília é representativa do
perfil de solo majoritário do Distrito Federal, pois esta cobre cerca de 86 % de sua área,
recebendo grande parte das fundações profundas executadas no DF, como ocorre na obra.
A Figura 3.24 apresenta o perfil do solo, conforme corte AA’ apresentado na
Figura 3.31. Trata-se pedologicamente de um latosolo vermelho escuro, cujas camadas
superficiais são “porosas”; dada sua formação geológica e a variação sazonal. O horizonte de
solo residual laterítico, que sofreu processo de intemperismo, é constituído por uma argila
arenosa vermelha (variando de 0 a 10 m) e uma areia argilosa (variando de 10 a 21 m). No
horizonte de solo saprolítico de metarritimito, que ocorre adjacente à unidade ardósia, tem-se
uma camada de areia siltosa branca.
Esta argila possui baixa resistência mecânica com SPT < 8. Apesar do alto teor de
argila, este latosolo superficial apresenta comportamento similar à dos solos arenosos, além de
um coeficiente de colapso extremamente alto.
0
50
100
200 (m)
150
0
Prof (m)
5
Argila arenosa
com silte vermelha
10
Areia argilosa
com silte
d
15
d
d
20
d
Areia siltosa
branca
Impenetrável
Horizonte de
solo residual
laterítico
Horizonte de
solo saprolítico
de metarritimito
Impenetrável
25
Figura 3.24 – Perfil de solo característico da obra (Asa Sul).
86
Executou-se três furos com perfuratriz sob caminhão para retirada de amostras nos
blocos A, D e F com profundidades de 21, 15 e 10 m, respectivamente.
Utilizou-se as amostras dos furos 1 (bloco A) e 2 (bloco D) na determinação dos
limites de Atterberg (wL e wP), índice de plasticidade (IP), peso específico aparente dos sólidos
(γs), granulometria do solo com e sem defloculante (hexametafosfato de sódio) e via
granulômetro a laser (com e sem ultra som).
A Tabela 3.10 apresenta a granulometria do solo com e sem defloculante, CD e SD
respectivamente, obtida com amostras do bloco A, os limites de Atterberg e o índice de
plasticidade do solo com amostras do bloco D.
Parâmetro
3
γs (kN/m )
Pedregulho CD
Areia CD
Silte CD
Argila CD
Pedregulho SD
Areia SD
Silte SD
Argila SD
wL (%)
wP (%)
IP (%)
Parâmetro
3
γs (kN/m )
Pedregulho CD
Areia CD
Silte CD
Argila CD
Pedregulho SD
Areia SD
Silte SD
Argila SD
wL (%)
wP (%)
IP (%)
Tabela 3.10 – Caracterização geotécnica da obra.
Profundidade (m)
1
2
3
4
5
6
7
8
27,9 27,8 27,9 28,0 27,9 28,4 28,4 28,4
0,0
0,0
0,0
0,0
0,1
0,0
0,0
0,0
38,2 29,3 20,5 15,2 20,7 18,4 30,7 43,7
25,3 22,1 22,7 20,9 22,0 21,9 19,1 17,6
36,5 48,6 56,8 63,9 57,2 59,7 50,2 38,7
0,0
0,0
0,0
0,0
0,0
0,0
0,0
0,0
82,5 79,7 78,5 83,0 78,4 75,3 75,4 80,3
9,7
12,5 13,8
9,2
13,8 17,0 16,5 11,7
7,8
7,8
7,7
7,8
7,8
7,7
8,1
8,0
47
48
49
50
53
51
55
51
34
25
34
35
37
32
37
35
13
23
15
15
16
19
18
16
Profundidade (m)
12
13
14
15
16
17
18
19
28,2 28,7 28,9 28,2 28,0 28,6 28,3 28,1
3,6
19,3
9,0
0,4
0,5
2,0
0,0
0,0
48,9 40,4 45,7 39,8 46,0 40,4 38,5 33,8
22,9 16,2 20,7 26,6 20,2 27,2 29,3 30,4
24,6 24,1 24,6 33,2 33,3 30,4 32,2 35,8
3,6
1,9
9,0
0,4
0,5
2,1
0,0
0,0
79,5 77,5 66,1 74,0 72,1 61,5 48,7 55,7
9,2
12,7 17,5 17,6 19,6 28,7 43,4 36,3
7,7
7,9
7,4
8,0
7,8
7,7
7,9
8,0
45
31
32
26
13
5
9
27,9
0,0
45,0
21,2
33,8
0,0
74,4
17,6
8,0
31
31
0
10
27,7
0,1
40,0
21,5
38,4
0,1
78,2
13,6
8,1
47
35
12
20
27,8
0,6
33,1
32,9
33,4
0,6
54,4
37,0
8,0
21
26,9
0,0
81,3
15,3
3,4
0,0
83,1
12,2
4,7
11
28,5
0,2
46,0
24,4
29,4
0,2
82,2
9,5
8,1
47
34
13
87
Foram retiradas três amostras indeformadas das bases dos tubulões TA5 (bloco A),
TF123 (bloco F) e TH7 (bloco H), com 14,0 m, 8,5 m e 12,0 m, respectivamente.
Sendo realizados na amostra TH7 ensaios oedométricos, na amostra TA5 ensaio de
cisalhamento direto vertical (natural e inundado), peso específico aparente natural (γ), seco
(γd), índice de vazios (e), porosidade (n) e peso específico aparente do solo com emprego da
balança hidrostática e na amostra TF123 ensaio triaxial tipo CUsat. Os resultados médios de
três ensaios, no horizonte de solo residual laterítico (argila arenosa), são: γ = 16,55 kN/m3,
γd = 13,58 kN/m3, e = 0,94, n = 48,41 % e Sr = 62,62 %. Os procedimentos seguiram as
recomendações das normas brasileiras.
3.7.3. Ensaios de Campo Realizados
Foi também executada uma campanha de ensaios de campo e provas de carga na obra.
A campanha de ensaios de campo englobou ensaios de CPT, DMT e SPT
possibilitando uma análise comparativa dos resultados. Os ensaios adotados para análise do
comportamento das fundações foram executados no Bloco F, próximos da estaca escavada e
do tubulão ensaiado.
Salienta-se que não se encontra lençol freático até o limite das sondagens realizadas na
obra. Obteve-se o perfil de umidade, a cada metro, até a cota limite dos furos 1, 2 e 3 nos
blocos A, D e F, respectivamente.
Na Tabela 3.11 apresenta-se um resumo de todas as atividades de campo desenvolvidas
na obra, sendo apresentados os ensaios de campo tipo CPT, DMT, e SPT e as provas de carga
realizados durante uma campanha e duas estações climáticas distintas. Apresenta-se ainda, as
amostras deformadas e indeformadas retiradas durante a realização da referida campanha
como parte das atividades desenvolvidas em campo.
88
Tabela 3.11 – Distribuição dos ensaios de campo e retirada das amostras realizados na
obra.
Única Campanha
Amostras
SGAS 905 - ASA SUL
Estações
Ensaios
SPO1 (Bloco F)
SPO2 (Bloco A)
SPO3 (Bloco D)
CPT (CPO1 a CPO15)
DMT (DMO1 a DMO3)
Prova de Carga Tubulão - Bloco F
Prova de Carga Estaca - Bloco F
Bloco A - Base do Tubulão TA5
Bloco H - Base do Tubulão TH7
Bloco F - Base do Tubulão TF123
Furo 1 - Bloco A
Furo 2 - Bloco D
Furo 3 - Bloco F
C1
S1
C2
S2
C3
S3
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
C1 – Estação Chuvosa, período de Dezembro/1999 a Março/2000;
S1 – Estação Seca, período de Junho/2000 a Setembro/2000;
C2 – Estação Chuvosa, período de Outubro/2000 a Março/2001;
S2 – Estação Seca, período de Maio/2001 a Agosto/2001;
C3 – Estação Chuvosa, período de Outubro/2001 a Novembro/2001;
S3 – Estação Seca em Agosto/2002.
3.7.3.1. Cone Elétrico (CPT)
Foram realizados quinze ensaios de cone elétrico (3CH, modelo D0551 e Nº de série
682TC) , CPO1 a CPO15, durante os meses de outubro e novembro de 2000, estação chuvosa,
conforme Tabela 3.11 e Tabela 3.12. Utilizou-se o mesmo equipamento e procedimentos
descritos no Item 3.6.4.1.
O aumento gradual da inclinação levou a interrupção do ensaio CPO1, sendo os demais
ensaios paralisados por limitação do sistema de cravação do equipamento. Não foi realizada
medida de poro-pressão, pois até o limite das sondagens o lençol freático não foi atingido.
89
Tabela 3.12 – Ensaios de CPT realizados na obra.
Ensaios de CPT
Prof. (m)
Data do Ensaio
Modelo do Cone
CPO1
11,90
31/10/2000
3CH
CPO2
13,50
31/10/2000
3CH
CPO3
10,70
01/11/2000
3CH
CPO4
11,10
01/11/2000
3CH
CPO5
13,40
01/11/2000
3CH
CPO6
13,90
07/11/2000
3CH
CPO7
14,60
07/11/2000
3CH
CPO8
13,70
08/11/2000
3CH
CPO9
14,70
08/11/2000
3CH
CPO10
9,70
08/11/2000
3CH
CPO11
10,10
09/11/2000
3CH
CPO12
11,90
09/11/2000
3CH
CPO13
21,60
09/11/2000
3CH
CPO14
12,50
10/11/2000
3CH
CPO15
22,50
13/11/2000
3CH
3.7.3.2. Dilatômetro de Marchetti (DMT)
Executou-se três furos de sondagens dilatométricas, DMO1 a DMO3, em novembro de
2000, conforme Tabela 3.11 e Tabela 3.13, utilizando-se o mesmo equipamento e
procedimentos descritos no item 3.6.4.2 e com a lâmina direcionada no eixo Norte/Sul.
Tabela 3.13 – Ensaios de DMT realizados na obra.
Ensaios de DMT
Prof. (m)
Data do Ensaio
Nº da Membrana
DMO1
21,00
20/11/2000
428
DMO2
12,00
20/11/2000
428
DMO3
14,00
20/11/2000
428
3.7.3.3. Sondagem de Simples Reconhecimento (SPT)
Executaram-se três sondagens do tipo SPT (SPO1 a SPO3) nos meses de março e maio
de 2001, conforme Tabela 3.11, Tabela 3.14 e Figura 3.15, seguindo as orientações gerais da
NBR-6484 (ABNT, 1980), exceto quanto do acionamento manual do martelo, sem coxim de
90
madeira, pois utilizou-se cabo de aço, procedimento regional. O avanço foi feito com trado
helicoidal sem revestimento, pois os furos estavam estáveis e não atingiu-se o lençol freático.
Executou-se um corte de 4,0 m na área referente aos blocos B, C, G e F, sendo a
sondagem SPO1 realizada após este corte. A Figura 3.27 apresenta a execução do ensaio
SPO2 realizado no bloco A da obra em estudo.
Tabela 3.14 – Ensaios de SPT realizados na obra.
Ensaios de SPT
Data do Ensaio
Prof. Final (m)
SPO1
30/03/2001
12,45
SPO2
05/05/2001
22,45
SPO3
07/05/2001
15,45
Figura 3.25 – Ensaio de SPT realizado no bloco A da obra em estudo (SPO2).
91
3.7.4. Estrutura dos Edifícios e Fundações Projetadas
Na obra foram executados, no período de março a agosto de 2001, 518 tubulões a céu
aberto com diâmetro dos fustes variando entre 0,6 e 0,7 m e bases de 0,9 a 2,0 m e ainda, 34
estacas escavadas com diâmetro de 0,3 m. As fundações estavam assentes em camada
resistente (horizonte de solo saprolítico de metarritimito) com profundidade de 6 a 14 m,
conforme Tabela 3.15, totalizando 1572 m3 de escavação mecânica de fuste e 237 m3 de
escavação manual. A Figura 3.28 mostra uma visão panorâmica da obra, em execução, cujo
complexo de edifícios totalizou aproximadamente 5.645 m2 de área construída.
Tabela 3.15 – Profundidade de assentamento das fundações da obra em estudo.
Bloco
Profundidade (m)
A
14 a 14,7
B
8,1 a 10,8
C
3,6 a 4,7
D
9,5 a 15,0
E
11,4 a 12,9
F
7,0 a 9,2
G
6,2 a 7,3
H
10,0 a 12,4
Figura 3.26 – Visão panorâmica da obra em estudo em dezembro de 2001.
92
3.7.5. Descrição das Fundações Ensaiadas
3.7.5.1. Tubulão Ensaiado
Durante a estação seca realizaram-se duas provas de carga no Bloco F (Tabela 3.11).
Para a primeira prova de carga executou-se em 17 de abril de 2001, um tubulão (T1) com
8,6 m de profundidade, fuste de 0,6 m de diâmetro, base de 1,5 m de diâmetro e 0,9 m de
altura, seguindo mesmas características do dimensionamento adotado no projeto de fundações
do Bloco F, permitindo avaliar o comportamento real das fundações da obra (Figura 3.29).
Para sua execução utilizou-se uma perfuratriz sobre caminhão para escavação do fuste,
sendo sua base escavada manualmente. Colocou-se apenas uma armação de fretagem com
2,3 m de comprimento, de acordo com detalhe apresentado na Figura 3.29. Aproveitou-se dois
tubulões da obra como reação, armados em sua totalidade, seguindo as recomendações da
NBR-12131 (ABNT, 1991b).
6 φ 10.0 - 2,3 m
16 φ 5.0 c/15 - 1,9 m
8,6 m
0,9 m
1,5 m
Figura 3.27 – Detalhe do tubulão T1 ensaiado.
Moldaram-se seis corpos de prova de 15 x 30 cm para verificação da resistência a
compressão (fck) do concreto em diferentes idades. Obteve-se um fck de 19 MPa aos 28 dias.
93
3.7.5.2. Estaca Ensaiada
Para o segundo ensaio, executou-se em 17 de abril de 2001, uma estaca escavada
mecanicamente com 0,30 de diâmetro e 9,0 m de profundidade, sem armação ao longo do
fuste. No topo da estaca colocou-se uma armação de distribuição de tensões, conforme detalhe
apresentado na Figura 3.30.
Moldaram-se seis corpos de prova de 15 x 30 cm para verificação da resistência a
compressão (fck) do concreto em diferentes idades. Obteve-se fck de 19 MPa aos 28 dias.
7 φ 10.0 c/3
7 φ 10.0 c/3
GROUT (0,10 m)
9,0 m
φ 30
Figura 3.28 – Detalhe da estaca ensaiada.
3.7.5.3. Tubulões de Reação
Para compor o sistema de reação das provas de carga aproveitou-se os tubulões da obra
TF110, TF121 e TF122 dimensionados de acordo com o projeto de fundações. Os fustes foram
totalmente armados. Detalhes na Figura 3.29 e Tabela 3.16.
94
TF 110
6 φ 16.0 - 10,6 m
TF 121
6 φ 25.0 – 10,0 m
57 φ 5.0 c/15 - 2,3 m
2,0
2,0
8,6
8,0
54 φ 5.0 c/15 - 2,3 m
1,15
1,75
TF 122
1,15
1,75
6 φ 25.0 – 11,0 m
60 φ 5.0 c/15 - 2,3 m
2,0
9,0
1,05
1,60
Figura 3.29 – Detalhe dos tubulões de reação.
95
Tabela 3.16 – Características dos tubulões de reação.
Tubulão
Hbase (m)
Hfuste (m)
φfuste (m) φbase (m)
TF-110
0,9
1,75
1,15
7,45
TF-121
0,9
1,75
1,15
6,85
TF-122
0,9
1,60
1,05
7,95
3.7.6. Prova de Carga Estática
Foram realizadas duas provas de carga, sendo uma em estaca e outra em tubulão, em
períodos diferentes e após a realização dos ensaios de campo, conforme Quadro 3.2. O
carregamento foi do tipo lento, feito em estágios progressivos. O critério para mudança de
estágio foi à estabilização dos recalques ou um período de 30 minutos, conforme NBR –12131
(ABNT, 1991b).
Para aplicação de carga na estaca utilizou-se um macaco hidráulico da marca EMCT,
capacidade para 1000 kN, um macaco com capacidade de 2000 kN para o tubulão e uma
unidade de bombeamento manual da marca SOILTEST.
A leitura da carga aplicada foi feita com auxílio de duas células de carga elétrica e
unidade de leitura de marca KRATUS, com capacidade de 1000 kN (estaca) e outra com
capacidade de 2000 kN (tubulão).
O sistema de reação utilizado foi equivalente ao adotado no campo experimental da
UnB, de acordo com os procedimentos descritos no Item 3.6.6.1 e o sistema de referência foi
composto de vigas metálicas fixadas no solo com espaçamento igual a cinco vezes o diâmetro
da fundação ensaiada.
Para a leitura dos deslocamentos utilizaram-se seis extensômetros com curso de leitura
de 0,05 m, com sensibilidade de 10-5 m, sendo quatro extensômetros no topo, diametralmente
opostos, e dois laterais.
As provas de carga tiveram as características descritas a seguir:
•
Prova de carga no tubulão (Figura 3.31):
Iniciada às 13:00 do dia 12/05/2001, interrompida às 16:00, reiniciada às 11:40 do dia
13/05/2001 e concluída às 10:30 do dia 14/05/2001.
96
Iniciou-se o ensaio com os seguintes ciclos de carga: 0, 150, 300, 450 kN, quando
observaram-se problemas no sistema de reação, efetuando-se a descarga.
Após reforço do sistema de reação, iniciou-se uma nova prova de carga (dia 13/05)
aplicando os carregamentos: 0, 150, 300, 450, 600, 750, 900 kN, até o limite do sistema de
reação, sendo o carregamento de 900 kN mantido por doze horas, após estabilização das
leituras, descarregando-se nos estágios: 700, 500, 300,100, 0 kN.
Não foram observados deslocamentos horizontais significativos.
•
Prova de carga na estaca:
Iniciada às 18:00 do dia 15/05/2001 e concluída às 2:00 do dia 16/05/2001, com
carregamentos de 0, 60, 120, 180, 240, 300, 360, 420, 480, 500 kN, quando o solo apresentou
fissuras superficiais e as deformações não se estabilizavam, sendo constatado a ruptura do
sistema estaca-solo. Não foi observado deslocamento horizontal significativo.
Figura 3.30 – Prova de carga realizada no tubulão da obra em estudo.
3.7.7. Locação das Fundações Ensaiadas e dos Ensaios de Campo
A Figura 3.31 mostra a disposição das fundações ensaiadas no bloco F e a locação, em
planta, dos furos de CPT, DMT, SPT e poços para retirada de amostras.
97
A
N
S
Detalhe das Fundações Ensaiadas
no Bloco F
DMO1
CPO15
CPO14
CPO12
CPO13
SPO2
CPO11
CPO1
CPO2
CPO10
CPO3
DMO2
0
SPO1
CPO4
CPO9
Legenda:
SPO
CPO5
SPO3
DMO
CPO
CPO8
Sondagem a Percussão
Dilatômetro de Marchetti
Cone Elétrico
Poço para coleta de amostras indeformadas
DMO3
CPO6
CPO7
Poço para coleta de amostras deformadas
Estaca Ensaiada
Tubulão Ensaiado
Tubulão de Reação
A’
Figura 3.31 – Locação dos ensaios de campo e fundações ensaiadas na obra (s/Esc.).
98
CAPÍTULO 4
4. RESULTADOS DOS ENSAIOS DE CAMPO
4.1. INTRODUÇÃO
Neste capítulo serão apresentados os resultados dos ensaios de campo e suas
relações com a variação de umidade e sucção, com o objetivo de verificar eventuais
influências da variação da umidade dos perfis nos resultados dos ensaios executados em
diferentes estações do ano.
No caso de solos não saturados torna-se necessário introduzir informações
adicionais, estabelecendo relações com seu estado de saturação. Ao variar a umidade do
solo para um determinado índice de vazios altera-se o grau de saturação e, portanto a
sucção, situação freqüente em campo. Numa fase inicial, apresenta-se o modelo utilizado
para estimar a sucção de campo conhecendo-se a variação do índice de vazios e a umidade
obtida durante os ensaios de campo. Para avaliar a influência da variação sazonal nos
resultados, apresenta-se a correlação linear entre campanhas.
Uma análise qualitativa dos resultados de campo (dados da mesma espécie) será
abordada. Para o estudo da variabilidade da resistência de ponta (qc) de ensaios de CPT,
utilizando técnicas de estatística, aplicam-se os testes de ajuste de curvas de KolmogorovSmirnov (K-S) e Qui-Quadrado (χ2) para as distribuições Normal, Log-normal,
Exponencial e Gamma. Enfoques estatísticos e probabilísticos são especialmente
relevantes para análise de resultados in situ, pois geralmente os mesmos resultam em
grande quantidade de dados, servindo em problemas geotécnicos não somente para
descrever a variabilidade espacial das propriedades do solo, mas também para tomada de
decisão sob condições de incerteza, sendo capazes de otimizar o processo.
99
4.2. CURVAS CARACTERÍSTICAS
O formato das curvas características depende do tipo de solo e da distribuição e
tamanho dos poros, sendo que solos arenosos tendem a apresentar perda brusca de umidade
(saturação) e argilosos perdas mais suaves quando a sucção atinge o ponto de entrada de ar.
A Figura 4.1 apresenta as curvas características de sucção mátrica do campo
experimental obtidas pela técnica do papel filtro para as diferentes profundidades, com
amostras indeformadas e trajetória de umedecimento. As curvas têm o ponto de entrada de
ar variando entre 4 e 6 kPa para as amostras até 8,0 m e aproximadamente 100 kPa para a
amostra de 10,0 m. Para o perfil de solo estudado o comportamento observado nas curvas
características de 1,0 a 8,0 m está associado à análise granulométrica realizada sem o uso
de defloculante (Tabela 3.1). A forma das curvas também apresenta uma relação com a
granulometria sem defloculante, passando de um solo arenoso com sucção abaixo de
10 kPa e redução considerável de saturação em 1,0 m, para um solo siltoso com pouca
variação de umidade e baixas sucções em 10,0 m. Enquanto que entre 1,0 e 6,0 m tem-se a
6,0
100000
5,0
10000
4,0
1000
3,0
100
2,0
10
1,0
0
1m
10
2m
20
30
3m
40
50
Sr (%)
4m
60
5m
70
80
6m
90
7m
Sucção (kPa)
Sucção (pF)
forma horizontalmente deslocada com inclinação cada vez mais suave a partir de 7,0 m.
1
100
8m
10m
Figura 4.1 – Curvas características do solo do campo experimental da UnB
(modificado – Guimarães, 2002).
100
Comparando-se as curvas características da Figura 4.1 com a variação do índice de
vazios ao longo da profundidade (Tabela 3.1), até 8,0 m, estes apresentam uma tendência
inversa, pois para uma diminuição do índice de vazios (1,6 para 0,89) tem-se um aumento
do valor correspondente ao ponto de entrada de ar nos macroporos (Sr B0: 53% para 96%),
comportamento característico de solos tropicais, onde a distribuição de poros se dá de
forma não homogênea (distribuição bimodal de poros).
A Tabela 4.1 apresenta os pontos especificados na curva característica (Figura 2.8)
para o perfil de solo estudado.
Tabela 4.1 – Dados das curvas características do campo experimental da UnB
(modificado – Guimarães, 2002).
Prof.
ψ - EAMA ψ - B0 w B0 Sr B0 ψ - EAMI w - EAMI Sr - EAMI
e0
(m)
(kPa)
(kPa) (%)
(%)
(kPa)
(%)
(%)
1
1,60
4
6
31
53
530
22
38
2
1,57
6
8
20
52
1240
18
31
3
1,27
5
7
27
57
4421
17
35
4
1,27
5
13
30
63
7117
18
37
5
1,25
6
19
28
62
6506
19
42
6
1,15
5
28
27
62
1511
20
46
7
1,07
6
31
78
7176
18
44
8
0,89
4
8
31
93
1973
17
51
10
1,08
83
37
96
869
25
65
Sendo:
e0 = índice de vazios inicial;
ψ - EAMA = pressão de entrada de ar dos macroporos;
ψ - B0 = pressão correspondente ao término de entrada de ar nos macroporos;
w B0 = teor de umidade correspondente ao ponto B0;
Sr B0 = saturação correspondente ao ponto B0;
ψ - EAMI = pressão de entrada de ar nos microporos;
w EAMI = teor de umidade correspondente ao ponto ψ - EAMI;
Sr EAMI = saturação correspondente ao ponto ψ - EAMI.
A sucção de entrada de ar nos macroporos está em torno de 5 kPa, com saturação
do término de entrada de ar dos macroporos crescente com a profundidade, variando de 52
a 96%, e a saturação de entrada de ar nos microporos crescente com a profundidade de 31 a
65%. Entretanto a umidade para os dois pontos apresenta pouca variação com a
profundidade, sem tendência definida.
Para facilitar a aplicação das curvas características a cada metro, Guimarães (2002)
apresentou, através de equações, um ajuste dos pontos no trecho onde ocorre acréscimo
substancial da sucção com diminuição de saturação. A Tabela 4.2 apresenta estas
equações, os coeficientes de correlação e os trechos de saturação, sendo importante
101
destacar que o ajuste de curva empírico proposto por Guimarães (2002) não permitiu
modelar um único tipo de curva matemática que representasse o solo poroso de Brasília, o
que seria ideal estatisticamente, sendo recomendado neste caso, estudos complementares.
Para determinar a sucção de campo correspondente a cada campanha adotam-se estas
equações. Vale ressaltar que nos casos cujos trechos de saturação estavam fora dos
especificados para cada equação, obteve-se a sucção diretamente das curvas características
(Figura 4.1). Guimarães (2002) não recomendou a extrapolação da curva de 9,0 m por se
tratar de um material de transição do silte para o solo saprolítico de ardósia.
Tabela 4.2 – Equações, coeficientes de correlações e trechos de saturação das curvas
características do campo experimental da UnB (modificado – Guimarães, 2002).
Trecho de
Coeficiente
Prof.
Saturação
Equação
de
(m)
(%)
correlação (R2)
1
0,99
38 a 53
e × pF = -0,1273 × Sr + 9,6096
-1,5665
2
0,97
30 a 52
e × pF = 1396,5 × Sr
3
1,00
35 a 57
e × pF = -0,1886 × Sr + 12,824
-0,0382×Sr
0,99
37 a 63
4
e × pF = 26,705 × e
-1,8346
0,98
42 a 73
5
e × pF = 5810,80 × Sr
-1,5189
0,97
45 a 82
6
e × pF = 1553,8 × Sr
7
0,99
44 a 78
e × pF = -0,1006 × Sr +9,8305
2
0,98
64 a 95
8
e × pF = 0,0033 × Sr – 0,5697 × Sr +25,985
2
1,00
60 a 96
10
e × pF = -0,0006 × Sr + 0,0637× Sr + 2,786
4.3. PERFIL DE UMIDADE E SUCÇÃO DAS CAMPANHAS REALIZADAS
4.3.1. Campo Experimental da UnB – Asa Norte
Perfis de umidade do solo do campo experimental da UnB vêm sendo obtidos por
diversos autores ao longo dos anos, entre eles Perez (1997), Jardim (1998), Sales (2000) e
Guimarães (2002), sendo que a técnica de ensaio do solo na umidade natural e inundado
passou a ser corrente a partir de Jardim (1998). A Figura 4.1 apresenta os perfis anteriores
à realização dos ensaios de campo e provas de carga desta pesquisa.
No presente estudo, durante a realização das campanhas de ensaios de campo e
provas de carga, foram feitos perfis de umidade e estimativas do grau de saturação e
sucção com valores de “Gs” e “e” da Tabela 3.1 com equações apresentadas na Tabela 4.2.
Estes valores estão apresentados na Figura 4.3 e Tabela 4.3.
102
Umidade (%)
10
15
20
25
30
35
40
0
1
2
Profundiade (m)
3
Camada I
Dez/96
4
5
6
Mai/97
Jun/97
Camada II
Nov/97
7
Dez/98
8
9
10
Camada III
11
12
Figura 4.2 – Comparação entre perfis de umidade do campo experimental da UnB em anos
anteriores às campanhas de ensaios de campo (modificado – Perez, 1997 e Sales, 2000).
Umidade (%)
10
15
20
25
30
35
40
0
1
2
3
Camada I
Profundiade (m)
4
Camada II
C2: Out/00 (3ª campanha)
8
C2: Mar/01 (1ª campanha)
9
11
S1: Ago/00 (2ª campanha)
S1: Set/00 (Poço 2)
7
10
C1: Fev/00 (1ª campanha)
S1: Jun/00 (4ª campanha)
5
6
C1: Dez/99 (Poço 1)
C3: Dez/01 (3ª campanha)
Camada III
12
13
Figura 4.3 – Comparação dos perfis de umidade do campo experimental ao longo dos anos
de 1999 a 2001 referentes às campanhas de ensaios de campo e provas de carga.
103
Na Figura 4.3 adota-se a mesma nomenclatura apresentada na Tabela 3.2 com
C1: Fev/00 (1ª campanha), referente ao perfil de umidade da estação chuvosa 1, retirado no
mês de Fev/00 e adotado para os ensaios da 1ª campanha.
De Dez/1996 a Dez/2001 verifica-se que as variações que ocorrem no topo (1,0 a
3,0 m) devem-se a ciclos de precipitação e evaporação, zona de maior bioturbação. Esta
região ativa já havia sido detectada por Cardoso (1995). Há uma tendência comum entre
3,0 e 8,0 m com pequenas variações de 2 a 4 % no horizonte de solo residual laterítico,
zona estável. Entre 9,5 a 11,0 m ocorrem discrepâncias nas umidades, passando-se a
grandes variações no horizonte de solo saprolítico, sendo que estas variações se devem ao
acúmulo de água no período chuvoso e à perda de umidade na estação seca.
Observa-se pelas amostras de umidade da 3ª campanha, retiradas em Out/00,
correspondentes à estação chuvosa C2, que o perfil de solo não sofreu influência das
chuvas intensas e espaçadas registradas naquele período, cujas precipitações médias foram
de 196,7 mm/mês, sendo este período correspondente ao fim da estação seca e o início da
estação chuvosa (período de transição entre estações). Já o perfil de umidade da estação
chuvosa C3, retirado em Dez/01, sofreu influência das chuvas, que tiveram precipitações
médias de 174 mm/mês, apresentando diferença de até 23,4% na umidade média do trecho
inicial (1,0 a 3,0 m) quando comparado com o perfil de umidade da estação C2. Logo, o
período C3 é considerado chuvoso e, levando-se em conta que a prova de carga 6, reensaio
da estaca E3, ocorreu em período equivalente à estação C2 (Out/00) pode-se concluir que o
ensaio é representativo de estação seca.
Tabela 4.3 – Variação da umidade e sucção do campo experimental da UnB obtidos ao
longo da pesquisa.
Estação
Profundidade (m)
Data
Parâmetro
do ano
1,0 1,5 2,5 3,5 4,5 5,5 6,5 7,5 8,5 10,5
Fev
w (%)
26,9 27,7 30,6 32,3 32,5 32,0 30,4 29,3 29,0 27,9
C1
2000
ψ (kPa) 22,2 17,2 5,7 6,0 9,0 7,9 14,3 16,8 3,7 851,7
Jun
w (%)
21,8 23,9 28,8 32,0 31,5 32,1 30,1 29,3 28,3 36,4
S1
2000
ψ (kPa) 773,6 56,3 8,6 6,0 5,1 7,7 15,4 16,8 3,8 149,0
Ago
w (%)
18,0 18,3 26,8 31,1 30,6 30,6 29,4 27,6 26,7 22,1
S1
2000
3412
3209 14,6 6,0 6,9 11,5 18,6 42,6 5,1 1360
ψ (kPa)
Out
w (%)
20,0 20,1 24,6 26,7 30,4 30,7 28,1 27,7 26,9 33,6
C2
2000
ψ (kPa) 1991 1958 29,9 6,1 7,4 11,2 26,9 40,4 4,8 304,0
Mar
w (%)
26,7 26,6 26,8 31,2 30,6 30,9 30,0 28,1 27,0 35,1
C2
2001
ψ (kPa) 23,4 24,2 14,6 6,0 9,0 10,6 15,8 32,4 4,6 211,0
Dez
w (%)
27,9 28,4 29,8 30,4 30,8 30,9 30,0 28,2 C3
2001
16,0
13,7
6,8
6,0
6,4
10,6
16,0
30,0
ψ (kPa)
104
4.3.2. Obra Local – Asa Sul
A Figura 4.4 apresenta o perfil de umidade obtido durante a realização dos ensaios
de campo e da retirada de amostras indeformadas na obra.
Umidade (%)
Profundidade (m)
0
10
20
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
30
40
50
60
C2: Nov/00 (Furo 1)
C2: Nov/00 (Furo 2)
C2: Nov/00 (Furo 3)
C2: Mar/01 (SPO1)
S2: Mai/01 (SPO2)
S2: Mai/01 (SPO3)
Figura 4.4 – Comparação dos perfis de umidade da obra em novembro/2000, março/2001 e
maio/2001, períodos de realização dos ensaios de campo e provas de carga.
Durante a estação chuvosa C2 (Nov/00) observou-se umidades de até 44,7%, entre
1,0 e 3,0 m, com índice pluviométrico de 232,7 mm/mês. Já em março de 2001, com índice
pluviométrico de 192,3 mm/mês, teve-se umidade de até 54,5%, pois estávamos no final da
estação chuvosa, portanto com maior grau de saturação; salienta-se, ainda, que as amostras
foram retiradas em dia chuvoso.
Nos trechos de 4,0 a 7,0 m (bloco F), 4,0 a 11,0 m (bloco D) e 4,0 a 20,0 m (bloco
A) tem-se uma tendência comum, com diferença percentual de variação de umidade de até
10% no horizonte de solo residual laterítico (camada II), tendendo a diminuir após alguns
dias ensolarados. Ao atingir a camada de areia siltosa branca tem-se uma brusca redução
105
de umidade, nas profundidades de 21,0 m (furo 1), 12,0 m (furo 2) e 9,0 m (furo 3), devido
a sua alta permeabilidade.
Tabela 4.4 – Variação da umidade e sucção da obra obtidas ao longo da pesquisa.
C2: Nov/00
C2: Nov/00
C2: Nov/00 C2: Mar/01 S2: Mai/01 S2: Mai/01
Prof.
Furo 1
Furo 2
Furo 3
SPO1
SPO2
SPO3
(m)
w
w
w
w
w
w
ψ
ψ
ψ
ψ
ψ
ψ
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
(%)
(kPa)
(%)
(kPa)
(%)
(%)
(kPa)
(%)
(kPa)
(%)
(kPa)
38,4
44,7
47,5
46,8
45,1
44,5
33,5
33,0
31,5
30,6
29,9
33,5
27,6
33,5
31,8
26,4
27,4
29,8
32,1
29,4
9,3
3,3
0,0
0,0
0,0
0,0
0,0
7,2
5,7
6,0
7,2
8,9
5,7
18,1
5,7
5,9
25,9
19,4
9,1
5,9
10,3
9717
39,7
44,4
45,3
41,9
40,7
38,7
33,2
31,6
33,1
28,3
29,3
7,1
8,9
7,1
2,8
0,0
0,0
1,3
2,1
3,5
7,7
5,8
5,6
14,5
10,7
12685
10072
12685
38,5 3,6 54,5
36,0 4,7 53,2
44,1 0,0 45,1
44,0 0,0 35,2
38,3 3,7 34,8
33,3 12,4 32,8
31,8 5,9 29,5
12,7 7143 21,8
4,8 21555 12,4
19,5 224 11,8
(kPa)
0,0
0,0
0,0
5,3
5,7
8,4
10,2
108,1
7410
7898
30,7
30,5
28,0
43,3
44,0
39,7
40,6
34,7
34,9
30,8
13,5
14,0
27,5
0,3
0,0
2,8
2,4
5,4
5,4
6,7
33,9
40,5
34,6
41,3
32,7
38,4
38,2
32,3
33,5
24,5
6,8
2,2
5,9
1,7
8,6
3,7
3,8
5,8
5,6
46,9
4.4. RESULTADOS DOS ENSAIOS DE CAMPO
Para que os ensaios de campo pudessem ser analisados e comparados nas mesmas
profundidades, tomaram-se valores médios de CPT, DMT e DPL correspondentes a cada
metro, conforme Apêndice C. Nos ensaios SPT-T tomou-se a soma dos golpes entre as
profundidades de A + 0,15 m e A + 0,45 m, sendo A um número inteiro de uma dada
profundidade, e seu torque medido na profundidade de A + 0,45 m. No DPL mediu-se o
torque na profundidade A. O ensaio de PMT foi realizado logo após o avanço do trado na
profundidade A - 0,6 m (cota de ensaio no centro da membrana). Tal agrupamento é sujeito
a alguma subjetividade de critério, face à diversidade de medidas e a possíveis diferenças
no nivelamento inicial da cota de topo de cada ensaio (Figura 4.5).
106
PMT
CPT, DMT, DPL
SPT-T
A+ 0,9 m
A + 0,15 m
A
A - 0,60 m
A
A
A + 0,45 m
∑
Média
i = A+ 0,1m
Prof.
(m)
Prof.
(m)
Prof.
(m)
Figura 4.5 – Ilustração das profundidades dos ensaios de campo analisadas.
4.4.1. Cone Elétrico (CPT)
4.4.1.1. Campo Experimental da UnB
Os resultados dos 17 ensaios de CPT estão apresentados nas Figuras 4.6 a 4.9,
sendo qc a resistência de ponta do cone, fs o atrito lateral.
qc (MPa)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
3
6
9
12
0,0
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
fs (MPa)
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
CP1
CP2
CP3
CP4
Figura 4.6 – Resultados de ensaios de CPT – 1ª campanha.
107
fs (MPa)
qc (MPa)
3
6
9
12
15
0,0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7
18
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
CP5
CP6
CP7
Figura 4.7 – Resultados de ensaios de CPT – 2ª campanha.
qc (MPa)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
3
6
9
12
0,0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7
15
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
fs (MPa)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
CP8
CP9
CP10
CP11
CP12
CP13
CP14
Figura 4.8 – Resultados de ensaios de CPT – 3ª campanha.
108
qc (MPa)
3
6
9
12
15
18
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
0,0
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
fs (MPa)
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
CP15
CP16
CP17
Figura 4.9 – Resultados de ensaios de CPT – 4ª campanha.
4.4.1.2. Obra Local
Os resultados dos ensaios da obra estão apresentados nas Figuras 4.10 a 4.14.
qc (MPa)
3
6
9
12
15
18
21
0,0
0
1
0
1
2
3
2
3
4
5
4
5
6
7
8
9
10
11
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
fs (MPa)
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
6
7
8
9
10
11
12
13
12
13
14
15
14
15
CPO1
CPO2
CPO3
CPO4
Figura 4.10 – Resultados de ensaios de CPT da obra (blocos B e C).
109
qc (MPa)
3
6
9
12
15
18
0,0
0
1
0
1
2
3
2
3
4
5
4
5
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
fs (MPa)
6
7
8
9
10
11
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
6
7
8
9
10
11
12
13
12
13
14
15
14
15
CPO5
CPO6
CPO7
CPO8
Figura 4.11 – Resultados de ensaios de CPT da obra (blocos D e E).
qc (MPa)
5
10 15 20 25 30 35 40
0,0
0
1
0
1
2
3
2
3
4
5
4
5
6
7
8
9
10
11
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
fs (MPa)
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
6
7
8
9
10
11
12
13
12
13
14
15
14
15
CPO9
CPO10
Figura 4.12 – Resultados de ensaios de CPT da obra (bloco F).
110
qc (MPa)
6
12
18
24
30
36
0,0
0
1
0
1
2
3
2
3
4
5
4
5
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
fs (MPa)
6
7
8
9
10
11
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
6
7
8
9
10
11
12
13
12
13
14
15
14
15
CPO11
CPO12
Figura 4.13 – Resultados de ensaios de CPT da obra (blocos G e H).
qc (MPa)
5
10
15
20
25
0,0
0
0
2
2
4
4
6
6
8
8
10
12
14
16
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
fs (MPa)
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
10
12
14
16
18
18
20
20
22
22
24
24
CPO13
CPO14
CPO15
Figura 4.14 – Resultados de ensaios de CPT da obra (bloco A).
