Ap obras terra

of 40 /40
ENGENHARIA CIVIL ENGENHARIA CIVIL FUNDAÇÕES E OBRAS DE TERRA FUNDAÇÕES E OBRAS DE TERRA RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO COMPORTAMENTO DE AREIAS E ARGILAS EMPUXOS DE TERRA MUROS DE ARRIMO TALUDES BARRAGENS DE TERRA E ENROCAMENTO INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA PROF . PAULO ALBUQUERQUE NOTAS DE AULA Sorocaba 2003 2003

Embed Size (px)

Transcript of Ap obras terra

  • ENGENHARIA C IV I LENGENHARIA C IV I L

    FUNDAES E OBRAS DE TERRAFUNDAES E OBRAS DE TERRA

    RESISTNCIA AO CISALHAMENTO

    COMPORTAMENTO DE AREIAS E ARGILAS

    EMPUXOS DE TERRA

    MUROS DE ARRIMO

    TALUDES

    BARRAGENS DE TERRA E ENROCAMENTO

    INVESTIGAO GEOTCNICA

    PROF. PAULO ALBUQUERQUE

    NOTAS DE AULA

    Sorocaba

    20032003

  • SUMRIOSUMRIO

    1. R1. RESISTNCIA AO CISALHESISTNCIA AO CISALHAMENTO DOS AMENTO DOS SSOLOSOLOS. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . 11

    1.1. Coeficiente de Empuxo em Repouso (Ko)..............................................................................2

    1.2. Tenses num Plano Genrico .................................................................................................4

    1.3. Critrio de Ruptura de Mohr ..................................................................................................5

    1.3.1.Circulo de Mohr ................................................................................................................6

    1.3.2. Determinao das Tenses a partir do plo..................................................................7

    1.4.Estado de Tenses Efetivas ......................................................................................................8

    1.5. Resistncia dos Solos ..............................................................................................................9

    1.5.1. Atrito .................................................................................................................................9

    1.5.2. Coeso ........................................................................................................................... 10

    1.6. Superfcie de Ruptura .......................................................................................................... 10

    1.7. Ensaios Empregados na Determinao da Resistncia dos Solos .................................... 11

    1.7.1. Ensaio de Cisalhamento ............................................................................................... 11

    1.7.2. Ensaios Triaxiais............................................................................................................. 13

    1.7.3. Ensaio de Compresso Simples ................................................................................... 15

    2. C2. COMPORTAOMPORTAMENTO DE MENTO DE AAREIAS E REIAS E AARGILASRGILAS. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . 1616

    2.1. Areias..................................................................................................................................... 16

    2.1.1. Comportamento em Ensaio Triaxial ............................................................................ 16

    2.1.2. ndice de Vazios Crtico: ............................................................................................... 17

    2.1.3. Liquefao das areias.................................................................................................... 18

    2.1.4. Coeso nas areias.......................................................................................................... 19

    2.2. Argilas ................................................................................................................................... 19

    2.2.1. Equao da Envoltria.................................................................................................. 20

    2.3. Aplicao Prtica dos Resultados dos Ensaios ................................................................... 21

    2.4. Comparao entre Areia Argila ..................................................................................... 23

    2.5. Resistncia dos solos no drenados ................................................................................... 23

    2.5.1. Anlise em termos de tenses totais .......................................................................... 23

    2.5.2. Resistncia das argilas nos ensaios CU ....................................................................... 23

    2.6. Trajetria de Tenses ........................................................................................................... 24

    2.7. Coeficiente de Empuxo K ..................................................................................................... 24

  • iii

    3 3 E EMPUXOS DE MPUXOS DE TTERRAERRA . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2727

    3.1. Teoria de Rankine................................................................................................................. 28

    3.2. Teoria de Coulomb............................................................................................................... 30

    4. E4. ESTRUTURAS DE STRUTURAS DE AARRIMORRIMO . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 3434

    4.1. Tipos de Estrutura de Arrimo .............................................................................................. 39

    4.1.1. Muros de Gravidade ..................................................................................................... 39

    4.1.2. Muros de Gravidade Aliviados..................................................................................... 39

    4.1.3. Muros de Flexo............................................................................................................ 39

    4.1.4. Cortinas de Estacas-Prancha ........................................................................................ 40

    4.1.5. Paredes de Estacas Metlicas com Pranches de Madeira........................................ 40

    4.1.6. Muro de Gabio............................................................................................................ 41

    4.1.7. Paredes de Diafragma .................................................................................................. 42

    4.1.8. Paredes de Estacas Justapostas ................................................................................... 44

    4.1.9. Paredes de Estacas Secantes ........................................................................................ 44

    4.1.10. CRIB WALLS ............................................................................................................. 45

    4.2. Verificaes de Estabilidade dos Muros de Arrimo ........................................................... 45

    4.2.1. Deslizamento................................................................................................................. 45

    4.2.2. Tombamento................................................................................................................. 46

    4.2.3. Capacidade de Carga da Fundao............................................................................. 46

    5. T5. TALUDESALUDES . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . 5252

    5.1. Taludes Naturais................................................................................................................... 52

    5.2. Taludes Artificiais.................................................................................................................. 52

    5.3. Estabilidade de Taludes ....................................................................................................... 52

    5.4. Tipos e Causas de Escorregamentos................................................................................... 53

    5.5. Terminologia Empregada .................................................................................................... 55

    5.6. Fatores que Afetam a Anlise de Estabilidade de um Talude .......................................... 56

    5.7. Coeficiente de Segurana .................................................................................................... 57

    5.8. Mtodos de Anlise de Estabilidade................................................................................... 59

    5.8.1. Mtodo do Talude Infinito........................................................................................... 59

    5.8.2. Mtodo de Culmann .................................................................................................... 62

    5.8.3. Mtodo de Taylor.......................................................................................................... 65

    5.8.4. Mtodo de Fellenius ..................................................................................................... 68

    5.8.4. Mtodo de Bishop Simplificado .................................................................................. 71

  • iv

    5.8.5. Mtodo das Cunhas ..................................................................................................... 75

    6. B6. BARRAGENS DE ARRAGENS DE TTERRA E ERRA E EENROCAMENTONROCAMENTO . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . 8080

