1 e 2 - INBEC - TÉCNICAS ESPECIAIS EM GEOTECNIA - ALEXANDRE R SCHULER - Soluções para Construção em Solos Moles.pdf

TÉCNICAS ESPECIAIS EM
GEOTECNIA
ESPECIALIZAÇÃO EM ENGENHARIA GEOTÉCNICA,
FUNDAÇÕES E OBRAS DE TERRA
M.Sc. Alexandre R Schuler
Alexandre.Schuler@mrn.com.br
Schuler@geotechnik.com.br

• Evolução das Soluções Geotécnicas em Projetos de
Engenharia;
• Soluções para Construção em Solos Moles;
• Técnicas de Contenções;
• Compactação de Solos;
• Geossintéticos.
EMENTA:

• Participação em aula;
• Teste.
AVALIAÇÃO:

EVOLUÇÃO DAS SOLUÇÕES GEOTÉCNICAS EM
PROJETOS DE ENGENHARIA

Com base na ênfase e na natureza do estudo na área
da engenharia geotécnica, o espaço de tempo entre
1700 a 1927 pode ser dividida em quatro períodos
principais (SKEMPTON, 1985):
• Pré-clássico (1700 a 1776 d.C)
• Mecânica dos solos clássica – Fase I (1776 a 1856 d.C)
• Mecânica dos solos clássica – Fase II (1856 a 1910 d.C)
• Mecânica dos solos moderna (1910 a 1927 d.C)
HISTÓRIA

Pré-clássico: Período entre 1700 a 1776 – estudos relacionados a
encostas naturais, pesos específicos de vários tipos de solo e
teorias semiempíricas de empuxos de terra.
HISTÓRIA
Ainda no período entre 1700 a1776 :
Em 1746: François Gadroy, observou plano de
escorregamento no solo e ruptura, na construção de um
murro de arrimo, através de ensaios em um modelo de muro
com 76 mm de altura.

Fase I: Período entre 1776 a 1856 –grande contribuição de estudos
geotécnicos vindos dos engenheiros e cientistas da França.
HISTÓRIA
➢Em 1776:Coloumb, utilizando o principio de cálculo de máxima e mínima para determinar
a posição exata de uma superfície de deslizamento no solo atrás de um muro de arrimo. Lei
de atrito e coesão pa ra corpos sólidos. Posteriormente estudado como Resistência ao
Cisalhamento do Solo.
➢Em 1790:Gaspar Clair in cluiu a teoria de Coloumb em seu livro “Nouvelle Architecture
Hydraulique”.
➢Entre 1520 a1840:Claude Henri , Victor Poncelet, dentre outros estudaram e ampliaram a
teoria de Coloumb, nos estudos de arrimosverticais e inclinados.
➢Em 1846:Alexandre Collin estudou sobre o deslizamento de encostas de argila, cortes e
dique. Em todos os casos estudados “as rupturas ocorreram quando a coesão mobilizada
excede a coesão existente do solo”
➢Em 1857:William Rankine, elucid ou q uestões relacionadas a empuxo de terra e equilíbrio
de massa de terra. Versão simplificada da teoria de Coloumb.

Fase II - Período entre 1856 a 1910: realização de muitos ensaios
laboratoriais
HISTÓRIA
➢ Em 1856: Henri Darcy realizou ensaios de permeabilidade com filtros de areia.
Definiu o termo “coeficiente de permeabilidade” ou “condutividade hidráulica” do
solo.
➢Destaque para Howard Darwin com estudo de tombamento de paredes
articuladas contendo areia nos estados fofos e compacto.
➢Joseph Boussinesque, teorias sobre distribuição de tensões sob areia carregadas
em um meio homogêneo, semi-infinito, elástico e isotrópico.

Mecânica dos Solos Moderna - Período entre 1910 a 1927:
realização de muitos ensaios laboratoriais
HISTÓRIA
➢Albert Atterberg, explicou a consistência de solos coesivos definindo os limites
de liquidez, de plasticidade e de contração.
➢Arthur Bell, trabalhou no projeto e na construção da muralha litorânea de
Rosyth Dockyar. Desenvolveu estudos de relação entre a pressão lateral e a
resistência da argila, capacidade de carga de fundações rasas em argila.
➢Wolmar Fellenius, desenvolveu a análise do círculo de deslizamento em taludes
de argila saturada.
➢Karl Terzaghi: desenvolveu a “ Teoria de adensamento para argilas” como
conhecemos hoje. Publicada em 1925 no livro Erdbaumechnik.

Estabilização de bloco com contrafortes no
Corcovado (Foto GeoRio)

Exemplo de contrafortes atirantados para estabilização de
blocos (Foto GeoRio)

• Surgimento das Teorias Modernas;
• Entendimento dos problemas de instabilização após problemas
ou acidentes de engenharia (deslizamento de encostas, solos
moles, ruptura de túneis e barragens, etc.);
• Expansão urbana – desafios de engenharia em regiões antes
não habitáveis;
• Surgimento de novos materiais;
• Normatização;
• Softwares.
Evolução da geotecnia

Evolução da geotecnia no brasil
• Final da década de 30, o país prepara em São Paulo a
construção de suas primeiras auto estradas modernas – caso
da via Anchieta, SP x Santos;
• Conexão internacional
• Alberto Ortenblad x Terzaghi;
• Criação do IPT;
• Escola Politécnica do RJ;
• Criação do Laboratório das estacas Franki;
• Criação da ABMS.

Evolução da geotecnia
Rodovia Anchieta.
ABMS, 2000.

SOLUÇÕES PARA
CONSTRUÇÃO EM
SOLOS MOLES

TEORIA DO ADENSAMENTO
• O Princípio das Tensões Efetivas estabelece que as variações de volume são
somente devido à variações nas tensões efetivas.
• Supondo um elemento de solo saturado tem-se duas fases distintas: fase sólida
→ esqueleto mineral e fase líquida → água nos poros.
 Aplicando uma pressão de compressão sobre este
elemento de solo (CP), a variação de volume
decorrente se dá por redução nos vazios, visto que os
grãos são considerados incompressíveis;
 A redução dos vazios implica no estabelecimento de
um gradiente hidráulico determinante de um fluxo de
dentro para fora do elemento → drenagem.
 Sendo o fluxo governado pela Lei de Darcy verifica-se
que este fluxo será tão mais rápido quanto mais
permeável for o solo.

TEORIA DO ADENSAMENTO
• Logo, assim como a drenagem, a variação de volume se dá com o tempo e é
governada por interações entre tensão total, efetiva, poropressão, permeabilidade
e compressibilidade.
• Solos granulares (areias) → a água flui facilmente devido a alta permeabilidade. O
gradiente gerado é rapidamente dissipado.
 Solos finos (solos argilosos) → devido a baixa
permeabilidade, a água encontra dificuldade de percolar.
Logo, a água inicialmente “absorve” a pressão aplicada →
geração de excesso de poropressão. Este excesso de
pressão neutra é dissipado lentamente com a drenagem
do elemento. A medida que dissipa o excesso de
poropressão na água, a pressão aplicada é transmitida
aos contatos dos grãos representando acréscimo de
tensão efetiva → responsável pela variação volumétrica
do elemento ⇒ fenômeno de adensamento.

ANALOGIA DE TERZAGHI
p
p
p
• Adensamento  fenômeno pelo qual os recalques decorrentes da
variação volumétrica dos solos sob carga se dão a medida que a
água nos poros é expulsa e portanto são diferidos no tempo.

• Para representar este mecanismo, Terzaghi propôs uma
analogia que recebeu seu nome;
• Esta analogia consiste em representar a massa de solo
como um cilindro indeformável com um pistão que
possa se deslocar em seu interior;
• Há no pistão um pequeno orifício e uma mola ligando-o
ao fundo do cilindro;
• Com o orifício fechado, aplica-se uma carga P, conforme
apresentado a seguir.

P
(1) (2) (3)
P
(4)
P
(5)
P
1. A mola e a água no cilindro representam, respectivamente, o esqueleto sólido dos solos e a água dos vazios do
solo, inicialmente em equilíbrio;
2. Quando o pistão é carregado, inicialmente com o orifício fechado, ele transfere toda a carga para a água, que é
incompressível;
3. Aberto o orifício a água começa a fluir;
4. O orifício representa o tamanho dos poros do solo, quando mais impermeável for o solo menor será a vazão da
água que escapa do cilindro. Com o passar do tempo, na medida em que a água flui, a mola, que é análoga ao
esqueleto do solo, passa a receber a carga e a se comprimir;
5. A mola se deforma até absorver toda a força aplicada no pistão. Quando a mola, ou seja o esqueleto sólido do
solo, absorve toda a força, a água deixa de fluir pois não há mais pressão sobre ela;
Assim a compressibilidade da mola é análoga à compressibilidade do esqueleto do solo.

• Hipóteses:
A teoria clássica de Terzaghi-Frölich equaciona o fenômeno de adensamento baseado nas
seguintes hipóteses simplificadoras:
a) Solo homogêneo;
b) Solo saturado;
c) Partículas sólidas e fluído intersticial incompressíveis em relação ao solo;
d) O solo pode ser estudado a partir de elementos infinitesimais, apesar de ser constituído de
partículas sólidas e vazios discretizados;
e) Compressão e fluxo unidimensionais;
f) Fluxo governado pela Lei de Darcy;
g) As propriedades de compressibilidade e permeabilidade do solo mantém-se constantes durante o
processo;
h) É válido o Princípio das Tensões Efetivas;
i) O índice de vazios do solo varia linearmente com o acréscimo de tensão efetiva durante o processo
de adensamento;
j) São consideradas deformações tão somente devido ao processo de adensamento - compressão
primária;
k) As deformações são consideradas infinitesimais em relação a espessura da camada compressível,
de forma que esta é considerada constante;

TEORIA DO ADENSAMENTO UNIDIMENSIONAL DE
TERZAGHI
Define-se coeficiente de variação volumétrica (mv) como:
)
1
( e
a
m v
v



Define-se coeficiente de adensamento (Cv) como:
v
w
z
v
m
K
C



Define-se coeficiente de compressibilidade (av) como:
'





e
av
Define-se módulo de deformação oedométrica (Eoed) como:
v
v
oed
m
d
d 1
'






TERZAGHI
EQUAÇÃO DIFERENCIAL DO
ADENSAMENTO DOS SOLOS
u = f (z,t)
t
u
z
u
Cv





 2
2
Cv → quantifica a velocidade de dissipação da poropressão

TERZAGHI
 Coeficiente de compressibilidade (av)
Como visto anteriormente a relação entre deformação vertical (recalque) e a variação no
índice de vazios:
H
e
e
H 




)
1
( 0
rou
A relação entre a variação no índice de vazios e a variação na tensão efetiva é
definida como o coeficiente de compressibilidade (av):
'

d
de
av 

av = f ( tipo de solo, densidade e nível de tensões)

 Solução da equação do adensamento
Ortenblad (1930) foi o primeiro a apresentar uma solução analítica para a Equação
Diferencial do Adensamento.
Condições de contorno para o perfil analisado (duas camadas drenantes e
camada compressível de espessura 2.Hd)
Solução por séries de Fourier:




























































T
n
d
d
H
d
n
e
H
z
n
sen
dz
H
z
n
sen
H
u
d 2
2
4
1
2
0
1 2
2
1 



t = 0 → u = 0 para todo z
t = 0+ → u =  para todo z
t = 0++ → z = 0  u = 0
z = 2.Hd  u = 0
t = ∞ → u = 0 para todo z
TERZAGHI

Solução por séries de Fourier:




























