111
4.4.2. Dilatômetro de Marchetti (DMT)
4.4.2.1. Campo Experimental da UnB
Devido à rigidez da membrana de aço do DMT e a eventuais imprecisões no
sistema de medição, recomenda-se a correção das pressões medidas (Marchetti & Crapps,
1981). Antes da realização dos ensaios, para análise do seu comportamento, as mesmas
foram exaustivamente exercitadas em laboratório. Os resultados finais referentes à
ciclagem das membranas são apresentados no Apêndice C, Tabela C.9, com os valores de
∆A e ∆B antes e após a realização dos ensaios de DMT.
As Figuras 4.15 a 4.22 apresentam as pressões p0 e p1 e os parâmetros
intermediários (ED, ID e KD) dos ensaios de DMT realizados no campo experimental. Os
valores médios destes parâmetros, calculados nos intervalos de cada metro, são
apresentados no Apêndice C.
p1 (kPa)
p0 (kPa)
200
400
600
0
800
0
1
1
2
2
3
3
4
4
5
6
7
8
9
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
0
800
1600
2400
5
6
7
8
9
10
10
11
11
12
12
13
13
14
14
DM1
DM2
DM3
Figura 4.15 – Pressões p0 e p1 dos ensaios de DMT da 1ª campanha.
112
ID
ED (MPa)
Profundidade (m)
0
10
20
30
40
50
0
KD
1
10
0
0
0
0
1
1
1
2
2
2
3
3
3
4
4
4
5
5
5
6
6
6
7
7
7
8
8
8
9
9
9
10
10
10
11
11
11
12
12
12
13
13
14
14
argila
silte
areia
1
2
3
4
5
13
14
DM1
DM2
DM3
Figura 4.16 – Módulo dilatométrico ED, índice do material ID e índice da tensão
horizontal KD dos ensaios de DMT da 1ª campanha.
p1 (kPa)
p0 (kPa)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
250
500
750
0
1000
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
800
1600
2400
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
DM4
DM5
Figura 4.17 – Pressões p0 e p1 dos ensaios de DMT da 2ª campanha.
113
ID
ED (MPa)
0
10
20
30
40
0
50
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
Profundidade (m)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
KD
1
argila
10
silte
0
1
2
3
4
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
areia
DM4
DM5
Figura 4.18 – Módulo dilatométrico ED, índice do material ID e índice da tensão
horizontal KD dos ensaios de DMT da 2ª campanha.
p1 (kPa)
p0 (kPa)
200
400
600
0
800
0
1
0
1
2
3
4
2
3
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
800
1600
2400
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
DM6
DM7
DM8
Figura 4.19 – Pressões p0 e p1 dos ensaios de DMT da 3ª campanha.
114
5
ID
ED (MPa)
0
10
20
30
40
50
0
0
1
Profundidade (m)
2
3
4
5
6
7
KD
1
0
10
0
0
1
2
1
2
3
4
3
4
5
6
5
10
11
12
13
14
15
2
3
4
5
6
7
7
8
8
9
1
8
9
9
10
10
11
12
11
12
13
14
13
argila
silte
areia
15
14
15
DM6
DM7
DM8
Figura 4.20 – Módulo dilatométrico ED, índice do material ID e índice da tensão
horizontal KD dos ensaios de DMT da 3ª campanha.
p1 (kPa)
p0 (kPa)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
200
400
600
0
800
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
1000
2000
3000
DM11
DM12
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
DM9
DM10
Figura 4.21 – Pressões p0 e p1 dos ensaios de DMT da 4ª campanha.
115
ID
ED (MPa)
0
10
20
30
40
0
50
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
Profundidade (m)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
KD
1
argila
0
10
silte
areia
1
2
3
4
5
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
DM9
DM10
DM11
DM12
Figura 4.22 – Módulo dilatométrico ED, índice do material ID e índice da tensão
horizontal KD dos ensaios de DMT da 4ª campanha.
4.4.2.2. Obra Local
Os resultados dos três furos de DMT da obra estão apresentados nas Figuras 4.23 e
4.24.
p0 (kPa)
400
800
1200
0
0
0
2
2
4
4
6
6
8
10
12
14
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
p1 (kPa)
1000
2000
3000
8
10
12
14
16
16
18
18
20
20
22
22
DMO1
DMO2
DMO3
Figura 4.23 – Pressões p0 e p1 dos ensaios de DMT da obra.
116
ID
ED (MPa)
0
10
20
30
40
50
0
KD
1
10
0
0
0
2
2
2
4
4
4
6
6
6
8
8
8
10
10
10
12
12
12
14
14
14
16
16
16
18
18
18
20
20
22
22
Profundidade (m)
0
argila
silte
areia
1
2
3
4
5
20
22
DMO1
DMO2
DMO3
Figura 4.24 – Módulo dilatométrico ED, índice do material ID e índice da tensão
horizontal KD dos ensaios de DMT da obra.
4.4.3. Pressiômetro de Ménard (PMT) – Campo Experimental da UnB
A Figura 4.25 apresenta uma curva pressiométrica típica do campo experimental,
na profundidade de 7,6 m, ensaio este realizado na 1ª campanha.
Nesta curva, observa-se a evolução da expansão do pressiômetro no interior do
furo em função da pressão aplicada. Notam-se as três fases características do ensaio: a
primeira, da expansão da sonda até seu encontro com a parede do furo, caracterizada por
baixas pressões (trecho horizontal AB de recompressão); a segunda, representada pelo
trecho BC, aproximadamente retilíneo, em que se verifica a elevação da pressão aplicada
sem um correspondente aumento de volume da sonda, na qual o solo se comporta em um
regime pseudo-elástico; e finalmente, a terceira, quando atinge-se uma fase plástica a
grandes deformações (trecho CD de plastificação).
117
600
D
500
P (kPa)
400
300
C
200
100
A B
0
0
200
400
600
800
1000
3
V (cm )
Figura 4.25 – Curva pressiométrica característica do campo experimental (7,6 m).
As Figuras 4.26 a 4.28 apresentam as curvas pressiométricas obtidas para os três
ensaios de PMT, realizados no campo experimental. As curvas foram corrigidas (correção
de volume e pressão) e removidas do trecho de recompressão até PoM (pressão inicial do
tramo pseudo-elástico), ou seja, o ponto de inflexão da curva pressiométrica.
700
0,6 m; ua-uw = 22,2 kPa
1,6 m; ua-uw = 17,1 kPa
600
P (kPa)
500
400
300
2,6 m; ua-uw =
5,7 kPa
3,6 m; ua-uw =
6,0 kPa
4,6 m; ua-uw =
9,0 kPa
5,6 m; ua-uw =
7,9 kPa
6,6 m; ua-uw = 14,3 kPa
200
7,6 m; ua-uw = 16,8 kPa
100
8,6 m; ua-uw =
3,7 kPa
9,6 m; ua-uw = 706,8 kPa
0
0
5
10
15
∆r/r0 (%)
20
25
Figura 4.26 – Curvas pressiométricas do ensaio PM1 – 1ª campanha.
.
118
1000
0,6 m; ua-uw = 773,6 kPa
900
1,6 m; ua-uw = 56,3 kPa
800
P (kPa)
700
600
500
400
2,6 m; ua-uw =
8,6 kPa
3,6 m; ua-uw =
6,0 kPa
4,6 m; ua-uw =
5,1 kPa
5,6 m; ua-uw =
7,7 kPa
6,6 m; ua-uw = 15,4 kPa
300
7,6 m; ua-uw = 16,8 kPa
200
8,6 m; ua-uw =
100
3,8 kPa
9,6 m; ua-uw = 265,1 kPa
0
0
5
10
15
20
25
∆r/r0 (%)
Figura 4.27 – Curvas pressiométricas do ensaio PM2 – 4ª campanha.
1100
0,6 m; ua-uw = 3412,0 kPa
1000
1,6 m; ua-uw = 3209,0 kPa
900
P (kPa)
800
2,6 m; ua-uw =
14,6 kPa
600
3,6 m; ua-uw =
6,0 kPa
500
4,6 m; ua-uw =
6,9 kPa
5,6 m; ua-uw =
11,5 kPa
6,6 m; ua-uw =
18,6 kPa
7,6 m; ua-uw =
42,6 kPa
700
400
300
200
100
0
0
5
10
15
20
∆r/r0 (%)
Figura 4.28 – Curvas pressiométricas do ensaio PM3 – 2ª campanha.
119
4.4.4. Sondagem de Simples Reconhecimento (SPT e SPT-T)
4.4.4.1. Campo Experimental da UnB
A Figura 4.29 apresenta os resultados obtidos nos ensaios SPT-T realizados no
campo experimental da UnB. No Apêndice C tem-se os valores tabelados de N, Tmáx e Tres.
Profundidade (m)
0
8
16
24
Tres (kgf.m)
Tmáx (kgf.m)
N
32
40
0
0
5 10 15 20 25 30 35
0
0
0
1
1
1
2
2
2
3
3
3
4
4
4
5
5
5
6
6
6
7
7
7
8
8
8
9
9
9
10
10
10
11
11
11
12
12
12
13
13
13
5
10
15
SP1
SP2
SP4
SP5
20
25
30
SP3
Figura 4.29 – Resultados dos ensaios de SPT-T do campo experimental da UnB.
4.4.4.2. Obra Local
Os resultados dos ensaios de SPT realizados na obra estão apresentados na
Figura 4.30. Valores tabelados de N podem ser obtidos no Apêndice C.
120
N
0
10
20
30
40
50
60
70
0
2
4
Profundidade (m)
6
8
10
12
14
16
18
20
22
24
SPO1
SPO2
SPO3
Figura 4.30 – Resultados dos ensaios de SPT da obra.
4.4.5. Penetrômetro Dinâmico Leve (DPL) – Campo Experimental da UnB
Apresentam-se nas Figuras 4.31 e 4.32 os resultados dos três ensaios de DPL
realizados no campo experimental da UnB.
N10
0
10
20
30
40
50
0
1
2
Profundidade (m)
3
4
5
6
7
8
9
10
11
DP1
DP2
DP3
Figura 4.31 – Resultados dos ensaios de DPL do campo experimental da UnB.
121
fs (MPa)
qc (MPa)
1
2
3
4
5
0,00
0
1
1
2
2
3
3
4
5
6
7
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
0
0,02
0,04
0,06
0,08
4
5
6
7
8
8
9
9
10
10
11
11
DP3
Figura 4.32 – Resistência de ponta (qc) e atrito lateral via torque (fs) do ensaio de DPL.
A resistência de ponta (qc) do DPL foi calculada a partir do número de golpes
(N10), utilizando a fórmula de energia, proposta por Hiley modificada, e subtraindo-se o
atrito lateral (Nilsson, 2002), a qual é dada por:
m1 ⋅ g ⋅ h m1 + e 2 ⋅ m2
Pf = a ⋅ k ⋅
⋅
s
m1 + m2
(4.1)
Sendo:
m1 = 98 N (peso do martelo);
m2 = 27 N/m + 60 N (peso das hastes, coxim e ponta);
e = 0,70 (coeficiente de impacto);
k = 0,80 (coeficiente geral);
a = 1 (coeficiente de influência de água - seco);
h = 0,50 m (altura de queda do martelo);
s = penetração por número de golpes (m/ golpe).
122
O atrito lateral pode ser calculado por (Nilsson, 2002):
fs =
M res
1/ b + h / c
(4.2)
fs = atrito lateral na ponteira (kPa);
Mres = momento residual de torque medido com o torquímetro (N/m);
w = 0,011 m (raio da haste);
h = altura da haste em pleno contato com o solo (m);
b = 10000 (depende do equipamento; 6000< b < 12000);
c =1315.
4.5. INTERFERÊNCIA DA VARIAÇÃO SAZONAL NOS ENSAIOS DE CAMPO
Para avaliar a influência da variação sazonal nos resultados dos ensaios de campo,
optou-se pela correlação linear entre campanhas. Analisa-se a formação das séries de dados
correspondentes aos valores de qc do CPT, p0 do DMT, N e Torque do SPT-T e N10 do
DPL para compreender a tendência e a força da relação linear medida pelo coeficiente de
correlação r. Utilizou-se o programa STATISTIC WIN, versão 1999. A Tabela 4.5 apresenta a análise da variação do perfil de umidade em diferentes camadas do campo
experimental no período de realização dos ensaios.
Tabela 4.5 – Coeficientes de correlação dos valores de umidade entre campanhas no trecho
de 1 a 8,0 m de profundidade.
CAMPANHA (C) 1ª C (chuvosa) 2ª C (seca) 3ª C (chuvosa) 4ª C (seca)
1ª C (chuvosa)
0,90
0,82
0,93
1,00
2ª C (seca)
0,90
0,93
0,95
1,00
3ª C (chuvosa)
0,82
0,93
0,86
1,00
4ª C (seca)
0,93
0,95
0,86
1,00
Pela correlação linear da variação do perfil de umidade entre campanhas realizadas
numa mesma estação, verifica-se que o menor coeficiente de correlação (r = 0,82) foi
observado entre a 1ª e 3ª campanha (estação chuvosa), estando fora da tendência esperada
nesta análise, confirmando o comportamento sazonal da 3ª campanha, conforme exposto
no Item 4.3.1, que indica que o perfil de umidade da 3ª campanha (C2), Out/00, tem
123
tendência equivalente aos obtidos nas estações secas. Isto ocorre porque durante o período
de realização desta campanha ocorreram poucas e espaçadas chuvas que levaram a uma
instabilidade nas camadas I e III. Enquanto que, entre as campanhas realizadas na estação
seca tem-se r = 0,95 entre os perfis de umidade da 2ª e 4ª campanhas, indicando que não há
grandes variações no perfil de umidade durante estações secas. Constata-se ainda, que
entre a 1ª e 2ª campanhas obtém-se r = 0,90, diminuindo a relação entre os perfis de
umidade de campanhas realizadas em diferentes estações do ano, ou seja os perfis são
efetivamente influenciados pela sazonalidade (Figura 4.33).
Figura 4.33 – Correlação linear do perfil de umidade da 1ª e 2ª campanha.
O mesmo comportamento em relação a umidade pode ser visto em termos de
sucção. As Figuras 4.34 e 4.35 apresentam a correlação linear da sucção matricial
normalizada (pF/e) em relação ao índice de vazios, sendo pF o logaritmo da sucção em
centímetros de coluna de água, conforme modelo de curva característica transformada
proposto por Camapum de Carvalho & Leroueil (2000). Segundo os autores o modelo é
importante, do ponto de vista prático, pois, conhecendo-se a curva característica de um
solo, determina-se a sua sucção para índices de vazios diferentes, sem que haja necessidade
de medir ou acompanhar as variações de sucção do solo. Evidencia-se que na análise do
comportamento mecânico dos solos não saturados, a curva característica em função da sua
normalização pelo índice de vazios, constituí uma boa ferramenta.
124
Detecta a mesma diminuição da relação entre sucções obtidas de campanhas
diferentes; lembra-se que a baixa relação existente entre a 1ª e 3ª campanhas deve-se aos
motivos expostos no Item 4.3.1, confirmando mais uma vez que a 3ª campanha tem perfil
de sucção similar as campanhas secas.
6
6
r = 0,83
r = 0,89
5
pF/e (4ª campanha)
pF/e (2ª campanha)
5
4
3
2
1
0
4
3
2
1
0
0
1
2
3
4
5
6
0
pF/e (1ª campanha)
1
2
3
4
5
6
pF/e (1ª campanha)
Figura 4.34 – Correlação linear do perfil de sucção matricial normalizada (pF/e)
entre campanhas realizadas em diferentes estações do ano.
6
6
r = 0,94
r = 0,78
5
pF/e (3ª campanha)
pF/e (4ª campanha)
5
4
3
2
1
0
4
3
2
1
0
0
1
2
3
4
5
pF/e (2ª campanha)
6
0
1
2
3
4
5
6
pF/e (1ª campanha)
Figura 4.35 – Correlação linear do perfil de sucção matricial normalizada (pF/e) entre
campanhas realizadas na mesma estação do ano.
4.5.1. Cone Elétrico (CPT)
Para os ensaios de CPT realizados no campo experimental, considerando as duas
sérias de observações (estação chuvosa versus estação seca), verifica-se que em 63,6% das
análises, tem-se valores de r > 0,71 para qc ao longo da profundidade com confiabilidade
125
de 95% (Tabela 4.6). A Figura 4.36 apresenta como exemplo a correlação linear obtida
entre os ensaios CP4 (1ª campanha) e CP15 (4ªcampanha).
Na avaliação dos valores de qc por campanha, desconsiderando variações sazonais,
tem-se valores de r variando entre 0,71 e 0,92, indicando que mesmo entre os ensaios
realizados na mesma época, há uma grande variabilidade dos valores de qc, atribuída à
variabilidade espacial do campo experimental.
Estação Chuvosa
Tabela 4.6 – Coeficientes de correlação dos valores de qc do CPT (campo experimental).
Estação Seca
ENSAIO
CP5
CP6
CP7
CP15
CP16
CP17
CP1
0,69
0,72
0,61
0,65
0,81
0,80
CP2
0,90
0,65
0,80
0,73
0,69
0,75
CP3
0,75
0,79
0,80
0,82
0,59
0,70
CP4
0,84
0,82
0,74
0,87
0,80
0,84
CP8
0,76
0,41
0,66
0,87
0,79
0,85
CP9
0,70
0,58
0,65
0,87
0,87
0,92
CP10
0,68
0,42
0,60
0,86
0,72
0,79
CP11
0,59
0,71
0,68
0,82
0,77
0,84
CP12
0,67
0,72
0,57
0,72
0,87
0,90
CP13
0,69
0,59
0,55
0,60
0,74
0,70
CP14
0,65
0,74
0,50
0,75
0,85
0,88
Figura 4.36 – Correlação linear de qc entre CP4 (estação chuvosa) e CP15 (seca).
126
A Figura 4.37 apresenta a correlação linear entre todos os ensaios realizados na
1ª campanha (CP1, CP2, CP3 e CP4) e 4ª campanha (CP15, CP16 e CP17), períodos
diferentes em que ocorrem variações sazonais significativas entre os perfis de umidade e
sucção do campo experimental (Figura 4.34 e 4.38).
Figura 4.37 – Correlação linear de qc entre a 1ª e 4ª campanha.
Figura 4.38 – Correlação linear do perfil de umidade da 1ª e 4ª campanha.
Na Figura 4.39 tem-se o resultado entre a 1ª campanha e 2ª campanha (CP5, CP6 e
CP7), período de estações distintas com variação sazonal significativa, como mostrado nas
Figura 4.33 e 4.34. Observa-se que a variação sazonal influencia os valores de qc do CPT,
127
podendo-se verificar nas Figuras 4.37 e 4.39, com coeficiente de correlação r = 0,65,
grande dispersão dos resultados ou seja, não há uma relação forte entre as medidas de qc
de época seca e chuvosa.
Figura 4.39 – Correlação linear de qc entre a 1ª e 2ª campanha.
As Figuras 4.40 e 4.41 apresentam a relação das medidas do CPT da 1ª e 2ª
campanhas versus a sucção matricial (log kPa) e a normalizada (pF/e) em relação ao índice
de vazios, considerando-se os valores de sucção matricial, apresentados na Tabela 4.3, e os
resultados médios de qc e fs, apresentados nas Tabelas C.1 e C.2.
Sucção (kPa)
1
10
100
Sucção (kPa)
1000
10000
1
5000
r = 0,71
100
1000
10000
3
4
5
r = 0,67
250
fs (kPa)
4000
qc (kPa)
10
300
3000
2000
200
150
100
1000
50
0
0
1
2
3
pF/e
4
5
1
2
pF/e
Figura 4.40 – Relação de qc e fs versus pF/e dos ensaios de CPT da 1ª campanha.
128
Sucção (kPa)
1
10
(a)100
1000
Sucção (kPa)
10000
1
5000
100(b) 1000
10000
250
r = 0,49
r = 0,27
4000
200
3000
150
fs (kPa)
qc (kPa)
10
2000
100
1000
50
0
0
1
2
3
4
5
1
2
3
4
5
pF/e
pF/e
Figura 4.41 – Relação de qc e fs versus pF/e dos ensaios de CPT da 2ª campanha.
Verifica-se baixa correlação entre a sucção e as medidas de qc e fs do CPT, ou seja,
não foi possível obter uma equação confiável entre estes parâmetros, apesar da evidência
de dependência do qc e fs em relação a sucção, pois ambos sofrem variações devido a
sazonalidade.
A Figura 4.42 mostra a repetibilidade dos valores de qc, observando-se interferência sazonal e variabilidade espacial entre ensaios de CPT, sendo esta última tratada
no item 4.6.
(a)
(b)
r = 0,65
r = 0,65
Figura 4.42 – Distribuição espacial da correlação linear de qc: (a) entre a 1ª e 4ª
campanhas; (b) 1ª e 2ª campanhas.
129
4.5.2. Dilatômetro de Marchetti (DMT)
Comparando-se todos os resultados de p0 dos ensaios de DMT realizados no campo
experimental, ao longo do ano, em duas séries de observações, resultados dos ensaios na
estação chuvosa versus estação seca, observa-se que em 97 % os valores r > 0,71 para uma
regressão com 95 % de confiabilidade (Tabela 4.7), representando uma melhor resposta
dos resultados quando comparados com os obtidos pelo CPT. Como por exemplo, a Figura
4.43 mostra a relação entre os ensaios DM1 e DM4, realizados em estações distintas, neste
caso com r = 0,96.
Estação
Chuvosa
Tabela 4.7 – Coeficientes de correlação dos valores de p0 do DMT – campo experimental.
ENSAIO
Estação Seca
DM4
DM5
DM9
DM10
DM11
DM12
DM1
0,96
0,87
0,86
0,82
0,75
0,91
DM2
0,80
0,91
0,83
0,92
0,95
0,88
DM3
0,91
0,94
0,91
0,93
0,89
0,97
DM6
0,92
0,92
0,91
0,89
0,84
0,95
DM7
0,72
0,78
0,69
0,82
0,91
0,70
DM8
0,89
0,88
0,86
0,88
0,87
0,90
Figura 4.43 – Correlação linear de p0 entre DM1 (estação chuvosa) e DM4 (seca).
A Figura 4.44 apresenta a correlação linear entre ensaios realizados na 1ª campanha
(DM1, DM2 e DM3) e 4ª campanha (DM9, DM10, DM11 e DM12), período com grande
interferência sazonal no perfil de umidade do campo experimental. Na Figura 4.45 tem-se
130
o resultado entre a 1ª campanha e a 2ª campanha (DM4 e DM5), período de menor
interferência sazonal. Nos dois casos é possível evidenciar diferenças significantes na
relação de p0 em decorrência da sazonalidade.
Figura 4.44 – Correlação linear de p0 entre a 1ª e 4ª campanha.
Figura 4.45 – Correlação linear de p0 entre a 1ª e 2ª campanha.
Comparando-se todas as combinações de ensaios de DMT por campanha, e
desconsiderando a interferência das variações sazonais, ou seja estação chuvosa com
chuvosa e estação seca com seca, obtém-se valores de r na faixa de 0,74 - 0,93, indicando a
131
ocorrência da influência de variabilidade espacial dos valores de p0 de ensaios realizados
numa mesma campanha.
A Figura 4.46 apresenta a relação de p0 com a sucção matricial normalizada.
Observa-se uma menor dispersão dos resultados dilatométricos em relação aos de
conepenetrometria, e uma tendência mais significativa de relação entre a sucção e o
parâmetro dilatométrico p0 quando comparado com as relações de sucção e medidas de qc
e fs do CPT.
Sucção (kPa)
1
10
100
Sucção (kPa)
1000
10000
1
800
r = 0,82
100
1000
10000
r = 0,89
600
p0 (kPa)
600
p0 (kPa)
10
800
400
200
400
200
1ª campanha
2ª campanha
0
0
1
2
3
4
5
1
pF/e
2
3
4
5
pF/e
Figura 4.46 – Relação entre p0 versus pF/e dos ensaios de DMT das 1ª e 2ª campanhas.
Apresenta-se na Figura 4.47 a distribuição espacial das Figuras 4.44 e 4.45, onde
demonstra-se que as variações existentes entre ensaios dilatométricos de campanhas
diferentes e de uma mesma campanha são influenciados pela variabilidade sazonal e
espacial dos parâmetros dilatométricos (heterogeneidade natural ou gênese). Estas
variações também podem ser influenciadas por outros fatores, como a imprecisão das
leituras e a anisotropia do solo. Neste sentido vale ressaltar que Cunha & Mota (2000) já
apresentaram um estudo da variabilidade estratigráfica a partir de resultados de DMT.
No entanto, realizar correlação linear entre medidas não quantifica a variabilidade
espacial dos ensaios de campo, sendo necessário a utilização de metodologias estatísticas
para aprofundar o estudo. Anjos (1999) utilizou escala de flutuação e função de auto
correlação para análise da variabilidade espacial dos ensaios de CPTU, PMT (Ménard e
auto-perfurante) e palheta realizados na Baixada Santista.
132
(a)
r = 0,38
(b)
r = 0,80
Figura 4.47 – Distribuição espacial da correlação linear de p0 entre a 1ª e 4ª campanhas (a)
e 1ª e 2ª campanhas (b).
4.5.3. Sondagem de Simples Reconhecimento com medida de Torque (SPT-T)
Guimarães (2002) e Camapum de Carvalho et al. (2001) relacionaram a sucção
matricial apresentada na Tabela 4.3 com os resultados de SPT apresentados no Apêndice C
(Tabela C.16). A Figura 4.48 apresenta a relação entre N versus sucção matricial (pF e log
kPa) e ainda, a relação N com a sucção matricial normalizada (pF/e) em relação ao índice
de vazios, confirmando-se que não há tendência definida de variação do parâmetro N com
a sucção matricial (pF), no entanto, o mesmo apresenta tendência de aumento com o valor
de pF/e. Segundo Camapum de Carvalho et al. (2001) esta constatação é importante, pois
deixa claro que a análise do comportamento mecânico de solos não saturados em função da
sucção normalizada constitui uma ferramenta importante. Já em relação ao torque, verificase uma maior dispersão dos resultados e a inexistência de correlação com a sucção
matricial, comportamento esperado, pois enquanto o SPT é realizado sobre a amostra
intacta, o toque é realizado sobre amostra já rompida, ou seja, a sucção considerada já não
representa o estado do solo no contato metal/solo (Figura 4.49).
133
1
10
Sucção (kPa)
100
1000
10000
1
21
10
Sucção (kPa)
100
1000
10000
21
y = 2,1069x + 0,6487
R2 = 0,1371
18
y = 5,2071x - 4,2908
R2 = 0,5832
18
12
12
N
15
N
15
9
9
6
6
3
3
0
0
1
2
SP1
3
pF
4
SP2
1
5
2
SP4
SP3
3
pF/e
4
5
SP5
Figura 4.48 – Relação entre N versus pF e PF/e (modificado - Guimarães, 2002).
Sucção (kPa)
1
10
100
Sucção (kPa)
1000
10000
1
35
y = 1,5703x + 4,1569
R2 = 0,0406
30
100
1000
10000
4
5
y = 4,9303x - 1,4886
R2 = 0,2785
30
25
Torque (kgf m)
Torque (kgf m)
10
35
20
15
10
5
25
20
15
10
5
0
0
1
SP1
2
3
pF
SP2
4
5
SP3
1
2
SP4
3
pF/e
SP5
Figura 4.49 – Relação entre torque versus pF e PF/e (modificado - Guimarães, 2002).
As Figuras 4.50 e 4.51 apresentam as medidas de N e torque do SPT-T
correlacionadas entre campanhas realizada em épocas distintas. Observa-se que não há boa
repetibilidade entre as medidas, que são afetados pelo estado do solo não saturado no
momento do ensaio, pela gênese e metodologia de ensaio. Porém, mais ensaios precisam
ser realizados para quantificar a importância desta variabilidade.
134
20
30
r = 0,96
r = 0,85
Torque (Kgf .m) - SP2
N - SP2
16
12
8
4
0
24
18
12
6
0
0
4
8
12
16
20
0
6
12
18
24
30
Torque (kgf.m) - SP1
N - SP1
Figura 4.50 – Correlação de N e torque dos ensaios de SPT-T das 1ª e 4ª campanhas
(modificado – Guimarães, 2002).
30
20
r = 0,69
r = 0,60
Torque (kgf.m) - SP3
N - SP3
16
12
8
4
24
18
12
6
0
0
0
4
8
12
N - SP1
16
20
0
6
12
18
24
30
Torque (kgf.m) - SP1
Figura 4.51 – Correlação de N e torque dos ensaios de SPT-T das 1ª e 2ª campanhas
(modificado – Guimarães, 2002).
Observa-se na Figura 4.52, comparação dos ensaios SP1 e SP5, realizados na
estação chuvosa, com intervalo de 1 ano, que não há repetibilidade das medidas de N e do
Torque do SPT-T, apesar da quantidade de dados ser insuficiente para uma análise mais
acurada.
135
20
25
r = 0,88
r = 0,66
Torque (kgf.m) - SP5
N - SP5
16
12
8
4
0
20
15
10
5
0
0
4
8
12
16
20
0
5
N - SP1
10
15
20
25
Torque (kgf.m) - SP1
Figura 4.52 – Correlação de N e toque dos ensaios de SPT-T referentes a 1ª campanha
(modificado – Guimarães, 2002).
4.5.4. Penetrômetro Dinâmico Leve (DPL)
Na Figura 4.53, onde correlacionam-se três ensaios de DPL em diferentes
campanhas, observa-se comportamento similar ao ensaio SPT-T, com pouca repetibilidade
da medida N10.
30
r = 0,85
N10 (3ª campanha)
24
18
12
6
0
0
6
12
18
24
30
N10 (2ª campanha)
Figura 4.53 – Correlação de N10 dos ensaios de DPL das 2ª e 3ª campanhas.
136
4.6. TESTES DE KOLMOGOROV-SMIRNOV E QUI-QUADRADO
Compreendendo um pouco da variabilidade espacial dos ensaios de CPT realizados
no campo experimental e na obra, histogramas dos dados de qc (Figuras 4.54 a 4.57) foram
ajustados para as distribuições: Normal, Log-normal, Exponencial e Gamma.
As Tabelas 4.8 a 4.15 mostram os resultados do ajuste de curva, com os testes K-S
e χ2, para cada ensaio de CPT e a distribuição que melhor se ajustou, ressaltada em negrito.
Para o teste K-S calcula-se a diferença máxima DN com a Equação 2.28 e a probabilidade P
com a Equação 2.39. No teste χ2 calcula-se a probabilidade P para o valor de χ2 observado,
sendo df igual aos graus de liberdade (Equação 2.26). A distribuição de probabilidade com
maior probabilidade de teste P, ou menor valor de DN ou χ2 é escolhida como a
distribuição de probabilidade que melhor se ajusta aos dados medidos.
4.6.1. Campo Experimental da UnB
Apresentam-se, a seguir, os resultados dos testes K-S e χ2 dos ensaios de CPT
realizados no campo experimental (Tabelas 4.8 a 4.11 e Figuras 4.54 e 4.55).
Tabela 4.8 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos dados de qc
da 1ª campanha no campo experimental.
K-S
χ2
Ensaio Distribuição
2
DN
df
P
P
χ
0,158
< 0,01
100,236
18
0
Normal
Log-normal
0,174
< 0,01
158,191
15
0
CP1
Exponencial
0,204
< 0,01
250,645
16
0
Gamma
0,171
< 0,01
120,585
17
0
Normal
0,152
< 0,01
93,906
6
0
Log-normal
0,150
< 0,01
36,834
5
0,0000007
CP2
< 0,15
28,879
6
0,0000644
Exponencial 0,109
Gamma
0,130
< 0,05
31,702
5
0,0000068
Normal
0,129
< 0,05
33,282
5
0,0000007
Log-normal
0,108
< 0,15
6,089
5
0,2976000
CP3
Exponencial
0,143
< 0,05
21,851
6
0,0012913
0,057
n.s.
5,6424
4
0,2275171
Gamma
Normal
0,203
< 0,01
100,953
5
0
Log-normal
0,156
< 0,01
45,335
4
0
CP4
Exponencial
0,145
< 0,01
38,132
6
0,0000011
0,137
< 0,05
39,320
4
0,0000001
Gamma
137
Tabela 4.9 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos dados de qc
da 2ª campanha no campo experimental.
K-S
χ2
Ensaio Distribuição
df
DN
P
P
χ2
Normal
0,165
< 0,01
56,370
7
0
Log-normal
0,123
< 0,05
23,565
6
0,0006295
CP5
Exponencial
0,199
< 0,01
17,802
7
0,0129106
0,118
< 0,10
12,949
5
0,0238799
Gamma
Normal
0,111
< 0,10
20,183
4
0,0004606
Log-normal
0,073
n . s.
14,272
5
0,0139819
CP6
Exponencial
0,120
< 0,05
27,236
7
0,0003033
0,053
n. s.
9,528
5
0,0898069
Gamma
Normal
0,208
< 0,01
54,105
7
0
0,050
n. s.
21,979
7
0,0025600
Log-normal
CP7
Exponencial
0,079
n. s.
27,949
8
0,0004860
Gamma
0,099
< 0,15
24,216
7
0,0010471
Tabela 4.10 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos dados de qc
da 3ª campanha no campo experimental.
K-S
χ2
Ensaio Distribuição
DN
df
P
P
χ2
Normal
0,190
< 0,01
117,000
7
0
0,172
< 0,01
34,400
5
0,000002
Log-normal
CP8
Exponencial
0,190
< 0,01
88,615
8
0
Gamma
0,154
< 0,05
79,009
7
0
Normal
0,224
< 0,01
131,746
7
0
0,148
< 0,05
41,628
6
0,000002
Log-normal
CP9
Exponencial
0,202
< 0,01
60,303
7
0
Gamma
0,158
< 0,01
61,926
7
0
0,240
< 0,01
51,128
4
0
Normal
Log-normal
0,183
< 0,01
74,460
4
0
CP10
Exponencial
0,154
< 0,01
56,896
6
0
Gamma
0,213
< 0,01
66,236
4
0
0,162
< 0,01
21,154
4
0,0002960
Normal
Log-normal
0,190
< 0,01
65,730
5
0
CP11
Exponencial
0,182
< 0,01
63,117
7
0
Gamma
0,160
< 0,01
43,206
5
0
0,130
< 0,05
27,581
6
0,0001131
Normal
Log-normal
0,189
< 0,01
70,508
7
0
CP12
Exponencial
0,175
< 0,01
78,247
8
0
Gamma
0,179
< 0,01
46,318
6
0
0,122
< 0,05
29,499
5
0,0000186
Normal
Log-normal
0,160
< 0,01
99,364
6
0
CP13
Exponencial
0,140
< 0,01
75,507
6
0
Gamma
0,103
< 0,10
64,885
4
0
Normal
0,178
< 0,01
104,115
7
0
Log-normal
0,144
< 0,01
45,860
6
0
CP14
< 0,10
25,551
8
0,0012567
Exponencial 0,101
Gamma
0,113
< 0,10
32,056
6
0,0000160
138
Tabela 4.11 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos dados de qc
da 4ª campanha no campo experimental.
K-S
χ2
Ensaio Distribuição
df
DN
P
P
χ2
0,168
< 0,01
34,260
4
0,0000007
Normal
Log-normal
0,110
< 0,10
64,108
4
0
CP15
Exponencial
0,110
< 0,10
54,964
6
0
Gamma
0,108
< 0,10
47,974
4
0
Normal
0,115
< 0,05
113,363
10
0
0,126
< 0,05
39,976
10
0,0000172
Log-normal
CP16
Exponencial
0,128
< 0,01
71,640
12
0
Gamma
0,084
< 0,20
51,700
11
0,0000003
Normal
0,170
< 0,01
0
0,040
n. s.
0
Log-normal
CP17
Exponencial
0,041
n. s.
0
Gamma
0,041
n. s.
0
-
Figura 4.54 – Histograma e ajuste de curva dos dados de qc do ensaio CP13.
139
Figura 4.55 – Histograma e ajuste de curva dos dados de qc do ensaio CP14.
Na análise dos resultados obtidos nas campanhas obtém-se a mesma distribuição de
probabilidade quanto mais próximo tenham sido realizados os ensaios de CPT. Na
1ª campanha os ensaios CP3 e CP4, distantes 0,8 m, ajustam-se com a distribuição
Gamma; na 3ª campanha tem-se um maior número de ensaios realizados próximos entre si,
sendo a distância máxima entre eles de 2,4 m, obtendo-se neste caso distribuições Normal
e Log-normal. Na 4ª campanha os ensaios CP16 e CP17, distantes 0,9 m, têm distribuição
Normal. Apesar dos ensaios da 2ª campanha terem sido realizados distantes entre si
(distância média de 14,0 m), ainda assim obteve-se a distribuição Gamma para os ensaios
CP5 e CP6.
Esta análise contempla, numa tentativa inicial, verificar a variabilidade espacial dos
ensaios de CPT executados no campo experimental, sendo possível constatar que os
resultados sofrem influência não só da variação sazonal mas também da distribuição
espacial das sondagens, pois dentro de uma mesma campanha têm-se distribuições de
probabilidade diferentes. Recomenda-se um estudo mais aprofundado mediante a
utilização de ferramentas estatísticas mais avançadas, tipo teste de hipótese que possibilite
avaliar de forma mais adequada amostras distintas.
4.6.2. Obra Local
As Tabelas 4.12 a 4.15 mostram os resultados de ajuste de curva com os testes K-S
e χ2 dos ensaios de CPT realizados na obra (Figuras 4.56 e 4.57). Nas análises obtém-se as
140
distribuições Log-normal e Gamma sendo a variabilidade espacial definida de acordo com
a locação dos furos de sondagens por blocos. Considera-se de excelente qualidade os
ajustes de curva obtidos nos ensaios.
Tabela 4.12 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos dados de qc
da obra (blocos B e C).
K-S
χ2
Ensaio Distribuição
df
DN
P
P
χ2
Normal
0,204
< 0,01
28,355
1
0,0000001
0,174
< 0,01
0
Log-normal
CPO1
Exponencial
0,217
< 0,01
18,677
2
0,0000882
Gamma
0,180
< 0,01
0
Normal
0,264
< 0,01
23,424
4
0,0001045
0,120
< 0,10
1,129
1
0,2880292
Log-normal
CPO2
Exponencial
0,224
< 0,01
6,282
4
0,1790744
Gamma
0,119
< 0,10
6,826
3
0,0776696
Normal
0,280
< 0,01
17,357
1
0,0000311
0,194
< 0,01
0
Log-normal
CPO3
Exponencial
0,202
< 0,01
4,133
2
0,1266159
Gamma
0,230
< 0,01
5,837
1
0,0157002
Normal
0,297
< 0,01
47,912
4
0
0,205
< 0,01
36,474
3
0,0000001
Log-normal
CPO4
Exponencial
0,267
< 0,01
42,338
4
0
Gamma
-
Tabela 4.13 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos dados de qc
da obra (blocos D e E).
K-S
χ2
Ensaio Distribuição
DN
df
P
P
χ2
Normal
0,174
< 0,01
16,629
2
0,0002455
Log-normal
0,158
< 0,01
18,690
3
0,0003175
CPO5
Exponencial
0,176
< 0,01
15,185
4
0,0043390
0,133
< 0,05
11,372
3
0,0098799
Gamma
Normal
0,270
< 0,01
38,897
2
0
Log-normal
0,133
< 0,05
13,555
1
0,0002320
CPO6
Exponencial
0,182
< 0,01
24,096
3
0,0000240
0,128
< 0,05
10,910
1
0,0009573
Gamma
Normal
0,161
< 0,01
23,891
4
0,0000843
Log-normal
0,123
< 0,05
18,248
4
0,0011060
CPO7
Exponencial
0,124
< 0,05
17,774
6
0,0068322
0,128
< 0,05
15,801
4
0,0033029
Gamma
Normal
0,193
< 0,01
18,274
4
0,0010931
Log-normal
0,125
< 0,05
11,823
4
0,0187337
CPO8
Exponencial
0,142
< 0,05
7,217
5
0,2050361
0,127
< 0,05
13,864
4
0,0077481
Gamma
141
Tabela 4.14 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos dados de qc
da obra (blocos F, G e H).