    6.1. Tipos de Fundamentais Barragens ...................................................................................... 81

    6.2. Escolha do Local e do tipo de Barragem............................................................................ 82

    6.2.1. Escolha do Local............................................................................................................ 82

    6.2.2. Escolha do Tipo............................................................................................................. 83

    6.3. Investigaes Geolgico-Geotcnicas ................................................................................ 84

    6.3.1. Investigao da Fundao............................................................................................ 84

    6.3.2. Investigao dos Materiais de Construo ................................................................. 85

    6.3.3. Aterros Experimentais................................................................................................... 85

    6.4. Elementos Principais das Barragens.................................................................................... 85

    6.5. Anlises de Estabilidade....................................................................................................... 88

    6.5.1. Perodo Construtivo ...................................................................................................... 88

    6.5.2. Perodo de Funcionamento .......................................................................................... 88

    6.6. Anlises de Percolao......................................................................................................... 89

    6.7. Anlise de Tenses e Deformaes..................................................................................... 89

    6.8. Instrumentao .................................................................................................................... 90

    7. I7. INVESTIGAO NVESTIGAO GGEOTCNICAEOTCNICA . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 9191

    7.1. Informaes que se buscam em um programa de prospeco....................................... 91

    7.2. Coeficientes de Segurana .................................................................................................. 91

    7.3. Tipos de Prospeco Geotcnica......................................................................................... 92

    7.3.1. Processos Indiretos........................................................................................................ 92

    7.3.2. Processos Semi-Diretos ................................................................................................. 92

    7.3.3. Processos Diretos .......................................................................................................... 92

    7.3.3.1. Poos....................................................................................................................... 92

    7.3.3.2. Trincheiras .............................................................................................................. 93

    7.3.3.3. Sondagens a Trado................................................................................................ 93

    7.3.3.4. Sondagens de Simples Reconhecimento (SPT) e (SPT-T).................................... 93

    7.3.3.5. Sondagens Rotativas ............................................................................................. 96

    7.3.3.6. Sondagens Mistas.................................................................................................. 96

    7.4. Prospeco Geofsica ........................................................................................................... 96

    7.4.1. Resistividade Eltrica..................................................................................................... 96

    7.4.2. Ssmica de Refrao ...................................................................................................... 97

  • v

    7.5. Mtodos Semi-diretos.......................................................................................................... 97

    7.5.1. Vane Test ....................................................................................................................... 97

    7.5.2. Ensaio de Penetrao Esttica do Cone . (CPT) .......................................................... 98

    7.5.3. Ensaio Pressiomtrico .................................................................................................100

    RREFERNCIAS EFERNCIAS BBIBLIOGRFICASIBLIOGRFICAS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 101101

  • 1. RESISTNCIA AO CISALHAMENTO DOS SOLOS O fenmeno de ruptura dos solos so aquelas que envolvem o equilbrio das foras

    atuantes num macio de terra, onde se levam em conta o seu peso prprio e eventualmente

    as foras de inrcias originadas por sismos e vibraes, tem como oposio a essas foras,

    aquelas resistncias intrsencas do macio. As estruturas decorrentes desse fenmeno de

    ruptura so:

    Estabilidade de taludes de terra;

    Os empuxos passivos e ativos sobre muros de arrimo;

    Placas de ancoragem ou paramentos que agem sobre o solo;

    Capacidade de carga de fundaes em geral (rasa ou profunda).

    Destes se destacam os mais importantes e que sero tema desta disciplina: estabilidade de

    taludes, empuxos em muros de arrimo e capacidade de carga de fundaes (Figura 1.1).

    Figura 1.1 Fenmenos de ruptura.

  • 2

    1.1. COEFICIENTE DE EMPUXO EM REPOUSO (KO)

    No curso de Mecnica dos Solos, foram vistos os conceitos de tenses no solo e o

    clculo das tenses verticais, em uma posio qualquer no interior de um subsolo, com

    superfcie horizontal.

    Assim como se definiram as tenses num plano horizontal, elas poderiam ser

    consideradas em qualquer outro plano no interior do macio. Sendo estas as tenses nos

    planos verticais. Nestes tambm no ocorrem tenses de cisalhamento, devido simetria. As

    tenses principais so indicadas na Figura 1.2.

    NA

    '(v) = . z - u

    '(v)

    '(h) '(h) = k .'(v)0

    Figura 1.2 Tenses atuantes em macio.

    A tenso normal ao plano vertical depende da constituio do solo e do histrico de

    tenses a que ele teve submetido anteriormente. Normalmente ele referido tenso vertical,

    como sendo a relao entre a tenso horizontal efetiva e a tenso vertical efetiva denominada

    de coeficiente de empuxo em repouso (k0). O valor de k0 menor que uma unidade, sendo

    entre 0,4 a 0,5 para areias e 0,5 a 0,7 para as argilas. Alguns autores propuseram equaes

    para o clculo, como mostrado a seguir. No Quadro 1.1, so apresentados alguns valores

    obtidos em laboratrio. importante observar que o ko depende do ngulo de atrito interno

    efetivo do solo ().

  • 3

    v

    h0k

    = Para areias e argilas normalmente adensadas pode-se utilizar as seguintes

    expresses:

    Jaky k0= 1 - sen

    Frazer k0 = 0,9 (1-sen)

    Kezdi ( )sen1'sen1

    'sen10

    +=k

    Brooker k0 = (0,95-sen)

    O Quadro 1.1 fornece valores de k0 para alguns tipos de solos.

    Quadro 1.1 Valores de k0 em funo do tipo de solo.

    Tipo de Solo k0

    Areia compacta (e=0,60) 0,49

    Areia mdia (e=0,70) 0,52

    Areia fofa (e=0,88) 0,64

    Areia fofa saturada 0,46

    Areia compacta saturada 0,36

    Argila residual compacta 0,42

    Argila mole, orgnica, indeformada 0,57

    Argila marinha, indeformada 0,48

    Argila sensvel 0,52

    Argilas 0,60 a 0,80

    Areias no compactas 0,40 a 0,50

    Areia compactas por camadas 0,80

    Para as argilas sobre-adensadas, o atrito entre as partculas age no sentido de impedir

    o alvio da tenso horizontal quando as tenses verticais so reduzidas. Desta maneira, o

    coeficiente de empuxo em repouso tanto maior quanto maior for a razo de sobre-

    adensamento (RSA ou OCR), podendo ser superior a 1. Diversos autores estenderam a

    equao de Jaki.