T
n
d
d
H
d
n
e
H
z
n
sen
dz
H
z
n
sen
H
u
d 2
2
4
1
2
0
1 2
2
1 



Onde:
2
d
v
H
t
C
T


 










































T
n
d
n
e
H
z
n
sen
n
n
u
2
2
4
1
1 2
)
cos(
1
2 




como (1 - cos n.) tende a 0 para valores pares de n e tende a 2 para valores ímpares de n, faz-
se a seguinte transformação no contador: n = 2.N + 1
T
N
d
n
e
H
z
N
sen
N
u




























2
2
)
1
2
(
4
1
1 2
)
1
2
(
1
2
1
4 



TERZAGHI
FATOR TEMPO

TERZAGHI
fazendo:
T
M
d
n
e
H
z
M
sen
M
u 









 





2
2
1

)
1
2
(
2
1




 N
M 
SOLUÇÃO DA EQUAÇÃO DO ADENSAMENTO

TERZAGHI
 Porcentagem de adensamento (Uz)
Corresponde a porcentagem de dissipação do excesso de poropressão em um
determinado tempo t num ponto situado a uma profundidade z.
%
100
1
%
100
(%) 
















 u
u
Uz
Substituindo na solução da equação do adensamento:
T
M
d
M
z e
H
z
M
sen
M
U 











 




2
2
1
(%)
1
SOLUÇÃO EM FUNÇÃO DA PORCENTAGEM DE
ADENSAMENTO

TERZAGHI
 Porcentagem de adensamento (Uz)
Representação gráfica:

TERZAGHI
 Porcentagem média de adensamento (U)
Para um tempo t, a porcentagem média de adensamento (ou grau médio de
adensamento) ao longo da camada compressível será a média dos valores:










)
(
1
t
u
total
hachurada
área
área
U 
1
T
M
M
e
M
U 







2
2
1
2
1
PORCENTAGEM MÉDIA DO
ADENSAMENTO NA CAMADA PARA UM
TEMPO t

TERZAGHI
 Porcentagem média de adensamento (U)
Representação gráfica:
Equações empíricas aproximadas:
2
4
U
T 








para U ≤ 60%
085
,
0
)
1
log(
933
,
0 



 U
T
para U ≥ 60%

ENSAIO DE ADENSAMENTO
• O conjunto é levado a uma prensa na qual
são aplicadas tensões verticais ao corpo de
prova, em vários estágios de carregamento.
Cada estágio permanece atuando até que
cessem as deformações originadas pelo
carregamento (na prática, normalmente, 24
horas).
 O ensaio de adensamento ou de compressão unidirecional confinada pretende
determinar diretamente os parâmetros do solo, necessários para o cálculo de
recalques.
 A realização do ensaio consiste basicamente em se instalar dentro de um anel
rígido uma amostra de solo de pequena espessura (geralmente 2,5 cm). O corpo
de prova é drenado, pelas faces superior e inferior, com o auxilio de pedras
porosas;

• O resultado do ensaio, normalmente, é
apresentado num gráfico semi-logarítmico em
que nas ordenadas se têm as variações de volume
(representados pelos índices de vazios finais em
cada estágio de carregamento) e nas abscissas,
em escala logarítmica, as tensões aplicadas.
 Em seguida, aumenta-se o carregamento (em geral, aplica-se o dobro do
carregamento que estava atuando anteriormente).
 As medidas que se fazem usualmente são as de deformação do corpo de prova
(pela variação de altura) ao longo do tempo, em cada estágio de carregamento.
Pode ser determinado ainda o coeficiente de permeabilidade do solo
diretamente, fazendo percolar água através do corpo de prova.
'





e
av

• O primeiro trecho representa uma
recompressão do solo, até um valor
característico de tensão,
correspondente à máxima tensão que
o solo já sofreu na natureza; de fato,
ao retirar a amostra indeformada de
solo, para ensaiar em laboratório,
estão sendo eliminadas as tensões
graças ao solo sobrejacente, o que
permite à amostra um alívio de
tensões e, conseqüentemente, uma
ligeira expansão.
Podem-se distinguir nesse gráfico três partes distintas: a primeira, quase horizontal;
segunda, reta e inclinada e terceira parte ligeiramente curva.

• Ultrapassado o valor característico de tensão, o corpo de prova começa a
comprimir-se, sob tensões superiores às tensões máximas por ele já suportadas
em a natureza. Assim, as deformações são bem pronunciadas e o trecho reto do
gráfico que as representa é chamado de reta virgem de adensamento. Tal reta
apresenta um coeficiente angular denominado índice de compressão (Cc)

• O índice de compressão é muito útil para o cálculo de recalque, em solos que se
estejam comprimindo, ao longo da reta virgem. O recalque total (H) por causa,
de uma variação do índice de vazios (e) , numa camada de espessura H , é dado
por:
 Por último, o terceiro trecho corresponde à
parte final do ensaio, quando o corpo de prova
é descarregado gradativamente, e pode
experimentar ligeiras expansões.

TENSÃO DE PRÉ-ADENSAMENTO
• O valor característico de tensão,
anteriormente citado, a partir do
qual o solo principia a comprimir-
se, ao longo da reta virgem de
adensamento, denomina-se tensão
de pré-adensamento (’a) e
representa a máxima tensão a que
o solo já esteve submetido, na
natureza.

• Submetendo uma amostra de solo a ciclos
sucessivos de carregamento e
descarregamento, tal qual se mostra na
figura, pode-se observar que a curva de
recompressão aproxima-se fielmente da
curva inicial, e após ultrapassar um valor
de tensão o solo volta a comprimir-se, ao
longo da reta virgem.
• O valor obtido (’a) , quando se carrega o
corpo de prova pela primeira vez, é a
tensão de pré-adensamento. Ou seja, é a
máxima tensão efetiva já sofrida pelo
solo.
TENSÃO DE PRÉ-ADENSAMENTO

CAUSAS DO PRÉ-ADENSAMENTO
• Existência de pré-carregamento (geológico ou antrópico);
• Variação na pressão neutra por rebaixamento do nível d’água;
• Secagem superficial do solo com geração de sucção;
• Trocas químicas, cimentação e tensões residuais da rocha de
origem.

RAZÃO DE PRÉ-ADENSAMENTO
(ou SOBRE-ADENSAMENTO)
• É definido, então a razão de pré-adensamento (OCR) que é a
razão entre a tensão de pré-adensamento e a tensão efetiva de
campo.
• O conhecimento da tensão de pré-adensamento é de
fundamental importância para o cálculo de recalques, pois para
acréscimos de tensões que não superassem essa tensão, as
deformações a se esperar seriam quase desprezíveis.
0
'
'
v
VM
OCR


 OCR=1 → Solo normalmente adensado (N.A)
OCR>1 → Solo pré- adensado (PA)
OCR<1 → Solo em adensamento

DETERMINAÇÃO DA TENSÃO DE PRÉ-
ADENSAMENTO - MÉTODO DE CASAGRANDE
• O procedimento gráfico para obtenção da tensão
efetiva de pré-adensamento, pelo método de
Casagrande, segue os seguintes passos:
I. Determinar o ponto da curva de menor
curvatura;
II. Traçar retas horizontal e tangente a este ponto,
de forma a obter a bissetriz ao ângulo formado
por estas retas;
III. A interseção entre a bissetriz e o
prolongamento da reta virgem define a posição
de ’a.

DETERMINAÇÃO DA TENSÃO DE PRÉ-
ADENSAMENTO - MÉTODO DE PACHECO SILVA
• Determinação de :
I. Prolonga-se a reta virgem até o
encontro com a horizontal traçada do
índice de vazios inicial;
II. Do ponto de intersecção baixa-se uma
vertical até a curva;
III. Deste último ponto traça-se uma
horizontal até o prolongamento da
reta virgem.
VM
'


COEFICIENTE DE ADENSAMENTO
• Obtenção de Cv a partir das curvas de recalque x tempo do ensaio de
adensamento.
• O coeficiente de Adensamento (Cv) é dado por:
• Para sua quantificação a partir das curvas tempo x recalque de ensaios
são necessarios ajustes devidos:
• Compressão instantânea pela presença de bolhas de ar na amostra e
desajustes no contato pedra porosa – amostra.
• Ocorrência de compressão secundaria, que determina a continuidade das
deformações mesmo após ter encerrados o procesos de adensamento.
t
H
T
C d
v
2



COEFICIENTE DE ADENSAMENTO
• Quando, em caso de estágio de carregamento, registram-se as
deformações do corpo de prova, ao longo do tempo, busca-se
determinar, por meio de analogia com as curvas teóricas U=f (Tv).
Esse coeficiente, admitido constante para cada incremento de
tensão, determina a velocidade de adensamento.
• Os dois processos gráficos mais utilizados são os de Taylor e o de
Casagrande.

COEFICIENTE DE ADENSAMENTO - MÉTODO
DE TAYLOR
• Passos:
I. Início do adensamento primário: como o trecho inicial é parabólico →
prolonga-se o trecho inicial retilíneo ate interceptar as ordenadas → o
ponto de intersecção corresponde ao início do adensamento. A
diferença em relação a altura inicial da amostra corresponde a
compressão instantânea;
II. Definição do tempo para 90% do adensamento primário: Traça-se uma
reta com abcissas 1,15 x maiores que aquela ajustada ao trecho
retilíneo inicial. A intersecção desta reta com a curva define U=90%.
III. Calcula-se cv:

DE TAYLOR

DE CASAGRANDE
• Utilizando um gráfico semilogarítmico, Casagrande admitiu encontrar a ordenada
correspondente a 100% do adensamento, pela intersecção entre a assíntota e a
tangente da curva deformação x log t

DE CASAGRANDE
• Passos:
I. Início do adensamento primário: como o trecho inicial é parabólico → para um
tempo t da fase inicial soma-se à ordenada uma distância correspondente ao
recalque entre t e 4 ⋅ t;
II. Final do adensamento primário: intersecção de uma tangente ao trecho
intermediário com a assíntota do trecho final da curva (adensamento
secundário);
III. No ponto médio entre o início e o final do adensamento primário → U=50%;
IV. Calcula-se cv:

RECALQUE PRIMARIO TOTAL
• Quando o solo é sobre-adensado, o recalque não pode ser calculado pela simples
aplicação da equação:













 __
1
__
2
1
1
log
)
1
( 

r
e
H
Cc
 Pois esta pressupõe que a mudança de
índice de vazios se dará segundo a reta
virgem, o que não ocorre. De fato, como
se verifica na figura, sendo i a tensão
efetiva inicial no solo, a trajetória
desenvolida em um carregamento se
inicia sobre o trecho anterior à tensão
de pré-adensamento

• Para se trabalhar com estes casos, indica-se a inclinação da curva,
neste trecho, pelo índice de descompressão Cd ou pelo índice de
recompressão, Cr ,definidos por uma expressão semelhante à do
índice de compressão, aplicada sobre uma reta média,
representativa deste trecho da curva.
• O valor de recompressão , que também é obtido do ensaio de
adensamento, costuma ser da ordem de 10 a 20% do valor do
índice de compressão, conforme o tipo de solo.

• Quando um solo se encontra com tensão
efetiva abaixo da pressão de pré-
adensamento (Ponto A da figura), um
carregamento pode elevá-la até um valor
abaixo da tensão de pré-adensamento
(Ponto B), ou acima dele (Ponto C). No
primeiro caso, o recalque pode ser calculado
pela expressão :
simplesmente substituindo-se Cc pelo Cc.