K-S
χ2
Ensaio Distribuição
df
DN
P
P
χ2
Normal
0,247
< 0,01
59,701
9
0
0,073
n. s.
25,297
5
0,0001225
Log-normal
CPO9
Exponencial
0,115
< 0,10
27,427
7
0,0002803
Gamma
0,128
< 0,05
26,043
6
0,0002194
Normal
0,412
< 0,01
37,805
1
0
0,204
< 0,01
0
Log-normal
CPO10
Exponencial
0,428
< 0,01
19,839
1
0,0000085
Gamma
Normal
0,267
< 0,01
25,092
1
0,0000005
0,216
< 0,01
5,233
1
0,0221676
Log-normal
CPO11
Exponencial
0,267
< 0,01
11,968
2
0,0025212
Gamma
Normal
0,320
< 0,01
45,380
4
0
0,105
< 0,20
7,579
1
0,0059082
Log-normal
CPO12
Exponencial
0,212
< 0,01
23,044
3
0,0000397
Gamma
-
Tabela 4.15 – Resultados dos testes de ajuste não paramétricos (K-S e χ2) dos dados de qc
da obra (bloco A).
K-S
χ2
Ensaio Distribuição
df
DN
P
P
χ2
Normal
0,192
< 0,01
65,045
6
0
Log-normal
0,126
< 0,01
36,238
7
0,0000066
CPO13
Exponencial
0,130
< 0,01
46,984
8
0,0000002
0,085
< 0,01
29,434
6
0,0000506
Gamma
Normal
0,150
< 0,01
46,570
5
0
Log-normal
0,078
< 0,01
14,127
5
0,0148358
CPO14
Exponencial
0,211
< 0,01
45,295
6
0
0,093
< 0,01
10,626
4
0,0311000
Gamma
Normal
0,228
< 0,01
155,941
7
0
Log-normal
0,136
< 0,01
65,923
6
0
CPO15
Exponencial
0,153
< 0,01
93,733
8
0
0,116
< 0,01
61,535
6
0
Gamma
142
Figura 4.56 – Histograma e ajuste de curva dos dados de qc do ensaio CPO2.
Figura 4.57 – Histograma e ajuste de curva dos dados de qc do ensaio CPO5.
143
4.7. ANÁLISE GLOBAL
O modelo de transformação da curva característica de solos tropicais e de
normalização da sucção em relação ao índice de vazios, proposta por Camapum de
Carvalho & Leroueil (2000), para análise do comportamento mecânico de solos não
saturados, é uma importante ferramenta no estudo da variabilidade sazonal.
Não há, ainda, uma equação que correlacione a sucção matricial e as medidas do
SPT-T. O ensaio de DMT é o que apresenta correlação mais significativa com a sucção
matricial quando comparado com o CPT e o DPL, porém não se obteve um bom ajuste
entre estas medidas que possibilitasse a definição de relação (equação) com a sucção.
O ensaio de CPT é sensível às variações sazonais devido a própria sensibilidade do
equipamento e ao elevado número de observações medidas (dados quase que continuamente). Já o ensaio de DMT também é capaz de registrar a variabilidade sazonal, porém
com menor precisão. Portanto, torna-se evidente que o ensaio de CPT é um recurso
apropriado para avaliar a variabilidade de comportamento do solo, seja em função da
sazonalidade ou da variabilidade espacial das medidas.
As medidas obtidas através de ensaios de SPT-T são em parte afetadas pelo estado
do solo não saturado. Devido a pouca quantidade de medidas (baixa repetibilidade) tornase necessário um número maior de ensaios para quantificar esta influência, pois outros
fatores podem estar mascarando esta variação, como, por exemplo: o mecanismo de ensaio
(com pouca repetibilidade), falta de padronização e o erro humano.
Entende-se que fazer média entre ensaios para analisar ou dimensionar um projeto
geotécnico não é aconselhável para ensaios de CPT e DMT. Para dirimir erros grosseiros,
deve-se utilizar ensaios próximos das estruturas geotécnicas a serem projetadas. No campo
experimental, distâncias entre ensaios superiores a 10,0 m para o CPT e 18,0 m para o
DMT apresentaram baixa correlação estatística.
Há que se ter cautela na estimativa de parâmetros geotécnicos obtidos via ensaios
de CPT e DMT nos três primeiros metros e no dimensionamento de fundações superficiais
em solos não saturados, pois, comprovou-se um aumento de até 260% para o CPT e de
210% para o DMT nestas camadas, em ensaios realizados em diferentes estações do ano.
Finalmente, pode-se concluir que ensaios de campo realizados em solos não
saturados sofrem influência direta da variabilidade sazonal (sucção) e espacial (gênese).
Estas variações interferem na avaliação de parâmetros geotécnicos, seja por retroanálises
de provas de carga e/ou por estimativa via ensaios de campo (Capítulos 5 e 6).
144
CAPÍTULO 5
5. APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DAS PROVAS DE CARGA
Neste capítulo são apresentados os resultados obtidos através da realização de cinco
provas de carga lentas, em estacas escavadas, realizadas no campo experimental da UnB e
duas provas de carga, em estaca escavada e tubulão, realizadas na obra. As provas de carga
serão analisadas de acordo com a estação do ano (variação sazonal), ressaltando-se os
principais fatos observados em cada teste. No Apêndice F são apresentados os dados
básicos medidos em campo, visando facilitar interpretações futuras por outros autores.
Na seqüência apresentam-se os resultados da aplicação dos métodos de
extrapolação das curvas carga-deslocamento do topo e métodos de previsão de capacidade
de carga e recalque.
Ainda no presente capítulo são feitas previsões do comportamento das fundações e
suas comparações com os valores medidos, levando-se em conta a variabilidade sazonal.
Este trabalho consiste, ainda, na determinação dos valores e da distribuição dos parâmetros
de resistência (c e φ) e dos módulos de elasticidade com a profundidade dos maciços de
solo estratificados através de retroanálises das provas de carga. Estes parâmetros obtidos
servem como dados comparativos para os obtidos através dos ensaios de campo e de
laboratório a serem apresentados no Capítulo 6. Nas retroanálises e previsões utilizaram-se
o programa GEOFINE, versão 4.0, método numérico simplificado e o programa de
elementos finitos PLAXIS, versão 7.1.
145
5.1. ANÁLISE DAS CURVAS CARGA-DESLOCAMENTO
Neste item são apresentadas e analisadas as curvas carga-deslocamento do topo
obtidas nas provas de carga, bem como as cargas de ruptura e recalques mediante métodos
de extrapolação.
Nas provas de carga referentes às estacas E3, E4 e E5 foram feitos ajustes
descontando-se as deformações iniciais de acomodação do sistema, pois como os
extensômetros foram posicionados sob uma placa de distribuição entre a cabeça da estaca e
o macaco, houve inicialmente um micro esmagamento entre a placa e cabeça da estaca.
Lembra-se que em função do pequeno diâmetro da estaca (30cm) e da base do macaco,
aproximadamente com a dimensão da estaca, tornou-se impossível à instalação dos
extensômetros diretamente sob a cabeça da estaca, o que forçou a utilização dessa placa. O
ajuste no trecho inicial da curva carga-deslocamento foi feito a partir de uma reta passando
pelos cinco pontos iniciais da curva (trecho linear). As curvas das estacas E3, E4 e E5
foram rebatidas 0,3 mm, 1,1 mm e 0,5 mm, respectivamente.
As Figuras 5.1 a 5.3 apresentam as curvas carga-deslocamento obtidas nas provas
de carga das estacas E3, E4 e E5 e a nova curva ajustada.
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
0
1
Recalque (mm)
2
3
4
5
6
7
8
Experimental
Experimental adotado
Figura 5.1 – Curva carga-deslocamento corrigida – Estaca 3 (E3).
146
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
0
1
2
Recalque (mm)
3
4
5
6
7
8
9
10
Experimental
Experimental adotado
Figura 5.2 – Curva carga-deslocamento corrigida – Estaca 4 (E4).
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
0
2
Recalque (mm)
4
6
8
10
12
14
Experimental
Experimental adotado
Figura 5.3 – Curva carga-deslocamento corrigida – Estaca 5 (E5).
A Tabela 5.1 e as Figuras 5.4 a 5.10 apresentam os resultados obtidos em cada
prova de carga e as cargas de ruptura previstas a partir dos métodos de extrapolação de
ruptura convencional, segundo a NBR-6122 (ABNT, 1996), método de Van der Veen
147
(1953), método de Chin (1970), método de Décourt (1999) e o método de Mazurkiewicz
(1972). Maiores detalhes sobre os métodos de extrapolação podem ser obtidos no
Apêndice D.
Tabela 5.1 – Características das fundações e resultados obtidos nas prova de carga.
Carga de Ruptura (kN)
L
Pmáx
δmáx
φ
Data
Estaca
(kN) (mm) A
B
C
D
E
(m) (m)
E1
0,30 7,65 Fev 2000
270
16,10 262
270
294 300
254
E2
0,30 7,25 Ago 2000
300
3,82
360
500 520
310
E3
0,30 7,80 Out 2001
270
4,85
270
322 321
268
E4
0,30 7,30 Mar 2001
210
5,72
260
370 370
300
E5
0,30 7,85 Jun 2000
270
8,92
310
416 398
330
E6
0,30 9,00 Abril 2001
500
53,14 370
505
526 562
520
T1 1,50* 7,60 Abril 2001
900
7,33
1000
1111 1170 1000
Legenda:
φ = diâmetro do fuste/base* do elemento de fundação, em metros;
L = comprimento do elemento de fundação, em metros;
Pmáx = carga máxima aplicada na prova de carga, em kN;
δmáx = recalque máximo obtido na prova de carga, em milímetros;
A = ruptura convencional NBR-6122 (ABNT, 1996) (item 7.2.2.3);
B = método de Van der Veen ( 1953);
C = método de Chin (1970);
D = método de Décourt (1999);
E = método de Mazurkiewicz (1972).
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
0
Recalque (mm)
4
8
12
16
20
24
28
32
Prova de carga
Van der Veen (1953)
Chin (1970)
Décourt (1999)
Figura 5.4 – Curva carga-deslocamento – Estaca 1 (E1).
148
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
330
360
390
0
1
Recalque (mm)
2
3
4
5
6
7
8
Prova de carga
Van der Veen (1953)
Chin (1970)
Décourt (1999)
Figura 5.5 – Curva carga-deslocamento – Estaca 2 (E2).
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
0
Recalque (mm)
1
2
3
4
5
6
7
8
Prova de carga
Van der Veen (1953)
Chin (1970)
Décourt (1999)
Figura 5.6 – Curva carga-deslocamento – Estaca 3 (E3).
149
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
300
330
0
Recalque (mm)
2
4
6
8
10
12
Prova de carga
Van der Veen (1953)
Chin (1970)
Décourt (1999)
Figura 5.7– Curva carga-deslocamento – Estaca 4 (E4).
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
0
2
Recalque (mm)
4
6
8
10
12
14
16
18
Prova de carga
Van der Veen (1953)
Chin (1970)
Décourt (1999)
Figura 5.8 – Curva carga-deslocamento – Estaca 5 (E5).
150
Carga aplicada (kN)
0
60
120
180
240
300
360
420
480
540
0
16
24
32
40
48
56
64
Prova de carga
Van der Veen (1953)
Chin (1970)
Décourt (1999)
Figura 5.9 – Curva carga-deslocamento – Estaca 6 (E6).
Carga aplicada (kN)
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
1000
1100
0
2
4
Recalque (mm)
Recalque (mm)
8
6
8
10
12
14
16
18
20
Prova de carga
Van der Veen (1953)
Chin (1970)
Décourt (1999)
Figura 5.10 – Curva carga-deslocamento – Tubulão (T1).
151
Segundo Décourt et al. (1996) a ruptura convencional é definida como a carga
correspondente ao recalque do topo da estaca de 10% do seu diâmetro. Analisando as
curvas carga-deslocamento, obtidas nas provas de carga realizadas no campo experimental,
constata-se que as estacas não atingiram a ruptura segundo este critério, já que o
deslocamento máximo foi de 5,3% do diâmetro. Também não houve ruptura estrutural
como indicado por ensaios PIT antes e após as provas de carga, conforme Apêndice I.
Seguindo o mesmo critério nos ensaios realizados na obra observa-se que a estaca
E6 rompe com 450 kN chegando a atingir um deslocamento final de 17,7 % do diâmetro,
enquanto que o tubulão não atingiu a ruptura, deslocando somente 1,22 % do diâmetro do
fuste.
Associando o deslocamento necessário para a total mobilização do atrito lateral ao
diâmetro da estaca, Décourt et al. (1996) recomendou um intervalo de 1 a 3% do diâmetro
para deslocamento axial, em solos granulares. Seguindo este critério constata-se que todas
as estacas ensaiadas provavelmente tiveram todo o atrito lateral mobilizado, conforme se
observa na instrumentação da estaca E1, que será mostrada no Item 5.4.3.
A Figura 5.11 apresenta a variação das cargas de ruptura extrapoladas pelos
métodos gráficos em função da variação sazonal, pela umidade média na camada I, nos três
primeiros metros, zona de maior bioturbação. Os resultados são apresentados a partir da
época mais seca.
550
Carga de ruptura (kN)
chuvosa
seca
500
450
400
350
300
250
200
E2
E5
E4
E1
E3
Fundações do Campo Experimental
Van der Veen (1953)
Chin (1970)
Décourt (1999)
Mazurkiewiczs (1972)
Figura 5.11 – Cargas de ruptura extrapoladas em função da variação sazonal.
152
Pelos métodos de Van der Veen (1953) e Mazurkiewicz (1972) tem-se o limite
inferior enquanto que pelos métodos de Chin (1970) e Décourt (1999) limite superior. As
maiores diferenças entre as cargas de ruptura extrapoladas no período seco ocorreram
devido a um menor nível de deformabilidade das fundações ensaiadas, com coeficiente de
variação (desvio padrão sobre a média) de 24,5 %, ao contrário do período chuvoso, em
que ocorreram as maiores deformabilidades e conseqüentemente um menor coeficiente de
variação de 7,6 %.
Vianna & Cintra (2000), preocupados em analisar a aplicabilidade do método de
Van Der Veen (1953) propuseram um critério de extrapolação, a partir de 34 provas de
carga estáticas realizadas em estacas pré-moldadas cravadas na cidade de Curitiba, sendo
quatro das provas de carga conduzidas até a ruptura. O método foi desenvolvido
considerando que as provas de carga levadas à ruptura tivessem sido interrompidas em
diferentes estágios do ensaio com o objetivo de verificar se os valores obtidos para a carga
de ruptura, através da extrapolação, aproximavam-se do valor experimental. Através da
comparação dos valores de provas de carga, estes autores deduziram o seguinte critério
para garantir uma boa extrapolação da curva: variação máxima de 10% (em módulo) nos
valores de carga última de Van der Veen (1957) obtidos em dois estágios consecutivos
garantiria um erro máximo de 11% (em módulo) em relação ao valor experimental da
carga última.
Inicialmente, para validar a aplicabilidade do método, adota-se este critério para E6
(estaca levada à ruptura) em três estágios consecutivos (do antepenúltimo ao último).
Obtém-se a variação máxima de 8,9% nos valores de carga última de Van der Veen (1957).
Em seguida, aplicando-se o critério às outras seis provas de carga, verifica-se que
os resultados conduziram a variações aceitáveis de no máximo 3,8% (em módulo) para os
dois últimos estágios de carga. Essas conclusões devem ser consideradas somente para a
região estudada, sendo desejável a análise de um número maior de provas de carga
conduzidas à ruptura para aprimorar o critério.
A Tabela 5.2 apresenta os resultados obtidos pelo método de Van der Veen (Pu)
considerando interrupção da prova de carga nos dois últimos estágios, a variação entre eles
(∆Pu) e a deformação em relação ao diâmetro da estaca.
153
Tabela 5.2 – Variação da carga última de Van der Veen para os dois últimos estágios e
porcentagem de recalques.
Fundação ensaiada
E1
E2
E3
E4
E5
E6
T1
P – ensaio (kN)
240 270
240
180 240 480 750
Penúltimo
Pu – Van der Veen (kN) 260 370
270
270 310 490 1000
estágio
Recalque (%)
2,00 0,97
0,84 1,37 2,14 12,91 0,69
P – ensaio (kN)
270 300
270
210 270 500 900
Pu – Van der Veen (kN) 270 360
270
260 310 505 1000
Último
Recalque (%)
5,33 1,27
1,62 1,91 2,97 17,71 1,22
estágio
3,8
-2,7
0,0
-3,7
0,0
3,1
0,0
∆Pu (%)
Ao discutir o problema dos ensaios encerrados prematuramente, cabem alertas do
tipo: “o critério de Van der Veen é aplicável somente quando o ensaio atinge pelo menos
dois terços da carga de ruptura” (Décourt & Niyama, 1994), pois não há meio de assegurar,
para uma prova de carga não rompida, qual a proporção da carga de ruptura.
No processo de extrapolação de prova de carga tem-se uma maior convergência dos
métodos quanto mais próxima a estaca estiver da ruptura, estacas estas com elevadas
deformabilidades, como é o caso de E1 (16,1 mm) e E6 (53,14 mm) que apresentaram
diferenças máximas de carga de ruptura extrapoladas entre os métodos de 18% e 11%,
respectivamente. Ao contrário das estacas E2 (3,82 mm), E4 (5,72 mm) e E5 (8,92 mm),
onde tem-se uma diferença de previsão de carga de ruptura de até 67% pelos métodos aqui
analisados. Nesta interpretação não se considera a estaca E3 reensaiada, pois esta teve um
deslocamento residual de 6,77 mm no primeiro ensaio, e pelos problemas associados de
reensaio como carga residual e quebra da estrutura de solo no contato com o fuste .
A Tabela 5.3 apresenta os resultados da correlação linear entre os métodos de
extrapolação e a prova de carga da estaca E6. A estaca E6, levada à ruptura, apresenta
curvas extrapoladas por Décourt (1999) e Van der Veen (1953) numa mesma tendência da
curva experimental (Figura 5.9), com coeficientes de correlação (α) próximos de 1,0.
Como o método de Van der Veen (1953) encontra-se no limite inferior de previsão de
carga, e portanto, a favor da segurança, o mesmo pode ser utilizado de forma satisfatória e
mais conservadora na análise dos resultados da região estudada. Lembra-se ainda que as
curvas carga-deslocamento extrapoladas por Van der Veen (1953) seguem o modelo
exponencial, e buscam estabelecer uma assíntota vertical para a curva.
O método proposto por Mazurkiewicz (1972) foi inadequado para maior parte das
curvas analisadas, devido a curva carga-deslocamento não ajustar-se satisfatoriamente ao
modelo parabólico.
154
Tabela 5.3 – Resultados da correlação linear entre os métodos de extrapolação e a prova de
carga da estaca E6.
Coordenada (X)
Van der
Chin
Décourt
Prova de
Métodos de extrapolação e
Veen (1953)
(1970)
(1999)
Carga
prova de carga
2
2
2
R
R
R
R2
α
α
α
α
Van der Veen (1953) 1,00 1,00 0,92 0,93 0,99 0,98 0,97 0,91
Chin (1970)
1,07 0,90 1,00 1,00 1,06 0,92 1,03 0,98
(Y)
Décourt (1999)
1,00 0,98 0,93 0,95 1,00 1,00 0,95 0,96
Prova de Carga
1,00 0,93 0,97 0,98 1,03 0,94 1,00 1,00
Sendo: Y = α.X ; α = coeficiente de correlacão;
Para aprimorar o conhecimento do método de extrapolação de uma curva cargadeslocamento mais adequado para a região, recomenda-se um número maior de provas de
carga, conduzidas até a ruptura, embora os resultados obtidos aqui já permitam a definição
de tendências e conclusões gerais. O método de Van der Veen (1953) foi o que apresentou
melhor ajuste, por ser um método exponencial que reflete o comportamento das curvas
carga-deslocamento de estacas escavadas no solo poroso do DF.
5.2. PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DAS FUNDAÇÕES
Neste item será apresentada a capacidade de carga das fundações por métodos
“estáticos” delineados por fórmulas que estudam a estaca mobilizando toda a resistência ao
cisalhamento estático do solo. No apêndice F apresentam-se as considerações adotadas no
cálculo da capacidade de carga de cada estaca e de acordo com cada método.
5.2.1. Métodos Semi-Empíricos
5.2.1.1. Ensaios de CPT
Apresentam-se nas Figuras 5.12 e 5.13 os resultados de cálculo das capacidades de
carga do fuste e total de todas as estacas ensaiadas no campo experimental. Os resultados
das cargas são apresentados de acordo com a sazonalidade. As
Figuras
5.14
e
5.15
mostram uma análise comparativa das parcelas de ponta, fuste e total da estaca E1,
ensaiada no campo experimental e da estaca E6 ensaiada na obra.
Nesta análise as previsões de capacidade de carga são obtidas a partir de três
ensaios de CPT executados próximos da estaca. Como em todas as estacas foram
155
realizadas escavações de 0,5 m, desconsidera-se o primeiro metro de solo devido ao
desconfinamento e perturbações local.
Capacidade de carga lateral (kN)
500
chuvosa
seca
400
300
200
100
0
E2
E5
E4
E1
E3*
Fundações
Aoki & Velloso (1975)
Bustamante & Gianeselli (1982)
Prova de Carga
De Ruiter & Beringer (1979)
Philipponnat (1986)
*representativo de época “seca” – vide item 4.3.1.
Figura 5.12 – Previsão da capacidade de carga das estacas do campo experimental obtida
através da aplicação dos métodos de CPT (parcela de carga do fuste).
Capacidade de carga total (kN)
500
chuvosa
seca
400
300
200
100
0
E2
E5
E4
E1
E3*
Fundações
Aoki & Velloso (1975)
De Ruiter & Beringer (1979)
Bustamante & Gianeselli (1982)
Philipponnat (1986)
Prova de Carga
*representativo de época “seca” – vide item 4.3.1.
Figura 5.13 – Previsão da capacidade de carga das estacas do campo experimental obtida
através da aplicação dos métodos de CPT (parcela de carga total).
156
Capacidade de carga (kN)
300
250
200
150
100
50
0
Aoki & Velloso
(1975)
De Ruiter &
Beringer
(1979)
Bustamante &
Gianeselli
(1982)
Philipponnat
(1986)
Métodos de Previsão
Parcela Lateral
Parcela de Ponta
Parcela Total
Prova de Carga
Figura 5.14 – Comparação dos métodos de CPT para previsão da capacidade de carga
Estaca E1 (campo experimental).
Capacidade de carga (kN)
600
500
400
300
200
100
0
Aoki & Velloso
(1975)
De Ruiter &
Beringer
(1979)
Bustamante &
Gianeselli
(1982)
Philipponnat
(1986)
Métodos de Previsão
Parcela Lateral
Parcela de Ponta
Parcela Total
Prova de Carga
Figura 5.15 – Comparação dos métodos de CPT para previsão da capacidade de carga
Estaca E6 (obra).
157
A Figuras 5.12 e 5.13 mostram a relação existente entre as previsões obtidas
através de diferentes métodos baseados em resultados de ensaio CPT, bem como a variação
dos resultados em diferentes estações do ano. Como o atrito lateral (fs) medido pelo CPT é
muito baixo, característica observada em solo colapsível, é possível observar que os
valores de carga lateral obtidos através do emprego do método de Bustamante & Gianeselli
(1992) encontram-se no limite superior, devido à parcela de carga do fuste ser obtida com
base na resistência de ponta (qc) do CPT, ao contrário do método proposto por De Ruiter
& Beringer (1979) que fica no limite inferior devido à parcela de carga do fuste ser obtida
com base no baixo atrito lateral (fs) do ensaio de CPT (Figuras 5.14 e 5.15). Fato este que
pode ser observado em Silva et al. (2002) na análise da previsão da capacidade de carga de
uma estaca instrumentada no DF.
Os métodos de Aoki & Velloso (1982) e Bustamante & Gianeselli (1982)
mostram-se no limite superior de carga total, enquanto que De Ruiter & Beringer (1979) e
Philipponnat (1986) no limite inferior. Para estaca E3 tem-se um coeficiente de variação
(desvio padrão pela média) de apenas 9 % entre os métodos, o que reforça a importância de
utilizar na previsão de carga ensaios próximos das fundações, situação está observada nos
ensaios da 3ª campanha, distantes 2,5 a 5,0 m da estaca E3.
Não há influência significativa da sucção na previsão da parcela lateral, porém na
parcela total observa-se uma pequena tendência de variação da capacidade de carga
prevista pela variação de qc. Salienta-se que esta tendência pode ser em parte devido à
sazonalidade e/ou a variação espacial. A estaca E3 apresenta valores de carga similar aos
obtidos na época seca devido aos elevados valores qc medidos durante a 3ª campanha,
conforme explanado no Item 4.3.1. Para o conjunto de dados analisados, os métodos de
previsão fornecem valores de carga de ruptura a favor da segurança, quando comparados
com as cargas de ruptura extrapoladas no item anterior. Os percentuais de erro entre
valores de carga observados (extrapolados por Van Der Veen) e previstos pelos métodos
baseados em resultados de ensaio CPT estão apresentados na Tabela 5.4.
Conclui-se que os valores de capacidade de carga previstos utilizando as propostas
de Bustamante & Gianeselli (1982) e Aoki & Velloso (1975) para o ensaio CPT foram os
que mais se aproximaram dos valores experimentais resultantes de provas de carga. De
forma geral, os métodos de previsão de capacidade de carga via CPT utilizados nesta
pesquisa, subestimaram a capacidade de carga das estacas (erros negativos), fornecendo
valores conservadores de carga última (Tabela 5.4).
158
Tabela 5.4 – Percentual de erro entre previsão e medição de carga de ruptura (CPT).
Método
E2
E5
E4
E1
E3
E6
Aoki & Velloso (1975)
-26,1
-42,3
-28,1
-24,1
-12,6 -30,1
De Ruiter & Beringer (1979)
-51,7
-48,7
-43,1
-39,3
-3,0
-26,5
Bustamante & Gianeselli (1982) -26,1
-39,0
-28,8
-26,7
-13,7 -17,4
Philipponnat (1986)
-53,1
-59,7
-53,5
-52,6
-20,4 -34,7
Média
-39,2
-47,4
-38,4
-35,6
-12,4 -27,2
OBS: Cálculo do Percentual de Erro:
Erro(%) =
Estimado − Medido
x100
Medido
5.2.1.2. Ensaios de SPT e SPT-T
Apresenta-se nas Figuras 5.16 a 5.22 os resultados de cálculo da capacidade de
carga, baseados nos principais métodos de SPT e SPT-T. As considerações adotadas para
as metodologias de Aoki & Velloso (1975) – A e B (critérios diferentes), Décourt &
Quaresma (1978) – C e D (critérios diferentes), Décourt (1996), Alonso (1996a),
Capacidade de carga do fuste (kN)
Camapum de Carvalho et al. (1998) e Peixoto (2001) são descritas no Apêndice E.
500
chuvosa
seca
400
300
200
100
0
E2
E5
E4
E1
E3*
Fundações
Aoki & Velloso (1975) - A
Aoki & Velloso (1975) - B
Décourt & Quaresma (1978) - C
Décourt & Quaresma (1978) - D
Prova de Carga
*representativo de época “seca” – vide item 4.3.1.
Figura 5.16 – Previsão da capacidade de carga das estacas do campo experimental obtida
através da aplicação dos métodos de SPT (parcela de carga do fuste).
159
Capacidade de carga total (kN)
600
chuvosa
seca
500
400
300
200
100
0
E2
E5
E4
E1
E3*
Fundações
Aoki & Velloso (1975) - A
Aoki & Velloso (1975) - B
Décourt & Quaresma (1978) - C
Décourt & Quaresma (1978) - D
Prova de Carga
*representativo de época “seca” – vide item 4.3.1.
Figura 5.17 – Previsão da capacidade de carga das estacas do campo experimental obtida
Capacidade de carga do fuste (kN)
através da aplicação dos métodos de SPT (parcela de carga total).
600
chuvosa
seca
500
400
300
200
100
0
E2
E5
E4
E1
E3*
Fundações
Décourt (1996)
Alonso (1996)
Camapum de Carvalho et. al (1998)
Peixoto (2001)
Prova de Carga
*representativo de época “seca” – vide item 4.3.1.
Figura 5.18 – Previsão da capacidade de carga das estacas do campo experimental obtida
através da aplicação dos métodos de SPT-T (parcela de carga do fuste).
160
Capacidade de carga total (kN)
800
700
chuvosa
seca
600
500
400
300
200
100
0
E2
E5
E4
E1
E3*
Fundações
Décourt (1996)
Alonso (1996)
Camapum de Carvalho et. al (1998)
Peixoto (2001)
Prova de Carga
*representativo de época “seca” – vide item 4.3.1.
Figura 5.19 – Previsão da capacidade de carga das estacas do campo experimental obtida
através da aplicação dos métodos de SPT-T (parcela de carga total).
Capacidade de carga (kN)
450
400
350
300
250
200
150
100
50
0
Aoki & Velloso
(1975) (a)
Aoki & Velloso
(1975) (b)
Décourt &
Quaresma
(1978) (a)
Décourt &
Quaresma
(1978) (b)
Métodos de Previsão
Parcela Lateral
Parcela de Ponta
Parcela Total
Prova de Carga
Figura 5.20 – Comparação dos métodos de SPT para previsão da capacidade de carga
Estaca E1 (campo experimental).
161
Capacidade de carga (kN)
700
600
500
400
300
200
100
0
Décourt (1996)
Alonso (1996)
Camapum de
Carvalho et al.
(1998)
Peixoto (2001)
Métodos de Previsão
Parcela Lateral
Parcela de Ponta
Parcela Total
Prova de Carga
Figura 5.21 – Comparação dos métodos de SPT-T para previsão da capacidade de carga
Estaca E1 (campo experimental).
Capacidade de carga (kN)
2000
1600
1200
800
400
0
Aoki & Velloso
(1975) (a)
Aoki & Velloso
(1975) (b)
Décourt &
Quaresma
(1978) (a)
Décourt &
Quaresma
(1978) (b)
Métodos de Previsão
Parcela Lateral
Parcela de Ponta
Parcela Total
Prova de Carga
Figura 5.22 – Comparação dos métodos de SPT para previsão da capacidade de carga
Estaca E6 (obra).
162
Os métodos baseados em SPT e SPT-T apresentam capacidade de carga superiores
aos métodos de CPT. Não há tendência definida com relação a sazonalidade, e os métodos
de SPT apresentam uma variação entre 26,2% e 59,4% e os de SPT-T de 36,2% a 47,8%.
Obtêm-se bons resultados quando se utilizam os coeficientes regionais propostos
por Rodrigues et al. (1998) nos métodos de Aoki & Velloso (1975) e Décourt & Quaresma
(1978), sendo as previsões feitas por este último as que mais se aproximam das cargas
extrapoladas (Tabelas 5.5 e 5.6).
Em geral, recomenda-se limitar a parcela admissível de ponta em estacas escavadas
em 20% da parcela total, devido ao processo executivo da estaca. Seguindo este critério
pode-se obter resultados mais próximos do real. No entanto, não se limitou neste estudo
esta parcela de ponta no computo dos valores apresentados anteriormente.
Tabela 5.5 – Percentual de erro entre previsão e medição de carga de ruptura (SPT).
Método
E2
E5
E4
E1
E3
E6
Aoki & Velloso (1975) (a)
-59,44
-46,77
-14,23
-32,59 -9,63 69,70
Aoki & Velloso (1975) (b)
-28,06
-5,48
51,92
19,63
60,37 200,79
Décourt & Quaresma (1978) (a) -50,28
-36,13
-6,54
-22,22 -1,11 16,83
Décourt & Quaresma (1978) (b) -31,11
-11,61
30,77
8,52
37,78 65,74
Média
-42,22
-25,00
15,48
-6,67
21,85 88,27
OBS: Cálculo do Percentual de Erro:
Erro(%) =
Estimado − Medido
x100
Medido
Tabela 5.6 – Percentual de erro entre previsão e medição de carga de ruptura (SPT-T).
Método
E2
E5
E4
E1
E3
Décourt (1996)
-57,50
-40,65
-8,85
-14,81
-6,67
Alonso (1996)
-57,50
-36,45
0,38
-10,00 10,74
Camapum de Carvalho et al. (1998)
9,72
30,32
127,31 102,22 108,15
Peixoto (2001)
-11,39
0,00
75,77
45,93
59,63
Média
-29,17
-11,69
48,65
30,83
42,96
OBS: Cálculo do Percentual de Erro:
Erro(%) =
Estimado − Medido
x100
Medido
163
O resumo geral das análises realizadas para previsão da capacidade de carga das
estacas ensaiadas no campo experimental, considerando tanto a resistência de ponta como
atrito de fuste, está apresentado na Figura 5.23. Na figura correlacionam-se as cargas de
ruptura medida (Van der Veen) versus as cargas de ruptura estimada, balizados por retas de
inclinação 1:2, 1:3, 1:1(ideal), 2:1 e 3:1. A dispersão dos resultados é considerável, em
geral situados próximos da linha de inclinação 2:1, o que indica que os métodos tendem a
subestimar a carga de ruptura.
600
3:1
2:1
1:1
Carga medida (kN)
500
400
1:2
300
200
1:3
100
0
0
100
200
300
400
500
600
Carga estimada (kN)
Aoki & Velloso (1975)
Bustamante & Gianeselli (1982)
Aoki & Velloso (1975) (a)
Décourt & Quaresma (1978) (a)
Décourt (1996)
Camapum de Carvalho et al. (1998)
De Ruiter & Beringer (1979)
Philipponnat (1986)
Aoki & Velloso (1975) (b)
Décourt & Quaresma (1978) (b)
Alonso (1996)
Peixoto (2001)
Figura 5.23 – Comparação entre os métodos semi-empíricos de previsão de capacidade de
carga e provas de carga (campo experimental)
164
5.2.2. Métodos Racionais ou Teóricos
A Figura 5.24 apresenta os resultados das capacidades de carga das estacas
ensaiadas ao longo do ano. Na análise dos métodos racionais adotam-se as soluções para
resistência por atrito lateral, análogo ao usado para avaliar a resistência ao deslizamento de
um sólido em contato com o solo e adotando-se o K0 natural obtido em ensaios triaxiais.
Utiliza-se a coesão natural em função da sucção de acordo com a estação do ano
(variabilidade sazonal). Verifica-se a capacidade de carga de ponta, por diferentes
mecanismos de ruptura, segundo Terzaghi (1943), Vésic (1963), Berezantsev et al. (1963),
Brinch-Hansen (1961), Meyerhof (1953), citados por Velloso & Lopes (2002). A
metodologia adotada no cálculo das previsões teóricas está descrita no Apêndice F.
Capacidade de carga total (kN)
1400
1200
chuvosa
seca
1000
800
600
400
200
0
E2
E5
E4
E1
E3*
Fundações
Terzaghi (1943)
Berezantsev et al. (1961)
Meyerhof (1953)
Vesic (1963)
Brinch-Hansen (1961)
Prova de Carga
*representativo de época seca – vide item 4.3.1.
Figura 5.24 – Previsão da capacidade de carga das estacas do campo experimental obtida
através da aplicação dos métodos racionais (parcela de carga total).
Na Figura 5.25 compara-se a prova de carga com os métodos teóricos, tendo a
parcela de ponta sido limitada em 20% da total, neste caso, igualando as diferentes teorias.
Em conseqüência disto, os resultados teóricos apresenta boa convergência com a prova de
carga. A estaca E3 apresenta uma diferença de 35% entre carga experimental e a teórica,
justificada pela representatividade da estação seca. Para verificar a variabilidade entre os
métodos e os resultados medidos apresenta-se a Figura 5.26, sem limitação de ponta.
165
Capacidade de carga (kN)
500
chuvosa
seca
400
300
200
100
0
E2
E5
E4
E1
E3*
Fundações
Parcela Lateral
20% da Parcela de Ponta
Prova de Carga
Parcela Total
*representativo de época “seca” – vide item 4.3.1.
Figura 5.25 – Previsão da capacidade de carga das estacas do campo experimental obtida
através da aplicação dos métodos racionais e provas de carga (parcela de carga do fuste).
1200
3:1
2:1
1:1
Carga medida (kN)
1000
800
1:2
600
400
1:3
200
0
0
200
400
600
800
1000
1200
Carga estimada (kN)
Terzaghi (1943)
Vesic (1963)
Berezantsev et al. (1961)
Brinch-Hansen (1961)
Meyerhof (1953)
Figura 5.26 – Comparação entre os métodos racionais de previsão de capacidade de carga e
provas de carga (campo experimental)
166
5.2.3. Previsão da Capacidade de Carga do Tubulão
Apresenta-se na Tabela 5.7 as cargas de ruptura para apoio da base do tubulão
ensaiado na obra (bloco F), obtidas com base em metodologias empíricas. Utiliza-se a
formulação para carga admissível proposta por Décourt et al. (1996) para SPT
(recomendado para qualquer tipo de solo) e Ghionna et al. (1993) para CPT, considerando
FS = 3. Adotam-se, ainda, Décourt (1995) para solos tipo II (argilas saturadas, não
lateríticas) e Décourt (1992) para uso generalizado. As expressões empíricas e
considerações adotadas são descritas no Apêndice F.
A carga de ruptura do tubulão foi obtida mediante utilização de critérios de
extrapolação proposto por Van der Veen (1953).
Tabela 5.7 – Previsão da tensão admissível na base do tubulão ensaiado na obra.
Carga Ruptura (kN)
Ensaio
Método
Medido/Estimado
Estimada
Medida
SPT
Décourt (1992)
1413
1,4
CPT
Ghionna et al. (1993)
3489
3,5
1000
SPT
Décourt (1995)
4521
4,5
SPT
Décourt et al. (1996)
4188
4,2
Média
4066
1000
3,4
Utilizando-se Décourt (1995), o valor da carga de ruptura convencional do tubulão
é de 4521 kN (limite superior). Por outro lado, adotando Décourt (1992) para uso
generalizado e, portanto, necessariamente conservador, obtém-se uma carga de 1413 kN
(limite inferior).
A carga lateral estimada com base na formulação teórica apresentada no item 5.2.2
é de 461 kN, considerando parâmetros característicos da argila porosa e a parcela de
sucção na coesão natural. Como o recalque admitido pelo projetista estrutural da obra foi
de 5 mm, tomando a prova de carga da estaca E6 (Figura 5.9) é possível obter uma tensão
lateral de aproximadamente 30 kPa, que, extrapolada para o tubulão, corresponde a uma
carga lateral de 443 kN (parcela absorvida pelo fuste do tubulão). No cálculo da tensão
lateral com base na estaca E6 desprezou-se a parcela de ponta, conforme demonstrado na
instrumentação da estaca E1 no final deste capítulo, quando se constata que esta magnitude
de recalque é insuficiente para mobilização da ponta de uma estaca executada na argila
porosa. Ora, como a prova de carga para o tubulão apresenta carga máxima de 900 kN não
167
esperava-se grandes deslocamentos. Logo o nível de carga da obra (admitindo recalque de
5 mm) é insuficiente para atingir as cargas estimadas na Tabela 5.7.
5.2.4. Análise Global dos Métodos de Extrapolação e Previsão de Carga
Quanto maior a deformabilidade melhor convergência dos resultados dos métodos
de extrapolação de curvas carga-deslocamento será obtida, observando que a extrapolação
feita com deformabilidade menor que 1% do diâmetro da estaca levará a resultados de
pouca confiabilidade em estacas de pequeno diâmetro. Ao escolher o método que melhor
represente a carga de ruptura deve-se levar em consideração o bom senso na escolha do
valor a ser adotado. Analisando a Tabela 5.1, conclui-se que o método com melhor
desempenho para a região estudada é o de Van der Veen (1953).
Quando o recalque atinge o valor de D/30, o critério da norma pode ser aplicado
mesmo quando as curvas apresentam uma assíntota vertical, o que conduzirá à
interpretação de uma carga de ruptura menor (a favor da segurança). Lopes (1979) sugere
que ao adotar a carga de ruptura definida pela norma seja incluída uma estimativa mais
realista do encurtamento elástico e um deslocamento de ponta maior.