    ( )( ) sen0 sen1 RSAk =

  • 4

    Sendo geralmente prximo de 30, muito comum que o valor de k0 seja estimado

    pela equao:

    ( ) 5,00 5,0 RSAk = importante citar que as frmulas empricas se aplicam a solos sedimentares e que

    para solos residuais e de transformao, o valor de k0 de avaliao, pois as tenses

    horizontais desses solos dependem das tenses originais da rocha e do processo evolutivo que

    sofreram.

    1.2. TENSES NUM PLANO GENRICO

    Num plano genrico no interior do subsolo, a tenso atuante no necessariamente

    normal ao plano. Para efeito de anlises, ela pode se decomposta numa componente normal

    e outra paralela ao plano, como apresentado na Figura 1.3.

    A componente Normal chamada de tenso normal () e a componente tangencial de

    tenso de cisalhamento (), embora elas no sejam tenses que possam atuar

    separadamente.

    tenso normal () consideradas positivas quando compresso

    tenso de cisalhamento () consideradas positivas quando no sentido anti-horrio

    ngulos consideradas positivos quando no sentido anti-horrio

    Figura 1.3 Componentes atuantes em um plano.

    Em qualquer ponto do solo, a tenso atuante e sua aplicao em relao normal ao

    plano (tenses normal e cisalhamento) variam conforme o plano considerado. Demonstra-se

    que sempre existem trs planos em que a tenso atuante normal ao prprio plano, no

  • 5

    existindo a componente de cisalhamento. Demonstra-se, ainda, que estes planos em qualquer

    situao, so ortogonais entre si. Estes planos recebem o nome de planos de tenso principal

    ou plano principais, e as tenses neles atuantes so chamadas das tenses principais. A maior

    delas a tenso principal maior (1), a menor a tenso principal menor (3).

    Nos problemas de Engenharia de Solos, envolvendo a resistncia dos solos,

    interessam 1 e 3, pois a resistncia depende da tenso de cisalhamento e estas, como se

    ver, so frutos das diferenas entre as tenses principais e a maior diferena ocorre quando

    estas so 1 e 3.

    No estado plano de deformaes, conhecendo-se os planos e as tenses principais

    num ponto, pode-se determinar as tenses em qualquer plano passando por este ponto. Este

    clculo pode ser feito pelas equaes de equilbrio dos esforos aplicadas a um prisma

    triangular definido pelos dois planos principais e o plano considerado. Destas equaes,

    obtm-se as seguintes expresses que indicam a tenso normal (), e a tenso cisalhante (),

    em funo das tenses atuantes nos planos 1 e 3 e do ngulo que o plano considerado

    determina com o plano principal maior.

    ( ) 2cos223131 ++

    += e ( ) 2sen2

    31 +=

    1.3. CRITRIO DE RUPTURA DE MOHR

    Pelo visto anteriormente, pode-se afirmar que em macios ou corpos de prova h uma

    ruptura em um ponto P genrico, quando num plano qualquer, passando por esse ponto, a

    tenso de cisalhamento atuante igualasse a resistncia ao cisalhamento intrnseco do

    material. A ruptura generalizada seria aquela em que todos os pontos de um macio

    generalizado, se estabelecesse a condio acima referida. Na Figura 1.4, um valor de Qr

    poder-se-ia perceber ruptura localizada nos pontos A e B; crescendo este valora condio de

    ruptura poderia se propagar por toda a zona hachurada, mas haver um valor limite de Qr,

    onde a ruptura atingir uma ampla zona do semi-espao carregado.

    A experincia mostra, que a resistncia ao cisalhamento dos solos, ao longo de um

    plano. funo da presso normal atuante sobre esse plano, de forma que a definio de

    ruptura acima estabelecida necessita de uma complementao; isto , um critrio que

    caracterize o fenmeno em questo.

  • 6

    Na mecnica dos solos adotou-se que: h ruptura num determinado ponto quando, h ruptura num determinado ponto quando,

    ao longo de uma superfcie passando por esse ponto, a tenso de cisalhamento iguala a ao longo de uma superfcie passando por esse ponto, a tenso de cisalhamento iguala a

    resistncia tenso intrnseca de cisalhamento do material, a qual funo dresistncia tenso intrnseca de cisalhamento do material, a qual funo d a presso normal a presso normal

    a tuante , num ponto , sobre o p lano em ques to .a tuante , num ponto , sobre o p lano em ques to .

    Figura 1.4 Regies de ruptura em sapata.

    1.3.1.CIRCULO DE MOHR

    O estado de tenses atuante em todos os planos passando por um ponto pode ser

    representado graficamente num sistema de coordenadas em que as abscissas so as tenses

    normais e as ordenadas so as tenses cisalhantes. O crculo de Mohr facilmente construdo

    quando so conhecidas as duas tenses principais (como V e H num terreno de superfcie

    horizontal) ou as tenses normais e de cisalhamento em dois planos quaisquer (desde que

    nestes dois planos as tenses normais no sejam iguais, o que tornariam o problema

    indefinido) (Figura 1.5).

    2

    1

    3

    1

    1

    3 3

    Figura 1.5 - Circulo de Mohr.

  • 7

    Identificado um plano pelo ngulo que forma com o plano principal maior, as

    componentes da tenso atuante neste plano so determinadas pela interseco da reta que

    passa pelo centro do crculo e forma um ngulo 2 com o eixo das abscissas.