 __
1
__
2
1
1
log
)
1
( 

r
e
H
Cc

• Quando o carregamento ultrapassa a tensão de pré-adensamento, o
recalque é calculado em duas etapas: da tensão existente até a tensão de
pré-adensamento (do Ponto A até o Ponto P) e deste até a tensão final
resultante do carregamento (do Ponto P até o Ponto C)
A expressão geral para o cálculo dos
recalques é dada por:















 __
__
__
0
__
1
log
log
1
vm
f
c
vm
r C
C
e
H




r

ADENSAMENTO SECUNDARIO
• Dados de laboratório e campo mostram que mesmo após encerrado o processo de
adensamento (chamado de primário) → após ter sido dissipado todo o excesso de
poropressão gerado pelo carregamento → o solo mantem-se deformando sob tensão
efetiva constante, contrariando o Princípio das Tensões Efetivas.
• Adensamento secundário ⇒ deformações lentas que desenvolvem-se no solo a
tensão efetiva constante, mesmo após encerrados os recalques previstos pela Teoria
do Adensamento.
• Curvas recalque x tempo não se mantêm horizontais para tempos
t >t(U = 100%)
• O adensamento secundário inicia simultaneamente ao primários e prossegue
indefinitivamente a uma velocidade muito lenta.

CAUSAS DO ADENSAMENTO SECUNDARIO
• Principal causa → deslizamento dos contatos entre partículas de argila.
• O adensamento primário em solos argilosos resulta na transferência de carga para as
partículas através do contato partícula-partícula, feito através dos filmes de água
adsorvida → sob tensão constante este contato pela camada de água adsorvida se
deforma ou mesmo de desfaz.
• Outro efeito sobre a espessura da camada de água adsorvida → possível mobilização de
cátions presente entre camadas dos argilominerais.

COEFICIENTE DE ADENSAMENTO SECUNDARIO (C)

• Os valores de C tendem a decrescer com o
sobreadensamento do solo e são elevados para solos
muito plásticos e solos orgânicos.
Valores típicos C ou Ce
Argilas PA < 0.01
Argilas NA 0.005 a 0.02
Algilas muito plásticas ou
orgânicas
> 0.03
COEFICIENTE DE ADENSAMENTO SECUNDARIO (C)

EFEITO DO ADENSAMENTO SECUNDARIO NA
COMPRESSIBILIDADE
• O adensamento secundário constitui
uma redução do índice de vazios sob
tensão efetiva constante → se C não
varia com o nível de tensões, nas
curvas log ’ x e para cada tempo de
adensamento secundário tem-se
trechos paralelos da curva no sentido
da redução dos vazios sob mesma
carga.
p.ex: de A para B ao longo de 2.000 anos.

EFEITO DO ADENSAMENTO SECUNDARIO NA
COMPRESSIBILIDADE
• Ao ser recarregado, o adensamento secundário corresponde a um
pré- adensamento → fica registrado na “memória de carga” do solo
um “virtual” acréscimo de ’ que geraria a deformação por
adensamento secundário ⇒ pseudo tensão de pré-adensamento
ou envelhecimento.
• Este fato leva a crer que argilas antigas (depositadas a milhares de
anos) não possam ser normalmente adensadas.
• Relações empíricas mostram que argilas envelhecidas tendem a ter
OCR crescente com o IP → o adensamento secundário tem efeito
crescente com a plasticidade.

REVISÃO
RESISTÊNCIA AO
CISALHAMENTO

TENSÕES NO SOLO
CÍRCULO DE MOHR
Planos perpendiculares → pontos diametralmente opostos no círculo de Mohr.
Se o plano onde atuam q e tq forma um ângulo è com o plano principal maior → o ponto (q,
tq ) determina a intersecção da reta que passa pelo centro e apresenta um ângulo 2q com o
eixo das abcissas.

TENSÕES NO SOLO
CÍRCULO DE MOHR
• Tensões principais a partir das tensões em dois planos ortogonais:
2
2
1
2
2
xz
z
x
x
z
t




 





 



2
2
3
2
2
xz
z
x
x
z
t




 





 




TENSÕES NO SOLO
CÍRCULO DE MOHR
• Conclusões a partir da análise do círculo de Mohr:
• A máxima tensão de cisalhamento ocorre em planos ortogonais entre si,
formando ângulos de 45° com os planos principais:
• As tensões de cisalhamento em planos perpendiculares são iguais em módulo,
mas apresentam sinal contrário;
• Em dois planos formando o mesmo ângulo com o plano principal maior, mas
com sentido contrário → tensões normais iguais e tensões de cisalhamento
iguais em módulo, mas de sinais opostos;
• O círculo de Mohr é válido para representar tanto tensões totais como efetivas;
• As tensões de cisalhamento independem da pressão neutra → o fluído
intersticial não transmite tensões tangenciais;
• Para que haja tensões de cisalhamento → diferença entre as tensões principais.
2
3
1 

t


máx

TENSÕES NO SOLO
CÍRCULO DE MOHR
• Teoria do pólo
Ao traçar pelo pólo (P) uma paralela ao plano onde se deseja conhecer as
tensões atuantes, tal paralela intercepta o círculo de Mohr no ponto cujas
coordenadas são as tensões normais e de cisalhamento desejadas.

TENSÕES NO SOLO
DIAGRAMA p x q – TRAJETÓRIA DE TENSÕES
• No diagrama p x q representa-se cada círculo de Mohr por apenas um ponto
de coordenadas (p, q) → permite representar mais claramente diferentes
estados de tensões do solo durante um carregamento.
• A curva que une os pontos no diagrama p x q ⇒ trajetória de tensões.
Exemplo (3 constante e 1 crescente):
2
3
1 
 

p
2
3
1 
 

q

TENSÕES NO SOLO
DIAGRAMA p x q – TRAJETÓRIA DE TENSÕES
• Outros exemplos de trajetórias:

RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO DOS
SOLOS
• Tensão cisalhante máxima que este solo pode suportar sem sofrer ruptura
ou tensão cisalhante no plano de ruptura no momento da ruptura.
• Ruptura em solos → excessivo movimento relativo de partículas. O solo
não mais suporta acréscimo de carga.
No caso do solo não apresentar ponto de ruptura definido → a
ruptura é definida a partir de um máximo de deformação admissível ⇒ a
resistência ao cisalhamento é definida como a tensão do solo para um
nível suficiente grande de deformação que permite caracterizar condição
de ruptura.
• Componentes da resistência ao cisalhamento do solos:
• Atrito
• Coesão
(t,tf,tr,tff ou S)

RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO DOS SOLOS
• RESISTÊNCIA POR ATRITO
Resistência por atrito entre partículas de solo → analogia com o
problema de deslizamento de um corpo sólido sobre uma superfície
plana.
Tem-se movimento quando T = Tmáx.
Tmáx = f(esforço normal e do ângulo de atrito f)
Tmáx = N ⋅ tan f

• RESISTÊNCIA POR ATRITO
Seja A = área de contato do corpo com a superfície
e
A explicação física para a relação proporcional entre Tmáx e N (ou
entre t e ) é o aumento na área de contato entre partículas com o
aumento no esforço (ou tensão) normal.
A
T

t
A
N


f

t tan



• Teoria adesiva do atrito (Terzaghi)
Na realidade, os esforços resistentes entre dos corpos não se distribuem
uniformemente em toda a seção, quando esta á analisada ao microscópio
⇒ como as superfície são rugosas, os corpos tocam-se em pontos
isolados de contato cuja área (ac) é uma função do esforço normal (N) e da
tensão necessária para provocar escoamento plástico do material (qu).
u
c
q
N
a 

• Teoria adesiva do atrito (Terzaghi)
O esforço normal em muito reduzidas áreas → elevadas tensões
que causam escoamento do material ⇒ formam-se ligações entre
partículas.
De acordo com a realidade física do fenômeno de atrito →
resistência ao cisalhamento por atrito = tensão necessária para
romper estas ligações.
O atrito entre grãos não é um simples problema de deslizamento
puro → também envolve o desencaixe e o rolamento de partículas.

• COESÃO
Parcela de resistência ao cisalhamento de um solo que independe das
tensões normais aplicadas.
Origem:
• atração química entre partículas argilosas (particularmente atração
iônica);
• cimentação entre partículas;
• tensões superficiais geradas pelos meniscos capilares
• tensões residuais da rocha de origem.
• Atração iônica → pelas cargas presentes
na superfície dos argilominerais.

• COESÃO
• Cimentação entre partículas
Proporcionada por carbonatos, sílica e óxidos presente no contato
entre as partículas → adicional resistência ao cisalhamento ⇒ solos
cimentados.
Origem:
• processos pedogenéticos → p.ex. formação e acumulação de óxidos de
Fe e Al - solos lateríticos;
• processo deposicional de elementos cimentantes vindos de uma área
fonte distente → p.ex. processo de acumulação de carbonatos;
• cimentação herdada da rocha de origem → p.ex. solos saprolíticos
oriundos de rochas sedimentares cimentadas (arenitos)

• COESÃO
• Tensões superficiais - coesão aparente
Ação dos meniscos capilares no contato entre partículas em solos
úmidos não saturados.
• Sucção matricial → força de atração entre partículas pelas tensões
capilares.
• Coesão aparente → parcela de coesão atribuída ao efeito da
sucção matricial, assim chamada porque é função do grau de
saturação do solo e desaparece com a saturação.
Estudo do comportamento de resistência ao cisalhamento dos solos
sob a ação da sucção matricial → Mecânica do Solos Não -Saturados.

• COESÃO
• Tensões superficiais - coesão aparente
Estudo do comportamento de resistência ao cisalhamento dos solos
sob a ação da sucção matricial → Mecânica do Solos Não -Saturados.

• No modelo do corpo sobre uma superfície → coesão ≡ “cola” que induz
resistência ao deslizamento independente da tensão normal.
Coesão real → atração iônica + cimentação + tensões residuais.
Classificação dos solos em função da coesão real:
• solos coesivos → solos com c ≠ 0 ⇒ solos argilosos, solos cimentados
e solos saprolíticos pouco intemperizados e
• solos não coesivos → solos com c = 0 ⇒ solos arenosos não
cimentados.
C
Tmáx 
A
C
c 

t

• EQUAÇÃO DE COULOMB
A equação de Coulomb → composição da parcela de atrito e coesão
f

t tan


 c

• EQUAÇÃO DE COULOMB

• CRITÉRIO DE RUPTURA DE MOHR-COULOMB
Critério de ruptura → expressa matematicamente a envoltória de
ruptura de um material.
Envoltória de ruptura → separa a zona de estados de tensões
possíveis da zona de estados tensões impossíveis de se obter para o
solo.
Para cada material deve se utilizar de um critério de ruptura que
melhor se adapte ao seu comportamento. Solos → critério de
ruptura de Mohr- Coulomb.

Critério de ruptura de Mohr-Coulomb (Mohr, 1900) → a ruptura se
dá quando a tensão cisalhante no plano de ruptura alcança o valor
da tensão cisalhante de ruptura do material ⇒ função da tensão
normal neste plano e independente da tensão principal
intermediária (estado plano de tensões).
Os pontos correspondentes às tensões nos planos de ruptura em
cada círculo de Mohr estão sobre a chamada envoltória de
resistência (ou envoltória de ruptura ou envoltória de Mohr).

Pelo critério de ruptura:
• quando o círculo de Mohr tangencia a envoltória → situação de ruptura
iminente;
• para que um estado de tensões seja possível em um determinado ponto no solo
→ o círculo de Mohr tem de estar contido na envoltória de resistência;
• não é fisicamente concebível um estado de tensões representado por um círculo
de Mohr secante a envoltória;
• o ponto de tangencia define o plano de ruptura e as tensões sobre ele. A
resistência ao cisalhamento do solo será igual a tensão cisalhante no ponto;
• o plano de ruptura faz um ângulo qr com o plano principal maior e a tangente a
envoltória no ponto de contato faz um ângulof com o eixo das abcissas.