Os métodos de extrapolação aqui adotados não conseguiram refletir o
comportamento real da curva carga-deslocamento do tubulão, principalmente devido ao
pequeno recalque atingido no ensaio, com deslocamento máximo de 7,33 mm, equivalente
a 0,005Db (diâmetro da base) e longe das recomendações encontradas na literatura para
plena mobilização da base em solos arenosos (0,04 a 0,06Db). Deve ficar bem claro que a
condição ideal é levar qualquer prova de carga a ruptura ou até a ocorrência de grandes
deslocamentos, pois sua interpretação é uma questão ainda controversa, com diferentes
visões do processo de ruptura.
Verifica-se que para cada tipo de ensaio de campo têm-se previsões de capacidade
de carga discrepantes, reforçando a importância que ao utilizar o método o calculista tenha
conhecimento e experiência local com o ensaio adotado.
De forma geral, a variação de sucção na camada superficial não influencia as
previsões de capacidade de carga das fundações profundas, via ensaios de campo, sendo
suas variações, provavelmente, provocadas por aspectos inerentes ao próprio método (tipo
de estaca, tipo de solo, considerações adotadas etc.) ou a variabilidade espacial. A camada
de 0 a 2,0 m, que sofre maior influência na variação de umidade, não contribui significa168
tivamente com a parcela lateral de carga, além do fato que é recomendado desprezar o
trecho inicial de 0 a 1,0 m, procedimento este adotado nesta pesquisa.
Os métodos racionais ou teóricos superestimam consideravelmente a parcela de
ponta, chegando a valores até três vezes a carga obtida experimentalmente. Lembra-se que
para mobilização da ponta são necessários grandes deslocamentos, agravados pela prática
regional de não limpar a ponta nas estacas escavadas de pequeno diâmetro. Isto faz com
que a maioria dos projetistas limita essa parcela, fato este também avaliado aqui.
Desta forma, recomenda-se utilizar métodos racionais para o cálculo de previsão da
carga de ruptura desde que se limitem as parcelas de ponta em até 20%; para o CPT
recomenda-se o método de Bustamante & Gianeselli (1982) e de Aoki & Velloso (1975)
que apresentaram erros de até 30% na estação seca e de 26% na chuvosa. Para o SPT o
método mais adequado foi o de Décourt & Quaresma (1978) com erro de 40% no período
seco e de 20% no chuvoso, e os métodos de Peixoto (2001) e Décourt (1996) para o
SPT-T, que no período seco apresentaram erro máximo de 11% e no chuvoso 14%,
respectivamente.
5.3. PREVISÃO DE RECALQUE DAS FUNDAÇÕES
5.3.1. Estacas
Apresentam-se, a seguir, os resultados obtidos na aplicação dos seguintes métodos
de previsão de recalques: Poulos & Davies (1968) e Aoki & Lopes (1975).
Adotam-se os módulos de deformabilidades (E) obtidos através dos ensaios de
campo (DMT, CPT, SPT, PMT) e das retroanálises feitas pelos programas GEOFINE e
PLAXIS, a serem apresentadas e discutidas no item 5.4, Tabelas 5.12 e 5.14. Utilizam-se
três ensaios triaxiais do tipo CK0D, nas profundidades de 3, 6 e 9 m, na umidade natural,
para obtenção dos módulos de laboratório, Ei (Pallocci,1998). Adota-se o coeficiente de
Poisson igual a 0,2 conforme item 5.4.2.4.
A previsão dos parâmetros de campo é feita a partir do ensaio mais próximo à
estaca ensaiada, e as correlações assumidas nesta previsão e a metodologia de laboratório
serão discutidas no Capítulo 6. As Tabelas 5.8 e 5.9 apresentam as correlações e os
módulos considerados no cálculo dos recalques.
169
Tabela 5.8 – Correlações adotadas na previsão dos módulos de deformabilidade.
Ensaio
Referência
Formulação
DMT
Baldi et al. (1986)
E = 0,85.ED
CPT
Robertson & Campanella (1988)
E = 8.qc
SPT
Teixeira (1993)
E = 2,7.N
PMT
Ajuste de Curva (Cunha, 2002)
FINE
Retroanálise programa GEOFINE
PLAXIS
Retroanálise programa PLAXIS
Laboratório
Ensaio CK0D
Módulo tangente inicial (Ei)
Tabela 5.9 – Módulo de deformabilidade utilizados no cálculo de recalque das estacas.
Módulos de Deformabilidade (MPa)
Ensaio
Camada
E1
E2
E3
E4
E5
I
1,4
3,0
1,4
2,5
1,8
DMT
II
5,7
4,8
5,1
6,7
5,5
III
19,0
21,1
22,0
20,8
20,1
I
11,8
17,9
3,5
8,0
6,5
CPT
II
13,5
10,5
7,4
9,4
9,7
III
30,0
23,2
26,2
26,3
22,7
I
5,4
8,1
6,8
5,4
8,1
SPT
II
12,4
10,0
15,0
11,0
12,0
III
32,9
46,8
44,8
36,0
29,7
I
1,8
4,8
2,4
PMT
II
5,9
7,7
17,6
III
15,0
I
10,0
38,0
35,0
10,0
10,0
FINE
II
18,0
52,0
45,0
15,0
16,0
III
24,0
100,0
90,0
20,0
24,0
I
10,0
30,0
18,0
8,0
8,0
PLAXIS
II
15,0
40,0
35,0
12,0
15,0
III
20,0
100,0
80,0
18,0
20,0
I
1,7
1,7
1,7
1,7
1,7
Laboratório
II
4,1
4,1
4,1
4,1
4,1
III
13,8
13,8
13,8
13,8
13,8
As Figuras 5.27 a 5.31 apresentam uma comparação entre as previsões de recalque
para a carga de trabalho (Ptrab) com FS = 2 das estacas do campo experimental.
170
10
9
Recalque (mm)
8
7
6
5
4
3
2
1
0
DMT
CPT
SPT
PMT
FINE
PLAXIS
Lab.
Ensaios
Poulos & Davies (1968)
Aoki & Lopes (1975)
Prova de Carga
Figuras 5.27 - Estimativa de recalque para estaca E1.
11
10
Recalque (mm)
9
8
7
6
5
4
3
2
1
0
DMT
CPT
SPT
PMT
FINE
PLAXIS
Lab.
Ensaios
Poulos & Davies (1968)
Aoki & Lopes (1975)
Prova de Carga
Figuras 5.28 - Estimativa de recalque para estaca E2.
171
10
9
Recalque (mm)
8
7
6
5
4
3
2
1
0
DMT
CPT
SPT
FINE
PLAXIS
Lab.
Ensaios
Poulos & Davies (1968)
Aoki & Lopes (1975)
Prova de Carga
Figuras 5.29 - Estimativa de recalque para estaca E3.
10
9
Recalque (mm)
8
7
6
5
4
3
2
1
0
DMT
CPT
SPT
FINE
PLAXIS
Lab.
Ensaios
Poulos & Davies (1968)
Aoki & Lopes (1975)
Prova de Carga
Figuras 5.30 - Estimativa de recalque para estaca E4.
172
11
10
Recalque (mm)
9
8
7
6
5
4
3
2
1
0
DMT
CPT
SPT
PMT
FINE
PLAXIS
Lab.
Ensaios
Poulos & Davies (1968)
Aoki & Lopes (1975)
Prova de Carga
Figuras 5.31 - Estimativa de recalque para estaca E5.
A Tabela 5.10 e 5.11 e a Figura 5.32 apresentam a relação entre os recalques
previstos e medidos para as estacas ensaiadas no campo experimental.
Tabela 5.10 – Relação entre recalque previsto por Poulos & Davies (1968) e recalque
medido em prova de carga.
Recalque Previsto/Recalque Medido
δmedido
Estaca Ptrab
(kN)
(mm)
DMT CPT
SPT
PMT GEOFINE PLAXIS LAB.
E1
135
2,4
1,2
0,6
0,6
1,4
0,6
0,7
1,6
E2
180
1,56
2,3
1,4
1,0
3,4
0,3
0,4
3,3
E3
135
1,13
2,4
1,8
1,0
0,4
0,5
3,5
E4
130
2,70
0,9
0,6
0,5
0,7
0,7
1,4
E5
155
3,14
0,8
0,7
0,6
0,8
0,6
0,6
1,4
E6
252
3,89
1,4
0,9
0,3
Média 1,5
1,0
0,7
1,9
0,5
0,6
2,2
Tabela 5.11 – Relação entre recalque previsto por Aoki & Lopes (1975) e recalque medido
em prova de carga.
Ptrab
Recalque Previsto/Recalque Medido
δmedido
Estaca
(kN)
(mm)
DMT CPT
SPT
PMT GEOFINE PLAXIS LAB.
E1
135
2,4
2,1
0,9
1,0
2,0
0,7
0,8
2,9
E2
180
1,56
3,5
3,1
3,2
4,5
0,6
0,8
6,5
E3
135
1,13
4,4
3,1
1,5
0,5
0,7
5,5
E4
130
2,70
1,9
1,4
1,2
0,9
1,1
3,1
E5
155
3,14
1,6
1,0
0,8
0,6
0,6
0,7
2,2
E6
252
3,89
0,5
0,3
1,2
Média 2,3
1,9
1,5
2,4
0,6
0,8
4,0
173
9
3:1
2:1
8
Recalque medido (mm)
7
6
5
1:2
4
3
1:3
2
1
0
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
Recalque estimado (mm)
DMT - PD
DMT - AL
CPT - PD
CPT - AL
SPT - PD
SPT - AL
PMT - PD
PMT - AL
FINE - PD
FINE - AL
PLAXIS - PD
PLAXIS - AL
Laboratório - PD
Laboratório - AL
Legenda: PD = Poulos & Davies (1968)
AL = Aoki & Lopes (1975)
Figura 5.32 – Comparação entre os recalque estimados e os medidos em provas de carga.
É possível observar que os módulos obtidos em laboratório superestimam em até
seis vezes o recalque da estaca, logo, isto indica que a estimativa feita por parâmetros de
laboratório não consegue reproduzir o estado de tensões do solo, nem as suas condições de
confinamento e de trajetória de tensões mobilizadas pela estaca no solo circunvizinho.
Enquanto isso, os ensaios de campo apresentam um índice muito bom de previsão,
destacando-se a melhor representatividade do perfil (particularmente em solos residuais) e
a minimização de problemas de amostragem e amolgamento.
Os módulos retroanalisados pelo FINE e PLAXIS quando utilizados nas
metodologias de Poulos & Davies (1968) e Aoki & Lopes (1975) subestimam o recalque
medido em campo.
Em geral, as estimativas feitas pelo CPT foram as que apresentaram os melhores
resultados, adota-se a proposta de Robertson & Campanella (1988) para determinar o
174
módulo de deformabilidade do solo aferida por correlação local, mediante a utilização dos
ensaios apresentados nesta pesquisa. O Capítulo 6 apresentará os resultados das análises
paramétricas realizadas nesta pesquisa.
5.3.2. Tubulão
Segundo Lobo et al. em 1994, citado por Décourt et al. (1996), o recalque total de
tubulão pode ser estimado pelo método modificado de Meyerhof (1965), avaliando-se a
parcela de carga resistida pelo fuste e desprezando-se a região da base. A diferença entre a
carga vertical aplicada ao tubulão e a resistida pelo fuste dá a carga resultante na base. Não
foi aqui considerado o peso próprio do tubulão, nem o acréscimo de tensões no solo
subjacente à base, devido às tensões de cisalhamento ao longo do fuste.
O recalque total do tubulão é estimado, de forma simplificada, pelo método
modificado de Meyerhof (1965) acrescido de 2 mm, que, segundo o autor, representa o
recalque necessário para mobilização do atrito ou adesão lateral no solo. Não tem sido
considerado o valor da deformação elástica do concreto. Adotou-se também, Poulos &
Davies (1968), baseado na teoria da elasticidade, com módulo de deformabilidade do solo
de 13 MPa, baseado nos ensaios de CPT (Tabela 5.12).
Tabela 5.12 – Recalque total medido e previsto do tubulão (T1) da obra
Prova de Carga
Meyerhof (1965)
Poulos & Davies (1968)
Previsto/Medido
Carga (kN) δ (mm)
δ (mm)
δ (mm) Previsto/Medido
150
1,57
4,42
2,8
1,55
1,0
300
1,85
6,85
3,7
3,10
1,7
450
2,10
9,27
4,4
4,65
2,2
600
2,69
11,70
4,3
6,20
2,3
750
4,13
14,12
3,4
7,75
1,9
900
7,33
16,54
2,3
9,30
1,3
1000
18,16
10,32
Observa-se que os recalques estimados para carga de trabalho de 450 kN têm níveis
de deformabilidade baixo, da ordem de 4 a 9 mm, perfeitamente aceitáveis para grande
maioria das estruturas, pois na parcela do recalque medido no topo do tubulão tem-se
embutido o encurtamento elástico do concreto, funcionando como coluna, e a deformação
do solo subjacente a base, devido ao acréscimo de tensões.
175
5.4. ANÁLISES NUMÉRICAS – CASOS ANALISADOS E RESULTADOS
5.4.1. Programa GEOFINE
Utilizou-se o programa GEOFINE, versão 4, para realizar uma análise numérica
simplificada das provas de carga realizadas no campo experimental e na obra. As curvas
carga-deslocamento foram ajustadas por análise paramétrica a partir do conhecimento dos
parâmetros obtidos em laboratório, considerando a variação sazonal.
5.4.1.1. Caracterização do Problema
Considera-se nesta análise, o perfil estratigráfico do campo experimental dividido
em 04 camadas, sendo a camada I de 0,0 a 3,0 m, a camada II de 3,1 a 8,0 m, camada III
de 8,1 a 12,0 m e a camada IV de 12,1 a 24,0 m. As fundações foram posicionadas no solo
a partir da escavação de 0,5 m de profundidade ao nível do terreno (Figura 5.33).
Aterro - cascalho
0,5 m
Areia argilosa
com silte
3,00 m
Argila arenosa
com silte
8,0 m
Silte variegado
12,0 m
Silte
24,0 m
Figura 5.33 – Discretização da estaca E1 pelo GEOFINE
5.4.1.2. Características das Fundações
Adotam-se as condições geométricas das fundações e os parâmetros característicos
do concreto, conforme Tabela 5.13. Em função do processo executivo das fundações
considera-se k = 0,5 (Item 2.4.2), correspondendo ao K0 obtido em ensaios pressiométricos
176
e triaxiais (Capítulo 6). O fck foi determinado em laboratório, para as idades de 28 e 48
dias, com concreto com slump de 19 cm.
Tabela 5.13 – Parâmetros de projeto das fundações adotados no GEOFINE.
Fundações
Parâmetro
Unidade
E1
E2
E3
E4
E5
Comprimento da Fundação (L)
m
7,65 7,25 7,80 7,30 7,85
m
0,30 0,30 0,30 0,30 0,30
Diâmetro do Fuste (φ)
m
0,30 0,30 0,30 0,30 0,30
Diâmetro do Base (φ)
Resistência à compressão (fck)
MPa 13,00 13,00 13,00 13,00 13,00
Resistência à tração (ftk)
MPa
1,30 1,30 1,30 1,30 1,30
5.4.1.3. Curvas Carga-Deslocamento Retroanalisadas
Apresenta-se nas Figuras 5.34 a 5.38 as curvas carga-deslocamento obtidas por
retroanálises feitas no programa GEOFINE.
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
0
2
Recalque (mm)
4
6
8
10
12
14
16
18
20
22
Prova de carga
FINE
Figura 5.34 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo GEOFINE – Estaca 1 (E1).
177
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
330
360
0
1
Recalque (mm)
2
3
4
5
6
7
8
Prova de carga
FINE
Figura 5.35 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo GEOFINE – Estaca 2 (E2).
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
330
0
Recalque (mm)
1
2
3
4
5
6
7
8
Prova de carga
FINE
Figura 5.36 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo GEOFINE – Estaca 3 (E3).
178
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
0
1
Recalque (mm)
2
3
4
5
6
7
8
9
10
Prova de carga
FINE
Figura 5.37 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo GEOFINE – Estaca 4 (E4).
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
330
0
Recalque (mm)
2
4
6
8
10
12
14
16
18
Prova de carga
FINE
Figura 5.38 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo GEOFINE – Estaca 5 (E5).
179
5.4.1.4. Parâmetros Obtidos nas Retroanálises
Na Tabelas 5.14 tem-se um resumo dos parâmetros adotados para os solos nas
retroanálises das provas de carga pelo GEOFINE (Figuras 5.34 a 5.38).
Tabela 5.14 – Parâmetros do solo do campo experimental adotados no GEOFINE.
Estaca Camada
E1
E2
E3
E4
E5
I
II
III
IV
I
II
III
IV
I
II
III
IV
I
II
III
IV
I
II
III
IV
γ
γsat
E
(kN/m2)
(kN/m2)
(MPa)
13,88
15,45
17,66
19,00
13,88
15,45
17,66
19,00
13,88
15,45
17,66
19,00
13,88
15,45
17,66
19,00
13,88
15,45
17,66
19,00
16,70
17,69
18,61
20,00
16,70
17,69
18,61
20,00
16,70
17,69
18,61
20,00
16,70
17,69
18,61
20,00
16,70
17,69
18,61
20,00
10
18
24
50
38
52
100
120
35
45
90
100
10
15
20
50
10
16
24
45
Parâmetros
G
ν
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
Eoed
c
φ
(MPa)
(MPa)
(kPa)
(º)
4,2
7,5
10,0
20,8
15,8
21,7
41,7
50,0
14,6
18,8
37,5
41,7
4,2
6,3
8,3
20,8
4,2
6,7
10,0
18,8
11,1
20,0
26,7
55,6
42,2
57,8
111,1
133,3
38,9
50,0
100,0
111,1
11,1
16,7
22,2
55,6
11,1
17,8
26,7
50,0
15
17
58
62
38
20
60
65
15
17
20
30
16
19
50
60
25
14
50
55
27
27
26
25
27
27
26
25
27
27
26
25
27
27
26
25
27
27
26
25
5.4.2. Programa PLAXIS
O programa PLAXIS, versão 7.2, foi utilizado para efetuar análises assimétricas.
Devido às vantagens proporcionadas pela interface gráfica do programa, tentou-se
reproduzir a situação real ocorrida durante as provas de carga no campo experimental.
Com o auxílio deste programa, procurou-se determinar a provável distribuição e valores
dos módulos de elasticidade do solo com a profundidade, a partir dos dados experimentais
de recalques das provas de carga e do conhecimento da estratigrafia do maciço, fornecida
por ensaio de campo e laboratório. As curvas carga-deslocamento das fundações foram
ajustadas através de análises paramétricas.
Nas análises utiliza-se o modelo axial simétrico que permite, devido a simetria na
180
geometria e na carga atuante, com respeito ao eixo central, simplificar o estudo de uma
fundação isolada. O programa calcula a malha correspondente a um segmento de círculo
que constitui 1 radiano, sendo os resultados multiplicados por um fator de escala igual a 2π
para obtenção da carga correspondente a fundação.
5.4.2.1. Caracterização do Problema
Para a análise foi considerado o perfil estratigráfico característico do campo
experimental, conforme camadas estabelecidas no item 5.4.1.1. Adotam-se as fundações
posicionadas no solo a partir da escavação de 0,5 m de profundidade por 0,9 m de largura
ao nível do terreno.
A Figura 5.39 apresenta uma visão geral da geometria do problema e da malha de
elementos finitos utilizados no caso analisado. A malha foi gerada automaticamente.
A malha bidimensional do campo experimental, apresentada na Figura 5.39(b), é
composta por 1062 elementos triangulares de 6 nós, 2227 nós e 3186 pontos de Gauss.
As condições de contorno se mantiveram constantes em todas as estacas simuladas
no programa. Os deslocamentos horizontais nas laterais da malha foram restritos, enquanto
que na base da malha (limite inferior) restringiu-se a deslocamentos verticais.
A interface solo-fundação foi considerada neutra (opção “Neutral”) e sua
resistência rígida.
Figura 5.39 – Geometria de E5 no campo experimental (a) e malha de elementos finitos;
assimétrica de E5 (b).
181
5.4.2.2. Características das Fundações
Na análise numérica foi possível representar com fidelidade as condições
geométricas das fundações. Para simulação destas utilizou-se parâmetros característicos do
concreto, conforme Tabela 5.15, sendo E o módulo estrutural tangente inicial, referente a
pequenas deformações, determinado em laboratório e similar ao módulo determinado na
prova de carga, através de strain gages instalados no topo da estaca E1, seção de referência
(item 3.6.5.3).
Tabela 5.15 – Parâmetros de projeto das fundações adotados no PLAXIS.
Fundações
Parâmetro
Unidade
E1
E2
E3
E4
E5
Comprimento da Fundação (L)
m
7,65 7,25 7,80 7,30 7,85
m
0,30 0,30 0,30 0,30 0,30
Diâmetro do Fuste (φ)
m
0,30 0,30 0,30 0,30 0,30
Diâmetro do Base (φ)
Módulo de Elasticidade (E)
GPa
15,00 15,00 15,00 15,00 15,00
0,20 0,20 0,20 0,20 0,20
Coeficiente de Poisson (ν)
0,25 0,25 0,25 0,25 0,25
Coeficiente lateral (ko)
5.4.2.3. Simulação das Provas de Carga
A simulação das provas de carga foi realizada obedecendo as seguintes etapas:
•
Entrada de dados no subprograma “Input”;
•
Geração automática da malha;
•
Geração das tensões iniciais a partir de k0;
•
Entrada dos estágios de carga (no carregamento) equivalentes aos adotados nas provas
de carga (rotina do subprograma “Calculation”);
•
Retroanálise das provas de carga através de análise paramétrica utilizando os modelos
constitutivos elástico linear e Mohr-Coulomb para representar o solo (por tentativa);
•
Obtenção da curva carga-deslocamento no topo da fundação utilizando o subprograma
“Curves”.
•
Conclusão do ajuste da curva carga-deslocamento, visualizando-se os resultados de
cálculo de elementos finitos com o subprograma “Output”.
182
Inicialmente para obtenção do módulo de Young (E) dos solos a partir de dados
experimentais, determinou-se de forma interativa a retroanálise das provas de carga através
de ajuste do trecho retilíneo, fase elástica, da curva carga-deslocamento, utilizando-se o
modelo elástico linear para representar o solo.
Num segundo momento foi feito o ajuste do trecho não linear, fase elasto-plástica,
utilizando-se o modelo Mohr-Coulomb para representar o solo de Brasília. Nesta etapa
foram ajustados os parâmetros de resistência (c e φ) que melhor representam o solo da
fundação ensaiada, levando-se em consideração as diferentes estações do ano,
completando-se a análise paramétrica. Em seguida, obteve-se a interpretação de tensões e
transferências de carga das fundações. Apresentam-se, a seguir, as curvas cargadeslocamento obtidas (Figuras 5.40 a 5.44). No apêndice G tem-se a distribuição das
deformações totais das estacas ao longo do perfil estudado.
A previsão dos resultados a partir da retroanálise numérica dos ensaios mostra, em
geral, a adequabilidade do uso deste método numérico para o solo em questão. As maiores
dificuldades de ajuste foram observadas nas estacas E1 e E3, na fase elasto-plástica.
Apresenta-se no item 5.4.2.4 as tentativas do processo interativo executado para a estaca
E1, estaca esta que apresentou a maior dificuldade de ajuste. Destas tentativas, a melhor
concordância obtida entre os resultados computacionais e os dados experimentais das
provas de carga é apresentado na Figura 5.40.
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
0
2
Recalque (mm)
4
6
8
10
12
14
16
18
Prova de Carga
PLAXIS
Figura 5.40 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo PLAXIS – Estaca 1 (E1).
183
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
330
360
0
1
Recalque (mm)
2
3
4
5
6
7
8
Prova de carga
PLAXIS
Figura 5.41 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo PLAXIS – Estaca 2 (E2).
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
330
0
1
Recalque (mm)
2
3
4
5
6
7
8
Prova de carga
PLAXIS
Figura 5.42 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo PLAXIS – Estaca 3 (E3).
184
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
0
1
2
Recalque (mm)
3
4
5
6
7
8
9
10
Prova de carga
PLAXIS
Figura 5.43 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo PLAXIS – Estaca 4 (E4).
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
330
0
2
Recalque (mm)
4
6
8
10
12
14
16
18
Prova de carga
PLAXIS
Figura 5.44 – Retroanálise da curva carga-deslocamento pelo PLAXIS – Estaca 5 (E5).
185
5.4.2.4. Parâmetros Obtidos nas Retroanálises
A Tabelas 5.16 apresenta o resumo dos parâmetros adotados para o solo do campo
experimental nas retroanálises das provas de carga (Figuras 5.40 a 5.44).
Para todas as análises, pelo modelo Mohr-Coulomb, adotou-se o comportamento do
solo como sendo drenado, com permeabilidade na direção horizontal (kx) e na direção
vertical (ky) de 1 m/dia, e ângulo de dilatância (ψ) igual a zero. Na camada IV adota-se o
modelo elástico linear, pois já não existe interferência dos parâmetros de resistência na
análise.
Tabela 5.16 – Parâmetros dos solos do campo experimental para o modelo Mohr-Coulomb.
Parâmetros
Estaca Camada
E
G
k0
Eoed
c
γw
ν
γ
φ
E1
E2
E3
E4
E5
I
II
III
IV
I
II
III
IV
I
II
III
IV
I
II
III
IV
I
II
III
IV
(kN/m2)
(kN/m2)
(MPa)
13,88
15,45
17,66
19,00
13,88
15,45
17,66
19,00
13,88
15,45
17,66
19,00
13,88
15,45
17,66
19,00
13,88
15,45
17,66
19,00
16,70
17,69
18,61
20,00
16,70
17,69
18,61
20,00
16,70
17,69
18,61
20,00
16,70
17,69
18,61
20,00
16,70
17,69
18,61
20,00
10
15
20
50
30
40
100
120
18
35
80
100
8
12
18
45
8
15
20
50
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
0,2
(MPa) (MPa)
(kPa)
(º)
4,2 11,1
6,3 16,7
8,3 22,2
20,8 55,6
12,5 33,3
16,7 44,4
41,7 111,1
50,0 133,3
7,5 20,0
14,6 38,9
33,3 88,9
41,7 111,1
3,3
8,9
5,0 13,3
7,5 20,0
18,8 50,0
3,3
8,9
6,3 16,7
8,3 22,2
20,8 55,6
7
9
4
15
10
25
15
2
2
7
8
15
2
4
8
-
24
22
14
27
27
24
24
24
16
27
27
24
26
26
24
-
0,419
0,535
0,586
0,600
0,419
0,535
0,586
0,600
0,419
0,535
0,586
0,600
0,419
0,535
0,586
0,600
0,419
0,535
0,586
0,600
O coeficiente de Poisson do solo adotado foi determinado a partir de ensaios
triaxiais CK0D, no campo experimental (valor médio das amostras nas profundidades de
6 a 6,3 e 8,7 a 9,0 m) calculado para εa ≤ 1%, conforme a seguinte equação:
dε
1
ν = (1 − v )
2
dε a
(5.1)
186
A seguir apresenta-se uma análise paramétrica da estaca E1 considerando diferentes
ajustes da curva carga-deslocamento para avaliar a sensibilidade dos parâmetros de
resistência c e φ. Consideram-se, neste caso específico, os mesmos parâmetros adotados
anteriormente para estaca E1 (Tabela 5.15), exceto c e φ. A Tabela 5.17 e a Figura 5.45
apresentam os resultados obtidos com a variação de c, e a Tabela 5.18 e Figura 5.46 com a
variação de φ .
Tabela 5.17 – Análise paramétrica da estaca E1 com variação de c.
PLAXIS A
PLAXIS B
PLAXIS C
PLAXIS D
Camada
φ (º)
c (kPa)
c (kPa)
c (kPa)
c (kPa)
I
22
8
6
13
7
II
20
10
8
15
9
III
14
6
4
6
4
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
0
2
4
Recalque (mm)
6
8
10
12
14
16
18
20
Prova de Carga
PLAXIS A
PLAXIS C
PLAXIS D
PLAXIS B
Figura 5.45 – Análise paramétrica da Estaca E1 com variação de c.
Camada
I
II
III
Tabela 5.18 – Análise paramétrica da estaca E1 com variação de φ.
PLAXIS PLAXIS PLAXIS PLAXIS PLAXIS PLAXIS PLAXIS
I
II
III
IV
V
VI
VII
c (kPa)
φ (º)
φ (º)
φ (º)
φ (º)
φ (º)
φ (º)
φ (º)
7
24
22
24
26
26
27
27
9
22
20
20
20
26
27
26
4
14
14
14
16
20
24
24
187
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
0
2
4
Recalque (mm)
6
8
10
12
14
16
18
20
Prova de Carga
PLAXIS I
PLAXIS II
PLAXIS III
PLAXIS IV
PLAXIS V
PLAXIS VI
PLAXIS VII
Figura 5.46 – Análise paramétrica da Estaca E1 com variação de φ.
Utilizando-se coeficientes de variação (desvio padrão/média), estimados com base
estatística, para interpretar a análise paramétrica, observa-se que o ajuste da curva cargadeslocamento, entre o penúltimo e último estágio de carregamento (240 e 270 kN), é
função da variação da coesão (c) na camada I, que nesta análise tem uma variação máxima
de 37 %, e do ângulo de atrito (φ) na camada III, que nesta análise tem com 26 % de
variação máxima. Em geral, este comportamento foi observado em todos os ajustes de
curva carga-deslocamento, sendo no trecho não linear observado uma maior sensibilidade
de c nas camada I e II e de φ na camada III.
Um bom ajuste de curva utilizando metodologias numéricas só é possível com o
conhecimento do ângulo de atrito e principalmente da coesão, parâmetros que sofrem
variações sazonais. Esses parâmetros são responsáveis pelo ajuste do trecho não linear da
curva carga-deslocamento, em retroanálises numéricas - modelo de Mohr-Coulomb.
Para efeito de comparação dos parâmetros de resistência (c e φ) e módulo de
deformação (E) do solo, obtidos nas retroanálises das provas de carga realizadas no campo
experimental, utilizando o GEOFINE e PLAXIS, apresentam-se as Figuras 5.47 a 5.49.
Esta análise mostra a relação existente entre as previsões numéricas e os parâmetros de
188
laboratório, bem como a variação dos resultados em diferentes estações do ano. Em geral,
a análise paramétrica pelo PLAXIS foi mais conservadora que o GEOFINE quando
comparados com os resultados de laboratório.
A Figura 5.47 mostra claramente a influência da sucção na coesão natural, sendo as
maiores variações observadas na camada I, com valores de coesão decrescente do período
seco para o chuvoso. Nas camadas I e II não existe influência significativa da sazonalidade
nas coesões obtidas.
Como o ângulo de atrito (φ) não sofre muita influência da sucção, os valores
obtidos são próximos do valor experimental (Figura 5.48). A ausência de resistência de
ponta nas estacas E1 e E3 leva a utilização de um valor irreal para camada III onde as
pontas das estacas estão assentadas. Adverte-se que caso as estacas E2, E4 e E5 tivessem
uma deformabilidade maior durante o ensaio, provavelmente haveria dificuldade de ajuste
das curvas retroanalisadas pelo programa PLAXIS.
Os resultados obtidos na Figura 5.49 confirmam a tendência de aumento do módulo
de deformabilidade com a sucção matricial, pois em tese quanto menor o teor de umidade
de um solo não saturado maior será a sua rigidez. Os valores de laboratório são bem
menores que os determinados através de retroanálises, sendo que estes se referem ao
módulo tangente inicial (Ei) resultante dos ensaios triaxiais CK0D. Presume-se que tais
diferenças ocorram devido ao fato de que, em laboratório, são obtidas as propriedades do
material por meio de corpos de prova de dimensões reduzidas, que sofrem alívio de tensão
durante a amostragem e que não são ensaiados segundo as reais trajetórias de tensões de
campo. Além disso a metodologia executiva não é simulada pelos ensaios laboratoriais.
Nota-se também um aumento significativo do módulo quando da realização do
reensaio (E3), devido à redução do índice de vazios causada pelo ensaio anterior, ou seja, o
primeiro ensaio provoca uma espécie de compactação no solo, aumentando consideravelmente sua propriedades de deformabilidade.
Os parâmetros de resistência e deformabilidade serão tratados de forma detalhada
no Capítulo 6, através de análise comparativa com parâmetros de campo e laboratório.
189
c (kPa)
Camada I
50
chuvosa
seca
40
30
20
10
0
E2
E5
E4
E1
E3*
c (kPa)
Camada II
30
chuvosa
seca
25
20
15
10
5
0
E2
E5
E4
E1
E3*
c (kPa)
Camada III
70
chuvosa
seca
60
50
40
30
20
10
0
E2
FINE
E5
E4
PLAXIS
E1
E3*
Laboratório
*Representativo de época “seca” – Estaca Reensaiada
Figura 5.47 – Análise comparativa de c obtida nas retroanálises por camada.
190
Camada I
32
φ (º)
seca
chuvosa
24
16
8
E2
E5
E4
E1
E3*
Camada II
32
φ (º)
seca
chuvosa
24
16
8
E2
E5
E4
E1
E3*
Camada III
32
φ (º)
seca
chuvosa
24
16
8
E2
E5
FINE
E4
PLAXIS
E1
E3*
Laboratório
*Representativo de época “seca” – Estaca Reensaiada
Figura 5.48 – Análise comparativa de φ obtida nas retroanálises por camada.
191
E (MPa)
Camada I
40
seca
35
chuvosa
30
25
20
15
10
5
0
E2
E5
E4
E1
E3*
E (MPa)
Camada II
60
seca
50
chuvosa
40
30
20
10
0
E2
E5
E4
E1
E3*
E (MPa)
Camada III
120
seca
chuvosa
100
80
60
40
20
0
E2
FINE
E5
E4
PLAXIS
E1
E3*
Laboratório
*Representativo de época “seca” – Estaca Reensaiada
Figura 5.49 – Análise comparativa de E obtida nas retroanálises por camada.
192
5.4.2.5. Distribuição dos Pontos de Plastificação
As distribuições dos pontos de plastificação determinados para o estágio máximo
de carregamento das fundações ensaiadas estão apresentadas nas Figuras 5.50 a 5.52. Os
pontos plásticos de Mohr-Coulomb representam os pontos de tensão que atingem a
envoltória de ruptura de Coulomb. Os pontos de tração “cut-off” são aqueles pontos de
tensão que se encontram em estado de tração. Estes representam os possíveis locais de
formação de trincas ou fendas.
Observa-se que, quanto maior a deformabilidade, maior será a plastificação de
ponta simulada pelo programa PLAXIS, como se verifica na estaca E1. Nesta, com deformabilidade de 16,1 mm, tem-se uma maior concentração dos pontos de plastificação na
base, enquanto nas estacas E4, E2 e E5, com pequenas deformabilidades não se verificam
praticamente nenhuma mobilização de ponta, pois não há pontos de plastificação nas suas
bases.
Figura 5.50 – Distribuição dos pontos de plastificação das estacas E1 (a) e E4 (b) ensaiadas
durante o período chuvoso.
193
Figura 5.51 – Distribuição dos pontos de plastificação das estacas E2 (a) e E5 (b) ensaiadas
durante o período seco.
Figura 5.52 – Distribuição dos pontos de plastificação da estaca E3 reensaiada durante o
período chuvoso.
194
5.4.3. Análises de Transferência de Carga ao Longo da Estaca E1
Apresentam-se os resultados experimentais obtidos pela instrumentação da estaca
E1 durante a prova de carga, bem como as curvas de transferência de carga e atrito lateral
da estaca E1 ao longo da profundidade, obtidas por análises numéricas. No Apêndice G,
têm-se os resultados obtidos, por análise numérica, para as demais estacas.
Para análise da instrumentação adotou-se o módulo de elasticidade obtido na seção
de referência da estaca (extensômetro posicionado a 0,4 m de profundidade), mediante
curvas tensão-deformação segundo faixas de deformação (Guimarães, 2002).
A Tabela 5.19 apresenta o resultado da correlação linear entre as transferências de
carga medida na estaca E1 e as obtidas por interpretação numérica, sendo α o coeficiente
de correlação linear entre o valor de carga medido (y) e o valor de carga estimado pelo
GEOFINE e pelo PLAXIS (x). Verifica-se que as curvas de transferência obtidas através
do GEOFINE têm uma maior aproximação das curvas experimentais, com coeficientes de
correlação próximos de 1,0 e coeficiente de variação de 3,16 %.
Tabela 5.19 – Correlação linear entre curvas de transferência de carga – estaca E1.
GEOFINE
PLAXIS
Carga no topo (kN)
2
R
R2
α
α
60
0,94
0,97
0,88
0,82
120
1,00
0,93
0,97
0,97
180
0,94
0,76
0,86
0,87
240
0,95
0,73
0,86
0,85
270
0,92
0,88
0,82
0,82
Média
0,95
0,85
0,88
0,87
Desvio Padrão
0,03
0,11
0,06
0,06
Coef. de Variação (%)
3,16
12,30
6,36
7,15
Apresentam-se nas Figuras 5.53 e 5.54 as curvas de transferência de carga
experimentais e numéricas da estaca E1 obtidas pelos programas GEOFINE e PLAXIS.
195
Carga aplicada (kN)
0
60
120
180
240
300
0
1
Profundidade (m)
2
3
4
5
6
7
Experimental
FINE
8
Figura 5.53 – Comparação da transferência de carga: prova de carga e GEOFINE (E1).
Carga aplicada (kN)
0
60
120
180
240
300
0
1
Profundidade (m)
2
3
4
5
6
7
Experimental
PLAXIS
8
Figura 5.54 – Comparação da transferência de carga: prova de carga e PLAXIS (E1).
196
Apresenta-se na Tabela 5.20 os valores de carga em cada nível instrumentado para
E1 e nas Tabelas 5.21 e 5.22 os resultados obtidos pelos programas GEOFINE e PLAXIS.
Tabela 5.20 – Valores de carga no topo, nos níveis instrumentados, e porcentagem de
ponta da estaca E1.
% de ponta
Carga no topo
Carga no nível (kN)
(kN)
0,4 m 1,4 m 2,4 m 3,4 m 5,4 m 7,4 m
Ponta
0
0
0
0
0
0
0
0
0
60
59,9
51,2
42,4
39,4
15,0
5,2
0,2
0,3
120
119,9 106,2 84,9
78,8
59,9
20,7
0,9
0,7
180
174,2 142,1 119,9 105,0 82,4
51,8
0,9
0,5
240
242,5 194,2 164,4 147,4 132,6
72,5
2,1
0,9
270
266,2 218,3 186,8 159,7 138,5
77,7
1,3
0,5
Tabela 5.21 – Valores de carga no topo, em diferentes níveis, da estaca E1 através do
GEOFINE.
Carga no topo
Carga no nível (kN)
% de ponta
(kN)
0,4 m 1,4 m 2,4 m 3,4 m 5,4 m 7,4 m Ponta
0
0,0
0,0
0,0
0,0
0,0
0,0
0,0
0,0
60
59,7
54,5
48,1
40,0
22,5
6,4
1,5
2,5
120
117,0 106,6
94,4
79,9
44,4
11,4
4,0
3,3
180
173,6 159,1 141,2 116,4
65,7
14,8
4,0
2,2
240
234,1 215,4 194,0 170,4 105,8
25,9
7,0
2,9
270
263,2 245,3 223,8 198,3 134,2
53,9
10,0
3,7
Tabela 5.22 – Valores de carga no topo, em diferentes níveis, e porcentagem de ponta da
estaca E1 através do PLAXIS.