    Da anlise do crculo de Mohr, diversas concluses podem ser obtidas:

    a) a mxima tenso de cisalhamento em mdulo ocorre em planos que formam 45 com

    os planos principais;

    b) as mximas tenses de cisalhamento em planos ortogonais so numericamente iguais,

    mas de sinal contrrio (1 + 3) / 2;

    c) as tenses de cisalhamento em planos ortogonais so numericamente iguais, mas de

    sinal contrrio;

    d) em dois planos formando o mesmo ngulo com o plano principal maior, com sentido

    contrrio, ocorrem tenses normais iguais e tenses de cisalhamento numericamente

    iguais, mas de sentido contrrio;

    1.3.2. DETERMINAO DAS TENSES A PARTIR DO PLO

    Consideremos o estado de tenses no elemento indicado na Figura 1.6, onde se

    conhecem as tenses normais e de cisalhamento em dois planos que no coincidem com o

    horizontal e o vertical. Com estes dados, possvel representar o crculo de Mohr

    correspondente. Se pelo ponto indicativo do estado de tenses no plano (ponto A) se

    passar uma reta paralela direo do plano, esta reta intercepta o crculo no ponto P. Por

    outro lado, se pelo ponto representativo do estado de tenses no plano (ponto B) se passar

    uma reta paralela direo deste plano, esta reta tambm interceptar o crculo no ponto P.

    Este ponto P ser denominado POLO.

    A caracterstica do plo que uma reta partindo dele com uma determinada

    inclinao interceptar o crculo de Mohr num ponto que indica as tenses num plano

    paralelo a esta reta. Na Figura 1.6, a reta PC determina o ponto C, que indica as tenses no

    plano . Por outro lado, se ligar o plo ao ponto indicativo da tenso principal maior (ponto

    M), tem-se a direo do plano principal maior. Por sinal, porque os ngulos ANM e APM

    so ngulos inscritos e compreendem o mesmo arco AM que se demonstra que o ponto P

    tema propriedade que se descreveu. importante a considerao do sinal da tenso de

    cisalhamento.

  • 8

    P

    A

    M

    CB

    N

    P.P.M.

    P.P.M.

    Figura 1.6 - Exemplo da posio do Plo no circulo de Mohr.

    1.4.ESTADO DE TENSES EFETIVAS

    O estado de tenses efetivas pode ser determinado tanto em termos de tenses totais

    como efetivas. Considerando as tenses principais 1 e 3 e a presso neutra, u, num solo, os

    dois crculos indicados na Figura 1.7 podem ser construdos. Dois pontos fundamentais,

    ilustrados por esta figura so:

    a) O crculo de tenses efetivas se situa deslocado para esquerda, em relao ao crculo

    de tenses totais, de um valor igual presso neutra;

    b) As tenses de cisalhamento em qualquer plano so independentes da presso neutra,

    pois a gua no transmite esforos de cisalhamento.

    u

    u

    '3 '1 3 1

    Figura 1.7 - Circulo de Mohr de tenses totais e efetivas.

  • 9

    1.5. RESISTNCIA DOS SOLOS

    A ruptura dos solos quase sempre um fenmeno de cisalhamento. Isto acontece, por

    exemplo, quando uma sapata de fundao carregada at a ruptura ou quando acontece um

    escorregamento de talude. A resistncia ao cisalhamento de um solo pode ser definida como

    a mxima tenso de cisalhamento que o solo pode suportar sem sofrer ruptura, ou a tenso

    de cisalhamento do solo no plano em que a ruptura estiver ocorrida. Analisa-se a seguir os

    fenmenos de atrito e coeso que ocorrem nos solos.

    1.5.1. ATRITO

    A resistncia por atrito entre partculas pode ser simplificadamente demonstrada por

    analogia com o problema de deslizamento de um corpo sobre uma superfcie plana

    horizontal (Figura 1.8). Sendo N a fora vertical transmitida pelo corpo, a fora horizontal T

    necessria para fazer o corpo deslizar deve ser superior a f.N, sendo f o coeficiente de atrito

    entre os dois materiais. Existe, portanto, proporcionalidade entre a fora tangencial e a fora

    normal. Esta relao pode ser escrita da seguinte maneira:

    N

    T

    P

    P

    T

    N

    T

    N Figura 1.8 - Fenmeno de atrito.

    T=N.tg

    Sendo o ngulo de atrito, ngulo formado pela resultante das duas foras com a

    normal.

  • 10

    O fenmeno de atrito nos solos se diferencia do fenmeno de atrito entre dois corpos

    porque o deslocamento e faz envolvendo um grande nmero de gros, podendo eles deslizar

    entre si ou rolarem uns sobre os outros, acomodando-se em vazios que encontrem no

    percurso. A diferena entre as foras transmitidas em areia e argilas se d porque entre os

    gros de areia, as foras so suficientes para expulsar a gua da superfcie, de forma que os

    contatos ocorrem somente entre os minerais. Ao contrrio do que ocorre nas argilas onde o

    numero de partculas muito maior, sendo a fora transmitida em um nico contato

    extremamente reduzida. Nesta situao as foras no so suficientes para expulsar as

    molculas de gua, o que responsvel pelo adensamento secundrio das argilas,

    provocando ento uma dependncia da sua resistncia em funo da velocidade do

    carregamento a que esto submetidas.

    1.5.2. COESO

    A resistncia ao cisalhamento dos solos essencialmente devido ao atrito entre as

    partculas. Entretanto, a atrao qumica entre estas partculas pode provocar uma resistncia

    independente da tenso normal atuante no plano que constitui uma coeso real, como se

    uma cola tivesse sido aplicada entre os dois corpos.

    A coeso real diferente da coeso parente. Esta uma parcela da resistncia de solos

    midos, no saturados, devida tenso entre as partculas resultante da presso capilar da

    gua. Na realidade um fenmeno de atrito, saturando o solo esta parcela resistente

    desaparece. mais visvel nas areias, onde pode-se exemplificar as esculturas em areias de

    praia.

    1.6. SUPERFCIE DE RUPTURA

    possvel estimar de maneira analtica, a inclinao da superfcie de ruptura () em

    uma amostra de solo (Figura 1.9). Para isso necessrio o valor do ngulo de atrito.

  • 11

    A B

    CE

    D

    90

    2

    3 3

    1

    1

    Superfcie de ruptura

    =45+/2

    Figura 1.9 Determinao da superfcie de ruptura.

    1.7. ENSAIOS EMPREGADOS NA DETERMINAO DA RESISTNCIA DOS SOLOS

    A mecnica dos solos utiliza dois tipos diferentes de ensaios para a determinao da

    envoltria de resistncia dos solos: ensaio de cisalhamento e triaxiais. O ensaio de compresso

    simples tambm apresentado neste item, somente para conhecimento, pois no

    aconselhado na determinao desses parmetros.