Pelo critério de ruptura:

• Do triângulo T C N :
Relação entre 1 e 3 na ruptura:
Da figura: ND = NC+CD
NB = NC-BC
como: BC = CD = CT
então: ND =NC + CT
NB = NC - CT







 180
90
)
2
180
( f
qr





 90
)
2
180 f
qr
f
q 


 90
2 r
2
45
f
q 


r
relação entre o ângulo do plano de ruptura com o
plano principal maior e o ângulo de atrito

• Relação entre 1 e 3 na ruptura:
dividindo: como:
tem-se:
Do triângulo O E N:
logo:






















____
____
____
____
_____
_____
_____
_____
____
1
1
NC
CT
NC
CT
CT
NC
CT
NC
NB
ND f
sen
NC
CT

____
_____
1
____

 
 i
ND
3
____

 
 i
NB
f
f
f




N
sen
sen
i
i






1
1
3
1
f



 N
i
i 


 )
( 3
1
)
1
(
3
1 



 f

f

 N
N i
f

tan
c
i 
)
1
(
tan
3
1 



 f
f
f

 N
c
N

• Relação entre 1 e 3 na ruptura:
como:
trigonometricamente:
logo:
)
1
(
tan
3
1 



 f
f
f

 N
c
N


























f
f
f
f
f
f
f
f
f
f
sen
sen
sen
sen
sen
sen
N
1
2
cos
1
1
1
cos
tan
)
1
(












f
f
f
f
sen
N
1
cos
2
tan
)
1
(
f
f
f
sen
be
bc











1
cos
2
45
tan
f
f
f
sen
ab
bc











1
cos
2
45
tan
f
f
f
f
f
f
N
sen
sen





























1
1
2
45
tan
2
45
tan
2
45
tan
2
f
f
f
f
N
N













2
2
45
tan
2
tan
)
1
(
f
f

 N
c
N 



 2
3
1
relação entre 1 e 3
na ruptura

• Critério de ruptura em termos do diagrama p x q
2
3
1 
 

q
2
3
1 
 

p
q
p 

1
 q
p 

3

f
f

 N
c
N 



 2
3
1
f
f N
c
N
q
p
q
p 





 2
)
(
)
(
f
f
f N
c
p
N
p
N
q
q 






 2
f
f
f N
c
N
p
N
q 






 2
)
1
(
)
1
(
























1
2
1
1
f
f
f
f
N
N
c
p
N
N
q

• Critério de ruptura em termos do diagrama p x q
Comparando com a equação da linha Kf:
f
f
f
f
f
sen
sen
sen
sen
N








1
2
1
1
1
1
f
f
f
f
sen
sen
sen
N







1
2
1
1
1
1
1
1
tan



f
f

N
N
1
2




f
f
N
N
c
a
2
1
1
2
tan
f
f
f

sen
sen
sen 




f
 sen

tan relação entre o ângulo  da linha Kf e o
ângulo de atrito f
f
f
f
f
f
f
f
f
f 2
2
1
)
1
(
1
1
1
2
1
1
2
1
2
sen
c
sen
sen
sen
c
sen
sen
sen
c
N
N
c
a 


























f
cos

 c
a relação entre o intercepto a da linha Kf e o
intercepto coesivo c

• Estados de tensões frente ao critério de ruptura

• Aplicação do Princípio das Tensões Efetivas
Equação da envoltória de resistência em termos efetivos:
c’ e f’ → parâmetros de resistência em termos efetivos
'
tan
'
' f

t 

 c
'
tan
)
(
' f

t 


 u
c

ENSAIOS DE LABORATÓRIO
PARA AVALIAÇÃO DA
RESISTÊNCA DOS SOLOS

ENSAIOS PARA AVALIAÇÃO DA RESISTÊNCIA
DOS SOLOS
• Ensaios de laboratório costumeiramente empregados
para determinação da resistência ao cisalhamento:
• ensaio de cisalhamento direto
• ensaio de compressão triaxial

ENSAIOS PARA AVALIAÇÃO DA RESISTÊNCIA
DOS SOLOS
• Ensaio de cisalhamento direto
Mais antigo procedimento para a determinação da resistência ao
cisalhamento → baseado diretamente no critério de Coulomb ⇒
aplica-se uma tensão normal ao plano horizontal e verifica-se a
tensão cisalhante que provoca a ruptura ao longo deste plano.

ENSAIOS PARA AVALIAÇÃO DA RESISTÊNCIA DOS SOLOS
Esquema do ensaio:

Para cada esforço normal (N), determina-se o esforço tangencial
necessário para romper a amostra ao longo do plano horizontal (Tmáx). Em
termos de tensões → para cada tensão normal ():
tem-se o valor da tensão cisalhante máxima (tmáx):
e também a tensão cisalhante residual (tres).
O deslocamento vertical é também medido, indicando a variação
volumétrica durante o cisalhamento.
rup
A
N


rup
máx
A
T

t

Em geral, o ensaio é realizado sob deformação horizontal
controlada → velocidade constante.
Como não há controle ou medida das poropressões → o ensaio é
realizado sob condições drenadas ⇒ velocidade de cisalhamento tal
que não sejam geradas pressões neutras (f(Cv)) + pequena relação
altura/diâmetro
Ensaios com diversas tensões normais → obtenção da envoltória de
resistência:

Vantagens do ensaio:
• simplicidade / praticidade
• facilidade na moldagem de amostras de areia
• rapidez → solos permeáveis
• possibilita condição inundada
• possibilita grandes deformações por reversões na caixa de
cisalhamento → resistência residual
• planos preferenciais de ruptura

Desvantagens:
• análise do estado de tensões complexa → rotação das tensões principais com
o cisalhamento
• não permite a obtenção de parâmetros de deformabilidade
• o plano de ruptura é imposto → pode não ser o de maior fraqueza
• restrições ao movimento nas bordas da amostra → heterogeneidade das
tensões cisalhantes no plano horizontal ⇒ ruptura progressiva e inclinação do
plano de cisalhamento
• comumente não se medem nem são controladas as pressões neutras
• muito lento → solos de baixa permeabilidade

• Ensaio de compressão triaxial
É o mais versátil ensaio para determinação da resistência ao
cisalhamento dos solos.
Consiste na aplicação de um estado hidrostático de tensões e de
um carregamento axial sobre um corpo de prova cilíndrico do solo
(CP).
Estado hidrostático → obtido com a colocação do CP envolto por
uma membrana de borracha em uma câmara de ensaio. A câmara é
cheia com água através da qual é aplicada a tensão confinante (c).
A tensão confinante atua em todas as direções → estado
hidrostático de tensões.

Carregamento axial → pela aplicação de um esforço axial
controlado através de um pistão de carga que penetra na câmara
(ensaio com carga controlada) ou pelo movimento ascendente da
câmara reagindo contra um pistão estático (ensaio de deformação
controlada). Neste último a carga é medida por um anel
dinamométrico ou célula de carga intercalada no pistão.

Os planos horizontais e verticais são planos principais → não
existem tensões de cisalhamento nestes planos.
Compressão axial:
→ plano horizontal ⇒ plano principal maior - 1
→ plano vertical ⇒ plano principal menor - 3
A tensão devido ao carregamento axial → acréscimo de tensão
axial (1 - 3) ou tensão desviadora d

• Etapas do ensaio
• aplicação da tensão confinante c:
• aplicação da tensão desviadora d:

O valor das tensões desviadoras máximas (dmáx) para cada valor de
tensão confinante são obtido dos valores de ruptura observados em
curvas tensão desviadora x deformação específica.
Desde diferentes valores para tensão confinante e respectiva tensão
desviadora de ruptura é possível definir círculos de Mohr de ruptura, cuja
envoltória é a envoltória de resistência.

• Drenagem do CP
• Cada uma das etapas do ensaio pode ser realizada com ou sem permitir a
drenagem do CP (solicitação drenada ou não drenada).
• A etapa inicial de compressão isotrópica com drenagem corresponde ao
adensamento do CP.
• No caso de solicitações não drenadas é possível medir as pressões neutras
geradas → sistema de medição instalado no canal de drenagem ⇒
transdutores de pressão.
• No caso de solicitações drenadas é possível medir a variação volumétrica de
CPs saturados através da água que sai (ou entra) pelo canal de drenagem ⇒
buretas graduadas. No casos de solos não saturados ou secos a variação
volumétrica é obtida somente através de sensores de deslocamento axial e
radial instalados no CP.

• Tipos de ensaios triaxiais
• Ensaio adensado drenado (CD - consolidated drained ou S – slow)
Ensaio onde a drenagem é permitida em ambas etapas.
Aplica-se c permitindo a drenagem até total dissipação da pressão
neutra (adensamento) e após d lentamente para que não sejam
gerados novos excessos de pressão neutra.
São obtidos parâmetros de resistência em termos de tensões efetivas.
Emprego: análise da resistência ao cisalhamento de solos permeáveis.

• Ensaio adensado não drenado (CU – consolidated undrained ou R -
rapid)
A drenagem é permitida apenas na primeira etapa. Aplica-se c
permitindo o adensamento e após d sem drenagem. Na 2a etapa as
pressões neutras podem ser medidas.
Podem ser obtidos parâmetros de resistência em termos de tensões
totais e efetivas.
Emprego: análise a curto e a longo prazo da resistência ao
cisalhamento de solos de baixa permeabilidade consolidados.

• Ensaio não adensado não drenado (UU - unconsolidated undrained ou
Q - quick)
A drenagem não é permitida em ambas etapas. O teor de umidade da
amostra mantém-se constante. As pressões neutras geradas podem ser
medidas.
Os parâmetros de resistência são obtidos em termos de tensões totais.
Emprego: análise a curto prazo da resistência ao cisalhamento de solos
de baixa permeabilidade não consolidados.
Obs: ensaios com medida de pressão neutra → barra sobre sigla. Ex: CU

RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO DAS ARGILAS
• Influência do pré-adensamento no comportamento de resistência ao
cisalhamento das argilas
O comportamento das argilas difere daquele das areias quando solicitadas
a partir de índice de vazios diferentes.

• Influência do pré-adensamento no comportamento de resistência
ao cisalhamento das argilas
Areias → apresentam comportamento distinto a partir do valor de e inicial
Argilas → apresentam comportamento tensão deformação convergente
após superada a tensão de pré-adensamento.
Índice de vazios da areia → f(deposição original dos grãos) ⇒ praticamente
independe do histórico de tensões do solo.
Índice de vazios da argila → f(sedimentação das partículas - estrutura - +
histórico de tensões - pré-adensamento)
Logo: comportamento tensão deformação e de resistência de uma argila
depende da situação relativa da tensão confinante frente a sua tensão de pré-
adensamento.

• Velocidade de carregamento x condição de drenagem
• condição drenada:
• o carregamento é lento o suficiente tal que não seja gerado excesso
de poropressão relevante durante a solicitação ou
• na análise da resistência a longo prazo → poropressão outrora
gerada já tenha sido dissipada ⇒ análise em tensões efetivas.
• condição não drenada:
• o carregamento é tão rápido que não há tempo para dissipação das
poropressões geradas ou
• na análise da resistência a curto prazo → ainda mantido o excesso de
poropressão gerado ⇒ análise em tensões totais

• Argila sob condições drenadas - comportamento nos ensaios
Ensaios drenados → ensaios lentos para que sejam desprezíveis os excessos
de pressão neutra gerados.
Parâmetros de resistência em termos efetivos → empregados na análise de
problemas a longo prazo ⇒ quando o excesso de poropressão gerado pelas
solicitações já foi dissipado.
Fator que governa a resistência das argilas → pré-adensamento

A amostra PA mostra nítido pico de resistência e maior rigidez em relação a amostra NA.
A amostra muito PA mostra aumento de volume durante a ruptura, enquanto que a
amostra NA apresenta redução de volume.
Tensão - deformação e variação volumétrica

A envoltória mostra mudança de configuração no entorno do ponto A →
resistência de uma amostra adensada com 3= ’vm
Argila NA → estados de tensões onde 3> ’vm→
Argila PA → estados de tensões onde 3 < ’vm→
Teoricamente:
Envoltória de resistência
'
tan
' f

t 

'
tan
'
' f

t 

 c
)
'
1
(
'
'
f

 sen
vm
a 



• Argilas normalmente adensadas

Resultados comparando ensaios com argila NA para dois valores de 3.