% de ponta
Carga no nível (kN)
Carga no topo
(kN)
0,4 m 1,4 m 2,4 m 3,4 m 5,4 m 7,4 m
Ponta
0
0
0
0
0
0
0
0
0
60
58,4
54,0
50,1
43,7
32,8
17,9
11,8
19,7
120
116,2 107,3 97,2
83,2
57,2
27,8
11,5
9,5
180
176,3 167,3 156,5 138,6 94,2
40,2
11,5
6,4
240
236,2 227,1 214,9 197,3 152,0
84,0
12,6
5,3
270
266,1 256,7 244,8 227,1 182,1 117,6
15,0
5,5
Observa-se, nas Figuras 5.53 e 5.54, que há uma tendência ao paralelismo nas
curvas associadas aos dois últimos estágios de carregamento, indicando o esgotamento do
atrito lateral na primeira camada de solo. Analisando-se a Tabela 5.20, verifica-se que
praticamente toda a carga aplicada no topo foi absorvida por atrito lateral, 99,5% no último
estágio da prova de carga, ou seja não chegando praticamente nenhuma carga na ponta da
estaca. Nas retroanálises obtém-se por extrapolação das curvas de transferência do
GEOFINE 96,3 %, e através do PLAXIS 94,5% de carga lateral, para o último estágio de
carga (Tabelas 5.21 e 5.22).
197
120 kN
60 kN
180 kN
240 kN
270 kN
0,0
6,7 kPa
10,5 kPa
34,7 kPa
28,7 kPa
39,2 kPa
1,4
9,3 kPa
2,4
3,2 kPa
22,5 kPa
6,5 kPa
31,6 kPa
23,5 kPa
15,8 kPa
18,1 kPa
33,3 kPa
28,8 kPa
3,4
12,9 kPa
10,0 kPa
12,0 kPa
7,8 kPa
11,2 kPa
5,4
20,8 kPa
5,2 kPa
31,9 kPa
16,3 kPa
32,3 kPa
7,4
Figura 5.55 – Atrito lateral obtido pela instrumentação da estaca E1.
120 kN
60 kN
180 kN
240 kN
270 kN
0,0
4,2 kPa
10,2 kPa
15,9 kPa
18,6 kPa
18,7 kPa
1,4
6,8 kPa
12,9 kPa
19,0 kPa
22,7 kPa
22,8 kPa
2,4
15,4 kPa
8,5 kPa
26,3 kPa
25,1 kPa
27,1 kPa
3,4
9,3 kPa
18,8 kPa
8,3 kPa
17,5 kPa
34,3 kPa
26,9 kPa
34,0 kPa
5,4
42,4 kPa
27,0 kPa
42,6 kPa
7,4
Figura 5.56 – Atrito lateral obtido pelo GEOFINE para a estaca E1.
120 kN
60 kN
180 kN
240 kN
270 kN
9,8 kPa
10,1 kPa
0,0
4,5 kPa
9,7 kPa
9,6 kPa
4,2 kPa
10,7 kPa
11,5 kPa
1,4
2,4
6,8 kPa
14,9 kPa
5,8 kPa
13,8 kPa
19,0 kPa
12,9 kPa
12,6 kPa
18,7 kPa
18,8 kPa
3,4
23,6 kPa
24,0 kPa
23,9 kPa
5,4
7,9 kPa
15,6 kPa
28,6 kPa
36,1 kPa
34,2 kPa
7,4
Figura 5.57 – Atrito lateral obtido pelo PLAXIS para a estaca E1.
Nas Figuras 5.55 a 5.57 apresentam-se os gráficos de distribuição do atrito.
Observa-se que o nível de deformação atingido (16,10 mm) não foi suficiente para
mobilizar toda a capacidade de carga lateral nas camadas de solo a partir de 3,4 m de
profundidade (Figura 5.55). Entretanto de 0 a 3,4 m verifica-se que praticamente todo o
198
atrito lateral foi mobilizado para a carga de 270 kN, pois se observa na Figura 5.53 que há
uma tendência ao paralelismo, nas retas associadas aos dois últimos estágios de
carregamento, indicando o esgotamento do atrito lateral. Espera-se a partir desta carga que
a curva de transferência real obtenha uma tendência similar as curvas obtidas por análises
numéricas, correspondendo a uma rigidez crescente ao longo da profundidade, fato este
verificado pelo vários ensaios de campo realizados.
Albuquerque et al. (2001) apresentaram diversas provas de carga em estacas
escavadas, instrumentadas, com diâmetro de 0,45 m e comprimento de 12,0 m. As estacas
estavam assentes em perfil de solo residual de diabásio, com camadas de 6,5 m de
espessura, constituída de argila silto-arenosa de alta porosidade, seguida de camada de silte
argilo-arenoso até 19,0 m. Os autores observaram que a maior parte da carga aplicada foi
absorvida por atrito lateral, situando estes valores em 98%, em média nas provas de carga
lentas. Observaram ainda, que os valores de deslocamento, no momento do esgotamento
do atrito unitário médio, foram da ordem de 3,5 mm; 7,8 mm e 4,8 mm com valores de
atrito lateral de 42 kPa, 40 kPa e 41 kPa, respectivamente (diagrama de atrito crescente
com a profundidade). Para estacas tipo hélice contínua, com diâmetro de 0,4 m; os valores
de atrito lateral unitário médio, obtidos para carga de 270 kN, foram da ordem de 24,4 kPa
e 23,4 kPa no trecho de 0 a 5,0 m e de 15,1 kPa e 14,9 kPa trecho de 5 a 12,0 m (diagrama
de atrito decrescente com a profundidade). Verificaram que as estacas absorveram a maior
parte da carga por atrito lateral, ficando esta parcela, em média, 93% para o primeiro
carregamento. Já Cunha & Kuklík (2003) obtiveram valores de atrito lateral médio
estimado pelo GEOFINE da ordem de 32 kPa e experimental de 39 kPa em uma estaca
escavada, tipo hélice contínua, diâmetro de 0,4 m e comprimento de 18,5 m assente no
perfil de solo característico de Brasília (argila porosa). Portanto, os valores aqui obtidos
estão na ordem de grandeza de valores experimentais observados por outros autores.
5.4.4. Análise Global dos Resultados da Interpretação Numérica
De modo geral, considera-se satisfatória a simulação numérica das curvas cargadeslocamento através dos programas GEOFINE e PLAXIS, sendo estas ferramentas
numéricas uma boa alternativa para prever o comportamento das fundações e realizar
análises paramétricas da fundação no solo em estudo. No entanto, vale ressaltar que a
escolha de um coeficiente de aumento de tensão de atrito lateral limite devido ao processo
executivo da estaca (k) no GEOFINE, e a escolha do modelo constitutivo que represente
199
bem os elementos do problema, no caso do PLAXIS, são de fundamental importância neste
tipo de análise.
Na instrumentação da estaca E1 não ocorreu mobilização de ponta, fato este
observado na curva carga-deslocamento, que possui características de uma curva de estaca
trabalhando preponderantemente por atrito lateral, pois a partir do estágio de 240 kN
(equivalente a um recalque de 6,04 mm), verifica-se um grande deslocamento para um
pequeno incremento de carga (30 kN). Logo pode-se concluir que a dificuldade de ajuste
da curva carga-deslocamento pelo PLAXIS da E1 e E3 (reensaio) advém da
impossibilidade de simular neste programa numérico a inexistência de resistência de ponta
para as estacas. Observa-se pontos de plastificação na ponta das estacas, indicando
resistência de ponta durante a retroanálise, o que, segundo a instrumentação, não
aconteceu.
Lembra-se que para estaca E3 o somatório do deslocamento residual do 1º ensaio
com o deslocamento do 2º ensaio foi insuficiente para mobilizar a ponta. Ao contrário do
que aconteceu nas estacas E2, E4 e E5, onde se observa que a pequena deformabilidade
não provocou ganho significativo de resistência por ponta, e conseqüentemente
plastificação, possibilitando o bom ajuste das curvas.
Nos gráficos de distribuição do atrito lateral em profundidade, obtidos nas retroanálises com os programas GEOFINE e PLAXIS, verifica-se que os atritos dos últimos
trechos da estaca foram superiores aos trechos sobrejacentes; esta ocorrência está associada
principalmente ao fato do solo apresentar maior resistência nas camadas mais profundas
que nas primeiras camadas, ou seja, adotou-se módulos de deformabilidade crescentes,
conforme resultados obtidos nos ensaios de campo.
Neste caso específico de simulações numéricas em estacas escavadas, instaladas em
solo poroso colapsível não saturado, consideram-se os resultados numéricos do GEOFINE
superiores em qualidade aos obtidos pelo PLAXIS. Os parâmetros c e φ apresentaram uma
boa acurácia quando comparados com os de laboratório, e as curvas carga-deslocamento
têm ajuste satisfatório quando comparadas com as experimentais. O sucesso na utilização
desta ferramenta decorre de uma calibração adequada dos parâmetros de resistência do solo
e da determinação adequada dos módulos de deformabilidades que melhor representavam
a rigidez do elemento de fundação, considerando a variabilidade sazonal observada na
época de cada ensaio (variações de sucção).
200
CAPÍTULO 6
6. ESTRATIGRAFIA E PARÂMETROS GEOTÉCNICOS
6.1. INTRODUÇÃO
Descrevem-se aqui, os ensaios de laboratório realizados em amostras deformadas e
indeformadas, visando comparar valores medidos experimentalmente com previsões
baseadas em ensaios de campo.
Apresenta-se também o perfil estratigráfico do solo subsidiando as análises
mecânica e hidráulica para fins geotécnicos. Em princípio, obtém-se o perfil estratigráfico
através de ensaios laboratoriais e de campo. Sendo a obtenção deste perfil uma das
aplicações dos ensaios de campo, extraída por correlações ou pelo emprego de cartas de
classificação de solo. Compara-se o perfil estratigráfico do campo experimental e da obra
obtidos a partir dos resultados de CPT e DMT, com as classificações do solo, resultante
dos métodos de classificação, baseados nos limites de Atterberg e granulometria,
AASHTO, a classificação unificada USCS e a metodologia MCT (metodologia para
caracterização e classificação de solos tropicais).
Compararam-se os parâmetros geotécnicos através de ensaios de CPT, DMT, PMT
e SPT com os resultados de ensaios realizados em laboratório, levando-se em conta a
variabilidade sazonal.
201
6.2. ESTRATIGRAFIA E CLASSIFICAÇÃO DO SOLO
6.2.1. Perfil do Campo Experimental
Apresenta-se o perfil estratigráfico do campo experimental obtido a partir de
resultados de CPT e DMT em diferentes épocas do ano, visando compará-los com os perfis
obtidos nos ensaios laboratoriais. Discute-se também a análise comparativa entre as cartas
de classificação do CPT propostas por Robertson et al. (1986) e Eslami & Fellenius
(1997); a metodologia de DMT proposta por Marchetti (1980) e os ensaios laboratoriais de
análise granulométrica, segundo a NBR-7181 (ABNT, 1984).
A Figura 6.1 mostra o índice de plasticidade (IP, %) e a porosidade (n, %) do perfil
do campo experimental e sua distribuição granulométrica com e sem defloculante
Profundidade (m)
(hexametafosfato de sódio), CD e SD respectivamente, via ensaios laboratoriais.
0
0
0
0
1
1
1
1
2
2
2
2
3
3
3
3
4
4
4
4
5
5
5
5
6
6
6
6
7
7
7
7
8
8
8
8
9
9
9
9
10
10
10
10
11
11
8
12
16
IP (%)
20
11
45 50 55 60 65
n (%)
11
0
20 40
60 80 100
Granulometria CD
Areia
Silte
0
20 40 60 80 100
Granulometria SD
Argila
Figura 6.1 – Caracterização física do solo do campo experimental
(modificado – Guimarães, 2002).
202
Lembra-se que Guimarães (2002) apresentou um estudo da microestrutura por
análises feitas por microscopia eletrônica de varredura em amostras indeformadas
metalizadas com ouro mostrando como evolui a estrutura e distribuição de poros com a
profundidade. Constatou-se que o processo de alteração faz aparecer diferentes formas de
agregação, sendo que ao atingir a camada residual jovem estas formações de agregados,
por atuação dos óxidos de Fe e Al, cedem espaço a aglomerações ou pacotes de
argilominerais. Com o aumento da profundidade a estrutura vai se tornando mais
homogênea quanto à porosidade e distribuição de poros, sendo observados mais poros
entre os agregados dos solos mais superficiais.
Segundo Paixão & Camapum de Carvalho (1994) o solo de Brasília é formado por
microconcreções de argila, com grãos do tamanho de silte e areia e estrutura interna
bastante porosa, oriundo de partículas menores. De acordo com Cozzolino & Nogami
(1993) esta agregação é suficientemente forte, influenciando os resultados das classificações tradicionais, assim, tanto a granulometria como os limites de Atterberg variam em
função do grau de destruição dos mesmos.
Outra dificuldade relaciona-se com a granulometria que melhor representaria uma
argila ou solo argiloso laterítico, pois devido ao elevado grau de resistência dos agregados
e ao grau de destruição dos mesmos, quando submetidos às determinações granulométricas
tradicionais, obtém-se valores consideravelmente diferentes, com pequenas variações na
intensidade do procedimento de desagregação adotado (geralmente aparelho de dispersão)
e no tipo e concentração do defloculante. Por isso, algumas vezes as curvas granulométricas obtidas têm apenas valor simbólico, pois em muitos solos lateríticos constata-se,
freqüentemente, elevada porcentagem de argila agregada na fração areia, quando se usam
procedimentos tradicionais de análise granulométrica.
Observa-se na Figura 6.1 que a granulometria apresenta diferenças consideráveis
quando feitas com e sem defloculante, fato observado por Ignatius (1991) e Cozzolino &
Nogami (1993) para este tipo de solo. Para Cardoso (2002) a utilização da análise
granulométrica sem o uso de defloculante limita-se ao interesse de avaliar a influência do
grau de agregação dos solos, influenciando as propriedades físicas, químicas e
mineralógicas que estão diretamente associadas ao tipo de fração granulométrica predominante.
Segundo Ignatius (1991) a inadequação dos sistemas tradicionais de classificação
dos solos tropicais deve-se a particularidade deste tipo de solo, pois suas partículas
reunidas em agregados são desagregadas progressivamente com o aumento do nível de
203
tensão aplicada e do teor umidade. Como nos ensaios para determinação das “propriedades
de natureza” (granulometria e limites Atterberg) destroem-se os agregados num nível não
controlado, ocorre uma grande dispersão dos resultados destes ensaios nos solos tropicais,
não obtendo-se correlações confiáveis dos resultados com o comportamento dos solos
quando submetidos a outros tipos de solicitação, onde o nível de destruição dos agregados
é diferente daquele provocado nos ensaios tradicionais. Acredita-se que a existência e
comportamento dos agregados estejam associados ao “comportamento laterítico” da
classificação MCT.
Diante das dificuldades de análise granulométrica e mineralógica dos solos
tropicais, surgiu a metodologia MCT, baseada na determinação de características de
interesse geotécnico ligado às propriedades mecânicas e hidráulicas, mais aplicada na
caracterização e classificação dos solos tropicais.
Segundo Nogami & Villibor (1995) as discrepâncias decorrentes do significado
diferente dos índices classificatórios tradicionais (granulometria e limites de Atterberg)
podem ser agrupadas de acordo com as duas classes mais importantes de solos tropicais: os
solos de comportamento lateríticos e os saprolíticos. No caso dos solos lateríticos, os grãos
não se apresentam de forma tipicamente lamelar, como nos argilominerais tradicionais,
havendo um envolvimento da caolinita pelos hidróxidos e óxidos de Fe e Al hidratados.
Além do mais, há indícios de que, mesmo na realização de ensaios tradicionais de
determinação dos limites de Atterberg e de outros índices classificatórios de solos (como
por exemplo, peso específico versus índice de vazios e coesão dos solos), a microestrutura
permaneça em grande parte intacta ou pouco alterada.
Segundo Godoy (1997), que apresentou a identificação e classificação geotécnica
de latossolos e solos afins do estado de São Paulo a partir dos ensaios expeditos das
pastilhas para a classificação MCT, esta metodologia é a mais indicada para caracterização
e classificação de solos tropicais.
Delgado (2002) classificou o solo do campo experimental pela metodologia MCT,
nas profundidades de 4,0 e 8,0 m e Gurjão (2003) nas profundidades de 0,5 e 7,0 m e
ambas constataram que este material pertence ao grupo LG’ (laterítico argiloso), com
índice e’ igual a 1,1 e a inclinação das curvas de deformabilidade na compactação
(coeficiente c’) de 2,3; que representam as argilas, argilas arenosas e siltosas e siltes
argilosos (Figura 6.2).
204
190
18
170
Pi = 40%
e' = 1,1
c' = 2,3
Solo LG´
16
14
12
150
130
110
10
90
8
70
6
50
4
30
2
10
0
-10
1
10
Perda de massa por imersão Pi (%)
Diferença de altura an = An - A4n (mm)
20
100
Número de golpes (n)
w = 22,8%
w = 27,6%
w = 32,9%
w = 37,9%
w = 43,2%
Pi
Massa específica aparente seca (kg/m3)
Famílias de Curvas de Compactação
2000
d' = 19,0
1800
1600
Sr = 100%
1400
1200
1000
800
20
25
n=1
30
35
40
Teor de Umidade de Compactação (%)
n=2
n=3
n=4
45
n=6
n=8
n = 12
n = 16
n = 24
n = 32
n = 48
n = 64
n = 96
n = 128
Sr =100%
Figura 6.2 – Resultados de ensaios de compactação Mini-MCV e perda de massa por
imersão do solo do campo experimental a 7,0 m (Modificado – Gurjão 2003).
De acordo com as classificações tradicionais HRB, AASTHO e a
normalizada
USCS,
pela ASTM (1984, 1985 e 1988), e DNER (1996), constata-se que a
classificação MCT não se relaciona de forma simples com estes grupos de classificação,
205
sendo os motivos deste problema relacionados com as peculiaridades mineralógicas e
estruturais dos solos tropicais (Tabela 6.1).
Tabela 6.1 – Perfil de solo do campo experimental segundo classificações tradicionais
(modificado – Delgado, 2002).
CLASSIFICAÇÃO
Prof.
AASHTO
USCS
(m)
Grupo
Materiais Constituintes
Grupo
Materiais Constituintes
1
A-4
ML/OL siltes inorgânicos – areias
muito finas, areias finas
solos siltosos
2
A-4
ML/OL
3
A-4
ML/OL siltosas e argilosas (ML).
4
A-7-6
ML/OL
5
A-7-6
ML/OL siltes orgânicos – argilas
solos argilosos
6
A-7-6
ML/OL siltosas orgânicas de baixa
plasticidade (OL).
7
A-7-6
ML/OL
8
A-5
solos siltosos
ML/OL
CL
argilas inorgânicas de baixa
a média plasticidade.
9
A-7-6
argilas pedregulhosas,
solos argilosos
arenosas e siltosas.
10
A-7-5
ML/OL
idem.
Na carta de classificação, o comportamento diferenciou-se em solos do grupo ML e
CL, destacando-se que os solos mais argilosos apresentam um comportamento mais
siltoso, localizando-se abaixo da linha A. Segundo Camapum de Carvalho & Mortari
(1994), este fato está associado a microestrutura agregada, que em parte preserva-se intacta
nos ensaios de plasticidade, sendo destruída pelo defloculante nos ensaios granulométricos
de sedimentação.
Adotando uma classificação que represente o perfil de solo do campo experimental,
considerando as curvas granulométricas com defloculante no processo de classificação, e
relacionando
as
propriedades
físicas
com
as
características
mineralógicas
e
microestruturais de solos tropicais, divide-se o perfil em 04 camadas para análise
comparativa da classificação do solo a ser obtida por meio dos ensaios de CPT e DMT:
•
Camada I - 1 a 3 m – areia argilosa com silte, vermelha (Figura 6.3);
•
Camada II – 3,1 a 8 m – argila arenosa com silte, vermelha (Figura 6.4);
•
Camada III - 8,1 a 12 m – silte argiloso variegado a roxo (Figura 6.5);
•
Camada IV – 12,1 a 15 m – silte.
206
ARGILA
SILTE
100
AREIA
Fina
Grossa
Média
PEDREGULHO
90
80
% passa
70
60
50
40
30
20
10
0
0,001
0,01
0,1
1
10
100
Diâmetro das partículas (mm)
Com Defloculante
Sem Defloculante
Figura 6.3 – Curva granulométrica do campo experimental com e sem defloculante 2 m –
camada I (modificado – Guimarães, 2002).
ARGILA
SILTE
100
AREIA
Fina
Grossa
Média
PEDREGULHO
90
80
% passa
70
60
50
40
30
20
10
0
0,001
0,01
0,1
1
10
100
Diâmetro das partículas (mm)
Com Defloculante
Sem Defloculante
Figura 6.4 – Curva granulométrica do campo experimental com e sem 6 m – camada II
(modificado – Guimarães, 2002).
207
ARGILA
SILTE
100
AREIA
Fina
Grossa
Média
PEDREGULHO
90
80
% passa
70
60
50
40
30
20
10
0
0,001
0,01
0,1
1
10
100
Diâmetro das partículas (mm)
Com Defloculante
Sem Defloculante
Figura 6.5 – Curva granulométrica do campo experimental com e sem 9 m – camada III
(modificado – Guimarães, 2002).
6.2.1.1. Classificação via CPT
Os resultados apresentados a seguir são baseados nas correlações entre composição
do solo e comportamento mecânico. Apesar das cartas de classificação não oferecerem
uma previsão acurada do tipo de solo, servem como guia para o comportamento do mesmo.
Devido a forma que as cartas de classificação correntes foram desenvolvidas, as
vezes é inevitável obter de forma imprecisa a identificação dos tipos de solo. A falta de
habilidade para identificar os sedimentos, para especificar as zonas de transição e
parâmetros mistos (argila, silte, areia) dificulta o processo. Neste trabalho tenta-se obter
um procedimento específico no uso destas metodologias de forma a identificar o perfil
estratigráfico e a sua compatibilidade com as classificações tradicionais e do grupo MCT,
que considera a origem geológica e/ou pedológica dos solos tropicais em condições de
compactação.
Mondelli et al. (2002) apresentou resultados de CPT num perfil de solo tropical
arenoso (areia fina pouco argilosa, porosa e colapsível), afirmando que os resultados
permitiram identificar os horizontes de solos com comportamentos lateríticos e não
208
lateríticos, uma vez que a razão de atrito (FR) apresentou valores distintos e variáveis no
horizonte de solo não laterítico, indicando que a técnica poderia apresentar potencial para
ser empregada na caracterização e previsão de comportamento típico destes solos.
Entretanto analisando a Figura 6.6 observa-se que as maiores variações de FR ocorrem na
camada I, provocadas provavelmente por maiores variações de sucção, podendo-se
observar uma tendência a partir de 4,0 m, portanto, não caracterizando comportamentos
distintos (laterítico e não laterítico).
FR (%)
FR (%)
Prof (m)
0
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
0
5 10 15 20 25 30
1ª Campanha - Chuvosa
CP1
CP2
CP3
CP4
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
2
4
6
8
FR (%)
10 12
2ª Campanha - Seca
CP5
CP6
CP7
0
2
4
6 8 10 12 14
FR (%)
0
0
0
1
1
2
2
3
3
4
4
5
5
6
6
7
7
8
8
9
9
10
10
11
11
12
12
13
13
14
14
15
15
16
16
17
17
18
18
3ª Campanha - Chuvosa
19
19
CP8
CP9
CP10 CP11
CP12
CP13
2
4
6 8 10 12 14
4ª Campanha - Seca
CP15
CP16
CP1
CP14
Figura 6.6 – Resultados da razão de atrito dos ensaios de CPT do campo experimental.
A classificação proposta por Eslami & Fellenius (1997), testada neste trabalho e
anteriormente por Mestnik (2002), apresenta bons resultados de análise estratigráfica,
provavelmente devido à boa relação entre qc e fs, admitindo qc = qE (Figuras 6.7 a 6.10).
Algumas dispersões foram observadas na camada I, em função das variações sazonais que
interferiram diretamente nos valores de qc das camadas superficiais, evidencia esta observada na 2ª campanha, em que o ressecamento do solo provocou uma elevação nos valores
de qc provocado pelo aumento de sucção, sendo a camada classificada como areia.
Contrário ao que ocorre na 3ª campanha, pois os baixos valores de qc levam a uma classificação oposta do solo, como sendo argila sensível colapsível. De modo geral, classifica-se o
perfil como argila a silte arenoso na camada I, argila a argila siltosa na camada II, argila
siltosa a silte argiloso na camada III e silte argiloso a arenoso na camada IV, aproximandose da classificação MCT obtida para solos tropicais lateríticos (Tabela 6.2).
209
100
10
Areia
10
qc (MPa)
10
Silte Arenoso
Argila Siltosa
Silte Argiloso
1
1
Argila
Argila
Sensível-Colapsível
0,1
0,1
1
10
100
1000
fs (kPa)
Camada I
Camada II
Camada III
Camada IV
Figura 6.7 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta de Eslami &
Fellenius (1997) – 1ª campanha (estação chuvosa).
100
10
Areia
10
10
qc (MPa)
Silte Arenoso
Silte Argiloso
Argila Siltosa
21
1
1
Argila
Argila
Sensível-Colapsível
0,1
0,
1
10
100
1000
fs (kPa)
Camada I
Camada II
Camada III
Camada IV
Figura 6.8 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta de Eslami &
Fellenius (1997) – 2ª campanha (estação seca).
210
100
10
Areia
qc (MPa)
10
10
Silte Arenoso
Silte Argiloso
Argila Siltosa
1
1
Argila
Argila
Sensível-Colapsível
0,1
0,1
1
10
100
1000
fs (kPa)
Camada I
Camada II
Camada III
Camada IV
Figura 6.9 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta de Eslami &
Fellenius (1997) – 3ª campanha (estação chuvosa).
100
10
Areia
qc (MPa)
10
10
Silte Arenoso
Silte Argiloso
Argila Siltosa
1
1
Argila
Argila
Sensível-Colapsível
0,1
0,1
1
10
100
1000
fs (kPa)
Camada I
Camada II
Camada III
Camada IV
Figura 6.10 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta de Eslami
& Fellenius (1997) – 4ª campanha (estação seca).
211
Para a proposta de Robertson et al. (1986) em que a classificação é função da
relação entre qc e FR, tem-se maior dispersão dos pontos, gerando maiores incertezas
quanto a real identificação estratigráfica do perfil (Figura 6.11 a 6.14).
100
1
12
10
9
11
8
10
1
qc (MPa)
7
6
5
1
3
1
4
1
2
0,1
0
0
1
2
3
4
5
6
7
8
FR (%)
Camada I
Camada II
Camada III
Camada IV
Zona
Comportamento do Solo
1
Solo fino sensível
2
Matéria orgânica
3
Argila
4
Argila siltosa a argila
5
Silte argiloso a argila siltosa
6
Silte arenoso a silte argiloso
7
Areia siltosa a silte arenoso
8
Areia a areia siltosa
9
Areia
10
Areia pedregulhosa a areia
11
Solo fino muito rijo*
12
Areia a areia argilosa*
* pré-adensado ou cimentado
Figura 6.11 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta de
Robertson et al. (1986) – 1ª campanha (estação chuvosa).
212
Observa-se que as maiores dispersões foram observadas na camada I, com as
maiores variações de sucção. Na 2ª campanha os elevados valores de qc levam a
classificação do solo da camada I para uma areia siltosa, zonas 7 e 8. Enquanto na 3ª
campanha a mesma camada situa-se na zona 1, referente a um solo sensível de textura fina,
como em Eslami & Fellenius (1997). Em geral, por esta carta de classificação, a camada I
situada nas faixas 3, 4, 5 e 6, é classificada como argila a silte arenoso e argiloso; as
camadas II e III, nas faixas 3, 4 e 5, é como argila e argila siltosa e a camada IV nas faixas
4, 5 e 6 é classificada como argila siltosa a silte argiloso a arenoso.
100
12
10
9
11
8
10
qc (MPa)
7
6
5
1
3
4
1
2
0,1
0
1
2
3
4
5
6
7
8
FR (%)
Camada I
Camada II
Camada III
Camada IV
Figura 6.12 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta de
Robertson et al. (1986) – 2ª campanha (estação seca).
213
100
1
12
10
9
11
8
10
1
qc (MPa)
7
6
5
1
3
1
4
1
2
0,1
0
0
1
2
3
4
5
6
7
8
FR (%)
Camada I
Camada II
Camada III
Camada IV
Figura 6.13 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta de
Robertson et al. (1986) – 3ª campanha (estação chuvosa).
10
100
12
10
9
11
8
10
10
qc (MPa)
7
6
5
1
3
1
4
1
2
0,1
0,
0
1
2
3
4
5
6
7
8
FR (%)
Camada I
Camada II
Camada III
Camada IV
Figura 6.14 - Classificação do solo do campo experimental segundo a proposta
de Robertson et al. (1986) – 4ª campanha (estação seca).
214
A Tabela 6.2 apresenta o perfil estratigráfico do campo experimental, obtido
através das cartas de classificação de CPT, comparado a análise granulométrica com o uso
de defloculante e a metodologia MCT. Na comparação verifica-se que as cartas de
classificação propostas para CPT indicam uma constituição granulométrica que permite
classificar o solo pela sua matriz argilosa de textura fina, domínio das ardósias,
predominantemente argilo-siltosos residuais. Nos três primeiros metros verifica-se uma
diferença de comportamento na análise granulométrica e na classificação via CPT, o que
sugere que aparentemente o solo já se encontra desagregado, ou o defloculante foi incapaz
de romper as ligações microestruturais existentes.
Tabela 6.2 – Classificação final do perfil de solo do campo experimental (CPT).
Classificação do Solo
Prof.
Laboratório
MCT – Nogami
Camada
Eslami &
Robertson et al.
(m)
granulometria
& Villibor
Fellenius (1997)
(1986)
CD
(1980)
1
areia argilosa
argila a silte
argila arenosa e
I
argila a silte arenoso
2
arenoso
com silte
siltosa
3
4
5
argila arenosa
argila a argila
argila arenosa e
II
6
siltosa
com silte
siltosa
7
argila a argila
8
siltosa
9
argila siltosa a
10
III
silte
silte argiloso
11
silte argiloso
12
13
silte argiloso a
argila siltosa a silte
IV
14
arenoso
arenoso
15
A classificação proposta por Eslami & Fellenius (1997) é considerada adequada,
pois conduz a uma menor dispersão na correlação entre as medidas de qc e fs, porém
sugere-se adaptações a fim de obter um melhor resultado na identificação dos solos típicos
das regiões tropicais brasileiras.
A seguir, apresenta-se uma proposta de modificação da carta de Eslami & Fellenius
(1997) para identificação de perfis típicos de solos porosos colapsíveis, não saturados,
característicos do DF, que sofrem influência de variações sazonais, nas camadas
superficiais de acordo com as estações do ano (Figura 6.15).
215
100
10
Zona Não Estudada
Solo Saprolítico Fino
10
qc (MPa)
10
1
1
Zona Ativa
Solo Superficial
Laterítico
0,1
1
Zona Não Estudada
Argila Porosa
10
0,
1000
100
fs (kPa)
Camada I
Camada II
Camada III
Camada IV
Figura 6.15 - Ábaco proposto de classificação de solo tropical do DF com os resultados de
todas as campanhas.
Com a nova proposta contempla-se uma zona ativa de solo superficial para as
variações de qc devido a sazonalidade (variação de sucção), esta zona representa o solo
areno-argiloso ou argilo-arenoso característico das camadas superficiais. Em seguida temse a zona representativa da argila porosa. Apesar de existir uma faixa de transição entre a
argila porosa e o solo saprolítico fino (argila siltosa a silte argiloso), compreendida entre as
duas camadas com profundidade de 0,5 m a 1,5 m não delimitou-se esta zona de transição
devido a variabilidade espacial do depósito.
Verifica-se, ainda, que não há dispersão significativa dos pontos a partir de 10 m de
profundidade (camadas III e IV), zona de solo saprolítico fino, confirmando o comportamento da curva característica a 10 m de profundidade (Figura 4.1), que para variações do
grau saturação de 20% a 70% não se observa variação de sucção significativa,
conseqüentemente não sofrendo nenhuma influência da variabilidade sazonal.
216
6.2.1.2. Classificação via DMT
A classificação proposta por Marchetti (1980), obtida a partir do índice do material
ID (Figuras 4.16, 4.18, 4.20 e 4.22), identifica o solo como sendo uma areia siltosa a silte
(ID variando de 1,20 – 3,30), características observadas na análise granulométrica sem
defloculante. Esta diferença entre as frações granulométricas obtidas sem defloculante
indica a facilidade de desagregação que pode estar ligada a fragilidade das ligações
cimentíceas microestruturas, pois a parcela de argila forma microagregados mantidos pelas
cimentações e pontes de argila, promovendo a formação de um aspecto granular que
confere a estes solos elevada porosidade e comportamento em termos de permeabilidade
similar aos solos granulares finos.
Lembra-se que, segundo Marchetti (1980), o ID é um parâmetro que reflete o
comportamento mecânico do solo e não fornece uma informação detalhada da distribuição
granulométrica dos solos. Observa-se que não existe correlação direta de ID e o índice de
plasticidade IP, tendo-se obtido valores semelhantes de ID para solos com diferentes IP.
Logo, considera-se que a descrição do tipo de solo, por meio do DMT, é uma boa
indicação do comportamento do solo e para este caso, que a granulometria pelo DMT
aproximou-se mais com a obtida em laboratório sem uso de defloculante (Tabela 6.3).
Tabela 6.3 – Classificação final do perfil de solo do campo experimental (DMT).
Classificação do Solo
Prof.
Camada Granulometria
(m)
Marchetti (1980)
SD
1
I
areia siltosa
2
3
4
areia siltosa
5
areia siltosa a
II
6
silte arenoso
7
8
9
10
III
silte arenoso
silte arenoso
11
12
13
IV
silte
14
15
217
Compararam-se os resultados de ID desta pesquisa com os obtidos por Jardim
(1998) em dois ensaios de DMT no campo experimental, executados com a metodologia de
cravação dinâmica da lâmina dilatométrica e utilizando-se um tripé de sondagem
empregado para sondagens do tipo SPT neste caso, Mota et al. (2000b) verificaram que o
ID foi o parâmetro intermediário com maior sensibilidade à metodologia de cravação, pois
obteve-se variação percentual de ± 30%, sendo o solo do campo experimental classificado
por Jardim (1998) como silte ao longo de todo perfil. Como o sistema de cravação
dinâmico gera diferenças significativas na interpretação de parâmetros dilatométricos, não
recomenda-se a adoção deste procedimento de inserção da lâmina dilatométrica.
6.2.2. Perfil da Obra Local
Para análise da granulometria do perfil de solo da obra, realizaram-se ensaios com e
sem defloculante e com e sem ultra-som, utilizando o granulômetro a laser, nova técnica
que está sendo corriqueiramente utilizada no curso de pós-graduação em geotecnia da UnB
para determinação da curva granulométrica dos solos. Em relação aos procedimentos
recomendados pela NBR 7118 (ABNT, 1984), este aparelho apresenta rapidez e precisão
(Lima et al., 2002).
O granulômetro permite a execução de ensaios utilizando-se do dispositivo de
ultra-som, cujo objetivo é o de desagregar as partículas aglomeradas, ou com ligações
cimentíceas, ou ligadas por outro mecanismo. Essa agregação pode ser avaliada a partir da
diferença das curvas granulométricas com e sem a aplicação de ultra-som, assim como se
faz com e sem defloculante. O tempo de utilização do dispositivo de ultra-som foi de
5 minutos, que, segundo Lima et al. (2002), é suficiente para desagregação das partículas.
A Figura 6.16 apresenta o IP e a distribuição granulométrica obtida com o
granulômetro a laser sem uso de ultra-som (SUS) para o perfil de solo da obra, bloco D.
Nas Figuras 6.17 e 6.18 tem-se a distribuição granulométrica com e sem defloculante, CD
e SD e pelo granulômetro a laser com e sem uso de ultra-som, CUS e SUS,
respectivamente, para o perfil da obra, bloco A.
Observa-se que os resultados do granulômetro a laser forneceram uma boa
orientação quanto a granulometria dos solos, com acurácia razoável quando comparados
com metodologia tradicional. A atuação do granulômetro com ultra-som foi eficiente para
desagregar a fração areia que não pôde ser desestabilizada somente com a presença do
defloculante. Verifica-se que na granulometria com ultra-som (CUS) tem-se na fração silte
218
um percentual oscilando entre 50% e 60%, na fração argila um percentual de 40%, e na
fração areia aproximadamente 5%, exceto a 21 m, camada de areia siltosa branca
(Figura 6.17). Comportamento similar observado por Guimarães (2002), nas profundidades
de 9 m e 10 m em amostra de solo do campo experimental, e por Manso (1999),
profundidades de 1 m, 5 m e 10 m no campo experimental e de 1 m, 5 m e 10 m na Asa
Sul. A atuação do granulômetro com ultra-som é efetivada principalmente na fração areia
onde ocorre maior desagregação, fato importante no aspecto contínuo da curva
granulométrica, sem queda brusca, como sempre acontece quando realizado com o
defloculante nas metodologias tradicionais (Figuras 6.19 e 6.20).
O uso de defloculante não se torna efetivo na presença de frações de silte e argila a
partir de 8,0 m de profundidade, o que sugere aparentemente que o solo já se encontra
desagregado ou que a fração de areia não sofre interferência química do defloculante. Nas
amostras sem defloculante (SD) a parcela de argila forma microconcreções que dão
características de um solo areno-siltoso ao longo de toda profundidade em maiores
proporções que o observado nas análises sem ultra-som (SUS) (Figura 6.18).
Apesar dos ensaios indicarem uma constituição granulométrica variável, o uso
destas técnicas possibilita um melhor entendimento quanto ao comportamento deste
material de matriz argilosa.
0
0
1
2
1
2
3
3
4
4
5
Profundidade (m)
Profundidade (m)
5
6
7
8
9
10
11
6
7
8
9
10
11
12
12
13
13
14
14
15
15
16
16
0
10
IP (%)
20
30
0
20 40
60 80 100
Granulometria SUS
Argila
Areia
Silte
Pedregulho
Figura 6.16 – Caracterização do perfil de solo da obra sem ultra-som – bloco D.
219
Profundidade (m)
0
0
2
2
4
4
6
6
8
8
10
10
12
12
14
14
16
16
18
18
20
20
22
22
0
20
40 60
80 100
0
Granulometria CD
Pedregulho
Areia
Silte
Argila
20 40
60 80 100
Granulometria CUS
Profundidade (m)
Figura 6.17 – Caracterização do perfil da obra com defloculante e com ultra-som, bloco A.
0
0
2
2
4
4
6
6
8
8
10
10
12
12
14
14
16
16
18
18
20
20
22
22
0
20 40 60 80 100
Granulometria SD
0
20
40 60
80 100
Granulometria SUS
Pedregulho
Areia
Silte
Argila
Figura 6.18 – Caracterização do perfil da obra sem defloculante e sem ultra-som, bloco A.
220
ARGILA
SILTE
100
AREIA
Fina
Grossa
Média
PEDREGULHO
90
80
% passa
70
60
50
40
30
20
ABNT (CD)
10
Granulômetro (CUS)
0
0,001
0,01
0,1
1
10
100
Diâmetro das partículas (mm)
ARGILA
SILTE
100
AREIA
Fina
Grossa
Média
PEDREGULHO
90
80
% passa
70
60
50
40
30
20
ABNT (SD)
10
Granulômetro (SUS)
0
0,001
0,01
0,1
1
10
100
Diâmetro das partículas (mm)
Figura 6.19 – Curvas granulométricas da obra no bloco A, com defloculante e com
ultra-som e sem defloculante e som ultra-som, na profundidade de 7,0 m – camada I.
221
ARGILA
SILTE
100
AREIA
Fina
Grossa
Média
PEDREGULHO
90
80
% passa
70
60
50
40
30
ABNT (CD)
20
Granulômetro (CUS)
10
0
0,001
0,01
0,1
1
10
100
Diâmetro das partículas (mm)
ARGILA
SILTE
100
AREIA
Fina
Grossa
Média
PEDREGULHO
90
80
% passa
70
60
50
40
30
20
ABNT (SD)
10
Granulômetro (SUS)
0
0,001
0,01
0,1
1
10
100
Diâmetro das partículas (mm)
Figura 6.20 – Curvas granulométricas da obra no bloco A, com defloculante e com ultrasom e sem defloculante e sem ultra-som, na profundidade de 14,0 m – camada II.