    1.7.1. ENSAIO DE CISALHAMENTO

    um dos processos de laboratrio mais antigos usado para determinao dos

    parmetros c (coeso) e (ngulo de atrito) e conseqentemente a envoltria de resistncia

    do solo.

    O ensaio consiste no deslizamento de uma metade do corpo de prova do solo em

    relao outra, determinando assim para cada tenso normal () superfcie do

    deslizamento, o esforo do valor cortante () necessrio para provocar a deformao contnua

    at a ruptura. O ensaio executado mantendo-se constante a tenso vertical () e pode ser

    executado em trs modalidades: ensaio rpido, ensaio adensado-rpido e ensaio lento. Em

    todos possvel medir a variao de volume do corpo de prova, atravs das deformaes

    verticais. Realizando-se ensaios com diversas tenses normais, obtm-se a envoltria de

  • 12

    resistncia. O ensaio no permite a determinao de parmetros de deformabilidade do solo,

    nem mesmo do mdulo de seu cisalhamento (G), pois no se conhece a sua distoro.

    Sua drenagem difcil controlar, pois no tem como impedi-la. Quando executado

    em areia feito de maneira que se dissipem as presses neutras, os resultados so

    considerados como em tenso efetiva. Para as argilas, pode-se realizar ensaios lentos

    (drenados) ou no drenado, para isso o carregamento, deve ser muito rpido, de forma que

    impossibilite a sada de gua (Figuras 1.10 e 1.11).

    Figura 1.10 Esquema de carregamento do ensaio de cisalhamento.

    Figura 1.11 Grficos obtidos no ensaio.

  • 13

    1.7.2. ENSAIOS TRIAXIAIS

    Este o mais indicado para a determinao da resistncia ao cisalhamento do solo,

    onde um corpo de prova de forma cilndrica submetido a uma tenso confinante (3), que

    atua em toda a superfcie. A seguir aplicada a tenso axial (1), que aumentada at a

    ruptura do corpo de prova.

    A tenso confinante aplicada dentro de uma cmara, atravs de gua que envolve o

    corpo de prova que por sua vez protegido por uma membrana impermevel (ltex). As

    tenses axiais (1- 3) so transmitidas pelo pisto apoiado no cabeote colocado no topo do

    corpo de prova. So colocadas pedras porosas no topo e na base do corpo de prova; esses

    cabeotes so perfurados e ligados ao exterior da cmara de confinamento por tubos e

    registros (Figuras 1.12 e 1.13). Pode-se realizar ensaios com ou sem drenagem do corpo de

    prova desde que os registros sejam mantidos fechados ou abertos. Essa condio permite que

    se dissipe ou no as presses neutras desenvolvidas no interior do corpo de prova. Quando

    no dissipadas as presses neutras podem ser medidas, conectando-se aos tubos de

    drenagem dispositivos especiais para a leitura dessas presses. Nesse ensaio tambm podem

    ser feitas determinaes de variaes de volume do corpo de prova, atravs de conexes que

    medem a tenso confinante.

    Figura 1.12 Cmara Triaxial (Belincanta & Ferraz, 1992).

  • 14

    Figura 1.13 Envoltrias obtidas na realizao do ensaio (Belincanta & Ferraz, 1992).

    Existem vrias maneiras de se proceder a um ensaio, dentre elas pode-se citar:

    a) Ensaio Lento ou Adensado Drenado (CD) H drenagem permanente do corpo de

    prova. Aplica-se a tenso confinante e espera-se que o corpo de prova adense. A

    seguir, a tenso axial aumentada lentamente (para que a gua sob presso possa

    percolar para fora do corpo de prova), at a ruptura. Desta forma, ap presso neutra

    durante o carregamento permanece praticamente nula e as tenses totais medias so

    tambm chamadas de efetivas.

    b) Ensaio Adensado Rpido ou Adensado No Drenado (CU) Este ensaio permite-se

    drenagem do corpo de prova, somente sob a ao da tenso confinante. Aplica-se a

    tenso confinante e espera-se que o corpo de prova adense. A seguir fecham-se os

    registros de drenagem e a tenso axial aumentada at a ruptura, sem que se altere a

    umidade do corpo de prova. As tenses medidas neste ensaio so totais e poder-se

    ter as tenses efetivas, se forem feitas medidas de presses neutras aps o

    adensamento inicial.

    c) Ensaio Rpido ou No-Adensado No Drenado (CU) Neste ensaio, o corpo de

    prova submetido tenso confinante e ao carregamento axial at a ruptura sem

    qualquer drenagem. O teor de umidade do corpo de prova permanece constante e as

    tenses medidas so tenses totais. Poder-se- ter as tenses efetivas se forem feitas

    medidas de presses neutras, durante todo o ensaio.

  • 15

    1.7.3. ENSAIO DE COMPRESSO SIMPLES

    Determinados tipos de solos, como por exemplo, as areias compactas e argilas pr-

    adensadas apresentam certa resistncia mesmo quando no estiverem submetidas tenso

    externa. Este ensaio equivale-se a um ensaio triaxial do tipo rpido, onde no se aplica a

    tenso confinante. Desta maneira o crculo de Mohr o de presses totais, parte da origem

    das coordenadas e o seu dimetro dado pela tenso axial mxima (1) na curva tenso x

    deformao do ensaio. Essa tenso mxima chamada de resistncia Compresso Simples.

  • 2. COMPORTAMENTO DE AREIAS E ARGILAS

    2.1. AREIAS

    O comportamento das areias ditado basicamente pelo contato entre os gros dos

    minerais, cujo dimetro seja superior a 0,05mm. Como as areias so muitos permeveis,

    quando submetidas ao carregamento h tempo para que as presses neutras se dissipem.

    Suas fontes de resistncia: atrito por deslizamento; atrito por rolamento e arranjo estrutural.

    2.1.1. COMPORTAMENTO EM ENSAIO TRIAXIAL

    Como as areias so bastante permeveis, de uma maneira geral no existem

    problemas com presso neutra. Por esta razo a resistncia das areias geralmente

    investigada por meio de ensaios CD.