• Valores de tensão desviadora d são proporcionais a tensão confinante
3;
• As amostras apresentam redução de volume com o cisalhamento;
• A envoltória de resistência pode ser ajustada a uma reta passando pela
origem
• Em termos do diagrama p x q
C – compressão axial
D – descompressão lateral
'
tan
' f

t 


• Argilas pré-adensadas

Resultados comparando ensaios com argila PA e NA

• Enquanto a amostra NA apresenta dmáx para grandes deformações, a amostra PA
apresenta dmáx para deformações bem menores;
• A amostra PA mostra pico de resistência, tal que: dmáx x PA> dmáx x NA
• Enquanto a amostra NA diminui de volume com o cisalhamento, a amostra PA tende a
aumentar de volume após uma redução inicial (p/ OCR > 4);
• A envoltória para valores de 3< ’vm pode ser ajustada por reta: →
valores de c’e f’ variáveis com o nível de tensões.
• Analogia do comportamento tensão x deformação e de variação de volume
'
tan
'
' f

t 

 c
ARGILA NA ⇔ AREIA FOFA ARGILA PA ⇔ AREIA COMPACTA

• Argila sob condições não drenadas - comportamento nos ensaios
Ensaios não drenados → ensaios onde são gerados excessos de poropressão
na fase de confinamento e compressão axial (ensaio UU) ou somente na fase
de compressão axial (ensaio CU). Nas fases não drenadas não há variação de
volume do CP.
Parâmetros de resistência em termos de tensões totais → empregados na
análise de problemas a curto prazo ⇒ admite-se que as pressões neutras
geradas com a solicitação são aproximadas àquelas desenvolvidas no
problema real.
Em ensaios CU é possível medir as poropressões e obter parâmetros tanto
em tensões totais como em tensões efetivas ⇒ parte-se da premissa que as
pressões neutras geradas no ensaio são compatíveis com o àquelas do
problema real.

• Comportamento em ensaios CU

• Argilas NA
Uma argila NA sob compressão axial tende a diminuir de volume → se impedida a
drenagem ⇒ gerada pressão neutra positiva.
Comportamento no ensaio:

• Argilas PA
Uma argila muito PA (OCR > 4) sob compressão axial tende a aumentar de
volume → se impedida a drenagem ⇒ gerada pressão neutra negativa.

• Argilas PA
Comportamento no ensaio (resultados normalizados em relação a 3):

• Comportamento em ensaios UU

• Fatores que afetam a resistência não drenada das argilas
• Amostragem:
• Transformação do estado anisotrópico de tensões “natural” do campo
ao estado isotrópico do confinamento do ensaio;
• Perturbações na amostra → cravação do amostrador, retirada da
amostra, moldagem do CP ⇒ perda de resistência (argila sensíveis)
• Estocagem:
• Perda da pressão neutra negativa da amostra (tensão efetiva) →
rearranjo estrutural das partículas ⇒ redução de Su, compensada em
parte pelo pré-adensamento decorrente.

• Fatores que afetam a resistência não drenada das argilas
• Anisotropia:
• Sob uma mesma superfície de ruptura o solo esta sujeito a solicitações
variadas → resistências diferentes (anisotropia)

1. O que significa comportamento não drenado?
2. Porque, no caso de solos argilosos, deve-se estudar a resposta
não drenada do solo?
3. Se o excesso de poro-pressão gerado por um carregamento é
negativo, qual a condição mais desfavorável do ponto de vista de
estabilidade (ruptura)?
4. Porque em estudos de estabilidade de solos argilosos o
momento mais crítico da obra pode não coincidir com o instante
final de construção?

• Problemas geotécnicos relacionados a obras
executadas sobre solos moles;
• Métodos construtivos em aterros sobre solos moles;
• Escolhas de soluções em função das características
do solo local.
SOLOS MOLES

• Solos moles são, em geral, solos argilosos sedimentares
tipicamente encontrados na região da costa brasileira;
• Possuem alta compressibilidade e baixa capacidade de
carga, sendo inadequados para suportar cargas de aterros;
• Muitas obras de infraestrutura precisam ser executadas
nestes solos como: rodovias, portos, aeroportos, canais,
encontro de pontes, depósitos e etc.
SOLOS MOLES

144
Rio de Janeiro - RJ
Escola do SESC

145
Desafios: Controle de recalques e estabilidade

146
Aracaju – Sergipe
ttps://www.facebook.com/fgsgeotecnia/photos/a.11650
04406908505/1165007600241519/?type=3&theater
Presidente Prudente – São Paulo
http://softsoilgroup.com.br/geoenrijecimento-para-
interromper-recalques-em-rodovias/

147
Navegantes - SC

148
Rio Grande - RS

149
Nantes - FR

151
• Programação da investigação geotécnicas
• Determinação de parâmetros através de
ensaios de campo
• Determinação de parâmetros através de
ensaios de laboratório

152
Etapas da investigação geotécnica
Etapa 1: Reconhecimento do depósito;
Etapa 2: Investigação preliminar;
Etapa 3: Investigação complementar.

Etapa 1: Reconhecimento do depósito
 Mapas geológicos e pedológicos
 Fotografias aéreas
 Sensoriamento remoto: imagens de satélite
 Google Earth
 Banco de dados de áreas próximas
Morfologia:
auxilia a previsão da ocorrência de depósitos

154
• Ensaio de penetração SPT (Standard Penetration Test)  NBR
6484/2020 (Solo - Sondagens de simples reconhecimento com
SPT - Método de ensaio);
• NBR 8036 – Programação de Sondagem de Simples
Reconhecimento dos Solos para Fundações de Edifícios;
Sondagem de simples reconhecimento - SPT
Área de
projeção da
construção (m²)
Número mínimo
de furos
< 200 m² 2
200 a 400m² 3
até 1200 m² 1 a cada 200 m²
1200 a 2400 m² 1 a cada 400 m²
> 2400 m² critério do projetista
• Em de viabilidade técnica, o
número de pontos a considerar
não deve ultrapassar 100 m;
• a distância entre pontos não
deve ultrapassar a 40 m e não
devem estar alinhados.

155

156
Boletim de Sondagem
Croquí de Locação
São Paulo - SP

157
Perfil Geológico-geotécnico de um seção
Barra da Tijuca - RJ

158
Sondagem com medida de SPT
Isoespessuras da camada de solo mole
Rio de Janeiro - RJ

159
Etapa 3: Investigação Complementar
Ensaios de Campo:
• CPTu
• Palheta
• outros: Dilatômetro, Pressiômetro, etc
Ensaios de Laboratório:
• Caracterização completa
• Ensaio de adensamento
• Triaxiais: UU e CIU
Amostragem: desejável
pistão estacionário 4”

160
Etapa 2: Investigação Preliminar
 Geofísica: útil, mas pouco usada por
engenheiros (mais utilizada por geólogos);
 Sondagens com medida de SPT para
definição dos tipos de solos e espessuras
das camadas e perfis geológico-geotécnicos.
 Nestas sondagens é usual a amostragem contínua
deformadas para determinação de índices físicos.
 Correlações umidade x parâmetros do solo para
estudos preliminares e mapeamento da área.

161
Vantagens e desvantagens dos ensaios
Tipo Vantagens Desvantagens
Laboratório
Condições de contorno bem-definidas e
naureza do solo identificável
Amolgamento em solos argilosos durante a
amostragem e na moldagem
Condições de drenagem controladas
Pouca representatividade do volume
ensaiado
Trajetório de tensões conhecidas durante o
ensaio
Em condições análogas é, em geral, mais
caro do que o ensaio de campo
Campo
Solo ensaiado em seu ambiente natural
Condições de contorno mal definidas,
exeto o pressiômetro autocravante
Medidas contínuas com a profundidade
(CPT, Piezocone)
Condições de drenagem desconhecidas
Maior volume de solo ensaiado Grau de amolgamento desconhecido
Geralmente mais rápido do que ensaio de
laboratório
Natureza do solo não identificada
(exceção: sondagem a percussão)
Almeida (1996)

Ensaio de campo executados no Brasil

163
• ASTM D2573/15 “Standard Test Method for Field Vane Shear
Test in Cohesive Soil”;
• ABNT NBR 10905/1989 – “Solo – Ensaios de palheta em situ”;
• Ensaios de palheta tipo A: Sem execução de pré-furo e
resultam em valores mais confiáveis.
• Ensaios de palheta tipo B: Executado no interior de uma
perfuração previa.
• Os ensaios devem ser realizados a cada metro em toda
camada argilosa.
Ensaio de Palheta ou Vane test

164
Vane test: Tipos de equipamento de ensaio
Palheta Elétrica
Célula de torque
Palheta mecânica: Mesa,
manivela e taquímetro
Palheta mecânica:
Manual, torquímetro

165
Vane test mecanizado
e automatizado Vane test manual (Pagani)
com torquímetro analógico
Vane test manual (Geonor)

166
Aplicação de Torque com
velocidade controlada
Haste
Palheta
Sapata de proteção
Palheta Elétrica

167
Vane test: Procedimento de ensaio
1. Inserção da palheta
Hastes
e = espessura da palheta
H = altura
da palheta
B = diâmetro do furo
D = largura da palheta
d = 4 D
Palheta é
descida no
fundo de
um pré-furo
2. A palheta é girada
à uma velocidade de
6o/min. Mede-se o
torque de pico, Tmáx
Palheta é
cravada por
prensagem
no fundo
do pré-furo
Torquímetro
3. Execução de 8
a 10 revoluções
adicionais
4. Mede-se o
torque residual Tres
correspondente ao
estado amolgado

Cálculo do ensaio:
Principais hipóteses assumidas:
• Ensaio não drenado;
• Superfície de ruptura é um cilindro de mesmas
dimensões da palheta
• Solo isotrópico e distribuição uniforme de tensões;
• Desprezado o amolgamento no entorno da palheta.
168
Vane Test: Cálculo dos resultados
Tmáx= Tv+Th
𝑆𝑢 =
6
7
𝑇𝑚á𝑥
𝜋𝐷3 ; 𝑆𝑡 =
𝑆𝑢
𝑆𝑢𝑟

169
Vane Test: Resultados
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0 5 10 15 20
Su (kPa)
Profundidade
(m)
Su intacto
Su amolgado
0
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
0 10 20 30 40 50
Ângulo de rotação da palheta (graus)
S
u
intacto
(kPa)
2,0m
2,5m
3,0m
3,5m
4,5m
5,0m
8,0m
Argila muito mole do Recreio, RJ

Vane test: Resultados mascarados
Turfas : matéria orgânica
“mascarando” resultados de palheta
Argila : grandes quantidades
de conchas em alguns sítios
Pode ser avaliado através das amostras retiradas com tubo shelby ou
do amostrador do SPT. Interessante avaliar o teor de matéria orgânica.