222
Logo, divide-se o perfil da obra em 02 camadas para análise comparativa da
identificação do solo pelo CPT e DMT. Adota-se a classificação obtida da análise
granulométrica com uso de defloculante:
•
Camada I - 1 a 8 m – argila arenosa com silte, vermelha (Figura 6.19);
•
Camada II – a partir de 8,1 m – areia argilosa com silte, vermelha (Figura 6.20);
6.2.2.1. Classificação via CPT
Apresenta-se nas Figuras 6.21 a 6.24 a classificação do solo da obra pela
metodologia proposta por Eslami & Fellenius (1997), através dos resultados de CPT e
admitindo-se qc = qE. E nas Figuras 6.25 a 6.28 os resultados pela proposta de
Robertson et al. (1986).
1
10
100
1000
100
100
Areia
qc (MPa)
10
10
Silte Arenoso
Silte Argiloso
Argila Siltosa
1
1
Argila
Argila
Sensível-Colapsível
0,1
0,1
1
10
100
1000
fs (kPa)
Camada I
Camada
II
Figura 6.21 – Classificação do solo da obra nos blocos B e C segundo a proposta de Eslami
& Fellenius (1997).
223
10
100
Areia
qc (MPa)
10
10
Silte Arenoso
Silte Argiloso
Argila Siltosa
1
1
Argila
Argila
Sensível-Colapsível
0,1
0,1
1
10
100
1000
fs (kPa)
Camada I
Camada
II
Figura 6.22 – Classificação do solo da obra nos blocos D e E segundo a proposta de Eslami
& Fellenius (1997).
10
100
Areia
qc (MPa)
10
10
Silte Arenoso
Silte Argiloso
Argila Siltosa
1
1
Argila
Argila
Sensível-Colapsível
0,1
0,1
1
10
100
1000
fs (kPa)
Camada I
Camada
II
Figura 6.23 – Classificação do solo da obra nos blocos F, G e H segundo a proposta de
Eslami & Fellenius (1997).
224
10
100
Areia
qc (MPa)
10
10
Silte Arenoso
Silte Argiloso
Argila Siltosa
1
1
Argila
Argila
Sensível-Colapsível
0,1
0,1
1
10
100
1000
fs (kPa)
Camada I
Camada
II
Figura 6.24 – Classificação do solo da obra no bloco A segundo a proposta de Eslami &
Fellenius (1997).
100
12
10
9
11
8
10
qc (MPa)
7
6
5
1
3
4
1
2
0,1
0
1
2
3
4
5
6
Camada I
FR (%)
7
8
Camada
II
Figura 6.25 – Classificação do solo da obra nos blocos B e C segundo a proposta de
Robertson et al. (1986).
225
100
12
10
9
11
8
10
qc (MPa)
7
6
5
1
3
4
1
2
0,1
0
1
2
3
4
5
6
7
Camada I
FR (%)
8
Camada
II
Figura 6.26 – Classificação do solo da obra nos blocos D e E segundo a proposta de
Robertson et al. (1986).
100
12
10
9
11
8
10
qc (MPa)
7
6
5
1
3
4
1
2
0,1
0
1
2
3
4
5
6
7
8
Camada I Camada
II
Figura 6.27 – Classificação do solo da obra nos blocos F, G e H segundo a proposta de
FR (%)
Robertson et al. (1986).
226
100
12
10
9
11
8
10
qc (MPa)
7
6
5
1
3
4
1
2
0,1
0
1
2
3
4
5
6
Camada I
FR (%)
7
8
Camada
II
Figura 6.28 – Classificação do solo da obra no bloco A segundo a proposta de
Robertson et al. (1986).
Observa-se, pela proposta de Eslami & Fellenius (1997), que os resultados não
sofreram interferência significativa da sucção durante o processo de classificação do solo
em função de qc e fs, pois os ensaios foram realizados numa mesma estação chuvosa
(admitindo-se qc = qE). Identifica-se o perfil como argila a argila siltosa na camada I e silte
argiloso a silte arenoso na camada II. Nos blocos F, G e H surge, pelas correlações de qc e
fs, areia na camada impenetrável, subseqüente a camada de silte arenoso.
Pela proposta de Robertson et al. (1986), Figuras 6.25 a 6.28, observam-se as
mesmas dispersões vistas nos resultados do campo experimental, sendo o perfil
classificado como argila a argila siltosa, zonas 3 e 4, na camada I e silte argiloso a areia
siltosa, zonas 5 a 8, na camada II. Repete-se a presença da areia, zonas 9 e 10, na camada
subseqüente à camada II (impenetrável).
A Figura 6.29 apresenta a identificação do perfil de solo da obra através da
proposta apresentada neste trabalho. Observa-se que na zona ativa de solo superficial temse um número pequeno de pontos sem significativa variação de sucção, pois toda a
campanha realizou-se durante a estação seca. Entre a zona de argila porosa e de solo
saprolítico fino tem-se uma camada de transição de 0,5 a 2,5 m de espessura, em função da
227
variabilidade espacial da obra. Verifica-se que os resultados possibilitaram, com o uso da
classificação proposta, diferenciar horizontes distintos na obra (faixa de transição entre as
camadas I e II).
1
10
100
1000
100
100
Zona Não Estudada
Solo Saprolítico Fino
10
qc (MPa)
10
1
1
Zona Ativa
Solo Superficial
Laterítico
0,1
1
Zona Não Estudada
Argila Porosa
0,1
10
100
1000
fs (kPa)
Camada I Camada
II
Figura 6.29 - Ábaco proposto de classificação de solo tropical do DF com os resultados de
todos os ensaios da obra.
6.2.2.2. Classificação via DMT
Pela classificação proposta por Marchetti (1980), identifica-se o perfil da obra
como silte arenoso, com ID no intervalo de 1,20 – 1,80 (Figura 4.24).
6.2.3. Análise Global
Os sistemas de classificação têm sido empregados de forma satisfatória em
depósitos de solos sedimentares, porém poucos dados foram testados de forma sistemática
em solos residuais. Nesta tentativa, conclui-se que para este tipo de solo, poroso e
228
colapsível, não saturado, característico do DF, uma melhor relação para utilização de
ábacos de classificação é dada pela correlação direta entre qc e fs, uma vez que a medida
de fs reproduz muito pouco o atrito lateral ao longo do perfil.
Os perfis de qc caracterizam-se como perfis típicos para este tipo de solo, com
comportamento qualitativo que demonstram possíveis interpretações de tipos de solos e
suas condições (Figura 6.30). A sucção conduz a valores distintos e variáveis de qc e FR na
camada superficial, zona ativa até 3,0 m (camada I), podendo comprometer a avaliação do
tipo de comportamento do solo pelas correlações ou ábacos de classificação.
O perfil estratigráfico característico é em geral composto por uma camada de argila
arenosa ou siltosa (argila porosa), seguido de uma camada de silte argiloso a arenoso (solo
saprolítico fino); sendo que, no campo experimental a camada superficial é composta por
um areia argilosa mediamente compacta. As propostas de Eslami & Fellenius (1997) para
CPT e Marchetti (1980) para DMT apresentam uma boa acurácia na classificação
estratigráfica do solo quando comparados com as curvas granulométricas com e sem
defloculante, respectivamente. Eslami & Fellenius (1997) para CPT também apresenta
bons resultados quando comparado com a metodologia MCT, porém a proposta de
modificação desta carta de classificação, feita neste trabalho, contempla uma zona ativa
superficial mais ampla para identificar os solos superficais tropicais, característicos desta
região.
qc (MPa)
Profundidade (m)
0
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
3
6
9
12
15
18
camada superficial de
areia argilosa, zona com
maior interferência de
variações sazonais
argila arenosa colapsível,
horizonte de solo residual
laterítico
Camada de solo
residual (silte)
Figura 6.30 – Perfil típico de qc na argila porosa colapsível de Brasília (CP7).
229
Salienta-se que os ábacos de classificação adotados identificam o solo quanto ao
seu comportamento e não quanto a sua textura, não sendo adequado utilizá-los para
identificar horizontes distintos de solos lateríticos e não lateríticos, procedimento este que
requer mais estudos.
Considera-se adequado a utilização das cartas de classificação, tomando-se sempre
os devidos cuidados na interpretação e entendimento da interferência das variações
sazonais em camadas superficiais.
Mota et al. (2002c) apresentou um estudo para verificação da existência de
associação entre as descrições estratigráficas dos ensaios de CPT e DMT realizados no
campo experimental, pelo teste estatístico da máxima verossimilhança (aproximação de
Qui-Quadrado), com nível de significância (α) de 5 %. A Qui-Quadrado é uma função
densidade de probabilidade de tomada de decisão muito utilizada em amostragem e
comparação entre amostras. As análises estatísticas foram executadas com o software
SAS – Statistical Analysis System. As variáveis da descrição estratigráfica utilizada para a
análise estatística foram obtidas a partir das metodologias propostas por Eslami &
Fellenius, Robertson et al. (1986) e Marchetti (1980). Nesta análise, obteve-se uma
repetibilidade em 80% dos pares de ensaios de CPT comparados e em 85% nos de DMT ao
longo do perfil estudado, validando, assim, os resultados obtidos de identificação
estratigráfica por estas cartas de classificação.
Neste trabalho, sugere-se uma nova proposta de carta de classificação para CPT de
forma a identificar mais claramente a argila porosa (solo laterítico) e saprolítico, levandose em conta a influência da sazonalidade nas medidas de qc e fs nas camadas superficiais.
Mais estudos, no entanto são necessários para possibilitar a proposta de uma carta de
classificação de uso geral para solos tropicais.
6.3. PARÂMETROS GEOTÉCNICOS
Apresenta-se um estudo detalhado da obtenção de parâmetros geotécnicos do
campo experimental mediante análise comparativa entre parâmetros estimados através de
ensaios de campo e os obtidos em laboratório, levando-se em consideração a variação
sazonal nos ensaios de campo.
230
6.3.1. Determinação dos Parâmetros do Campo Experimental em Laboratório
6.3.1.1. Parâmetros de Resistência do Solo (c e φ)
Os parâmetros de resistência do solo foram obtidos através de ensaios de
cisalhamento direto e triaxiais realizados ao longo da profundidade. A seguir os critérios de
obtenção de c’ (coesão do solo na condição saturada) e φ' (ângulo de atrito) são
apresentados:
•
Ensaios de cisalhamento: adotou-se o critério de ruptura que considera os valores
máximos de tensões cisalhantes obtidas em ensaios que apresentaram picos. Para as
amostras que não apresentaram pico ou não tinham clara estabilização da tensão de
ruptura, o eixo da tensão cisalhante (gráfico tensão cisalhante x deslocamento horizontal)
foi colocado em escala log, e fez-se uma analogia com a determinação da tensão de préadensamento no ensaio de adensamento, sendo adotado como ponto de ruptura a tensão
determinada segundo o procedimento de Pacheco Silva para a determinação da tensão de
pré-adensamento.
•
Ensaios triaxiais: traçado o diagrama p’ (tensão média efetiva) x q (tensão desviadora)
para cada amostra, com as respectivas envoltórias de ruptura interpoladas obteve-se a
coesão e o ângulo de atrito do solo.
•
Os valores de c’ e φ’ obtidos nos ensaios de cisalhamento direto e triaxiais estão
apresentados na Figura 6.31.
•
Com base nos valores médios, das variações e tendências de comportamentos
observados, optou-se pela adoção de valores representativos (próximos da média) para φ’,
que independe da variação de sucção, e para coesão saturada (c’), conforme Tabela 6.4 e
Figura 6.32. Nesta análise foram descartados os parâmetros obtidos em ensaios com
amostras ressecadas.
Tabela 6.4 – Parâmetros médios de resistência do solo na condição saturada.
Profundidade (m)
Parâmetro
1
2
3
4
5
6
7
8
9
27
27
27
27
27
27
27
27
28
φ' (º)
c' (kPa)
6
2
0
2
6
10
11
17
22
10
24
18
231
0
1
1
2
2
3
3
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
4
5
6
7
4
5
6
7
8
8
9
9
10
10
11
11
0
20
40
60
80 100 120 140
10
15
coesão (kPa)
20
25
30
35
40
45
ângulo de atrito (kPa)
CU Nat
CU Sat
Cis. Vert. Nat
Cis. Vert. Sat
CD Nat
CD Sat
Cis. Hor. Nat
Cis. Hor. Sat.
Figura 6.31 – Valores de coesão e ângulo de atrito obtidos nos ensaios de cisalhamento
0
0
1
1
2
2
3
3
Profundidade (m)
Profundidade (m)
direto e triaxiais.
4
5
6
7
8
4
5
6
7
8
9
9
10
10
11
0
10
20
30
40
50
11
0
c' (kPa)
Média Saturado
Maior Valor Saturado
Menor Valor Saturado
Valor A dotado
8
16
24
32
40
φ' (kPa)
Valor Adotado nas correlações
Faixa adotada (+/- 3Desvios Padrão)
Média
Figura 6.32 – Comparação entre valores de c’ e φ’ obtidos nos ensaios de cisalhamento
direto e triaxiais (média e medidas de dispersão).
232
•
Para determinação da coesão natural ao longo da profundidade nas campanhas,
adotou-se a equação proposta por Machado e Vilar (1998), que ajusta a variação de coesão
e sucção matricial por funções hiperbólicas através do método dos mínimos quadrados.
c = c '+
(ua − uw )
a + b.(ua − uw )
(6.1)
Onde:
c = coesão aparente para um dado valor de sucção;
c’ = coesão obtida nos ensaios inundados triaxiais e cisalhamento direto;
(ua – uw) = sucção obtida conforme Tabela 4.2;
a e b = coeficientes de ajuste.
Considerando a Equação 6.2 a partir da Equação 6.1 para valores de sucção e
coesão descritos anteriormente, obtiveram-se os coeficientes de ajuste e os coeficientes de
correlação (Tabela 6.5), de acordo com o processo de ajuste de curvas mostrados nas
Figuras 6.33 a 6.35.
∆c = c − c ' =
(ua − uw )
a + b.(ua − uw )
(6.2)
Tabela 6.5 – Coeficientes de ajustes e de correlação das funções hiperbólicas ajustadas.
R2
Caso
c’ (kPa)
a
b (kPa-1)
1
3,725
0,012
0,908
Varia com a
2
2,262
0,017
0,931
profundidade
3
1,258
0,044
0,823
1,554
0,022
0,952
4
Caso 1 = considerou-se todos os pontos;
Caso 2 = retirou-se os pontos ressecados;
Caso 3 = considerou-se os pontos do caso 2 com (ua – uw) ≤ 200 kPa;
Caso 4 = considerou-se os pontos do caso 3 sem os do cisalhamento direto de 2 m (natural).
233
140
120
6m-amostra ressecada
C - C' (kPa)
100
80
8m-amostra ressecada
60
40
7m-amostra ressecada
20
0
0
1000
2000
3000
4000
5000
6000
7000
Sucção (kPa)
Pontos experimentais
Curva de ajuste - Caso 1
Figura 6.33 – Curva de ajuste do Caso 1.
40
C - C' (kPa)
30
20
10
2m Natural
0
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
Sucção (kPa)
Pontos experimentais
Curva de ajuste - Caso 3
Figura 6.34 – Curva de ajuste do Caso 3.
234
40
C - C' (kPa)
30
20
10
0
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
Sucção (kPa)
Pontos experimentais
Curva de ajuste - Caso 4
Figura 6.35 – Curva de ajuste do Caso 4.
A Figura 6.33 apresenta a curva de ajuste do caso 1; para o caso 2 retiram-se os
pontos ressecados. As curvas dos casos 2 e 4 apresentaram os melhores coeficientes de
correlação (Tabela 6.2). Com base nos resultados, aptou-se por utilizar os coeficientes de
ajuste da curva 4 para relacionar a coesão e a sucção quando (ua – uw) ≤ 200 kPa, e da
curva 2 para os demais casos.
Na Figura 6.36 observa-se que para sucção zero algumas amostras apresentam
coesão (oriundas na maioria das vezes de ligações cimentíceas), sendo comprovado o
acréscimo de coesão a partir de certo valor de sucção. Segundo Camapum de Carvalho &
Pereira (2001) a influência da sucção no comportamento mecânico, até que se atinja a
pressão de entrada de ar nos macroporos, é quase que desprezível, uma vez que a estrutura
do solo é capaz de suportar o acréscimo de tensão capilar que ocorre por variação do raio
do menisco no contorno do volume do solo. Verifica-se pelas curvas características
apresentadas na Figura 4.1 que, do ponto de entrada de ar até o término de entrada de ar
nos macroporos, a sucção tem pequena variação para grandes variações de saturação,
comprovando-se que nesta faixa de variação a coesão não é influenciada pela sucção,
sofrendo influencia somente após o término de entrada de ar nos macroporos (Sr ≅ 60%).
235
Sucção (kPa)
0,1
1
10
100
1000
10000
100000
0
1
2
3
4
5
6
140
120
Coesão (kPa)
100
80
60
40
20
0
Sucção (pF)
Figura 6.36 – Variação da coesão com a sucção.
O comportamento da τ versus (ua –uw), apresentado pela relação dos casos 2 e 4
corresponde a proposta de Vanapalli et al. (2001), com φb ≈ φ' (atan 10/20 ≈ 27º) para
sucção de aproximadamente 40 kPa, que corresponde ao término de entrada de ar nos
macroporos dos solos. A partir deste ponto o valor de φb é variável e decrescente. Após o
fim da dessaturação tem-se φb constante e igual a zero.
6.3.1.2. Coeficiente de Empuxo no Repouso (K0)
Obteve-se K0, em laboratório, através de ensaios de compressão triaxial tipo k0, ao
longo da profundidade para as condições de umidade natural e saturada. Na metodologia
adotada o corpo-de-prova foi montado sobre base de pedra porosa saturada, havendo
absorção de água e influência nos valores K0. Portanto, os valores obtidos para o solo
“natural” não correspondem exatamente aos valores da umidade do solo “in situ”.
Condição
Natural
Saturado
Tabela 6.6 – Valores de K0 para o campo experimental.
Profundidade (m)
2
3
4
6
8
9
0,405
0,433
0,473
0,448
0,686
0,537
0,364
0,416
0,425
0,442
0,543
0,528
10
0,635
0,526
236
De forma geral, verifica-se uma tendência de aumento de k0 com a profundidade,
com valores entre 0,4 e 0,6. A Figura 6.37 apresenta a relação entre k0 natural e saturado.
0,7
K0 saturado
0,6
0,5
0,4
0,3
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
K0 natural
Figura 6.37 – Correlação entre K0 natural e saturado.
6.3.1.3. Módulo de Young (E) e Módulo Oedométrico (M)
Os valores do módulo de Young (E) foram obtidos de ensaios triaxiais realizados
em amostras retiradas a 3, 6 e 9 m, executados com tensões confinantes (σc) de 49, 98 e
196 kPa e corpos de prova na umidade natural (Palocci, 1998 e Jardim, 1998). Para obter o
módulo correspondente a tensão efetiva média de campo utiliza-se a interpolação.
σ medio =
σ v' + 2.σ h'
3
com
σ h' = K 0 .σ v'
(6.3)
sendo:
'
σ media
= tensão efetiva média in situ;
σ v' = tensão vertical efetiva in situ;
σ h' = tensão horizontal efetiva in situ;
K0 = coeficiente de empuxo no repouso.
237
Tabela 6.7 – Módulos de Young (E) obtidos de ensaios triaxiais CK0D.
Interpolado
Prof. (m)
Ei (MPa)
E50 (MPa)
σc (kPa)
Ei (MPa)
E50 (MPa)
49
3,4
2,5
3
1,7
0,9
98
3,0
1,2
196
2,4
1,0
49
5,2
3,1
6
4,1
2,9
98
4,5
2,2
196
4,0
3,1
49
15,3
8,0
9
13,8
7,3
98
196
13,2
7,0
A Tabela 6.8 apresenta os principais parâmetros dos ensaios oedométricos
inundados, realizados por Guimarães (2002), com amostras do poço 1.
Tabela 6.8 – Resultados dos ensaios de adensamento do solo do campo experimental
(modificado – Guimarães, 2002)
Parâmetro
1
cc
0,518
cs
30
σ’Pa (kPa)
13
σ’P0 (kPa)
OCR
2,3
e inicial
1,70
e final
0,95
w inicial (%) 28,4
Sr inicial (%) 45,9
2
0,626
0,024
33
27
1,2
1,70
0,67
29,2
47,1
Profundidade (m)
3
4
5
6
7
8
9
0,467 0,502 0,484 0,403 0,319 0,249 0,078
0,019 0,018 0,015 0,020 0,017 0,014 0,030
81
57
80
100
89
107
150
42
56
71
85
101
119
137
1,9
1,0
1,1
1,2
0,9
0,9
1,1
1,34 1,37 1,36 1,20 1,14 0,91 0,94
0,75 0,74 0,79 0,82 0,72 0,76 0,99
27,1 25,6 25,0 26,8 20,4 18,0 28,8
54,0 49,3 50,5 58,8 48,3 52,8 85,0
10
0,115
0,048
156
154
1,0
0,96
1,00
31,3
91,4
Determina-se o módulo oedométrico (M) e o módulo de Young (E) do solo a
partir destes resultados (Tabela 6.9). Adota-se a Equação 6.1 proposta por Poulos & Davies
(1986):
E=
(1 − 2ν ) ⋅ (1 + ν )
(1 − ν ) ⋅ mv
(6.4)
M=
1
mv
(6.5)
238
Sendo:
E = Módulo de Young (kPa);
ν = coeficiente de Poisson estimado em 0,2;
mv = coeficiente de variação volumétrica (kPa-1);
M = módulo oedométrico.
Tabela 6.9 – Parâmetros de Deformabilidade a partir de ensaios de adensamento do solo.
Parâmetro
mv x10-3(kPa-1)
E (MPa)
M (MPa)
1
1,2
0,7
0,8
2
1,0
0,9
1,0
3
0,7
1,3
1,5
4
0,7
1,3
1,5
Profundidade (m)
5
6
7
0,6
0,4
0,5
1,6
2,3
1,7
1,7
2,6
1,9
8
0,2
4,9
5,4
9
0,2
6,2
6,9
10
0,2
5,0
5,5
6.3.2. Determinação dos Parâmetros da Obra em Laboratório
6.3.2.1. Parâmetros de Resistência do Solo (c e φ)
A Tabela 6.10 apresenta os valores de coesão e ângulo de atrito obtidos por ensaios
de cisalhamento direto e triaxial em amostras retiradas na obra (Bloco A e F). Adota-se o
mesmo critério de ruptura descrito anteriormente.
Tabela 6.10 – Parâmetros de resistência do solo obtidos por ensaios de resistência.
Tipo de ensaio
Amostra
Parâmetro
Prof.(m)
Triaxial Adensado Não
c (kPa)
22
TF123
8,6
(Bloco F)
31
Drenado Saturado (CUsat)
φ (º)
Cisalhamento Direto
c (kPa)
58
TA5
(Bloco A)
Horizontal Natural
42
φ (º)
Cisalhamento Direto
c (kPa)
65
TA5
Horizontal Natural
47
(Bloco A)
φ (º)
14,0
Cisalhamento Direto
c (kPa)
26
TA5
Horizontal Saturado
29
(Bloco A)
φ (º)
Cisalhamento Direto
c
(kPa)
30
TA5
Horizontal Saturado
43
(Bloco A) φ (º)
239
6.3.2.2. Módulo de Young (E) e Módulo Oedométrico (M)
A partir dos ensaios oedométricos realizados com amostras do bloco H da obra,
profundidade de 12,0 m, tem-se o módulo de Young (E), equação de Poulos e Davies
(1986) e o módulo oedométrico (M) (Tabela 6.11).
Tabela 6.11 – Parâmetros de Deformabilidade a partir de ensaios de adensamento (obra).
Parâmetros
mv x 10-3 (kPa-1)
M (MPa)
E (MPa)
Natural
0,2
5,1
4,5
6.3.3. Análise dos Parâmetros de Campo e Laboratório – Campo Experimental
Neste item apresenta-se uma comparação entre os parâmetros geotécnicos da argila
porosa obtidos por meio dos ensaios de laboratório e via ensaios de DMT e PMT, nas
diferentes estações do ano. Adotam-se os parâmetros determinados em laboratório para
aferir as correlações de campo. Para possibilitar uma análise comparativa de todos os
resultados obtidos, apresentam-se também os parâmetros utilizados nas retroanálises com o
FINE e o PLAXIS.
A partir de uma série de ensaios, Marchetti (1980) propõe várias correlações
empíricas entre os índices do DMT e os parâmetros geotécnicos. Posteriormente vários
pesquisadores, Marchetti & Crapps (1981), Marchetti (1997), Schmertmann (1982),
Lacasse & Lunne (1988), Lunne et al. (1990) e Ortigão et al. (1996), reavaliaram essas
correlações e concluíram que as correlações originais conduziram a resultados acurados
com algumas dispersões em solos não estudados originalmente por Marchetti (1980).
Neste trabalho os parâmetros geotécnicos fornecidos pelo DMT foram obtidos por
diferentes proposições. Para avaliar as correlações mais apropriadas fez-se uma análise
inicial destas correlações. Os resultados provenientes deste estudo, em conjunto com
alguns dados disponíveis de outros depósitos permitiram sugestões acerca de correlações
mais apropriadas aos solos tropicais. Os trabalhos de Ortigão (1994a; 1994b), Ortigão et al.
(1996) e Jardim (1998) apresentam uma avaliação da qualidade dos resultados dos ensaios
de campo para o solo residual típico do DF.
240
Ortigão (1994a) apresentou um extenso programa de investigação geotécnica por
ocasião da construção do metrô de Brasília em 1992, incluindo ensaios de campo e de
laboratório. Dentre os ensaios de campo a ênfase foi dada aos ensaios de DMT,
comparando-os com ensaios de placa horizontal e ensaios de PMT. Foram realizados cinco
ensaios de DMT, dois ensaios de PMT, um ensaio de CPTU e dois ensaios de placa
horizontal concentrados no final da Asa Sul, onde foi iniciada a escavação do túnel.
Nesta pesquisa, a interpretação dos ensaios de PMT por modelagem teórica é
realizada utilizando-se o modelo elasto-plástico modificado a partir de Cunha (1994) por
Cunha (2002). A este modelo incorpora-se a parcela coesiva do material, em função da
sucção do solo. Devido a característica colapsível, adota-se a dilatância (ψ) como sendo
nula. A Figura 6.38 apresenta um ajuste realizado para o ensaio a 2,6 m de profundidade
com os respectivos parâmetros expressos nesta mesma figura.
P (kPa)
120
Ensaio
Teórico
100
PM2 - 2,6 m
Parâmetros de Ajuste:
σho = 25 kPa
G = 1000 kPa
ua-uw = 17 kPa
80
60
40
b
φ = 4º
c' = 10,8 kPa
φ = 27º
ν = 0,2
20
0
0
10
20
30
40
∆r/r0 (%)
Figura 6.38 –Ajuste do ensaio pressiométrico a 2,6 m de profundidade (1ª campanha).
6.3.3.1. Coesão (c)
As Figuras 6.39 e 6.40 apresentam os valores de coesão utilizados nas retroanálises,
obtidos em laboratório e através dos ensaios de PMT. Calcula-se a coesão do laboratório
conforme descrito no item 6.3.1.1, tomando a sucção obtida pelo perfil de umidade
referente a cada campanha.
241
c (kPa)
10
100
1
Profundidade (m)
Profundidade (m)
1
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
c (kPa)
1ª campanha - chuvosa
Laboratório
FINE
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
10
100
3ª campanha - chuvosa
PM1
PLAXIS
Laboratório
PLAXIS
FINE
Figura 6.39 – Variação da coesão dos ensaios da 1ª e 3ª campanhas (estação
chuvosa).
c (kPa)
1
c (kPa)
10
100
1
0
1
2
3
5
Profundidade (m)
Profundidade (m)
4
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
2ª campanha - seca
16
Laboratório
FINE
PM3
PLAXIS
10
100
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
4ª campanha - seca
Laboratório
FINE
PM2
PLAXIS
Figura 6.40 – Variação da coesão dos ensaios da 2ª e 4ª campanhas (estação seca).
242
As correlações propostas por Marchetti (1980) e Lacasse & Lunne (1988) para
resistência não drenada (Su) em argilas saturadas via DMT não se aplicam à argila porosa
do campo experimental, que apresenta comportamento drenado. Os ensaios de laboratório
são insuficientes para estabelecer conclusões definitivas sobre a obtenção deste parâmetro,
embora tenha sido obtido nos ensaios de campo a mesma ordem de grandeza dos valores
de laboratório. Em suma, existe uma consistência de valores oriundos do laboratório e do
campo. Existe uma tendência do PLAXIS de prever valores de coesão retroanalisadas no
limite inferior, e o GEOFINE no limite superior.
Para ensaios de SPT não há correlação adequada para a coesão. Décourt (1999)
com base em resultados de ensaios de laboratório e sondagens confiáveis recomenda uma
correlação entre NSPT e a resistência não drenada de argilas saturadas. Esta correlação
também não atende as condições de drenagem e saturação do solo em estudo.
A coesão em solos não saturados é o parâmetro que sofre as maiores variações,
podendo-se observar na Tabela 6.12 erros percentuais de até 90% dos valores obtidos em
laboratório. Estas variações estão dentro das incertezas do parâmetro que decorrem de
variações sazonais verificadas durante os ensaios de campo e provas de carga executados
em diferentes estações do ano, além de distintas trajetórias de tensão entre campo e
laboratório, como já citado por Mair & Wood (1987). Os erros percentuais da coesão
obtidas por retroanálises e ensaios de PMT, tendo como base de referência os ensaios de
laboratório, estão apresentados na Tabela 6.12. Segue os critérios adotados anteriormente
para a divisão das camadas: camada I (1 a 3,0 m), camada II (3,1 a 8,0) e camada III (8,1 a
12,0 m).
243
Tabela 6.12 – Erros percentuais dos valores de coesão com base em ensaios de laboratório.
Campanhas
Erro (%)
Camada PMT FINE PLAXIS
I
-9,5
47,8
-31,0
1ª
II
36,5
44,8
-23,3
III
-19,5
-25,1
-91,4
I
-36,2
5,1
-58,5
2ª
II
25,8
43,7
-28,2
III
23,6
-48,5
I
-60,8
-66,1
3ª
II
17,9
-86,1
III
-52,3
-95,2
I
-53,0
51,5
-87,9
4ª
II
9,5
22,6
-65,0
III
-13,4
33,5
-78,6
I
32,9
41,3
60,9
Média em
II
23,9
32,2
50,6
Módulo
II
19,5
33,6
78,4
6.3.3.2. Ângulo de Atrito (φ)
Calcula-se o ângulo de atrito através de duas correlações do DMT, segundo
Marchetti & Crapps (1981) e Marchetti (1997). As Figuras 6.41 a 6.44 mostram os valores
dos ângulos de atrito calculados em função da profundidade por essas correlações, assim
como os ângulos de atrito obtidos pelo PMT, por retroanálises do GEOFINE e PLAXIS e
tendo como referência os ensaios de laboratório.
Varias teorias empíricas ou semi empíricas já foram publicadas para interpretação
de φ’ por ensaio de CPT. Resultados de câmara de calibração demonstram a natureza
complexa da penetração em areias, e segundo Robertson e Campanella (1989), soluções
teóricas “fechadas” ainda não são possíveis para uma utilização prática. Com base nos
dados coletados por diversos autores, baseados em soluções existentes em câmara de
calibração onde φ’ é obtido por ensaios triaxiais de mesmo Dr e σ’h da câmara, Robertson
& Campanella (1983) propuseram uma correlação empírica entre φ’ e qc. Segundo estes
autores esta correlação deve ser razoavelmente precisa para areias normalmente adensadas,
não cimentadas, moderadamente incompressíveis e predominantemente quartzosas. Para
areias compressíveis os valores de φ’ tendem a ser maiores. Em areias pouco adensadas
deve-se usar o σ’h (tensão efetiva na profundidade h do solo ensaiado) antes da penetração.
244
φ (º)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
15
20
25
30
35
40
10
Profundidade (m)
Profundidade (m)
10
φ (º)
1ª campanha - chuvosa
DM1
DM3
Laboratório
FINE
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
15
20
25
30
35
40
3ª campanha - chuvosa
DM2
CP1
PM1
PLAXIS
DM6
DM8
Laboratório
PLAXIS
DM7
CP11
FINE
Figura 6.41 – Variação do ângulo de atrito dos ensaios da 1ª e 3ª campanhas
(estação chuvosa) com calculado do DMT pela proposta de Marchetti & Crapps (1981).
15
20
25
φ (º)
30
35
40
10
Profundidade (m)
Profundidade (m)
10
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
φ (º)
2ª campanha - seca
DM4
CP6
PM3
PLAXIS
DM5
Laboratório
FINE
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
15
20
25
30
35
40
4ª campanha - seca
DM9
DM11
CP16
PM2
PLAXIS
DM10
DM12
Laboratório
FINE
Figura 6.42 – Variação do ângulo de atrito dos ensaios da 2ª e 4ª campanhas (estação seca)
com calculado do DMT pela proposta de Marchetti & Crapps (1981).
245
φ (º)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
15
20
25
30
35
40
10
Profundidade (m)
Profundidade (m)
10
φ (º)
1ª campanha - chuvosa
DM1
DM3
Laboratório
FINE
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
15
20
25
30
35
40
3ª campanha - chuvosa
DM6
DM8
Laboratório
PLAXIS
DM2
CP1
PM1
PLAXIS
DM7
CP11
FINE
Figura 6.43 – Variação do ângulo de atrito dos ensaios da 1ª e 3ª campanhas (estação
chuvosa) com calculado do DMT pela proposta de Marchetti (1997).
φ (º)
φ (º)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
15
20
25
30
35
10
40
Profundidade (m)
Profundidade (m)
10
2ª campanha - seca
DM4
CP6
PM3
PLAXIS
DM5
Laboratório
FINE
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
15
20
25
30
35
40
4ª campanha - seca
DM9
DM11
CP16
PM2
PLAXIS
DM10
DM12
Laboratório
FINE
Figura 6.44 – Variação do ângulo de atrito dos ensaios da 1ª e 3ª campanhas (estação
chuvosa) com o calculado do DMT pela proposta de Marchetti (1997).
246
Segundo a proposta de Marchetti & Crapps (1981) obtém-se o ângulo de atrito do
solo por correlação com valores de ID > 1,2 (silte arenoso a areia), na qual o φ é obtido em
função de ID e ED. O método de Marchetti (1997) foi baseado na correlação proposta por
Campanella & Robertson (1991), em ábacos função de KD para estimativa de φ. A partir
deste ábaco surgiu a equação analítica correlacionando o ângulo de atrito com KD.
Para o cálculo do erro percentual adota-se como critério de escolha o ensaio de
DMT mais próximo da estaca ensaiada na respectiva campanha, sendo para 1ª campanha o
DM2, 2ª campanha o DM5, 3ª campanha o DM6 e 4ª campanha o DM11.
A Tabela 6.13 apresenta os erros percentuais, verificando-se que os valores
estimados pela correlação de Marchetti & Crapps (1981) foram os que mais se
aproximaram dos valores determinados em laboratório, com boa repetibilidade e valores
entre 26º e 28º. Estes resultados são compatíveis porque representam as propriedades reais
do solo in situ, conforme classificação nos ensaios sem defloculante, ou seja, solo com
comportamento areno-siltoso. Ortigão (1994a) apresenta valores entre 25 e 28º e Jardim
(1998) entre 25 e 32º. Neste trabalho apresenta-se para camada porosa φ' de 27º, conforme
determinação feita em laboratório
O ensaio de CPT apresenta erros elevados na camada I, devido a variabilidade
sazonal que interfere nas medidas de qc, levando a valores irreais do ângulo de atrito.
Verificam-se erros percentuais de até 55% nesta camada.
Pelo ensaio PM1 executado na 1ª campanha (estação chuvosa) verifica-se que as
curvas pressiométricas ao longo da profundidade apresentam um valor de φ próximo ao
determinado em laboratório. Nas campanhas secas isto não acontece, verificando-se erros
percentuais de até 45%.
Nas retroanálises observa-se que o FINE apresenta valores
próximos dos obtidos em laboratório, enquanto o PLAXIS estima valores bem inferiores,
com exceção da 2ª campanha que apresenta os menores erros percentuais.
247
Tabela 6.13 – Erros percentuais dos valores de φ com base em ensaios de laboratório.
Erro (%)
Campanhas
DMT
FINE
Camada
PMT
CPT
PLAXIS
M&C
M
I
-1,6
4,0
0,0
48,1
0,0
18,5
1ª
II
-0,5
7,5
1,5
5,2
0,0
-18,5
III
5,4
21,8
0,6
7,6
-1,3
-46,5
I
6,9
30,9
0,0
55,6
0,0
0,0
2ª
II
-1,9
10,2
-25,2
14,1
0,0
0,0
III
4,3
30,7
10,8
-1,3
-8,9
I
6,2
22,6
35,2
0,0
-11,1
3ª
II
0,1
9,6
8,1
0,0
-11,1
III
5,1
31,1
20,7
-1,3
-39,2
I
6,3
9,0
-16,7
38,9
0,0
-3,7
4ª
II
1,4
6,6
-45,9
2,2
0,0
-32,7
III
8,9
27,2
-25,9
10,7
-1,3
-8,9
I
5,2
16,6
0,0
46,3
0,0
11,1
Média em
II
1,0
8,5
13,3
9,1
0,0
20,7
módulo
III
5,9
27,7
0,6
12,4
1,3
25,8
6.3.3.3. Coeficiente de Empuxo no Repouso (K0)
A estimativa do parâmetro K0 por meio do DMT foi realizada utilizando-se as
propostas de Marchetti (1980), Lacasse & Lunne (1988) e Lunne et al. (1990). Utilizando
os resultados de laboratório (K0 triaxial) como referência para K0, as correlações entre K0 e
KD foram aferidas. Lacasse & Lunne (1988) sugerem modificações à proposição original
de Marchetti (1980), sendo a correlação entre KD e K0 função da idade da argila. Para
areias o K0 é estimado função de KD e qc do CPT. Lunne et al. (1990) ainda propôs uma
correlação para argilas jovens em função do índice de plasticidade, baseado em ensaios
realizados na Noruega. As proposições de Lacasse & Lunne (1988) e Lunne et al. (1990)
apresentaram um bom ajuste para a argila porosa (Figura 6.45).
248
Lacasse & Lunne (1988)
Marchetti (1980)
Profundidade (m)
0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2
Lunne et al. (1990)
0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2
0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2
0
0
0
1
2
1
2
1
2
3
4
3
3
4
5
6
4
5
7
8
7
8
9
10
9
11
12
5
6
6
7
8
9
10
10
11
12
11
12
13
14
13
14
13
14
15
15
15
DM6
DM8
Laboratório k0 sat
DM7
Laboratório k0 nat
Figura 6.45 – Perfil de K0 da 3ª campanha calculado através de ensaios triaxiais e das
correlações de Marchetti (1980), Lacasse & Lunne (1988) e Lunne et al. (1990).
As Figuras 6.46 e 6.47 apresentam os valores de K0 ao longo da profundidade de
acordo com as campanhas realizadas. Adotando-se Lunne et al. (1988) verifica-se que os
valores de K0 apresentam boa repetibilidade em todos os furos, com valores elevados nos
dois primeiros metros durante a estação seca e decrescendo com a profundidade, faixa de
0,4-0,7 (trecho da argila porosa). A partir de 10 m situa-se entre 0,6-0,8. Estes resultados
concordam com K0 entre 0,4-0,7 obtidos para amostras naturais e inundadas a partir de
ensaios triaxiais, profundidades entre 2,0 e 10,0 m.
Ortigão et al. (1996) apresentam valores de K0 igual a 0,6, sendo observado
também valores elevados de K0 nos primeiros 2,0 m de profundidade, com decréscimo
linear na faixa de 0,5–0,7. Jardim (1998) obteve valores de K0 na faixa de 0,3-0,7 até
8,0 m e entre 0,8-1,1 até 12,0 m com DMT cravado dinamicamente (Jardim, 1998).
Mota et al. (2000b) avalia a influência do sistema de cravação nos resultados de K0 obtidos
por Jardim (1998) e observa que a variação em torno da média é de aproximadamente ± 20
% (até ≈ 4 m) e de ± 40 % a partir desta profundidade.