    A resistncia da areia seca praticamente igual quando saturada (melhor), portanto o

    cp pode estar nas duas condies. Resultados de ensaios realizados so apresentados a

    seguir.

    Figura 2.1 Comportamento das areias em ensaio triaxial.

  • 17

    2.1.2. NDICE DE VAZIOS CRTICO:

    aquele que corresponde a um estado inicial de compacidade que no apresenta

    variao de volume independente da tenso confinante.

    Existe um ndice de vazios no qual o corpo de prova no apresenta diminuio nem

    aumento de volume por ocasio da ruptura, este conhecido como ndice de vazios crticos

    (Figura 2.2).

    Uma areia diminui de volume quando carregada axialmente, mas se dilata quando se

    encontra no estado compacto (Figura 2.3).

    Figura 2.2 Variao do ndice de vazios de acordo com a variao de volume.

    Figura 2.3 - Comportamento Tenso x Deformao

    ecrit.

    eecrit (fofa)

    1- 3

    ecrit.

    eecrit (fofa)

    1

    v

    ecritAreias

    compactas

    Areias fofas

    e

    V/V

    au

    me

    nt

    or

    ed

    u

    o

  • 18

    * = crit. Quando na ruptura a deformao volumtica zero, para uma mesma tenso

    confinante.

    * No existe um ecrit nico para os solos, ele depender do seu nvel de tenses.

    A. Para engenharia de solos, a areia fofa apresenta grandes deformaes e ruptura

    plstica (baixa capacidade de suporte) e as compactas pouca deformaes e rupturas

    frgeis;

    B. Atravs do grau de compacidade no d para saber se o NSPT um valor alto ou baixo.

    2.1.3. LIQUEFAO DAS AREIAS

    Os seguintes fatores so necessrios para ocorrncia da liquefao:

    areias finas fofas e saturadas: permeabilidade baixa, carregamentos rpidos

    (tremores), reduo de volumes, aumento de presso neutra, reduo de presso

    efetiva, = tg para =0 =0.

    areias finas compactas e saturadas: decrscimo de presso neutra e aumento

    (temporrio) de e .

    Fatores que influem na resistncia ao cisalhamento das areias.

    4 Compacidade ou ndice de vazios ee (maior influncia) 4 Tamanho das partculas (finas ou grossas) 4 Formas das partculas (angulares e arredondadas) 4 Granulometria (boa ou m graduao) 4 rugosidade (influncia no ) 4 Umidade (areias midas 1o a 20 > areias secas)

    So apresentados no Quadro 2.1 valores aproximados do ngulo atrito em funo da

    granulometria do solo.

  • 19

    Quadro 2.1 - Valores aproximados de .

    Solo Compacidade Gros arredondados

    Graduao uniforme

    Gros angulares

    Bem graduado

    Muito fofa 28 30 32 34

    Med. compacta 32 - 34 36 40 Areia mdia

    Muito compacta 35 - 38 44 - 46

    Pedregulhos arenosos

    P(65%) A(35%)

    Fofo

    Md. compacta

    ----

    37

    39

    41

    Pedregulhos arenosos

    P(80%) A(20%)

    Fofo

    Compacto

    34

    ----

    ----

    45

    Fragmentos de rocha ---- 40 - 55 ----

    Areia siltosa* Fofa

    Compacta

    27 33

    30 - 34

    ----

    ----

    Silte Inorgnico* Fofo

    Compacto

    27 30

    30 - 35

    ----

    ----

    * para tenses efetivas inferiores a 500kPa

    2.1.4. COESO NAS AREIAS

    Coeso Aparente ocorre devido ao efeito de capilaridade.

    Coeso Verdadeira devido cimentao (pouco comum)

    Figura 2.4 - Exemplo da coeso em areia solta.

    2.2. ARGILAS

    As argilas possuem as seguintes caractersticas: complexidade em sua estrutura, a

    presso neutra depende do tempo de dissipao da presso neutra, permeabilidade baixa, do

    histrico de tenses, da tenso de pr-adensamento, da tenso efetiva aplicada, razo de

    Areia solta

  • 20

    sobre-adensamento e do tipo de ensaio empregado CD, CU e UU. Apresentam-se a seguir as

    curvas tpicas de tenso x deformao.

    Figura 2.5 No curva A observa-se o comportamento da Argila pr-adensada e na curva B

    da argila normalmente adensada.

    2.2.1. EQUAO DA ENVOLTRIA

    Apresentam-se a seguir as envoltrias de cisalhamento das argilas.

    Figura 2.6 Argilas normalmente adensadas.

    B

    A

    1- 3 V/Vo

    B

    A Expanso

    Contrao

  • 21

    Figura 2.7 Argila pr-adensadas

    Valores tpicos dos parmetros de resistncia das argilas (ensaios CD ou S):

    Argilas altamente plsticas normalmente adensadas c0 e =20o

    Siltes e argilas arenosas normalmente adensadas c0 e =20o Argilas pr-adensadas c5 a 10 kPa e = 25o a 30o

    2.3. APLICAO PRTICA DOS RESULTADOS DOS ENSAIOS

    Figura 2.8 - Aplicao prtica do ensaio CD ou S.

  • 22

    Figura 2.9 - Aplicao prtica do ensaio CU ou R.

    Figura 2.10 - Aplicao prtica do ensaio UU ou Q.

  • 23

    2.4. COMPARAO ENTRE AREIA ARGILA

    O comportamento das argilas normalmente adensadas muito semelhante ao das

    areias fofas;

    Argilas com 3 < ad para OCR>4 so bastante semelhantes s areias compactas;

    Identificao: Areias =ecrit e argilas=OCR

    O que diferencia o comportamento dos dois materiais a compressibilidade perante as

    presses confinantes: argilas=reduo de e 3 > ad isto no ocorre para areias,

    envoltria das areias passa pela origem e das argilas apresenta um pequeno valor de

    coeso.

    2.5. RESISTNCIA DOS SOLOS NO DRENADOS

    2.5.1. ANLISE EM TERMOS DE TENSES TOTAIS

    Comportamento tenses efetivas (refletem a fora de gro a gro) deformaes

    e resistncia.