Vane Test: Obtenção de parâmetros de projeto
Resistência ao cisalhamento:
correção dos resultados do ensaio de palheta proposta por Bjerrum (1973):
História de tensões:


 (palheta)
u
(projeto)
u s
s










20
IP
log
5
,
0
1
0 20 40 60 80 100 120
Índice de Plasticidade, IP (%)
0.6
0.7
0.8
0.9
1.0
1.1
1.2

 = 22.(Ip)-0,48
OCR = . (Su/´vo)
OCR = ´vm/´v0
(Mayne e Mitchell, 1988)

172
Su (kPa)
Su (kPa)
Recife - PE Rio de Janeiro - RJ

173
• CPTu (Cone Penetration Test, com medição de poropressão U):
ABNT NBR 12069/1991 – “Solo – Ensaio de penetração de
cone in-situ (CPT) – Método de Ensaio” e ASTM D-5778
"Standard Test Method for Performing Electronic Friction Cone
and Piezocone Penetration Testing of Soils“;
• Permite caracterização contínua do perfil do subsolo, tem
sensibilidade na medida de resistência de solos moles e estima
diversos parâmetros geotécnicos;
• A máquina de cravação com sistema mecânico e/ou hidráulico,
capacidade de cravação das hastes com velocidade constante
igual a 20mm/s (tolerância de ± 5mm/s) e carga > 200kN.
Ensaio CPTu ou Piezocone

• CPTu (Cone Penetration Test, com medição de poropressão U):
ABNT NBR 12069/1991 – “Solo – Ensaio de penetração de
cone in-situ (CPT) – Método de Ensaio” e ASTM D-5778
"Standard Test Method for Performing Electronic Friction Cone
and Piezocone Penetration Testing of Soils“;
• Permite caracterização contínua do perfil do subsolo, tem
sensibilidade na medida de resistência de solos moles e estima
diversos parâmetros geotécnicos;
• A máquina de cravação com sistema mecânico e/ou hidráulico,
capacidade de cravação das hastes com velocidade constante
igual a 20mm/s (tolerância de ± 5mm/s) e carga > 200kN.
Ensaio CPTu ou Piezocone

CPTu – Procedimento de ensaio
Cone elétrico com 60º
de ápice:
f = 36 mm (10 cm2) ou
f = 44 mm (15 cm2)
Cabo para o
computador
1. Saturação das cavidades da
ponta do cone e instalação do anel
poroso pré-saturado.
2. Leitura dos transdutores da
ponta, da luva de atrito, de poro-
pressão e do inclinômetro.
Inclinômetro
fs = atrito lateral
u2 = poropressão
a = razão de área
qt = resistência de ponta
corrigida = qc + (1-a) u2
qc = resistência (ou
tensão) de ponta medida
Cravação contínua por
prensa hidráulica a
2 cm/s; hastes são
adicionadas a cada 1 m.
Hastes ( f = 36 mm)
Leituras realizadas a
cada 10 a 50 mm
u2
fs
qt
Razão de atrito
= fs/qc

176
CPTu – Medida de força
Correção da resistência de ponta
para o efeito da poro-pressão:
qt = qc + (1-a). u2
a = An / At
Células de carga para
medição de qc e fs
FR = fS / qc
Razão de atrito

177
CPTu – Medida de poropressão
Localização
do
elemento
filtrante
Luva
de
atrito
Ponteira
Penetrômetro
Medida de poro-
pressão na base
do cone (u2) é a
mais usual

178
CPTu – Equipamento de cravação

179
Prof. Dr. Diego Fagundes
CPTu – Resultados característicos
Argila
mole
}
Profundidade
(m)

Resistência
de
ponta
q
t
(MPa)
Resistência
de
ponta
q
t
(MPa)
Razão de atrito (%)
Parâmetro de poro-pressão Bq
1. Solo fino sensível
2. Material orgânico
3. Argila
4. Argila siltosa – argila
5. Silte argiloso – argila siltosa
6. Silte arenoso – silte argiloso
7. Areia siltosa – silte arenoso
8. Areia – areia siltosa
9. Areia
10. Areia grossa – areia
11. Solo fino duro (*)
12. Areia – areia argilosa (*)
Zona: Comportamento do solo:
180
CPTu – Interpretação dos resultados
Tipo de solo: gráficos de Robertson e Campanella

181
CPTu – interpretação dos resultados
Ensaio de piezocone + Ábacos de Robertson (1990)

182
CPTu – interpretação
Su =(qt-vo) / Nkt
Danziger e Schnaid, (2000)
Nkt = um fator de capacidade
de carga, obtido por
comparação com ensaios de
palheta. Brasil: 8 a 18.
Nkt = 10,50+7.log(Fr);
Resistência não drenada

183
Caso 1 – Resultados de CPTu e Vane
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
9.0
10.0
11.0
12.0
13.0
14.0
0 10 20 30 40
Ilha 1_Nkt=15
Ilha 1_Su(proj)_Vane
Su(proj) x Profundidade
Su(proj)~ 15 kPa
Su(proj)~ 20 kPa
Su(proj)~ 20 kPa
Su(proj)~ 15 kPa
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
9.0
10.0
11.0
12.0
13.0
14.0
0 10 20 30 40
Ilha 1_Nkt=15
Ilha 1_Su_Vane
Su x Profundidade
Su~ 30 kPa
Su~ 30 kPa
Su~ 24 kPa
Su~ 22 kPa
Profundidade
(m)
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
9.0
10.0
11.0
12.0
13.0
14.0
0 500 1000 1500 2000 2500
prof. X qT_Ilha 1
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
9.0
10.0
11.0
12.0
13.0
14.0
0 20 40 60
prof. X fs_Ilha 1
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
9.0
10.0
11.0
12.0
13.0
14.0
0 200 400 600 800 1000
prof. X u1_Ilha 1
prof. X u2_Ilha 1
prof. X u0_Ilha 1
10
Resultados das Ilhas de investigações geotecnicas
CPTu Vane

184
História de tensões: Chen e Mayne (1996)
( ) '
0
v
0
v
t /
q
305
,
0
OCR 




'
0
v
2
t u
q
53
,
0
OCR




( )
0
v
t
oed q
25
,
8
E 



Módulo oedométrico: Kulhawy e Mayne (1990)

185
Cálculo de ch – ensaio de
dissipação na Barra da Tijuca

186
Cálculo de ch – ensaio de dissipação, RJ

187
Obtenção
ch → t50
Robertson et al. (1992)
t
I
r
T
C r
2
c
*
h



rc = raio do piezocone;
Ir = índice de rigidez da argila
Ir = G/ Su = 3Eu/ Su

188
Ortigão (2007)
ch (m2
/ano)
1 10 100 1000 10000
Rio de Janeiro
Santos
Santa Catarina
Belém
Aracajú
Rio de Janeiro - RJ

189
Vários autores discutem uma correção que serve para trazer os valores para a argila
normalmente adensada e também considerar fluxo vertical.
(e.g. Campanella & Robertson , 1988, Campanella & Howie, 2008, Schnaid 2002).
Recomendações de Campanella e Howie (2008) recomendam reduzir os valores de
ch do ensaio em cerca de seis vezes.
Recomendações de Campanella & Howie (2008)

190
190
Os resultados do ensaio CPTu permitem estimar os recalques primários através da
seguinte equação:
𝝆 =
𝜟𝝈𝒗
𝑴
𝑯
Onde:
r = recalque (m);
M = Módulo unidimensional (kPa);
H = espessura da camada (m);
v = sobrecarga (kPa);

191
Em relação aos parâmetros de deformabilidade da argila mole, o módulo oedométrico
pode ser obtido através da seguinte equação:
𝑀𝐶𝑃𝑇 = 𝑎. (𝑞𝑡 − 𝜎𝑣) para Ic>2.20
ou
𝑀𝐶𝑃𝑇 = 𝑞𝑡 − 𝜎𝑣 . 0.0188 . 100.55𝐼𝑐+1.68 para Ic≤2.20
Onde:
Ic = índice de classificação SBT (Robertson, 2010);
a = 14 para Qtn > 14;
a = Qtn para Qtn ≤ 14;
qt – Resistência de ponta corrigida;
𝜎𝑣 – Tensão vertical.

DETERMINAÇÃO DE
PARÂMETROS ATRAVÉS
DE ENSAIOS DE
LABORATÓRIO

193
Ensaios de Laboratório
 Caraterização completa;
 Ensaio de adensamento;
 Ensaio triaxial UU;
 Ensaio triaxial CIU;
 Mini palheta ou palheta de laboratório

194
Ensaios de Laboratório - Amostragem
Características do amostrador afetando a qualidade da amostra
• Distorção mecânica devido à inserção
do amostrador no solo;
• Amolgamento do solo devido à
perfuração, antes da coleta ou pelo
pistão na hora da coleta;
• Distorção mecânica e sução durante a
retirada da amostra do amostrador;
• Mudança no estado de tensão total.
Podem ser
minimizadas
em função da
qualidade da
amostragem/a
mostrador
Inevitável

195
• Retiradas de amostras indeformadas com a execução de
pré-furo segundo a norma ABNT-NBR 9820/1997 – “Coleta
de amostras indeformadas de solos de baixa consistência
em furos de sondagem – Procedimento”;
• Amostrador do tipo tubo Shelby deve ser tenaz e resistente
à corrosão, aceitando-se o latão, bronze ou aço inoxidável;
• A extremidade inferior do tubo ser torneada em bisel com
ângulo  entre 5º e 10º, sendo “recomendável, para
proteção, um chanfro adicional b entre 20º e 30º.
Amostragem

196
Amostragem – Pistão estacionário
cravado por pressão
hidráulica

197
Amostragem – Pistão estacionário

198
Amostragem – Proteção e Vedação

199
Amostragem – Extração da amostra
Iron wire
Needle
Ladd e DeGroot (2005) Extratora horizontal

200
Caracterização completa
Curva granulométrica: Peneiramento e sedimentação
Densidade real dos grãos (Gs): Picnômetro
Limites de Atterberg:
Limite de liquidez (wl): Ensaio com aparelho de Casagrande
Limite de platicidade (wp): Ensaio do cilindro ou “rolinho”
Índice de platicidade – IP = wl – wp
Índices físicos:
Umidade - wn = (Wsolo úmido - Wsolo seco) / Wsolo seco
Peso específico natural –  = W/V
Índice de vazios – e0 = Vv/Vs
𝛾𝑑 =
𝛾
1 + 𝑤
𝑒 =
𝛾𝑠
𝛾𝑑
− 1;

201
Análise do solo através do perfil de umidade e limites
0 100 200 300 400 500 600 700 800 900 1000
Umidade natural, wn (%) e Limites de Atterberg
12
11
10
9
8
7
6
5
4
3
2
1
0
Profundidade
(m)
SP18
SP22
SP28
SP32
SP33
SP36
Campanha 2004
(SP5, SP6 e SP9)
ensaios lab.
(SP3 e SP36)
 nat = 10.12kN/m3
 nat = 11.57kN/m3
 nat = 13.70kN/m3
 nat = 13.98kN/m3
 nat = 13.5kN/m3
310
69
59
90
101
wL
wP
IP
wn
405
143
92
Recreio- RJ

202
Gráfico de plasticidade de Casagrande:
classificação e analise preliminar da compressibilidade

203
Correlação dos Limites de Atterberg x compressibilidade do
solo Gráfico de Plasticidade
0
50
100
150
200
250
300
350
400
450
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500 550 600 650 700
wL(%)
I
P
(%)
Ensaios
Linha A - Casagrande
Linha B - Casagrande
Solos muito
compressíveis
Correlações Cc x wl
Terzaghi e Peck:
Cc=0,009.(wl -10%)
Biarriz:
Cc = 0,01.(wl - 10%)
Dias (RG):
Cc = 0,01.(wl - 14%)
Recreio - RJ
• Devem ser utilizadas apenas em estudos preliminares e
interpretação dos demais parâmetros;
• Utilizar correlações próximas a área de estudo.