249
K0
0,4
0,8
1,2
1,6
2,0
0,0
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0,0
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
K0
1ª campanha - chuvosa
DM1
DM3
PM1
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
0,4
0,8
1,2
1,6
2,0
3ª campanha - chuvosa
DM2
Laboratório
DM6
DM7
DM8
Laboratório
Figura 6.46 – Perfis de K0 das 1ª e 3ª campanhas (estação chuvosa) calculados através de
ensaios triaxiais e das correlações de Lunne et al. (1990).
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
0,4
0,8
K0
1,2
1,6
0
2
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
2ª campanha - seca
DM4
DM5
Laboratório
PM3
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
0,4
0,8
K0
1,2
1,6
2
4ª campanha - seca
DM9
DM11
Laboratório
DM10
DM12
PM2
Figura 6.47 – Perfis de K0 das 2ª e 4ª campanhas calculados através de ensaios triaxiais e
das correlações de Lunne et al. (1990).
250
6.3.3.4. Pressão Limite (Plim)
A pressão limite é definida somente para o PMT. Entretanto, a interpretação do
DMT de Campanella & Robertson (1989) permite adotar Plim do DMT igual a p1. Os
resultados são comparados na Figura 6.48 e concordam, o que era esperado pois Plim é
obtido para grandes deformações, sem ser influenciado por problemas de instalação ou
perturbação no solo. A pressão limite obtida na argila porosa é baixa, variando entre zero
na superfície da argila e 1000 kPa na profundidade de 8,0 m. Nas camadas de solo
saprolítico ela é crescente chegando a atingir 2880 kPa. Ortigão et al. (1996) obtiveram
valores de Plim variando de zero na superfície da argila até 1000kPa, na época de execução
do metrô de Brasília, e na profundidade de 20,0 m em ensaios de PMT e DMT realizados
no final da Asa Sul.
Plim (kPa)
Plim (kPa)
Profundidade (m)
0
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
1000
2000
1ª campanha - chuvosa
DM1
DM2
DM3
0
3000
PM1
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
1000
2000
Plim (kPa)
3000
2ª campanha - seca
DM4
DM5
PM3
0
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
1000
2000
3000
4ª campanha - seca
DM9
DM12
DM10
PM2
DM11
Figura 6.48 – Comparação da pressão limite de expansão (Plim) obtida em ensaios de PMT
e DMT.
251
6.3.3.5. Módulo Oedométrico (M)
Para o cálculo do módulo de deformação oedométrica (M), Mitchell & Gardner
(1975) propuseram a equação M = α.qc, onde α é da ordem de 1,5 a 4,0. Apresenta-se na
Figura 6.49, esta correlação para os ensaios CP1 (estação chuvosa) e CP6 (estação seca),
realizados no campo experimental, sendo “a” referente ao valor de α. De acordo com estes
resultados adota-se a = α = 1,5 para o perfil do solo em diferentes estações do ano.
M (MPa)
Profundidade (m)
0
4
8
12
16
20
24
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
a = 1,5 (chuvoso)
a = 3,0 (chuvoso)
a = 4,0 (chuvoso)
Oedométrico (wcampo)
a = 1,5 (seco)
a = 3,0 (seco)
a = 4,0 (seco)
Figura 6.49 – Valores de M por Mitchell & Gardner (1975) para os ensaios CP1 e CP6.
A expansão do diafragma no interior da massa de solo é freqüentemente utilizada
na estimativa da deformabilidade do solo. Os estudos indicaram uma proporcionalidade
entre o módulo oedométrico M e ED, tendo ID e KD como definidoras dos coeficientes de
correlação (Marchetti, 1980; Lunne et al., 1981). O valor do módulo oedométrico M, ou
módulo de compressão unidimensional fornecido pelo DMT cresce com a profundidade
desde um valor da ordem de 1 MPa no topo até valores da ordem de 20 MPa a 8,0 m de
252
profundidade (camada de argila porosa), atingindo até 80 MPa na camada de solo
saprolítico (Figuras 6.50 e 6.51).
Ortigão et al. (1996) apresentaram valores da ordem de 5 MPa no topo até valores
de 20 MPa a 15,0 m de profundidade. Jardim (1998) apresentou valores de da ordem de
1 MPa no topo até 18 MPa a 8,0 de profundidade, chegando a 28 MPa em 12,0 m.
Os valores de M pelo CPT adotando α = 1,5, conforme Figura 6.49, apresentam
boa convergência com o laboratório e com o resultados obtidos pelo DMT, horizonte de
solo residual laterítico, camada de 1,0 a 8,0 m de profundidade.
M (MPa)
M (MPa)
20
40
60
0
80
0
0
1
1
2
3
2
3
4
4
5
5
6
6
7
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
7
8
9
10
13
14
14
15
15
16
1ª campanha - chuvosa
80
9
13
17
60
10
11
12
16
40
8
12
11
20
17
3ª campanha - chuvosa
18
18
DM1
DM3
Oedométrico
DM2
CP1
DM6
DM8
Oedométrico
DM7
CP11
Figura 6.50 – Resultados de módulos de compressão unidimensional (M) das 1ª e 3ª
campanhas (estação chuvosa).
253
M (MPa)
M (MPa)
0
20
40
60
80
0
0
1
0
1
2
2
3
3
4
5
6
5
6
Profundidade (m)
Profundidade (m)
4
7
8
9
10
11
12
13
14
40
60
80
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
15
16
17
18
20
2ª campanha - seca
17
4ª campanha - seca
18
DM4
CP6
DM5
Oedométrico
DM9
DM11
CP16
DM10
DM12
Oedométrico
Figura 6.51 – Resultados de módulos de compressão unidimensional (M) das 2ª e 4ª
campanhas (estação seca).
6.3.3.6. Módulo de Young (E)
Este parâmetro foi calculado através de um fator de correção F, que estabelece uma
proporcionalidade entre o módulo de Young E, e o módulo dilatométrico ED. Segundo
Robertson et al. (1989), o fator de correção F é igual a 10,0 para solos coesivos e 2,0 para
solos arenosos. Baldi et al. (1986) sugerem para solos não coesivos valores de F iguais a
0,85 e 3,5 para areias normalmente adensadas e pré-adensadas, respectivamente. Na Figura
6.52 observa-se que o fator de correção F para este solo está muito próximo do que foi
sugerido por Baldi et al. (1986) e Campanella et al. (1985) para solos arenosos, ou seja
F = 0,85 para as distintas estações do ano.
254
E (MPa)
Profundidade (m)
0
40
80
120
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
160
F = 0,85 - chuvoso
F = 0,85 - seco
F = 2 - chuvoso
F = 2 - seco
F = 3,5 - chuvoso
F = 3,5 - seco
Ei (Triaxial)
E50 (Triaxial)
16
17
18
PMT
Figura 6.52 – Resultados de módulo de Young (E) do ensaio DM1 e DM5 realizados nas
estações chuvosa e seca, respectivamente.
Para valores de módulo de deformabilidade (E) Robertson & Campanella (1988)
sugeriram valores também em função de α, sendo da ordem de 6 a 10 para areias préadensadas e de 2,5 a 6,0 para areias normalmente adensadas. A Figura 6.53 apresenta a
variação de α para os ensaios CP1 e CP6, realizados no campo experimental em estações
distintas, sendo “a” correspondente ao valor de α.
255
E (MPa)
Profundidade (m)
0
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
10
20
30
40
50
60
a = 2,5 - chuvoso
a = 2,5 - seco
a = 4 - chuvoso
a = 4 - seco
a = 8 - chuvoso
a = 8 - seco
Ei (Triaxial)
E50 (Triaxial)
PMT
Figura 6.53 – Resultados de módulo de Young (E) do ensaio CP1 e CP6 realizados nas
estações chuvosa e seca, respectivamente.
A partir da Figura 6.53 pode-se estimar o valor de α = 2,5 (limite inferior) e α = 8
(limite superior). Os módulos obtidos em laboratório em ensaios CK0D são
correlacionados no limite inferior ou seja, α = 2,5. Os módulos de deformabilidade obtidos
nas retroanálises, concordam com os módulos determinados a partir de α = 8 (limite
superior). As Figuras 6.54 e 6.55 mostram os módulos que melhor reproduzem a
deformabilidade do elemento de fundação, considerando as trajetórias de tensões no campo
com α = 8 para estimativa via CPT e módulos retroanalisados pelos programas GEOFINE
e PLAXIS.
256
E (MPa)
20
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
40
60
80
100 120
0
1ª campanha - chuvosa
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
E (MPa)
CP1
CP3
Ei (Triaxial)
PM1
PLAXIS
20
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
40
60
80
3ª campanha - chuvosa
CP8
CP10
CP12
CP14
E50 (Triaxial)
PLAXIS
CP2
CP4
E50 (Triaxial)
FINE
100 120
CP9
CP11
CP13
Ei (Triaxial)
FINE
Figura 6.54 – Resultados de módulo de Young (E) pelo CPT, FINE, PLAXIS e triaxial das
1ª e 3ª campanhas (estação chuvosa).
E (MPa)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
20
40
60
E (MPa)
80
100 120
0
2ª campanha - seca
Profundidade (m)
Profundidade (m)
0
CP5
CP7
E50 (Triaxial)
FINE
CP6
Ei (Triaxial)
PMT
PLAXIS
20
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
40
60
80
100 120
4ª campanha - seca
CP15
CP17
E50 (Triaxial)
FINE
CP16
Ei (Triaxial)
PMT
PLAXIS
Figura 6.55 – Resultados de módulo de Young (E) pelo CPT, FINE, PLAXIS e triaxial das
2ª e 4ª campanhas (estação seca).
257
6.3.3.7. Análise Global
As comparações apresentadas entre os valores de campo e de laboratório servem
para dar uma idéia da variabilidade dos parâmetros geotécnicos. No entanto, este trabalho
não avançou o suficiente para que fosse propostas correlações para obtenção de parâmetros
da argila porosa e colapsível. O número de ensaios de laboratório ainda é insuficiente para
obtenção destas correlações.
A questão quando se tenta calcular parâmetro via ensaios de DMT e CPT é que o
solo poroso de Brasília, devido a sua alta permeabilidade, tende a ter comportamento como
o de solos arenosos, ou seja, é um solo coesivo que quando carregado poderá apresentar
comportamento de solo arenoso (drenado).
A sucção tem influência na variação da coesão para valores do grau de saturação
maiores que o ponto correspondente ao término de entrada de ar nos macroporos.
O ângulo de atrito do solo estudado não apresenta tendência de variação com a
sucção, sendo que as diferenças estão dentro da incerteza do parâmetro. Para camada
porosa deve-se adotar um valor igual a 27º, e na camada saprolítica em torno de 24º.
O método de análise dos resultados de PMT através de simulação teórica da curva
de expansão de cavidade não apresentou resultados satisfatórios para os ensaios realizados
na estação seca. Mais estudos devem ser realizados, com um número maior de ensaios
realizados nesta estação.
Os ensaios de campo reproduziram de forma satisfatória as condições de umidade e
trajetória de tensões observadas no campo, quando compara-se com valores determinados
em laboratório em função da sucção.
Os parâmetros obtidos através de retroanálises pelo PLAXIS são limite inferior e
no GEOFINE limite superior e reproduzem a trajetória de tensão e as condições de
amolgamento do solo circunvizinho as estacas.
Para interpretação dos parâmetros via DMT recomenda-se Marchetti & Crapps
(1981) para determinação do ângulo de atrito (φ),Lunne et al. (1990) para coeficiente de
empuxo no repouso (K0), Mitchell & Gardner (1975) para módulo oedométrico (M) e
Robertson & Campanella (1988) para módulo de Young (E). Finalmente recomenda-se
Robertson & Campanella (1988) para estimativa do módulo de Young via CPT.
258
CAPÍTULO 7
7. CONCLUSÕES
7.1. CONCLUSÕES GERAIS
Esta pesquisa abordou de maneira científica a aplicabilidade de técnicas avançadas
de ensaios de campo já implantadas no Brasil (CPT, DMT, PMT, SPT-T e DPL) visando
ampliar o seu uso para as condições particulares do solo de Brasília (argila porosa na
condição saturada), de forma a encontrar alternativas técnicas e econômicas para o projeto
de fundações profundas em obras de médio e grande porte no Distrito Federal e entorno.
Discutiu-se o comportamento real de fundações, quando carregadas estaticamente, sob
condições distintas de umidade do solo.
Foram realizadas quatro campanhas de ensaios de campo e provas de carga em
diferentes estações do ano. Além disso também foram realizados ensaios de caracterização,
cisalhamento direto e triaxial e de sucção (curva característica) em amostras de solos
coletados no Campo Experimenta da UnB, no Campus Universitário - Asa Norte. Uma
quinta campanha de investigação foi realizada em obra local, situada na quadra SGAS 905,
Asa Sul. Várias metodologias para obtenção de parâmetros do solo foram avaliadas e
comparadas com resultados de provas de carga em estacas, retroanalisadas mediante a
utilização dos programas GEOFINE e PLAXIS.
Medidas de umidade no perfil em diferentes épocas do ano mostram que a variação
de saturação e, conseqüentemente da sucção, é significativa para os três primeiros metros,
influenciando diretamente nas medidas de qc do CPT e p0 do DMT. Porém, não se
conseguiu relacionar os resultados dos ensaios de CPT, DMT, SPT-T e DPL com a sucção,
apesar de detectar as variações de umidade/sucção devido a sazonalidade. Observou-se que
o ensaio dilatométrico foi o que apresentou melhor relação com a sucção e o ensaio de
cone foi o que apresentou as maiores variações, em parte devido à sucção. Adicionalmente
259
pode ser dito que, apesar de pouco utilizada no DF, cuidados devem ser tomados com as
fundações rasas e com as obras de contenção, pois, comprovadamente, as mesmas estão
sujeitas à influência das variações no teor de umidade em diferentes épocas do ano nos
metros iniciais do perfil de solo argiloso e poroso do DF.
Nem sempre uma campanha realizada em uma determinada estação do ano pode ser
classificada como seca ou chuvosa, pois, dentro de períodos chuvosos, tem-se veranicos e
pode-se ter ainda chuvas intensas e espaçadas, características meteorológicas da região
Centro-Oeste do Brasil. Recomenda-se que a identificação da estação referente a cada
período seja feita após análise do perfil de umidade, principalmente nos primeiros metros.
Lembra-se ainda que em ensaios de campo haverá sempre variações, seja devido a
sazonalidade ou devido à variação espacial, anisotropia ou questões operacionais de cada
ensaio realizado.
Os testes de ajuste de curva K-S e χ2, ferramentas estatísticas aqui utilizadas,
identificaram de forma adequada as funções de densidade de probabilidade representativas
dos ensaios de CPT, sendo destacadas as distribuições Normal e Log-normal. Para uma
análise mais aprofundada da variabilidade espacial dos ensaios de CPT, recomenda-se, a
partir deste estudo, a utilização de ferramentas estatísticas mais avançadas, tipo teste de
hipótese que possibilite avaliar amostras distintas.
A previsão de capacidade de carga por métodos empíricos, semi-empíricos e
racionais não sofreu influência significativa em relação à sazonalidade. Nos métodos
racionais, a utilização da coesão, parâmetro que sofre grande influência da sucção nos três
primeiros metros, pouco contribuiu na parcela total de carga, haja vista que tais
metodologias superestimaram a parcela de ponta e não a parcela lateral. Já, nos métodos
semi-empíricos de previsão da capacidade de carga a partir de resultados de ensaios de
CPT, foi priorizada no dimensionamento a parcela de atrito lateral, que apresentou valores
baixos, características estas observadas em perfis de solos colapsíveis. Os melhores
resultados foram obtidos pelo método proposto por Bustamante & Gianeselli (1979) que
sugerem o cálculo da parcela de atrito lateral a partir do valor da resistência de ponta (qc).
Todos os métodos semi-empíricos de previsão de capacidade de carga
subdimensionaram a parcela de resistência lateral (fuste) nas previsões feitas para estacas
instaladas no campo experimental e na obra, com base na instrumentação da estaca E1.
Observou-se que as previsões do campo experimental indicaram uma contribuição de
ponta menor que no caso da obra, e isto ocorreu devido aos elevados valores de SPT na
obra (N = 42), a 9,0 m de profundidade.
260
A partir das análises feitas neste trabalho pode se concluir que o método de Van der
Veen (1953) foi o mais adequado para extrapolação da curva carga-deslocamento, pois
além de ser mais conservador, refletiu com maior acurácia o comportamento das estacas.
Sua forma exponencial reflete o comportamento de estacas flutuantes, que trabalham
predominantemente por atrito lateral, o que tem sido observado em estacas escavadas
instaladas em perfis de solo do DF. No entanto, não se pode afirmar que este método é o
mais apropriado para extrapolação de curvas carga-deslocamento em tubulões, onde a
parcela de ponta é mais relevante.
Cuidados devem ser tomados no período de realização de provas de carga,
principalmente para estacas escavadas, pois os dados aqui obtidos comprovam a influência
da sazonalidade na carga última, podendo ocorrer diferenças de até 38%, o que levaria
algumas obras a coeficientes de segurança menores que 2,0. Ao interpretar curvas cargadeslocamento de provas de carga realizadas em estações secas é recomendado uma redução
da carga de ruptura, devido ao acréscimo médio de carga no período seco, provocados pelo
aumento do módulo de elasticidade e pela menor deformabilidade do sistema (menor
rigidez). Cautela deve ser adotada também em relação à ponta para estacas flutuantes no
DF, pois se comprovou a quase inexistência desta parcela neste tipo de estaca escavada
(flutuante) instaladas no perfil de solo do DF.
Os recalques calculados considerando os módulos determinados a partir de ensaios
de laboratório foram até seis vezes maiores que os recalques medidos durante as provas de
cargas, logo a estimativa da trajetória feita por parâmetros de laboratório não reproduziu o
estado de tensões e confinamento do solo. Estimativas de recalques feitas a partir de
resultados de ensaios CPT foram adequados devido aos bons valores de módulo de
deformabilidade (E) obtidos pelo CPT, sendo esta correlação para o solo local igual a
E = 8qc.
Com o conhecimento prévio dos parâmetros de resistência (c e φ) determinados a
partir de laboratório pode-se simular nos programas GEOFINE e PLAXIS a curva cargadeslocamento, ressaltando-se que os parâmetros de deformabilidade (E e ν) obtidos em
laboratório subestimaram os parâmetros retroanalisados, uma vez que o laboratório não
simulou as reais trajetórias de tensões de carga e nem a metodologia executiva das estacas.
Logo se recomenda a utilização dos parâmetros retroanalisados determinados nesta
pesquisa, lembrando que os parâmetros da estação chuvosa simulam curvas cargadeslocamento a favor da segurança.
261
As correlações existentes para estimar resistência não drenada em argilas saturadas
via CPT e DMT não se aplicam a argila porosa de Brasília, pois este solo tem
comportamento drenado sendo composto por material terroso não saturado em sua grande
maioria. Novos estudos devem ser realizados neste sentido.
Para estimativa do ângulo de atrito via DMT recomenda-se utilizar Marchetti &
Crapps (1981). Pelo CPT a proposta de Robertson & Campanella (1989) apresenta valores
irreais não sendo adequado para estimar o ângulo de atrito em argilas porosas colapsíveis.
A estima feita pelo ensaio de PMT, realizado na estação chuvosa, apresentou bons
resultados de ângulo de atrito.
O solo de Brasília tende a desagregar com o uso de defloculante e
conseqüentemente tende a mudar sua característica granulométrica, portanto dependendo
do uso ou não do defloculante existirão diferenças na classificação do solo. Outro aspecto é
que devido ao alto grau de agregação o defloculante muda as características
granulométricas do solo, devido à dificuldade de controlar o grau de desagregação durante
os ensaios com defloculante. Conclui-se que para este tipo de solo com alto nível de
agregação que a metodologia MCT é recomendada, pois não sofre influência com a
desagregação do material.
A nova proposta de classificação do solo via CPT, apresentada nesta pesquisa,
contempla uma zona ativa do solo superficial influenciados pelas variações de
umidade/sucção que provocam variações nas medidas de qc e fs registradas pelo CPT.
Assim uma síntese das conclusões desse trabalho, baseada nos resultados
apresentados nesta pesquisa e na experiência pessoal, é a seguinte:
•
Os ensaios de CPT e DMT foram capazes de registrar variações sazonais. Não se tem
confirmação da real influência da sazonalidade nos ensaios de SPT-T e DPL;
•
Os parâmetros estimados através de ensaios de PMT realizados em estações secas, não
apresentaram resultados satisfatórios, recomendando-se novos estudos;
•
A nova proposta de carta da classificação para CPT identificou de forma adequada o
perfil estratigráfico do horizonte residual laterítico de Brasília, levando-se em conta a
influência da sazonalidade;
•
O método de extrapolação de Van der Veen (1953) refletiu de forma satisfatória o
comportamento das curvas carga-deslocamento de estacas escavadas em solos
porosos;
262
•
Deve-se reduzir a parcela de ponta em estacas escavadas assentes na camada de solo
residual laterítico, porque através de instrumentação verificou-se que para este tipo de
estaca não ocorreu mobilização de ponta;
•
Os métodos de previsão de carga via CPT recomendado para estacas escavadas nesta
região foram Bustamante & Gianeselli (1982) e Aoki & Velloso (1975), para SPT,
Décourt & Quaresma (1978) e para SPT-T, Peixoto (2001) e Décourt (1996);
•
No cálculo de previsão de recalque recomenda-se utilizar módulos retroanalisados em
provas de carga ou obtidos através de ensaios tipo CPT, DMT ou PMT, pois módulos
obtidos em laboratório superestimaram os recalques;
•
O programa GEOFINE, apesar de ser uma ferramenta simplificada em relação ao
PLAXIS, apresentou via retroanálise parâmetros próximos aos obtidos em laboratório,
sendo recomendado o seu uso;
7.2. SUGESTÕES PARA PESQUISAS FUTURAS
Com base em todo o estudo anterior apresentado ao longo da Tese, são
recomendados os seguintes tópicos para futuras pesquisas:
•
Sugere-se um estudo mais aprofundado dos métodos de extrapolação de curva cargadeslocamento e capacidade de carga de tubulões, inclusive levando-se em conta a
variação de sucção ao longo do ano para se prever o comportamento in loco deste tipo
de fundação;
•
Sugere-se um estudo mais aprofundado da variabilidade espacial dos ensaios de
campo, aplicando ferramentas estatísticas tipo função de auto-correlação e/ou
variogramas e testes de hipótese;
•
Sugere-se aprimorar os métodos diretos e indiretos de capacidade de carga e recalque
de fundações via ensaios de campo avançados, levando-se em conta, explicitamente, a
sucção do solo e o efeito de sazonalidade;
•
Sugere-se expandir os estudos referentes ao pressiômetro de Ménard, com um viés
numérico de utilização da curva pressiométrica de campo, de forma a se calibrar
programas numéricos, como o PLAXIS, para a simulação do comportamento de
fundações profundas in loco, em diferentes estações do ano;
263
•
Em função das correlações existentes de resistência não drenada via ensaios de CPT e
DMT não serem adequadas para estimar coesão drenada em solo poroso colapsível,
não saturado, sugere-se estudar alternativas de correlações deste parâmetro com estes
ensaios;
•
Sugere-se, finalmente, o contínuo monitoramento de fundações profundas em
verdadeira grandeza, e a realização de provas de carga e ensaios de campo ao longo do
ano e em distintos locais do DF, para validação das premissas e resultados aqui
obtidos – oriundos de estudo em área limitada geológica e geograficamente.
264
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285
APÊNDICE A
Intensidade (contagens)
A. DIFRATOGRAMAS DO SOLO DO CAMPO EXPERIMENTAL
fração argila
amostra total
2 – Theta (graus)
Intensidade (contagens)
Figura A.1 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB– profundidade 1 m.
fração argila
amostra total
2 – Theta (graus)
Figura A.2 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB– profundidade 2 m.
286
Intensidade (contagens)
fração argila
amostra total
2 – Theta (graus)
Intensidade (contagens)
Figura A.3 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB– profundidade 3 m.
fração argila
amostra total
2 – Theta (graus)
Figura A.4 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB– profundidade 4 m.
287
Intensidade (contagens)
fração argila
amostra total
2 – Theta (graus)
Intensidade (contagens)
Figura A.5 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB– profundidade 5 m.
fração argila
amostra total
2 – Theta (graus)
Figura A.6 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB– profundidade 6 m.
288
Intensidade (contagens)
fração argila
amostra total
2 – Theta (graus)
Intensidade (contagens)
Figura A.7 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB– profundidade 7 m.
fração argila
amostra total
2 – Theta (graus)
Figura A.8 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB– profundidade 8 m.
289
Intensidade (contagens)
fração argila
amostra total
2 – Theta (graus)
Intensidade (contagens)
Figura A.9 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB– profundidade 9 m.
fração argila
amostra total
2 – Theta (graus)
Figura A.10 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB– profundidade 10 m.
290
Intensidade (contagens)
2,0 m
4,0 m
6,0 m
8,0 m
10,0 m
2 – Theta (graus)
Figura A.11 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB (amostra total) –
profundidades 2, 4, 6, 8 e 10 m.
Intensidade (contagens)
2,0 m
4,0 m
6,0 m
8,0 m
10,0 m
2 – Theta (graus)
Figura A.12 – Difratograma do solo do campo experimental da UnB (fração argila) –
profundidades 2, 4, 6, 8 e 10 m.
291
APÊNDICE B
B. CERTIFICADOS DE CALIBRAÇÃO DO CONE E PIEZOCONE
292
293
294
295
296
297
298
299
APÊNDICE C
C. RESULTADOS DOS ENSAIOS DE CAMPO
C.1. CONE ELÉTRICO (CPT)
C.1.1. Campo Experimental da UnB
Prof
(m)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
Tabela C.1 – Resultados médios dos ensaios de CPT da 1ª campanha.
CP1
CP2
CP3
CP4
Qc
fs
FR
qc
fs
FR
qc
fs
FR
qc
fs
(MPa)
(MPa)
(%)
1,72
1,23
1,47
1,22
1,49
1,86
2,42
3,13
4,30
3,74
3,81
4,28
4,14
4,31
0,03
0,04
0,03
0,06
0,08
0,08
0,11
0,17
0,22
0,21
0,19
0,21
0,18
0,17
1,81
4,64
2,74
6,95
5,78
4,32
5,29
5,48
5,13
7,28
4,89
4,81
4,40
4,02
(MPa) (MPa)
0,93
0,54
0,71
0,72
1,13
2,27
3,06
3,71
4,09
4,89
4,74
8,31
0,03
0,03
0,04
0,05
0,05
0,12
0,16
0,21
0,22
0,25
0,23
0,36
(%)
(MPa) (MPa)
2,99
6,03
6,21
7,72
4,92
5,64
5,24
5,52
5,35
5,07
4,78
4,42
1,02
0,97
0,73
0,49
1,29
1,76
1,78
2,38
2,86
3,26
2,83
4,57
4,36
7,54
0,04
0,03
0,03
0,05
0,07
0,10
0,14
0,17
0,18
0,19
0,18
0,24
0,21
0,33
(%)
3,35
3,14
6,51
10,05
6,90
6,36
8,15
7,03
6,33
5,87
6,25
5,65
4,95
4,50
(MPa) (MPa)
0,88
0,54
0,55
0,71
0,86
1,18
1,43
1,43
3,42
4,08
3,35
3,93
5,66
6,21
0,01
0,01
0,02
0,03
0,04
0,06
0,09
0,08
0,18
0,20
0,17
0,19
0,23
0,26
FR
(%)
1,44
3,14
3,27
4,28
4,18
5,26
5,96
5,52
5,35
4,90
4,96
4,74
4,20
4,15
Tabela C.2 – Resultados médios dos ensaios de CPT da 2ª campanha.
CP5
CP6
CP7
Prof
qc
fs
FR
qc
fs
FR
qc
fs
FR
(m)
(MPa) (MPa)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
2,37
0,98
0,82
0,93
0,97
2,32
4,03
2,81
3,99
3,93
4,71
6,84
10,84
0,01
0,03
0,06
0,05
0,06
0,13
0,15
0,14
0,20
0,20
0,21
0,30
0,44
(%)
2,40
34,96
72,39
58,41
63,49
55,70
39,23
50,48
50,97
52,98
45,41
45,24
45,24
(MPa) (MPa)
3,52
0,95
0,72
0,98
1,27
1,66
1,91
2,46
3,55
3,21
2,39
4,24
4,88
5,90
7,66
0,01
0,01
0,04
0,06
0,08
0,10
0,10
0,13
0,17
0,10
0,06
0,19
0,20
0,23
0,32
(%)
(MPa) (MPa)
0,19 3,07
0,74 0,95
5,33 1,17
6,20 0,85
5,94 1,11
5,79 2,01
5,32 2,68
5,38 3,59
4,90 3,55
2,81 3,16
2,02 3,48
4,57 5,37
4,18 8,70
3,93 13,21
4,35
0,04
0,03
0,06
0,05
0,07
0,10
0,14
0,20
0,18
0,15
0,14
0,18
0,36
0,59
(%)
0,74
3,48
5,65
6,41
6,77
5,79
5,15
5,55
5,03
4,78
4,07
3,31
4,13
4,65
300
Prof
(m)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
Tabela C.3 – Resultados médios dos ensaios de CPT da 3ª campanha (1ª parte).
CP8
CP9
CP10
CP11
Qc
fs
FR
qc
fs
FR
qc
fs
FR
qc
fs
(Mpa)
(MPa)
(%)
0,74
0,64
0,86
1,03
1,28
2,02
3,33
4,01
3,97
3,82
4,73
0,03
0,04
0,06
0,07
0,09
0,13
0,18
0,21
0,21
0,19
0,25
4,52
5,55
6,80
7,05
7,31
6,44
5,38
5,41
5,28
4,92
5,27
(MPa) (MPa)
0,66
0,58
0,75
0,79
1,12
1,38
1,34
2,83
3,75
4,12
5,00
0,02
0,02
0,05
0,05
0,08
0,09
0,07
0,15
0,19
0,21
0,25
(%)
3,37
4,20
6,20
6,01
6,77
6,32
5,11
5,30
5,12
5,09
5,05
(MPa) (MPa)
0,60
0,49
0,83
0,81
0,97
1,41
3,63
5,63
4,87
6,00
5,26
0,03
0,03
0,06
0,06
0,07
0,10
0,22
0,27
0,25
0,33
0,30
(%)
(MPa) (MPa)
4,67
5,55
6,89
7,42
7,58
7,31
6,27
4,95
5,12
5,46
5,72
0,82
0,43
0,77
1,23
1,05
1,58
3,02
4,64
4,13
4,37
4,50
3,48
3,65
6,41
0,03
0,01
0,04
0,06
0,05
0,09
0,18
0,28
0,20
0,20
0,22
0,17
0,17
0,26
FR
(%)
3,02
2,88
4,47
4,78
5,14
5,76
5,82
6,15
4,83
4,63
4,88
5,01
4,65
4,16
Tabela C.4 – Resultados médios dos ensaios de CPT da 3ª campanha (2ª parte).
CP12
CP13
CP14
Prof
Qc
fs
FR
qc
fs
FR
qc
fs
FR
(m)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
(MPa)
(MPa)
(%)
0,61
0,39
0,56
0,89
1,30
1,36
1,89
2,94
2,85
2,78
3,64
3,74
3,07
3,05
5,02
0,02
0,02
0,03
0,05
0,08
0,09
0,12
0,18
0,19
0,15
0,19
0,19
0,15
0,14
0,22
3,00
4,67
5,95
5,91
5,84
6,45
6,24
6,34
6,69
5,51
5,23
5,06
5,00
4,51
4,33
(MPa) (MPa)
0,57
0,30
0,29
0,51
0,87
0,88
2,06
2,81
3,00
2,89
4,42
3,02
3,53
3,36
3,44
3,21
7,18
(%)
(MPa) (MPa)
0,03 4,88 0,65
0,03 10,11 0,50
0,03 11,59 0,52
0,05 10,04 0,76
0,07 7,80 1,34
0,07 8,44 1,59
0,15 7,57 1,69
0,17 6,31 3,01
0,19 6,77 4,64
0,18 5,95 7,77
0,23 5,17 4,96
0,16 5,72 7,36
0,20 5,61 4,79
0,18 5,44 5,69
0,18 5,17
0,17 5,38
0,34 4,66
0,01
0,00
0,02
0,03
0,06
0,08
0,09
0,16
0,21
0,36
0,27
0,38
0,23
0,24
(%)
0,99
0,85
3,89
3,49
4,76
5,26
5,45
5,45
4,55
4,72
5,15
5,25
4,77
4,23
301
Tabela C.5 – Resultados médios dos ensaios de CPT da 4ª campanha.
CP15
CP16
CP17
Prof
Qc
fs
FR
qc
fs
FR
qc
fs
FR
(m)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
(MPa)
(MPa)
(%)
1,04
0,65
0,51
0,61
0,83
0,96
1,89
3,20
3,22
3,10
3,11
3,08
3,34
4,46
0,01
0,03
0,03
0,04
0,05
0,06
0,11
0,19
0,17
0,15
0,14
0,14
0,14
0,21
0,81
4,59
6,23
6,39
5,97
6,44
5,73
5,98
5,43
4,95
4,64
4,73
4,17
4,79
(MPa) (MPa)
0,99
0,67
0,66
0,78
0,94
1,79
1,73
1,66
3,61
4,11
3,76
2,94
3,70
3,23
5,89
7,12
0,01
0,02
0,03
0,04
0,05
0,10
0,11
0,09
0,19
0,21
0,19
0,14
0,16
0,14
0,25
0,31
(%)
0,80
3,36
5,03
5,53
5,20
5,68
9,30
5,30
5,21
5,17
5,25
5,04
4,44
4,47
4,25
4,43
(MPa) (MPa)
0,98
0,54
0,52
0,62
0,80
1,14
1,56
2,71
3,73
4,31
3,99
3,83
3,25
4,01
7,39
8,46
0,01
0,03
0,03
0,04
0,05
0,07
0,11
0,17
0,21
0,23
0,22
0,20
0,14
0,17
0,31
0,39
(%)
0,87
5,52
6,47
6,86
7,86
6,68
6,14
6,13
5,63
5,38
5,51
5,22
4,29
4,28
4,25
4,66
C.1.2. Obra Local
Prof
(m)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
Tabela C.6 – Resultados médios dos ensaios de CPT da obra (blocos B e C).
Bloco B
Bloco C
CPO1
CPO2
CPO3
CPO4
Qc
fs
FR
qc
fs
FR
qc
fs
FR
qc
fs
(MPa)
(MPa)
(%)
0,78
0,74
0,73
0,79
0,64
1,49
2,25
2,40
2,53
1,92
7,52
0,03
0,04
0,04
0,05
0,04
0,08
0,12
0,12
0,10
0,08
0,17
3,55
5,52
5,32
6,06
5,89
5,14
5,70
4,75
4,01
4,28
3,24
(MPa) (MPa)
0,93
0,67
0,58
0,70
0,84
1,31
1,94
2,04
2,74
2,52
1,60
2,45
0,01
0,01
0,01
0,02
0,03
0,02
0,10
0,12
0,10
0,07
0,04
0,07
(%)
1,07
1,98
2,17
3,17
3,79
1,91
5,19
6,14
3,69
2,33
2,44
2,64
(MPa) (MPa)
0,56
0,66
0,69
0,87
0,86
1,14
1,98
3,40
5,15
0,00
0,02
0,02
0,03
0,04
0,06
0,11
0,04
0,06
(%)
(MPa) (MPa)
0,58 0,83
2,55 0,80
3,37 0,89
3,68 0,69
5,04 1,09
4,51 1,23
5,33 2,28
1,34 5,67
0,97 11,37
9,30
0,01
0,03
0,04
0,03
0,06
0,07
0,06
0,08
0,16
0,15
FR
(%)
1,36
3,58
4,06
4,37
5,53
5,57
3,18
1,50
1,41
1,68
302
Prof
(m)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
Prof
(m)
Tabela C.7 – Resultados médios dos ensaios de CPT da obra (blocos D e E).
Bloco D
Bloco E
CPO5
CPO6
CPO7
CPO8
Qc
fs
FR
qc
fs
FR
qc
fs
FR
qc
fs
(MPa)
(MPa)
(%)
0,63
0,46
0,57
0,79
0,83
1,00
1,28
2,22
3,23
3,38
2,34
4,91
0,00
0,00
0,02
0,03
0,03
0,04
0,09
0,11
0,16
0,09
0,09
0,08
0,63
0,84
3,25
3,47
3,91
4,55
6,82
4,91
4,92
2,71
3,63
1,82
0,70
0,64
0,72
0,81
0,93
2,08
2,56
2,37
2,22
2,65
3,45
3,58
9,61
0,03
0,05
0,04
0,04
0,05
0,12
0,14
0,12
0,11
0,07
0,09
0,08
0,20
(%)
3,90
7,30
5,42
5,34
5,72
5,73
5,75
4,90
4,81
2,61
2,73
2,11
2,43
(MPa) (MPa)
0,61
0,46
0,62
0,59
0,86
1,30
2,03
2,70
2,49
3,67
4,39
6,56
6,35
0,02
0,02
0,04
0,04
0,06
0,10
0,13
0,07
0,10
0,12
0,11
0,22
0,20
(%)
3,53
4,54
6,68
6,76
6,97
7,98
6,57
2,58
3,84
3,23
2,63
3,32
3,19
(MPa) (MPa)
0,65
0,50
0,56
0,61
0,81
1,83
2,73
1,42
1,95
2,45
4,29
5,32
0,02
0,02
0,02
0,03
0,04
0,09
0,15
0,09
0,12
0,09
0,11
0,15
FR
(%)
3,16
3,63
4,23
5,82
5,39
5,30
5,44
6,31
6,01
3,81
2,60
2,72
Tabela C.8 – Resultados médios dos ensaios de CPT da obra (blocos F, G e H).
Bloco F
Bloco G
Bloco H
CPO9
CPO10
CPO11
CPO12
Qc
Fs
FR
qc
fs
FR
qc
fs
FR
qc
fs
FR
(MPa) (MPa)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
(MPa) (MPa)
0,53
0,40
0,69
0,84
1,26
1,70
2,59
2,46
2,33
2,31
4,34
6,16
6,97
0,02
0,02
0,04
0,05
0,08
0,13
0,15
0,14
0,11
0,06
0,12
0,14
0,11
(%)
4,23
4,53
5,19
5,28
6,29
7,61
5,84
5,56
4,74
2,71
2,76
2,45
1,79
(MPa) (MPa)
0,54
0,42
0,64
0,89
1,13
1,33
1,73
9,21
0,03
0,02
0,04
0,04
0,07
0,06
0,10
0,13
(%)
5,13
5,08
6,06
4,97
6,11
5,00
5,75
1,87
(MPa) (MPa)
0,56
0,63
0,55
0,59
0,60
1,18
2,77
3,72
9,74
0,02
0,02
0,02
0,03
0,04
0,08
0,07
0,06
0,20
(%)
(MPa) (MPa)
(%)
3,03
3,69
4,56
5,26
6,59
6,63
2,84
1,60
2,09
0,61
0,48
0,65
0,89
0,93
1,72
2,35
1,85
4,13
3,89
18,82
4,10
5,11
4,95
5,77
6,49
7,49
4,11
5,95
2,71
2,26
1,27
0,02
0,02
0,03
0,05
0,06
0,13
0,11
0,11
0,09
0,08
0,21
303
Tabela C.9 – Resultados médios dos ensaios de CPT da obra (bloco A).