    Estabilidade em obras (tenses efetivas atuantes) difcil estimativa de u tenses

    totais (sempre conhecidas) ensaios (CU ou R) onde ulab ucampo anlises de tenses totais

    = anlises de tenses efetivas

    2.5.2. RESISTNCIA DAS ARGILAS NOS ENSAIOS CU

    O corpo de prova submetido presso confinante e adensado sob ela (1 ou 2 dias)

    com u=0. Os ensaios so realizados com variao superior ou inferior tenso de pr-

    adensamento.

    Figura 2.11 - Argila normalmente adensada e argila sobre adensada

  • 24

    2.6. TRAJETRIA DE TENSES

    Quando se pretende representar o estado de tenses num solo em diversas fases de

    carregamento, num ensaio ou num problema prtico, diversos crculos de Mohr podem ser

    desenhados como mostra a Figura 2.12.

    2p 31

    +=

    2q 31

    =

    2p

    3'

    1'

    ' += 2

    '''q 31

    =

    Figura 2.12 Envoltria de cisalhamento.

    2.7. COEFICIENTE DE EMPUXO K

    Figura 2.13 Trajetrias de tenses e coeficiente de empuxo.

  • 25

    EExxeerrcccciiooss PPrrooppoossttooss

    Ex: 1 Conhecidas s tenses sobre um elemento como mostrado na figura abaixo, pede-se a

    tenso normal e tenso de cisalhamento no plano inclinado de 35 com a horizontal.

    Utilizar o processo grfico.

    Resposta: 39kPa e 19kPa

    Ex:2 Determinar pelo mtodo grfico as tenses atuantes no plano (=-23), no estado

    duplo de tenses abaixo definido.

    =

    Resposta: 34,6kPa e -21,2kPa

  • 26

    Ex: 3 Um ensaio triaxial realizado sobre uma amostra de areia pura acusou os seguintes

    resultado na ruptura: 3=100kPa e 1=400kPa

    Pede-se,

    a) A envoltria de resistncia do solo

    b) As coordenadas do plo

    c) A direo do plano de ruptura

    Resposta:

    a) =tg37 (kPa)

    b) P (100,0)

    c) 63 com o plano principal maior

    Ex:4 Uma amostra indeformada de areia fina argilosa foi utilizada para a realizao de

    ensaios triaxiais rpidos, cujos resultados esto mostrados abaixo.

    CP 3 ( kPa) 1 - 3 ( kPa) 1 50 200 2 150 400 3 300 700

    Calcular para o CP2:

    a) as tenses atuantes em um plano formando 30 com o plano principal maior;

    b) direo dos planos onde ocorre a tenso cisalhante de 100kPa.

    Resposta:

    a) Sentido horrio ( 450kPa e 170kPa), Sentido anti-horrio (( 450kPa e

    170kPa),

    b) 15 e 75 com o plano principal maior.

    Ex:5 Dois ensaios de cisalhamento direto (drenado) foram realizados com corpos de prova

    de areia:

    CP ( kPa) ( kPa) 1 100 60 2 300 150

    Em um ensaio CD com tenso confinante de 100kPa. Qual seria o acrscimo de tenso

    axial na ruptura? Resposta: 1 - 3 ( kPa) 195kPa

  • 3 EMPUXOS DE TERRA

    Empuxo a resultante das presses laterais, de terra ou de gua, que atuam sobre

    uma estrutura de arrimo. O empuxo geralmente calculado por uma faixa de largura unitria

    da estrutura de arrimo, no se considerando as foras que atuariam sobre as superfcies

    laterais dessa faixa. A magnitude do empuxo depende:

    Desnvel vencido pela estrutura de arrimo;

    Tipo e das caractersticas do solo;

    Deformao sofrida pela estrutura;

    Posio do NA;

    Inclinao do terrapleno etc.

    Terzaghi mediu o valor da fora necessria para manter o anteparo esttico, denominado

    de empuxo em repouso (Eo), denominou a fora sobre o anteparo no momento da ruptura

    de empuxo ativo (Ea), afastando o anteparo da massa de solo e a fora empurrando o

    anteparo contra a massa de areia at a ruptura de empuxo passivo (Ep).

    EA PE

    Ativo Passivo

    Figura 3.1 Empuxos ativo e passivo.

    Coeficiente de empuxo PvPhK =

    A relao entre v e h em repouso chamado de k0, que o coeficiente de empuxo

    em repouso. Para areias e argilas normalmente adensadas pode-se utilizar as expresses

    apresentadas no item 1.

  • 28

    Para a determinao do empuxo passivo e ativo podem ser utilizadas duas teorias:

    Rankine e Coulomb.

    A equao geral para o clculo de empuxos :

    Ativo izkE aa cos....21 2=

    Passivo izkE pp cos....21 2=

    Repouso izkE RR cos....21 2=

    3.1. TEORIA DE RANKINE

    Rankine baseou-se na hiptese de que uma ligeira deformao no solo suficiente

    para provocar uma total mobilizao da resistncia de atrito, produzindo o estado ativo se o

    solo sofre expanso e passivo se sofre compresso.

    Para determinao das presses laterais, assumiu-se a seguinte condio.

    Terrapleno no coesivo, homogneo, isotrpico, inclinao i, extenso semi-infinita, S=tg e

    .

    A estrutura de arrimo representada por um plano imaginrio AB (Figura 3.2).

    Figura 3.2 Plano imaginrio em uma estrutura de arrimo.

    Analisando as condies de empuxo chegaram-se as seguintes equaes:

    Terrapleno inclinado

    22

    22

    coscoscos

    coscoscos

    +

    ==

    ii

    iiPP

    kv

    aa coeficiente de empuxo ativo

  • 29

    22

    22

    coscoscos

    coscoscos

    +==

    ii

    iiP

    Pk

    v

    pp coeficiente de empuxo passivo

    Terrapleno horizontal

    Ntgk oa

    1)

    245(

    sen1sen1 2 ==

    += coeficiente de empuxo ativo

    Ntgk op =+=+

    = )2

    45(sen1sen1 2

    coeficiente de empuxo passivo

    Figura 3.3. Distribuio da presso lateral.