204
Ensaio de adensamento oedométrico
• Regido pela NBR MB 3336 (NBR 12007:1990) – “Solo: Ensaio
de adensamento unidimensional” e também a ASTM D2435;
• Mede propriedades de compressibilidade através da simulação
do adensamento: solo é submetido a carregamento constante
com monitoramento das deformações ao longo do tempo;
• Para cada amostra do adensamento com drenagem vertical e
para cada estágio de carregamento, são determinados os
seguintes coeficientes: coeficiente de adensamento vertical
(cv), coeficiente de variação volumétrica (cv), coeficiente de
compressibilidade av, coeficiente de permeabilidade (kv).

205
Ensaio de adensamento - Procedimento
• Amostra de solo moldada em anel rígido com f
de 50 a 120mm e altura de 19 a 32mm);
• A célula de compressão oedométrica é
colocada em uma prensa e recebe cargas
axiais de forma incremental: 6.25, 12.5, 25, 50,
100, 200, 400, 800 e 1600 kPa;
• Cada estágio aplicado após cessadas as
deformações do anterior  estágios de 24
horas (em média);
• São feitas leituras
das deformações
(relacionadas a e)
ao longo do tempo
em cada estágio.

206
Ensaio de adensamento - Parâmetros
Cc  índice de compressão
Cr ou Cs  índice de recompressão
Cd  índice de descarga
Representação da curvas recalques: log ’ x e
1
H
H
e
s
i
i 

0
0
s
e
1
H
H


Das medidas de recalque do final
de cada estágio de carga:
'
log
e
C
C
C d
c
r








207
Curvas recalques: log ’ x e

208
Razão de pré adensamento
OCR = 1  solo normalmente adensado – NA
OCR > 1  solo pré-adensado – PA
OCR < 1  solo em adensamento
Causas do pré-adensamento
•pré- carregamento (geológico ou antrópico);
• variação na pressão neutra por rebaixamento do NA;
• secamento superficial do solo com geração de sucção;
• trocas químicas, cimentação e tensões residuais da
rocha de origem;
• variação estrutural do solo devido ao creep.
0
v
vm
'
'
OCR



Método Pacheco e Silva
Método Casagrande

209
Propriedade Símbolo Unidade Valor médio Desvio Padrão
Limite de liquidez LL % 50 0.71
Limite de plasticidade LP % 29 4.95
Índice de Plasticidade IP % 21 4.24
Umidade w % 72 1.41
Teor de Argila (% <60 µm) % 53 5.66
Peso específico  kN/m³ 15.2 0.71
Coef de compressibilidade Cc 0.71 0.22
Índice de Vazios e0 1.76 0.08
CR CR % 24 6.62
Propriedade Símbolo Unidade Valor médio Desvio Padrão
Limite de liquidez LL % 50 0.71
Limite de plasticidade LP % 29 4.95
Índice de Plasticidade IP % 21 4.24
Umidade w % 72 1.41
Teor de Argila (% <60 µm) % 53 5.66
Peso específico  kN/m³ 15.2 0.71
'vm (kPa)
0 20 40 60 80 100120140160180
Prof
(m)
0
2
4
6
8
10
12
'vm
'v0
e
1.2 1.4 1.6 1.8 2.0 2.2
0
2
4
6
8
10
12
CR (%)
0 10 20 30 40 50
0
2
4
6
8
10
12
Rio de Janeiro - RJ

210
Razão
entre
Cs
e
Cc
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
0.0 0.1 0.2 0.3 0.4
Profundidade
(m)
Cs/Cc
Cs/Cc_CM I
Cs/Cc_CM II
Cs/Cc_Gleba
Média
Média
Média= 0.24
Média= 0.10
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7
Profundidade
(m)
Cc/(1+e0)
Cc/(1+e0)_CM I
Cc/(1+e0)_CM II
Cc/(1+e0)_Gleba
Média
Média= 0.42
Camada de conchas
?
Razão
de
compressão
CR
Rio de Janeiro - RJ

211
Representação das curvas recalque x tempo
50
2
d
50
2
d
)
50%
U
(
v
t
H
197
,
0
t
H
T
C





90
2
d
90
2
d
%)
90
U
(
v
t
H
848
,
0
t
H
T
C





Método Casagrande Método Taylor

212
Ensaio de adensamento – Parâmetros
Análise do Cv para cada estágio de carga do ensaio
0,0
10,0
20,0
30,0
40,0
50,0
60,0
1,0 10,0 100,0 1.000,0 10.000,0
CV
(cm2/s
x
10
-4)
Tensão vertical Média (kPa)

213
Rio de Janeiro - RJ
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
1.00E-10 1.00E-09 1.00E-08 1.00E-07 1.00E-06 1.00E-05
Profundidade(m) cv (m2/s)
adensamento
u1_PZ_kPa
u2_PZ_kPa
u2_SD_kPa
média
Solo Arenoso
Solo Arenoso
?
Turfa
cvmed = 3,05E-8
Valor médio geral 2,20 x 10-8 m2/s

214
Resumo das propriedades geotécnicas dos solos moles do RJ

Ensaio Triaxial
• Ensaio é conduzido de acordo com a norma ASTM D4767;
• Obtenção de envoltórias de resistência de Mohr-Coulomb;
• A pressão confinante (c) que atua em todas as direções,
inclusive na direção vertical (estado hidrostático de tensões) é
denominada tensão principal menor 3 = c;
• O carregamento axial por deformação controlada sobre um cp
é denominado tensão desviadora d e a tensão principal
maior 1 = c + d;
• As conexões da câmara com o exterior permitem medir ou
dissipar pressões neutras e medir variações de volume.

216
Ensaio Triaxial
Ensaio triaxial tipo UU
Esquema do ensaio

217
Ensaio Triaxial - CIU
Ensaio adensado, sem drenagem e com medida de
poropressão durante a ruptura.
Parâmetros de resistência em termos de tensão total (curto prazo) e termos
de tensão efetiva (longo prazo)

218
Ensaio Triaxial - CIU
Ensaio não adensado, sem drenagem durante a ruptura
Parâmetros de resistência em termos de tensão
total Resistência não drenada do solo Su.

EXERCÍCIO PRÁTICO
AVALIAÇÃO DE
RESULTADOS DE ILHAS DE
INVESTIGAÇÃO

220
Exemplo – Investigação completa no Rio de Janeiro
SP 9B
camada vegetal
Argila siltosa,
orgânica, com
fragmentos
de conchas,
muito mole
Areia argilosa, com
pedregulhos,
muito compacta.
P/7m
2/35
2/35
5
Fim de
Sondagem
12.14 m
CLASSIFI-
CAÇÃO
Silte areno
argiloso
'vm
(kPa)
Silte areno
argiloso
ENSAIOS DE ADENSAMENTO
cv x 10-8
(m 2
/s)
e0 Cc
4.96 7 2.00 1.54
49
4.35 20 2.54 3.09
78
P/45
Silte areno
argiloso
SHELBY
f = 4"
Silte areno
argiloso
Silte areno
argiloso
30 1.16 3.41
1.95
2.24
166
174
30
11 5.58 1.46
0.86 1.71
11.30
0 20 40 60 80
'v0 (kPa)
0 100 200 300 400 500
wn (%)
0 5 10 15 20
Su (kPa)
0.3 m
Argila siltosa
muito mole
a mole
48
0 500 1000
qT , u (kPa)
5m
10m
15m
Ensaio de piezocone
qT
u
wn
wL
wP
IP Ensaios UU
Ensaios de palheta
Ensaio de piezo-
cone, Nkt = 15
SESC - RJ

221
Exemplo – Investigação completa no Rio de Janeiro
-100 400 900
qT , u (kPa)
0 5 10 15 20 25
Su (kPa)
Piezocone
Nkt = 12.7
Palheta
Turfa
SP 36
argila turfosa
muito mole
cinza escura
Argila muito
mole cinza
escura
argila muito
mole a mole
cinza escura
P/80
2
16
21
CLASSIFI-
CAÇÃO
argila orgânica
argila orgânica
wL
wP
IP
wn
Cvx 10-8
(m 2
/s)
e0 Cc/(1+e0)
5.77 0.473 0.5
3.05 0.259 3.41
P/90
turfa
SHELBY
f = 4"
argila orgânica
argila orgânica
0.221 2.09
3.401
2.67
0.494 2.20
0.307 2.57
15.18
0 20 40
'v0 (kPa)
0 200 400 600
wn (%)
wn
Sondagens
Ensaios
de laboratório
alagado
Argila muito
mole com
areia fina
P/80
P/70
P/70
P/70
P/80
P/75
P/50
13
6
22
areia fina e
média
argilosa
medte
compacta
5m
10m
15m
argila arenosa
média a dura
cinza
PZ36
qT
ucone
ch = 1.82 x 10-7 m2/s
ch = 7.60 x 10-6 m2/s
ch = 4.88 x 10-7 m2/s
310
69
59
90
101
Recreio - RJ

223
Conclusões
• Investigação preliminar:
– SPT (com medida de umidade);
• Investigação complementar:
– Campo: apenas palheta e CPTu em geral;
DMT, PMT e outros pouco relevante nas argilas muito moles
aqui descritas.
– Laboratório: caracterização e adensamento;
eventualmente UU e CIU (CAU é raríssimo)
• Reunião de diferentes ensaios em ilhas de
investigação: útil para definir padrão de
comportamento.

224
Características gerais dos ensaios
Ensaio Parâmetro Objetivo do ensaio/parâmetro
Caracterização
Completa
Índices físicos: wn,
wl, wp, Gs, curva
granulométrica.
Caracterização geral; interpretação
dos demais ensaios; estimativa de
compressibilidade.
Triaxial UU Su
Cálculos de estabilidade (Su afetado
pelo amolgamento).
Triaxial CU Su, c´, f´, Eu
Cálculos de estabilidade;
deformabilidade 2D (MEF).
Adensamento
Cc, Cs, ´vm, cv, e0, ,
C, Eoed
Essencial para cálculos de recalques
e de recalques x tempo.
Piezocone
ch (cv). Estima: Su,
K0, Eoed, St, OCR.
Estratigrafia; recalques x tempo; boa
relação custo/benefício.
Palheta Su, St, Estima: OCR Cálculos de estabilidade.
Conclusões

SOLUÇÕES GEOTÉCNICAS
PARA ATERROS SOBRE
SOLOS MOLES

226
Estratigrafia do terreno;
Propriedades geotécnicas;
Tipo de utilização da área;
Prazos construtivos;
Custos.
Investigação
de qualidade
Fatores determinantes na escolha da solução

228
Remoção ou substituição do solo mole

229
Ruptura lateral controlada e abertura de uma cava para
“facilitar” o embutimento
Remoção de argila e execução do dique.
Obs: viável em depósitos pouco extensos e espessuras inferiores a 3-4 m.

230
Dique de periferia e preenchimento

231
Drenos verticais ou fibroquímicos
Obs: não reduz a magnitude dos recalques
Aceleração de recalques em função do
adensamento radial e vertical combinados

232
Execução de um aterro de conquista para cravação de drenos

Sobrecarga temporária
Construção do aterro com uma altura de 25% a 30% superior à altura
de projeto (mas ainda inferior à altura crítica da fundação);
A sobrecarga é mantida por um determinado período de tempo e
então removida;
Aceleração dos recalques: o emprego da sobrecarga conduz ao
recalque total em um tempo mais curto;
Geralmente utilizada em combinação com drenos verticais.