Bloco A
Prof
CPO13
CPO14
CPO15
(m)
qc
fs
FR
qc
fs
FR
qc
fs
FR
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
(MPa)
(MPa)
(%)
0,42
0,45
0,43
0,68
1,17
2,16
2,24
2,67
3,09
5,03
12,34
5,66
2,85
5,98
4,15
2,65
2,74
2,71
3,51
4,41
0,03
0,03
0,03
0,05
0,08
0,18
0,12
0,12
0,13
0,17
0,20
0,18
0,14
0,11
0,12
0,10
0,11
0,12
0,12
0,14
7,59
6,60
6,84
8,23
7,06
8,72
5,33
4,68
4,27
4,23
1,55
3,56
5,02
2,29
3,07
4,47
4,43
4,50
3,58
3,81
(MPa) (MPa)
0,63
0,51
0,79
0,78
0,91
1,27
2,00
1,98
2,06
1,68
3,09
0,02
0,02
0,05
0,05
0,06
0,08
0,14
0,11
0,07
0,06
0,15
(%)
4,13
3,86
6,05
5,91
6,95
6,14
7,10
5,96
3,25
3,83
5,55
(MPa) (MPa)
0,70
0,57
0,44
0,60
0,91
1,99
2,55
2,68
2,43
2,29
3,69
5,29
5,13
3,39
3,20
2,68
2,91
2,01
1,98
3,36
5,70
0,02
0,03
0,02
0,04
0,06
0,12
0,19
0,15
0,10
0,08
0,13
0,16
0,14
0,15
0,14
0,13
0,12
0,10
0,06
0,12
0,23
(%)
3,51
4,46
4,67
6,35
6,86
6,08
7,44
5,41
4,26
3,53
3,65
2,99
2,85
4,65
4,71
5,33
4,24
4,90
3,09
3,86
4,70
OBS: FR é média da razão de atrito das medidas (fs/qc) em cada metro de ensaio.
304
C.2. DILATÔMETRO DE MARCHETTI
C.2.1. Campo Experimental da UnB
Tabela C.10 – Valores das correções da rigidez da membrana antes e após a ciclagem no
laboratório para os ensaios do campo experimental.
Ensaio
∆A (bar)
∆B (bar)
inicial
final
inicial
final
DM1
0,15
0,15
0,20
0,15
DM2
0,15
0,15
0,20
0,20
DM3
0,15
0,15
0,20
0,50
DM4
0,15
0,15
0,40
0,40
DM5
0,15
0,15
0,40
0,40
DM6
0,15
0,15
0,45
0,45
DM7
0,15
0,15
0,45
0,45
DM8
0,15
0,15
0,45
0,45
DM9*
0,15
0,70
DM10
0,15
0,30
0,70
0,70
DM11
0,15
0,15
0,45
0,45
DM12
0,15
0,15
0,45
0,45
DMO1
0,10
0,10
0,70
0,55
DMO2
0,10
0,10
0,55
0,55
DMO3
0,15
0,15
0,45
0,45
* ensaio interrompido a 15,0 m (rompimento da membrana).
Tabela C.11 – Resultados médios dos ensaios de DMT da 1ª campanha.
DM1
DM2
DM3
Prof
ED
ID
KD
ED
ID
KD
ED
ID
KD
(m)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
(MPa)
-
-
(MPa)
-
-
(MPa)
-
-
1,79
1,52
1,73
3,42
5,43
5,65
16,51
24,89
28,60
29,99
25,54
37,44
-
2,52
0,95
0,99
2,19
2,33
1,62
4,31
1,57
1,48
1,47
1,51
1,80
-
1,42
1,65
1,18
0,82
0,97
1,08
1,27
3,78
4,11
3,81
2,81
3,19
-
1,15
2,19
3,58
3,46
6,30
8,84
12,28
10,89
18,40
29,33
25,54
27,83
22,32
2,51
1,15
1,36
1,53
2,08
2,41
3,12
2,39
1,74
3,72
1,35
1,56
1,23
0,64
1,73
1,53
1,08
1,18
1,17
1,16
1,17
2,20
1,57
3,17
2,69
2,55
2,19
3,75
5,14
4,77
6,08
9,29
14,17
21,53
28,15
26,05
21,02
25,40
27,51
1,34
1,56
2,09
2,25
2,50
2,43
2,96
3,29
1,78
1,49
1,13
1,18
1,26
2,66
2,28
1,62
1,14
1,03
1,26
1,33
1,67
3,29
3,37
3,09
3,26
3,02
305
Tabela C.12 – Resultados médios dos ensaios de DMT da 2ª campanha.
DM4
DM5
Prof
ED
ID
KD
ED
ID
KD
(m)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
(MPa)
-
-
(MPa)
-
-
3,55
2,51
3,75
4,34
4,63
8,81
20,80
22,92
23,79
24,74
24,89
27,51
-
1,19
1,30
1,79
2,14
1,74
3,20
3,02
1,82
1,29
1,36
1,42
1,54
-
4,42
1,87
1,33
1,00
1,01
0,85
1,86
3,10
3,85
3,43
2,93
2,81
-
4,26
2,84
3,97
4,12
8,78
5,87
5,28
20,88
25,03
27,80
25,98
24,67
25,18
36,33
1,06
1,08
1,34
1,35
1,87
1,98
1,44
2,59
1,63
1,46
1,28
1,08
1,25
1,59
6,26
2,40
1,84
1,52
1,83
0,94
0,97
1,88
3,22
3,62
3,45
3,53
2,81
2,93
Tabela C.13 – Resultados médios dos ensaios de DMT da 3ª campanha.
DM6
DM7
DM8
Prof
ED
ID
KD
ED
ID
KD
ED
ID
KD
(m)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
(MPa)
-
-
(MPa)
-
-
(MPa)
-
-
1,46
1,89
3,21
5,32
6,78
6,70
7,92
22,37
26,67
31,55
26,31
22,23
25,65
52,47
0,92
0,89
1,05
1,63
1,78
1,67
1,58
2,57
1,52
1,45
1,43
1,20
1,30
1,79
2,99
1,92
1,86
1,58
1,46
1,29
1,28
2,09
3,76
4,06
3,07
2,75
2,73
3,86
1,68
1,89
1,75
4,01
3,72
7,43
8,93
17,20
20,04
22,59
37,38
-
0,77
0,79
1,10
1,28
1,14
1,88
1,85
2,16
2,11
2,09
1,98
-
3,71
2,24
1,43
1,51
1,24
1,22
1,10
1,88
1,95
2,37
3,31
-
1,46
1,53
3,93
5,03
5,39
6,85
11,29
24,85
33,67
29,51
28,86
26,82
32,65
2,12
0,88
1,47
1,87
1,50
1,73
1,68
1,91
2,41
1,94
1,30
1,23
1,32
2,00
1,85
1,68
1,28
1,31
1,30
1,84
3,31
3,19
3,06
3,75
3,34
3,44
306
Prof
(m)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
Tabela C.14 – Resultados médios dos ensaios de DMT da 4ª campanha.
DM9
DM10
DM11
DM12
ED
ID
KD
ED
ID
KD
ED
ID
KD
ED
ID
KD
(Mpa)
-
-
(MPa)
-
-
(MPa)
-
-
(MPa)
-
-
0,84
1,23
2,73
2,66
4,19
3,10
8,11
18,18
23,79
24,59
25,69
18,84
15,34
42,16
-
0,84
0,62
1,32
1,04
4,29
4,04
1,71
2,34
1,47
1,19
1,47
1,09
0,89
1,47
-
2,58
1,60
1,33
1,21
0,48
0,50
1,21
1,81
3,26
3,84
3,30
2,60
2,39
3,64
-
0,91
1,35
2,00
2,59
3,97
8,20
6,89
11,70
20,66
22,41
29,11
26,78
24,74
41,57
-
1,93
1,18
2,38
0,92
1,17
2,12
1,47
2,03
1,81
1,27
1,32
1,30
1,40
1,85
-
0,77
1,30
1,00
1,34
1,34
1,37
1,30
1,35
2,64
3,34
3,67
2,49
2,44
2,84
-
2,33
2,00
3,57
4,88
6,05
9,84
7,72
21,28
30,39
36,87
33,08
31,70
24,19
16,76
26,96
39,79
49,26
3,50
1,34
1,76
1,70
1,96
2,79
2,17
4,31
3,03
2,28
1,33
1,36
1,28
1,05
1,44
1,74
1,78
2,78
1,38
1,30
1,31
1,14
1,30
0,91
1,23
2,22
3,11
4,15
3,51
2,64
2,05
2,21
2,51
2,88
0,58
0,73
0,73
0,73
0,73
0,80
1,24
7,36
35,85
33,01
28,93
27,91
23,25
28,49
-
1,19
1,50
1,50
1,50
1,50
1,67
0,45
1,23
2,37
1,70
1,47
1,43
1,16
1,38
-
0,80
0,44
0,30
0,23
0,19
0,15
0,69
1,10
3,62
3,65
3,28
2,96
2,77
2,63
-
C.2.2. Obra Local
Tabela C.15 – Valores das correções da rigidez da membrana antes e após a
ciclagem no laboratório para os ensaios da obra.
Ensaio
∆A (bar)
∆B (bar)
inicial
final
inicial
final
DMO1
0,10
0,10
0,70
0,55
DMO2
0,10
0,10
0,55
0,55
DMO3
0,15
0,15
0,45
0,45
307
Tabela C.16 – Resultados médios dos ensaios de DMT da obra.
Bloco A
Bloco F
Bloco D
Prof
DMO1
DMO2
DMO3
(m)
ED
ID
KD
ED
ID
KD
ED
ID
KD
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
(Mpa)
-
-
(MPa)
-
-
(MPa)
-
-
0,80
1,82
4,23
6,34
4,96
9,18
12,61
7,51
12,10
11,59
11,88
16,47
18,14
14,72
5,90
8,45
10,78
13,34
11,51
23,10
0,44
1,04
1,60
1,20
1,10
1,40
1,28
1,07
1,27
1,26
1,06
1,25
1,64
2,61
1,90
1,61
0,94
1,22
0,85
1,75
2,57
1,39
1,51
2,39
1,57
2,02
2,50
1,49
1,92
1,69
1,87
2,00
1,53
0,73
0,37
0,59
1,20
1,11
1,30
1,40
1,06
1,64
4,19
5,79
9,36
15,85
14,97
17,67
21,17
17,09
26,42
-
0,62
0,79
1,53
1,16
1,22
1,38
0,93
1,62
1,71
1,80
1,37
-
2,42
1,67
1,52
2,21
2,64
3,66
4,08
2,60
2,56
1,85
3,22
-
2,31
2,10
3,79
5,54
5,25
6,85
14,14
12,90
16,10
13,92
9,11
11,37
35,56
-
0,62
0,95
1,21
1,02
0,97
0,91
1,15
0,93
1,60
1,08
0,94
1,74
1,91
-
4,39
1,56
1,80
2,50
2,05
2,13
3,04
3,14
2,42
2,39
1,68
1,08
2,61
-
C.3. SONDAGEM DE SIMPLES RECONHECIMENTO (SPT E SPT-T)
C.3.1. Campo Experimental da UnB
Tabela C.17 – Valores de N dos ensaios de SPT-T.
Prof.
N
(m)
SP1
SP2
SP3
SP4
SP5
1
2
4
4
3
2
2
2
2
2
2
2
3
2
2
3
4
3
4
2
3
3
4
3
5
4
4
4
4
3
6
6
7
5
7
5
7
9
7
5
9
7
8
7
6
5
13
11
9
10
9
9
13
16
10
13
12
38
20
13
11
15
12
20
12
16
16
17
-
308
Prof.
(m)
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
Tabela C.18 – Valores de Tmáx e Tres obtidos nos ensaios SPT-T.
SP1
SP2
SP3
SP4
SP5
Tmáx
Tres
Tmáx
Tres
Tmáx
Tres
Tmáx
Tres
Tmáx
Tres
(kgf.m)
(kgf.m)
(kgf.m)
(kgf.m)
(kgf.m)
1,5
1,0
1,0
0,5
1,0
0,5
1,0
0,5
2,5
1,5
4,0
3,5
2,0
1,5
4,0
2,5
3,0
2,0
4,5
3,5
7,0
6,0
4,5
4,0
6,0
4,5
8,0
7,0
8,0
7,0
7,0
6,0
6,5
6,0
7,0
5,5
8,0
6,5
7,5
6,0
9,0
7,0
9,5
7,5
8,5
7,0
8,0
7,0
10,0
8,0
13,0
10,0
7,0
4,5
8,5
7,5
11,0
8,0
9,5
8,0
10,0
5,0
7,0
5,0
4,5
3,0
9,0
7,0
9,0
6,0
8,0
5,0
4,5
4,0
3,5
2,0
7,0
4,5
9,0
4,5
9,0
5,5
10,0
7,0
2,5
1,5
21,0
16,0
11,0
8,0
10,0
5,0
20,0
18,0
30,0
22,0
31,0
28,0
20,0
18,0
21,0
15,0
20,0
18,0
31,0
27,0
22,0
15,0
25,0
24,0
27,0
23,0
-
C.3.2. Obra Local
Tabela C.19 – Valores de N dos ensaios de SPT.
Prof.
N
(m)
SPO1
SPO2
SPO3
1
3
13
14
2
7
2
2
3
8
2
2
4
8
2
2
5
10
4
3
6
7
6
4
7
8
9
7
8
9
7
5
9
42
2
6
10
45
6
7
11
60
6
9
12
59
12
13
13
19
24
14
22
40
15
10
16
17
17
18
18
14
19
12
20
13
21
15
22
14
-
309
C.4. PENETRÔMETRO DINÂMICO LEVE (DPL) – CAMPO EXPERIMENTAL
Tabela C.20 – Valores médios de N10 dos ensaios de DPL.
Prof.
N10
(m)
DP1
DP2
DP3
1
12
18
10
2
5
5
7
3
4
5
5
4
4
4
6
5
7
6
6
6
5
7
7
7
13
14
13
8
14
15
13
9
25
22
17
Tabela C.21 – Resultados do ensaio DP3 com medida de torque.
Prof.
Mmáx
Mres
qd
f
(m)
N.m
N.m
(MPa)
(MPa)
1
4,0
1,0
2,75
0,010
2
0,5
0,5
2,96
0,005
3
6,0
4,0
1,50
0,030
4
6,0
5,0
0,91
0,035
5
8,0
6,0
0,94
0,038
6
6,0
4,0
1,02
0,025
7
6,0
6,0
1,24
0,031
8
8,0
6,0
2,79
0,030
9
8,0
7,0
2,46
0,030
10
16,0
15,0
2,80
0,062
310
APÊNDICE D
D. MÉTODOS GRÁFICOS PARA INTERPRETAR AS CURVAS
CARGA-RECALQUE DE PROVAS DE CARGA VERTICAIS
Neste apêndice são apresentados os métodos de extrapolação das curvas carga x
recalque. No método da NBR 6122/96 a carga de ruptura é fixada em função de um valor
de recalque máximo e nos métodos gráficos o ajuste parte da curva experimental para uma
curva com formulação conhecida, exponencial no método de Van der Veen (1953),
hiperbólica nos métodos de Chin (1970) e Décourt (1999), e parabólica no método de
Mazurkiewicz (1972).
D.1. MÉTODO DA NBR 6122/96
Quando a estaca é carregada até apresentar um recalque considerável, mas a curva
carga x recalque não indica uma carga de ruptura definida, e sim, um crescimento contínuo
do recalque com a carga, a NBR 6122/96 (item 7.2.2.3) prescreve que a carga de ruptura
pode ser convencionada como aquela que corresponde, na curva carga x recalque, ao
recalque obtido pela equação abaixo:
ρR =
R.L D
+
A.E 30
(D.1)
Sendo:
ρR = recalque de ruptura convencional;
R = carga de ruptura convencional;
L = comprimento da estaca;
A = área da seção transversal da estaca;
E = módulo de elasticidade do material da estaca;
D = diâmetro do círculo circunscrito à estaca.
311
A partir de um valor arbitrado de carga (P), por exemplo à carga nominal da estaca,
calcula-se pela Equação D.1 o correspondente recalque (ρ), para em seguida, por este
ponto (P, ρ) plota-se a reta que corta o eixo dos recalques em D/30. O ponto de interseção
dessa reta com a curva carga x recalque caracteriza a carga de ruptura convencional (R).
A Figura D.1 apresenta o método da NBR 6122/96 para estaca E1. Obteve-se neste
caso R = 262 kN e ρR = 11,9 mm.
Carga aplicada (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
0
Recalque (mm)
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
Prova de carga
NBR 6122/96
Figura D.1 - Método da NBR 6122/96 para Estaca E1.
D.2. MÉTODO DE VAN DER VEEN (1953)
Um método muito usado no Brasil para essa extrapolação é o de Van der Veen
(1953), que representa a curva carga x recalque (P, ρ) pela Equação D.2.
P = R (1 - e-aρ)
(D.2)
Sendo a o coeficiente que define a forma da curva. Esta curva é assintótica a uma reta
vertical que caracteriza a carga de ruptura (R).
312
Reescrevendo essa função P = P (ρ) tem-se a Equação D.3, que corresponde a uma
reta que passa pela origem, quando plotada em uma escala semilogarítmica de base
neperiana.
a ρ = -ln (1-P/R)
(D.3)
O coeficiente a representa o coeficiente angular dessa reta.
Partindo dos pontos (P, ρ) obtidos na prova de carga, deve-se encontrar, por
tentativas, o valor de R que conduz à melhor regressão linear pelos pontos [- ln (1-P/R), ρ].
Estes valores são plotados em um gráfico. Novas tentativas são realizadas com outros
valores de R. Quando resultar um gráfico reto, o valor adotado de R que o originou,
corresponde à carga de ruptura (Figura D.2).
Como, em geral, o trecho inicial da curva pode ser desprezado, na análise de
capacidade de carga, Aoki (1976) observa que a não obrigatoriedade em passar pela
origem do sistema de coordenadas pode melhorar a regressão e assim, propõe uma
extensão da expressão de Van der Veen (1953) conforme Equação D.4 adotada para as
extrapolações feitas nesta pesquisa.
P = R [1 – e-(aρ + b)]
(D.4)
Sendo que b representa o intercepto, no eixo dos recalques, da reta obtida na escala
semilogarítmica.
A Tabela D.1 e as Figuras D.2 e D.3 apresentam o método de Van der Veen para o
tubulão T1. Obteve-se neste caso R = 1000.
Tabela D.1 – Estimativa da carga de ruptura (R) do tubulão T1 por Van der Veen (1953).
Prova de Carga
Van der Veen - Tubulão SGAS 905
P
- ln (1 - P/R)
ρ
(kN)
(mm)
900 kN 1000 kN 1200 kN 1350 kN 1400 kN 1500 kN 1600 kN
0
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
0,00
150
0,11
0,18
0,16
0,13
0,12
0,11
0,11
0,10
300
0,50
0,41
0,36
0,29
0,25
0,24
0,22
0,21
450
1,24
0,69
0,60
0,47
0,41
0,39
0,36
0,33
600
2,02
1,10
0,92
0,69
0,59
0,56
0,51
0,47
750
3,46
1,79
1,39
0,98
0,81
0,77
0,69
0,63
900
6,66
2,30
1,39
1,10
1,03
0,92
0,83
313
Estimativa da carga última pelo método de Van der Veen
LN (1-P/Pult)
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
0
y = 3.1585x - 0.7396
R2 = 0.9962
Recalque (mm)
1
2
900
1000
1200
1350
3
1400
4
1500
5
1600
6
lt
7
Linear
(lt)
Figura D.2 – Gráfico para estimativa da carga de ruptura (R) por Van der Veen (1953).
Carga (kN)
0
150
300
450
600
750
900
1050
0
Recalque (mm)
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
Prova de carga
Van der Veen
Figura D.3 – Curva carga x recalque do Tubulão T1.
D.3. MÉTODO DE CHIN (1970)
Este método considera que, nas proximidades da ruptura, a curva carga x recalque
seja hiperbólica. O recalque dividido pela carga correspondente (ρ/P), é plotado em gráfico
em função do recalque (ρ). Determina-se o coeficiente angular do trecho reto, sendo o
inverso deste valor à carga de ruptura (R).
314
As Figuras D.4 e D.5 apresentam o método de Chin (1970) para estaca E1. Obtevese neste caso R = 294 kN.
0,07
y = 0,0034x + 0,0052
R 2 = 0,9997
0,06
ρ/P (mm/kN)
0,05
0,04
0,03
0,02
0,01
0,00
0
5
10
15
20
ρ (mm)
Figura D.4 - Método de Chin (1970) para estaca E1.
Carga (kN)
0
30
60
90
120
150
180
210
240
270
300
0
2
Recalque (mm)
4
6
8
10
12
14
16
18
20
Prova de carga
Chin (1970)
Figura D.5 – Curva carga x recalque da estaca E1.
D.4. MÉTODO DE DÉCOURT (1999)
Para aplicar o método de Décourt (1999), divide-se a carga pelo recalque
correspondente (P/ρ) e plota-se num gráfico em função da carga (P). A carga de ruptura
315
(R) é determinada pela Equação 5. A Equação 6 define a curva carga x recalque ideal
extrapolada pelo método.
R=
C2
C1
(D.5)
P=
C2 ρ
1 − C1 ρ
(D.6)
sendo:
R = carga de ruptura;
P = carga aplicada;
ρ = recalque;
C1 = inclinação da linha reta (coeficiente angular);
C2 = intercepto em y (ρ/P) da linha reta.
As Figuras D.6 e D.7 apresentam o método de Décourt para o tubulão T1. Obtevese neste caso R = 1170 kN.
1400
y = -0,5123x + 599,37
P/ρ (kN/mm)
1200
R2 = 0,9977
1000
800
600
400
200
0
0
200
400
600
800
1000 1200 1400
P (kN)
Figura D.6 - Método de Décourt (1999) para o tubulão T1.
316
Carga (kN)
0
150
300
450
600
750
900
1050
1200
0
Recalque (mm)
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
Prova de carga
Décourt (1999)
Figura D.7 – Curva carga x recalque do Tubulão T1.
D.4. MÉTODO DE MAZURKIEWICZ (1972)
Neste método a curva carga x recalque é dividida em partes que correspondem a
recalques iguais. Pelos pontos assim obtidos são traçadas retas verticais e, onde estas
interceptam o eixo das cargas, são traçadas retas a 45º com a horizontal, até interceptarem
as verticais correspondentes aos pontos seguintes. Pelos pontos obtidos traça-se a reta
resultante, cuja interseção com o eixo das abscissas fornece a carga de ruptura.
A Figura D.8 apresenta o método de Mazurkiewicz (1972) para a estaca E6.
Obteve-se neste caso R = 520 kN.
Carga (kN)
0
60
120
180
240
300
360
420
480
540
0
Recalque (mm)
10
20
30
40
50
60
Figura D.8 – Método de Mazurkiewicz (1972) para estaca E6.
317
APÊNDICE E
E. RESULTADOS BÁSICOS DAS PROVAS DE CARGA
Apresenta-se, neste apêndice, todos os valores de carga e recalques registrados
durante as provas de carga, e já apresentados no Capítulo 5, sob forma gráfica. Faz-se isso
para facilitar aos futuros usuários desta tese, caso queiram fazer novas análises destes
ensaios.
E.1. OBRA EM ESTUDO (LOTE 3, SGAS 905)
Tabela E.1 – Dados das provas de carga realizadas na obra.
E6
T1
Carga Recalque Carga Recalque
(kN)
(mm)
(kN)
(mm)
0,0
0,00
0,0
0,00
60,0
0,28
150,0
0,11
120,0
0,52
300,0
0,50
180,0
1,68
450,0
1,24
240,0
3,33
0,0
0,67
300,0
6,15
150,0
0,90
360,0
11,90
300,0
1,18
420,0
22,37
450,0
1,43
480,0
38,74
600,0
2,02
500,0
53,14
750,0
3,46
900,0
6,66
700,0
6,63
500,0
6,30
300,0
6,02
100,0
5,66
0,0
5,14
Obs: O recalque é a média das leituras em 4 extensômetros.
318
E.2. CAMPO EXPERIMENTAL
Carga
(kN)
0,0
30,0
60,0
90,0
120,0
150,0
180,0
210,0
240,0
270,0
220,0
170,0
120,0
70,0
23,0
0,0
Tabela E.2 – Dados das provas de carga realizadas no campo experimental.
E1
E2
E3
E4
E5
Recalque Carga Recalque Carga Recalque Carga Recalque Carga Recalque
(mm)
(kN)
(mm)
(kN)
(mm)
(kN)
(mm)
(kN)
(mm)
0,00
0,0
0,00
0,0
0,00
0,0
0,00
0,0
0,00
0,81
30,0
0,34
10,0
0,01
30,0
0,73
30,0
0,72
1,15
60,0
0,50
30,0
0,45
60,0
1,37
60,0
0,98
1,55
35,0
0,46
60,0
0,64
90,0
1,97
35,0
0,93
2,10
10,0
0,35
60,0
0,64
120,0
2,48
10,0
0,58
2,69
35,0
0,38
90,0
1,02
150,0
3,19
35,0
0,85
3,38
60,0
0,42
90,0
1,02
180,0
4,13
60,0
1,05
3,96
90,0
0,59
120,0
1,06
210,0
5,72
90,0
1,56
6,04
120,0
0,91
150,0
1,21
45,0
5,05
120,0
2,33
16,10
90,0
0,91
150,0
1,21
90,0
2,30
16,09
60,0
0,83
180,0
1,33
60,0
2,14
15,99
30,0
0,68
210,0
1,71
30,0
1,88
15,90
10,0
0,57
240,0
2,52
10,0
1,51
15,58
30,0
0,58
270,0
4,85
30,0
1,73
15,00
60,0
0,67
210,0
4,70
60,0
1,92
14,94
90,0
0,75
150,0
4,48
90,0
2,12
120,0
0,86
90,0
4,26
120,0
2,34
150,0
1,13
30,0
3,89
150,0
3,03
180,0
1,56
10,0
3,65
180,0
3,67
120,0
1,52
0,0
3,50
120,0
3,57
60,0
1,37
60,0
3,29
10,0
1,10
10,0
2,65
60,0
1,14
60,0
3,00
120,0
1,35
120,0
3,41
180,0
1,61
180,0
3,72
210,0
1,98
210,0
5,29
5,0
1,22
240,0
6,43
120,0
1,76
270,0
8,92
210,0
2,21
220,0
8,84
240,0
2,39
170,0
8,62
270,0
2,90
120,0
8,38
300,0
3,82
70,0
7,79
250,0
3,80
10,0
6,82
200,0
3,71
150,0
3,57
100,0
3,35
50,0
3,13
10,0
2,59
Obs: O recalque é a média das leituras em 4 extensômetros.
319
APÊNDICE F
F.
CONSIDERAÇÕES
ADOTADAS
NA
PREVISÃO
CAPACIDADE DE CARGA E RECALQUES DAS FUNDAÇÕES
DE
F.1. MÉTODOS SEMI-EMPÍRICOS – CAPACIDADE DE CARGA
F.1.1. Ensaios de CPT
No dimensionamento proposto pelo método De Ruiter & Beringen (1979), também
conhecido como método europeu, o valor da resistência de ponta (qc unitário) é governado
pelo valor de qc do ensaio de cone (CPT), sendo baseado no diâmetro da estaca (D) válido
para uma zona entre 0,7 a 4D abaixo da cabeça da estaca e 8D acima da base. O atrito
lateral é obtido a partir do menor valor de f1, f2 e f3.
O método, proposto pôr Bustamante & Gianeselli (1982), também conhecido por
LCPC, o valor da resistência de ponta (qc unitário) é obtido por qca, que corresponde aos
valores médios entre 0,7 a 1,3q’ca, sendo q’ca valores de qc (cone) obtidos numa zona entre
± 3/2D. No cálculo das parcelas de fs e qc unitários os respectivos parâmetros α e kc ,
função dos tipos de estacas e solo, foram definidos de acordo com a variabilidade do solo.
No método de Aoki & Velloso (1975), a tensão-limite de ruptura de ponta e de
atrito lateral são diretamente avaliadas em função de qc e fs do ensaio de CPT. Neste
método o cálculo da capacidade de carga utiliza coeficientes F1 e F2 que são fatores de
transformação dos dados de resistências reais de uma estaca, englobando os efeitos do
modo de instalação no solo e o efeito escala. Este último leva em conta a diferença do
comportamento entre a estaca e o cone holandês (Aoki & Alonso, 1986). Como trata-se de
um parâmetro que está relacionado ao processo executivo da estaca, foram utilizados os
coeficientes recomendados pôr Rodrigues el. al. (1998) no dimensionamento, para estacas
escavadas, coeficientes estes já determinados para a argila porosa do DF.
O método de Philipponnat se baseia em correlações com o CPT, onde a tensão
limite de ponta é obtida pelo qc do CPT vezes um coeficiente (αp) função do tipo de solo.
O valor de qc a ser considerado é a média dos valores numa região três diâmetros acima e
três diâmetros abaixo da ponta da estaca. Obtém-se o atrito lateral em função dos
coeficientes αF e αs, função do tipo de estaca e solo, respectivamente.
320
Apresenta-se na Tabela F.1 os parâmetros adotados no cálculo das capacidades de
cargas da estacas do campo experimental e da obra (bloco F), de acordo com as hipóteses
dos métodos de previsão para ensaios de CPT.
Tabela F.1 – Fatores adotados para os métodos de CPT .
Método
Fatores adotados
f1 = 0,12 MPa; f2 = fs (cone); f3 = qc/300;
De Ruiter & Beringen (1979)
sendo fs o menor valor entre f1, f2 e f3.
f = qc/α e qp = qca..kc;
Bustamante & Gianeselli (1982) s
α = 40 e kc = 0,35, até 8,9 m;
α = 60 e kc = 0,45 a partir de 9,0 m.
Aoki e Velloso (1975)
F1 = 1,7 e F2 = 3,35
αp = 0,50; αF = 0,85; αs= 50 até 8,9 m
Philipponnat (1986)
αp = 0,45; αF = 0,85; αs = 60 a partir de 9,0 m.
F.1.2. Ensaios de SPT-T
Considera-se o solo do campo experimental como areno siltoso até 5,5 m, silte
arenoso de 5,5 a 8,5 m, silte a partir de 8,5 m e na obra como areno siltoso até 9,0 m,
conforme classificação do solo nos ensaios sem defloculante, representando as
propriedades reais do solo “in situ”. As Tabelas F.2 e F.3 apresentam as considerações
adotadas no campo experimental e na obra, respectivamente.
Tabela F.2 – Métodos de previsão de capacidade de carga via SPT e SPT-T para as estacas
do campo experimental.
Método
Critérios Adotados
De 1,0 a 5,5 m: F1 = 3, F2 = 6, α (%) = 2,0 e k = 0,80 MPa;
Aoki & Velloso (1975) - A De 5,5 a 8,5 m: F1 = 3, F2 = 6, α (%) = 2,2 e k = 0,55 MPa;
Acima de 8,5 m: F1 = 3, F2 = 6, α (%) = 3,0 e k = 0,40 MPa;
Valores de F1 = 1,7 e F2 = 3,35, sugeridos por Rodrigues
Aoki & Velloso (1975) - B
et al. (1998) e α (%) e k conforme apresentado acima;
Décourt & Quaresma
α = 0,60, β = 0,65 e k = 250 kN/m2;
(1978) – A
Décourt & Quaresma
Valores de α = 0,90, β = 0,85 e K = 250 kN/m2, sugeridos
(1978) – B
por Rodrigues et al. (1998);
Décourt (1996)
Neq = Torque /1,2,α = 0,60, β = 0,65 e K = 250 kN/m2;
Alonso (1996)
α = 1,7, β = 175 kPa/kgf.m (média entre areia e silte);
Camapum de Carvalho αt = 1,35 e PP por Décourt & Quaresma (1978), α = 0,90 e
et al. (1998)
K = 250 kN/m2, sugeridos por Rodrigues et al. (1998);
sl = 1,4 e Fl = 1,3 e 0,7 para Tmáx/N < 1 e Tmáx/N > 1,
Peixoto (2001)
respectivamente;
321
Tabela F.3 – Métodos de previsão de capacidade de carga via SPT para a estaca da obra.
Método
Critérios Adotados
Aoki & Velloso (1975) –A De 1,0 a 9,0 m: F1 = 3, F2 = 6, α (%) = 2,0 e k = 0,80 MPa;
Valores de F1 = 1,7 e F2 = 3,35, sugeridos por Rodrigues et
Aoki & Velloso (1975) –B
al. (1998) e α (%) e k conforme apresentado acima;
Décourt & Quaresma
α = 0,60, β = 0,65 e k = 250 kN/m2;
(1978) – A
Décourt & Quaresma
Valores de α = 0,90, β = 0,85 e K = 250 kN/m2, sugeridos
(1978) – B
por Rodrigues et al. (1998);
Décourt (1996)
Neq = Torque /1,2,α = 0,60, β = 0,65 e K = 250 kN/m2;
Alonso (1996)
α = 1,7, β = 175 kPa/kgf.m (média entre areia e silte);
Camapum de Carvalho αt = 1,35 e PP por Décourt & Quaresma (1978), com α =
et al. (1998)
0,90 e K = 250 kN/m2, sugeridos por Rodrigues et al. (1998);
sl = 1,4 e Fl = 1,3 e 0,7 para Tmáx/N < 1 e Tmáx/N > 1,
Peixoto (2001)
respectivamente;
F.2. MÉTODOS DE PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DE TUBULÕES
Apresenta-se a seguir, o cálculo da tensão admissível para apoio da base do tubulão
da obra. Conforme Décourt (1992) para uso generalizado tem-se:
qad = NSPT/40
(F.1)
sendo:
qad = tensão de ruptura generalizada;
NSPT = resistência à penetração (SPT);
De acordo com Décourt (1995) para solos tipo III (argilas saturadas, não lateríticas)
o valor da tensão de ruptura convencional é de:
quc = 0,08NSPT (MPa)
(F.2)
sendo:
quc = tensão de ruptura convencional;
NSPT = resistência à penetração (SPT);
322
Com base na experiência brasileira, Décourt et al, 1996, recomendam a seguinte
expressão:
qba = 20.N72 + σ’vb
(F.3)
sendo:
qba = tensão admissível à cota de apoio do tubulão (kPa);
N72 = resistência à penetração (SPT) média a baixo da cota de apoio do tubulão
(usualmente numa faixa de espessura igual a Db abaixo da cota de apoio), obtida pelos
padrões brasileiros;
σ’vb = tensão geostática vertical efetiva (kPa) à cota de apoio do tubulão.
Ghionna et al.(1993), citados por Décourt et al, 1996, recomendam que para um
recalque de 0,10Db a tensão na base pode ser estimada por:
qb = Fc.qc
(F.4)
sendo:
qc = resistência de ponta do cone na região de apoio do tubulão (kPa);
Fc = 0,15 para areias silicosas e 0,08 para areias carbonatadas.
F.3. MÉTODOS RACIONAIS OU TEÓRICOS – CAPACIDADE DE CARGA
As fórmulas teóricas foram de capacidade carga são aplicáveis aos casos
particulares de solos puramente argilosos ou arenosos, como a argila porosa de Brasília
possui as duas parcelas, ou seja solo não saturado e intermediário quanto a textura,
considera-se a soma das equações propostas para cada tipo de solo, com base na
metodologia exposta por Cintra & Aoki (1999) e Décourt (1996).
Parcela Lateral
fs = c.β + σv.K0.tgφ
(F.5)
323
sendo:
c = coesão (variando com sucção); φ = ângulo de atrito;
β = fator empírico de adesão solo elemento de fundação, adota-se β = 1;
σv = tensão vertical;
K0 = coeficiente de empuxo no repouso obtido nos ensaios triaxiais naturais;
Parcela de Ponta
As soluções para resistência de ponta que se baseiam na Teoria da Plasticidade,
supõem diferentes mecanismos de ruptura, conforme mostra a Figura F.2.
Determina-se a resistência de ponta pela camada em que se localiza a ponta da
estaca, com base na equação geral apresentada abaixo:
Qp = c.Nc.Sc + γ .L. Nq*. Sq
(F.6)
Sendo:
Nc e Nq* = fatores de capacidade de carga, em função de φ (ruptura generalizada) e de
acordo com a solução adotada;
Sc e Sq = fatores de forma;
Figura F.1 – Valores de Nq* de vários autores (Vesic, 1967)
324
Observa-se pela Figura F.2 que há diferenças apreciáveis nas várias proposições de
Nq*. Por exemplo, para φ = 40º, Nq* varia de 100 a 1000, dependendo do autor,
comprometendo o cálculo da parcela de ponta de estacas em areia, levando a grandes
incertezas quanto ao valor real a ser adotado.
F.3. MÉTODO DE RECALQUE – TUBULÃO
Estima-se o recalque total do tubulão pelo método modificado de Meyerhof (1965),
para Db > 1,20 m, conforme equação abaixo:
δ=
σb


Db
0, 64.N 60 

 Db + 0,30m 
2
(mm)
(F.7)
sendo:
σb = pressão aplicada ao solo pela base, em kPa;
N 60 =
N 72
, valor médio do SPT, da base até 2Db abaixo;
1, 2
Db = diâmetro da base do tubulão (m).
325
APÊNDICE H
H. TRANSFERÊNCIA DE CARGA DA ANÁLISE NUMÉRICA
H.1. CURVAS DE TRANSFERÊNCIA OBTIDAS PELO FINE
Carga aplicada (kN)
0
60
120
180
240
300
0
1
2
Prof (m)
3
4
5
6
7
8
65 kN
230 kN
130 kN
262 kN
195 kN
Figura H.1 – Curva de transferência de carga da estaca E2
Carga aplicada (kN)
0
60
120
180
240
300
0
1
Prof (m)
2
3
4
5
6
7
8
60 kN
240 kN
120 kN
280 kN
180 kN
Figura H.2 – Curva de transferência de carga da estaca E3
329
Carga aplicada (kN)
0
60
120
180
240
300
0
1
2
Prof (m)
3
4
5
6
7
8
70 kN
190 kN
115 kN
230 kN
140 kN
Figura H.3 – Curva de transferência de carga da estaca E4
Carga aplicada (kN)
0
60
120
180
240
300
0
1
Prof (m)
2
3
4
5
6
7
8
58 kN
115 kN
230 kN
275 kN
175 kN
Figura H.4 – Curva de transferência de carga da estaca E5
330
H.2. CURVAS DE TRANSFERÊNCIA OBTIDAS PELO PLAXIS
Carga aplicada (kN)
0
60
120 180 240 300 360
0
1
Prof (m)
2
3
4
5
6
7
8
60 kN
120 kN
180 kN
240 kN
270 kN
300 kN
Figura H.5 – Curva de transferência de carga da estaca E2
Carga aplicada (kN)
0
60
120
180
240
300
0
1
2
Prof (m)
3
4
5
6
7
8
60 kN
240 kN
120 kN
270 kN
180 kN
Figura H.6 – Curva de transferência de carga da estaca E3
331
Carga aplicada (kN)
0
60
120
180
240
0
1
2
Prof (m)
3
4
5
6
7
8
60 kN
180 kN
120 kN
210 kN
150 kN
Figura H.7 – Curva de transferência de carga da estaca E4
Carga aplicada (kN)
0
60
120
180
240
300
0
1
2
Prof (m)
3
4
5
6
7
8
60 kN
120 kN
240 kN
270 kN
180 kN
Figura H.8 – Curva de transferência de carga da estaca E5
332
APÊNDICE I
I. ENSAIOS DE INTEGRIDADE TIPO PIT (Pile Integrity Test)
I.1. ANTES DAS PROVAS DE CARGA
Figura I.1 - ESTACA E1 – 21/02/00 – LA = 7,8 m; MA = 5; WS = 3600 ; T1 = 32
Figura I.2 – ESTACA E4 – 13/11/00 – LA = 7,5 m; ; MA = 10; WS = 3600 ; T1 = 32
333
Figura I.3 – ESTACA E5 – 13/11/00 – LA = 8,10 m; ; MA = 10; WS = 3600 ; T1 = 32
I.2. DEPOIS DAS PROVAS DE CARGA
Figura I.4 – ESTACA E1 – 11/10/01 – LA = 7,8 m ; MA = 10; WS = 3600 ; T1 = 32
Figura I.5 – ESTACA E2 – 11/10/01 – LA = 7,7 m; ; MA = 10; WS = 3600 ; T1 = 32
334
Figura I.6 – ESTACA E3 – 11/10/01 – LA = 8,0 m; ; MA = 10; WS = 3600 ; T1 = 32
Figura I.7 – ESTACA E5 – 11/10/01 – LA = 8,10 m; MA = 10; WS = 3600 ; T1 = 32
LEGENDA:
LA = comprimento da estaca;
MA = magnitude;
WS = velocidade de onda;
T1 = tempo de onda no topo da estaca.
335