    A teoria pode ser estendida a terraplenos coesivos, isto faz que em determinado ponto

    no atuem empuxos ativos. Assim pode-se executar escavaes at certas profundidades, com

    talude vertical, sem a necessidade de estruturas de arrimo.

    * Presses laterais

    N

    cN

    zp a1

    ..21

    .. = e NcNzpb ..2.. +=

    * Empuxos

    N

    HcN

    HEa1

    ...21

    ..21 2 = e NHcNHEp ...2..2

    1 2 +=

  • 30

    Figura 3.4 - Presso em solo coesivo

    No terrapleno coesivo, podem ocorrer fendas de trao provocadas por tenses de

    trao, sua profundidade pode ser calculada por:

    Nczo

    .2=

    Deve tomar cuidado com a penetrao das guas pluviais nas fendas, pois aumento o

    valor do empuxo:

    z

    H

    o

    Figura 3.5 Determinao da altura das fendas

    3.2. TEORIA DE COULOMB

    baseada no conceito de equilbrio de uma cunha de ruptura limitada pelo tardoz e

    por uma superfcie de ruptura que passa pelo p do muro. Suas hipteses so:

    A superfcie de ruptura plana;

    conhecida a direo do empuxo, isto , conhece-se o ngulo de atrito entre o

    solo e o material do muro ().

  • 31

    No caso do terrapleno no coesivo (c=0) que chega a ruptura por se deslocar

    esquerda. As foras a serem consideradas so: o peso P da cunha, a fora de atrito F com a

    obliqidade em relao normal ao plano de ruptura, e EA, o empuxo ativo sobre o muro.

    Figura 3.6 Decomposio das foras.

    Para o mximo valor de EA, chegaram se as seguintes expresses:

    ( )

    ( )

    2

    2

    )sen()sen().sen(

    sen

    sen.cos..

    21

    ++

    =

    ii

    ecHEA

    ( )

    ( )

    2

    2

    )sen()sen().sen(

    sen

    sen.cos..

    21

    ++

    =

    ii

    ecHEP

    Para o caso particular de tardoz vertical (=900), superfcie do terrapleno horizontal

    (i=0) e =. A expresso ativo pela teoria de Coulomb toma a seguinte forma:

    ( )22

    sen21

    cos...

    21

    +

    = HE A

    A seguir apresentam-se algumas sugestes (Terzaghi & Peck), para o diagrama de

    distribuio de presses laterais de terra, sobre escoramentos de valas.

  • 32

    Figura 3.7 Distribuio de tenses em escavaes em areias, com profundidade varivel

    entre 8,5 e 12m.

    Figura 3.8 Distribuio de tenses em escavaes em argilas saturadas, de consistncia mole

    mdia.

    Figura 3.9 Distribuio de tenses em escavaes em argilas rijas fissuradas.

  • 33

    EExxeerrcccciiooss PPrrooppoossttooss

    Ex:1 Determinar analiticamente, pela teoria de Rankine, as tenses laterais (h) e empuxo

    ativo (EA), sobre um muro de arrimo vertical, com 5m de altura, nas seguintes condies.

    a) Macio com superfcie horizontal (i=0), =20kN/m3 e S=tg30 (kPa);

    b) Macio com superfcie horizontal (i=0), =20kN/m3 e S=10+tg150 (kPa), sem

    fendas de trao;

    c) Profundidade das fendas de trao.

    Respostas:

    a) h=33,3kPa, EA=83,3kN/m

    b) h=43,6kPa, EA=70,7kN/m

    c) z0=1,30m

    Ex:2 Para o muro de arrimo abaixo, determinar analiticamente pela teoria de Coulomb os

    empuxos ativo e passivo.

    Dados: =18,2kN/m3, S=tg30 (kPa); =20

    4,2m

    98

    20

  • 4. ESTRUTURAS DE ARRIMO

    As estruturas de arrimo so utilizadas quando se deseja manter uma diferena de nvel

    na superfcie do terreno, e o espao disponvel no suficiente para vencer o desnvel atravs

    de taludes.

    Podem ser executadas em carter temporrio, para permitir a construo de uma

    estrutura enterrada, como o caso dos escoramentos de valas, ou em carter permanente,

    como os muros de arrimo, reservatrios de gua, estaes subterrneas, etc. No primeiro

    caso, geralmente, a estrutura de arrimo implantada antes da escavao; j no segundo, a

    mesma se d inicialmente, correspondendo a um volume maior que o determinado pelas

    dimenses externas da estrutura, sendo o excesso preenchido com o reaterro aps a

    concluso da estrutura.

    Nas Figuras 4.1 e 4.2 esto apresentados exemplos tpicos de uma estrutura de arrimo

    de utilizao temporria (cortinas de estacas - prancha) e de utilizao permanente (muro de

    arrimo de gravidade) e a terminologia usual, relativa a essas estruturas.

    FUNDO DA ESCAVAO

    LONGARINAS

    ESTRONCAS

    FICHA

    Figura 4.1 - Cortinas de Estaca Prancha.

  • 35

    TERRAPLENO

    REATERRO

    TALIDE DE ESCAVAO

    P

    BASE

    MURO DE ARRIMO

    BARBACS (FUROS)

    FACE

    TOPO

    DRENAGEM

    TARDOZ

    Figura 4.2 Muro de Arrimo de Gravidade.

    Se a escavao for realizada abaixo do lenol fretico deve ser providenciado o seu

    rebaixamento e, quando for necessrio diminuir as presses da gua sobre a estrutura

    definitiva, construindo-se um dreno junto ao tardoz do muro de arrimo.

    Nos escoramentos de valas as presses laterais que o macio aplica sobre uma das

    paredes de arrimo so transferidas para a outra parede, atravs de estroncas, e equilibrada

    pelas presses que o macio exerce sobre esta outra. No existindo esta possibilidade, como

    por exemplo, quando a largura da escavao muito grande, pode utilizar-se tirantes,

    ancorados no prprio macio, atrs da estrutura, conforme indicado na Figura 4.3.

    ESTRONCAS

    ESTRONCAS

    ESTRONCAS

    Figura 4.3 Escoramento com estroncas e atirantamento.