235
Construção em etapas
∆h1 (t1)
t1
∆h1 (t)
∆h2 (t*)
h1+h2
h1
t
t*
h (espessura de aterro)
Execução da altura total de aterro em duas ou três etapas.
Permite a execução de aterros com altura final superior à altura crítica inicial.
Esta solução pode implicar em longos períodos de execução para a obra.
Ganho de Su com o tempo:

236
Reforço com bermas laterais
Aumento do FS, pelo aumento do peso na região ativa da cunha
de ruptura, e alongamento das superfícies mais críticas.
Bancadas laterais de menor
altura, empregadas para equilíbrio
e estabilização do aterro principal

237
Reforço com Geossintéticos
Reforço da basal do aterro com a introdução de
elementos geossintéticos com boa resistência à
tração
Geogrelha

238
Reforço com Geossintéticos
Reforço da basal do aterro com a introdução de
elementos geossintéticos com boa resistência à tração
Utilização de reforço com geotêxtil tecido para execução de aterro de
conquista
Geotêxtil tecido

239
Aterros leves
Material Peso específico (kN/m³)
Poliestireno expandido – EPS (isopor ou similar) 0,30
Tubos de concreto (função do diâmetro e espessura da
parede)
4
Pneus picados 6
Argila expandida 10
Serragem 10

241
Aterros leves
EPS em aterros sobre solos moles
(Lima e Almeida, 2009)

242
Aterros leves
EPS em encontro de ponte sobre solos moles

243
Colunas brita ou colunas de granulares
• Su da argila mole > 7,5 kPa
• diâmetro 0,6 a 1 m
• espaçamento 1,5 m a 3 m
• f solo granular 36° a 45°
• Estabilização dos
recalques de 3 a 6 meses

Vibrosubstituição
Processo Úmido – “Top Feed“
Processo Seco – “Bottom Feed“
Diâmetro da brita: 40 - 70 mm
Colunas mais esbeltas
Diâmetro da brita: 40 - 70 mm
Colunas com maior diâmetro

245

246
• Solos muito moles com pouca
capacidade de suporte lateral;
• Prevenir a mistura da argila e o
material da coluna granular.
• Aumento da capacidade de carga
com a inserção do reforço;
• Redução de recalque diferencial
no topo do aterro;
• Aceleração do adensamento;
Colunas granulares encamisadas

247
Coluna granular
Carga
NT
Confinamento
lateral do solo
na coluna
encamisada
Solo competente
Geosintético

248

249
• Menor tempo
construtivo final;
• Redução do volumes
de aterro da jazida e
bota-fora;
• Liberação da obra logo
após a conclusão do
aterro;
• Minimiza operações de
manutenção ao longo
da vida útil;
Aterro estruturado ou aterro estaqueado

250
Sequência construtiva

251
Perda do contato entre o solo mole e o geossintético
Eficiência = 100% (efeito de arqueamento + efeito de membrana)

252
Jet Grouting – Mistura de solo cimento
Injeção sob pressão e alta velocidade de calda de cimento,
formando colunas com o solo desagregado pela rotação.

253
Deep Soil Mixing – Mistura de solo cimento
• Diâmetro de 0,60 a 1,20 m e
comprimento até 25 m;
• Colunas semirrígida, Resistência de
2 ou 3 MPa e baixa permeabilidade.
Comparação com Jet Grouting:
• Baixo refluxo de cimento na injeção;
• Reduzido consumo de cimento;
• Carga das colunas DSM é menor

Deep Soil Mixing – Mistura de solo cimento

255
Aterro Estruturado com colunas de DSM
Ampliação do Aeroporto Salgado Filho – TECA e Lado AR
Porto Alegre / RS – Brasil
Almeida et al (2015) e Assis (2015)

256
aterro teste
colunas
exumadas

257
colunas
de DSM
geotextil de
proteção
geogrelha

258
Estabilização de massa – STABTEC
Estabilização por adição de aglomerantes seco. A mistura
mecânica feita na condição saturada abaixo do N.A.

259
Estabilização de massa – STABTEC

260
Outras técnicas de tratamento de solo mole
 Précarregamento com vácuo;
 Consolidação Profunda Radial – CPR: bulbos de solo
enrijecidos + geodrenos
 Misturas de solo com outros aglomerantes, exemplo:
colunas de cal;
 Congelamento do solo;
Adensamento por Eletro-osmose

EXERCÍCIO PRÁTICO
ESCOLHA DE SOLUÇÕES
ESTUDO DE CASOS
ESTUDO DE CASO 1

262
Caso 1 – Informações do projeto
• Centro de treinamento
da CBF na Barra da
Tijuca – RJ
• 87.000m²: com campo
de futebol, edifícios e
estacionamentos.
• 38 sondagens e 2 ilhas
de investigação (CPTu e
Vane test);
• Coleta de amostra para
ensaios de adensamento
e caracterização.

263
Caso 1 – Resultados das sondagens
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
9.0
10.0
11.0
12.0
13.0
14.0
0 500 1000 1500 2000 2500
prof. X qT_Ilha 1
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
9.0
10.0
11.0
12.0
13.0
14.0
0 20 40 60
prof. X fs_Ilha 1
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
9.0
10.0
11.0
12.0
13.0
14.0
0 200 400 600
prof. X u1
prof. X u2
prof. X u0
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
9.0
10.0
11.0
12.0
13.0
14.0
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
SPT 12 - Ilha 1
NSPT
Profundidade
(m)
Isoespessuras da
camada de argila mole

264
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
9.0
10.0
11.0
12.0
13.0
14.0
0 10 20 30 40
Ilha 1_Nkt=15
Ilha 1_Su(proj)_Vane
Su(proj) x Profundidade
Su(proj)~ 15 kPa
Su(proj)~ 20 kPa
Su(proj)~ 20 kPa
Su(proj)~ 15 kPa
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
9.0
10.0
11.0
12.0
13.0
14.0
0 10 20 30 40
Ilha 1_Nkt=15
Ilha 1_Su_Vane
Su x Profundidade
Su~ 30 kPa
Su~ 30 kPa
Su~ 24 kPa
Su~ 22 kPa
Profundidade
(m)
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
9.0
10.0
11.0
12.0
13.0
14.0
0 500 1000 1500 2000 2500
prof. X qT_Ilha 1
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
9.0
10.0
11.0
12.0
13.0
14.0
0 20 40 60
prof. X fs_Ilha 1
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
9.0
10.0
11.0
12.0
13.0
14.0
0 200 400 600 800 1000
prof. X u1_Ilha 1
prof. X u2_Ilha 1
prof. X u0_Ilha 1
9 10
a 1
CPTu Vane

265
• Espessuras da camada variável: áreas inferiores a 3
m de espessura e áreas com espessuras até 22 m;
• Tipo de obra: aterros no entorno de prédios, campos
de futebol, estacionamentos e etc;
• Valores de Su > 15 kPa;
• Prazo exíguo para execução da obra pequenos:
Estudo de viabilidade executado ≈ 26 meses antes da
previsão de conclusão (02/12 – 04/14)
• Aterros com altura de 1,5 a 2,8 m.
Caso 1 – Interpretação e escolha da solução

266
Custo:
Substituição de solo: R$ 300/m2

SOLUÇÃO 1 - Aterros reforçados com bermas sobre drenos verticais
com sobrecarga temporária e construção em etapas
Pré-dimensionamento: drenos espaçados de 1,50 m.
Prazos: Tempo total: 22 meses; Recalque médio estimados 1,50 m.
a) 3 meses para executar aterro de conquista, cravar drenos, instalar colchão
drenante e reforço e altear aterro;
b) cerca de 8 meses para adensamento na etapa 1;
c) 1,5 mês para altear 2a. etapa;
d) cerca de 8 meses para adensamento na etapa 2;
e) 1,5 mês para descarregar sobrecarga;
Custos: Aterros reforçados com bermas sobre drenos verticais com
sobrecarga temporária e construção em etapas: R$ 350/m2 (ref. de 2012).

268
SOLUÇÃO 2 - Aterros sobre colunas granulares
Pré-dimensionamento: colunas espaçadas de 2,40 m.
de brita tradicionais com diâmetro de 0,90 m
de areia encamisadas com diâmetro de 0,80 m
Prazos: Tempo total de 10 meses; Recalque médio estimados 0,40 m.
a) 4 meses para executar aterro de conquista, cravar colunas, instalar
colchão drenante e altear aterro;
b) cerca de 4,5 meses para adensamento;
c) cerca de 8 meses para adensamento na etapa 1;
d) 1,5 mes para descarregar sobrecarga;
Custos: Aterros sobre colunas de brita convencionais e encamisadas a R$
450/m2 a R$ 550/ m2 (ref. de 2012).

Caso 2 – Informações do projeto
• Aterro projetado de futuro
condomínio residencial da
MRV;
• Caxangá, Recife, PE;
• Área do lote de 77578 m²;
• 39 sondagens e 4 ilhas de
investigação (CPTu e
vane test);

270
Caso 2 – Resultados das sondagens
Isoespessuras da camada de argila
SPT 03

271
CPTu Vane

272
• Áreas de solo mole com espessuras superiores a 6
m e chegando até 20 m;
• Tipo de obra: aterros no entorno de prédios, área
de lazer, estacionamentos e etc;
• CPTu e Vane apresentaram erros e incoerências
que dificultaramm interpretação do Su;
• Prazo flexível para execução da obra;

273
SOLUÇÃO - Aterros reforçados com geogrelha sobre drenos verticais
com sobrecarga temporária
a) execução de um aterro em solo compactado de altura média de 3 m
reforçado com geogrelha de 200 kN/m e 25 m de largura.
b) O aterro é sobreposto a uma camada 0,5 m de colchão drenante em areia
envolta por geotêxtil para a proteção do colchão.
c) Malha de geodrenos de 1,5 m x 1,5 m atravessando toda a camada;
d) A aplicação de uma sobrecarga temporária de altura média de 1,5 m para
acelerar a dissipação dos excessos de poropressão e compensar os
recalques ocorridos. Removida até a cota final de terraplanagem;
e) Área A com comprimento dos drenos 17 m e Área B comprimento de 20 m.

274

275
Custo da Solução: Aterros reforçados com geogrelha sobre drenos
verticais com sobrecarga temporária
Quant. Unid. Quant. Unid. Quant. Unid.
Geotêxtil (tecido, resistência ≥60kN/m) 41798 m2 64030 m2
105827 m2
Colchão de areia(0,5m de espessura) 10360 m3 15893 m3
26253 m3
Geogrelha(tecida, resistêncianominal 200kN/m) 14282 m2 20380 m2
34662 m2
Aterro compactado (3m de alturaapós compactação) 62160 m3 95358 m3
157518 m3
Sobrecargatemporária(1,5m de alturaapós compactação) 31080 m3 47679 m3
78759 m3
Geodrenos (malha1,5x 1,5m de espaçamento) 161594 m 272100 m 433694 m
Remoção de sobrecargatemporária(±50% do volume inicial) 15540 m3 23840 m3
39380 m3
Área1 Área2
Descrição
Total

276
CONCLUSÕES
• Técnicas construtivas clássicas:
drenos verticais com sobrecarga, reforço com
geogrelha e bermas, aterros construídos em
etapas e aterros de ponta;
• Técnicas construtivas “emergentes” no Brasil:
aterros leves e aterros suportados por colunas:
colunas de brita, colunas granulares
encamisadas, colunas de solo cimento - DSM,
aterro estaqueado com capitéis, entre outros;
• Outras técnicas tratamento menos convencionais.

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