Ter Ramesh System

7/18/2019 Ter Ramesh System

http://slidepdf.com/reader/full/ter-ramesh-system 1/221

UNIVERSIDADE DO EXTREMO SUL CATARINENSE - UNESC

CURSO DE ENGENHARIA CIVIL

JADNA ANDRADE FUCHTER

ANÁLISE DE ESTABILIDADE DE SOLO REFORÇADO TIPO

TERRAMESH ®

SYSTEM – ESTUDO DE CASO

CRICIÚMA, JULHO DE 2010





TERRAMESH

®

SYSTEM –

ESTUDO DE CASO

Trabalho de Conclusão de Curso, apresentadopara obtenção do grau de Engenheira Civil nocurso de Engenharia Civil da Universidade doExtremo Sul Catarinense, UNESC.

Orientador(a): Prof. MSc. Adailton Antônio dos

Santos .

CRICIÚMA, JULHO DE 2010





TERRAMESH ® SYSTEM – ESTUDO DE CASO

Trabalho de Conclusão de Curso aprovado pelaBanca Examinadora para obtenção do Grau deEngenheira Civil, no Curso de Engenharia Civilda Universidade do Extremo Sul Catarinense,UNESC, com Linha de Pesquisa em Geotecnia.

Criciúma, 02 de julho de 2010.

BANCA EXAMINADORA

Prof. Adailton Antônio dos Santos – MSc – (UNESC) – Orientador

Prof.ª Liseane Padilha Thives da Luz Fontes – Dr.a – (UFSC) – Banca

Prof. Eng. Marciano Maccarini – Phd – (UFSC) – Banca



À quem dedico.

A realização de todo grande sonho, implica na doação, sacrifício e paciência

das pessoas que amamos, mas, felizmente, os sonhos frutificam, então, que

no alvorecer desta nova fase, traga a recompensa por tanto sacrifício e

compreensão.

A meus filhos Kevin e Maria Luiza, a meus pais Sérgio e Terezinha e a meu

irmão Jader, pelo amor incondicional.



AGRADECIMENTOS

A Deus, primeiro e grande engenheiro do universo, por ter me concebido

a oportunidade da vida, saúde e persistência para ir a busca da realização de todos

os meus projetos e por ter me agraciado de sempre estar rodeada de pessoas

maravilhosas.

A meus filhos, Kevin Fuchter Biava e Maria Luiza Fuchter Biava, que

são motivo principal de todo meu esforço, e que entenderam a necessidade da

minha ausência em determinados momentos. Ao Kevin que sempre dorme medizendo boa noite e eu te amo, e sempre acorda com um bom dia sorridente, e a

Maria Luiza que muitas vezes quis me ajudar a fazer “minhas tarefinhas no

cuntadoi”. A vocês que sempre retribuíram todo amor dedicado, muitíssimo obrigada

por existirem.

A meus pais, Sérgio Nicolau Fuchter e Terezinha de Andrade Fuchter ,

pelo incentivo, confiança, exemplo de conduta e caráter, por me entenderem nosdias ruins, e que sem poupar esforços para possibilitar a realização dos meus

sonhos e principalmente a minha formação acadêmica, me fazem querer ir sempre

mais longe. A vocês, toda e qualquer forma verbal para exprimir meu amor e

gratidão será insuficiente perto de tudo o que já me proporcionaram.

A meu irmão Jader de Andrade Fuchter , pelo exemplo de vida, força,

amor, companheirismo, alegria, etc..

A minha amiga Daniela Zappelini, não só pela ajuda nessa ultima fase,

mas principalmente pelo amor, carinho e dedicação de uma amizade de mais de

vinte anos.

A Gissele Tavares, secretária do curso, por sua amizade, ajuda e

conselhos nos momentos difíceis.

Ao Prof MSc. Adailton Antônio dos Santos, por me mostrar o universo



encantador da mecânica dos solos, pela valiosa e grande dedicação durante a

orientação deste trabalho, por suas sábias palavras e principalmente por sua

paciência. Um agradecimento a altura da admiração profissional que tenho.

A todos os professores do curso de Engenharia Civil da UNESC pelo

conhecimento transmitido, em especial a professora Evelise C. Zancan, por estar

sempre procurando ser fonte de incentivo nesta etapa árdua da formação

acadêmica, ao professor Alexandre Vargas, pela alegria contagiante e pelo carinho

demonstrado a todos e ao professor Pedro Arns pelo interesse, atenção e

dedicação nessa fase final.

Ao Prof. Phd. Marciano Maccarini e Profª. Dr a. Liseane Padilha Thives

da Luz Fontes, por terem aceitado o convite em participar da banca.

A todos os meus colegas de faculdade, pelos momentos bons e ruins

compartilhado.

E finalmente a todos que de forma direta ou indireta, contribuíram praminha formação, em especial aos meus amigos, que para não haver escolhidos e

nem esquecidos, não cito nomes, a vocês fica o meu sincero muito obrigada.



Ninguém pode construir em teu lugar as pontes que

precisarás para atravessar o rio da vida – ninguém,

exceto tu, só tu.

Friedrich Nietzsche

http://www.pensador.info/autor/Friedrich_Nietzsche/





RESUMO

A utilização de aterros em solo reforçado vem sendo cada vez mais difundida dentroda Geotecnia, principalmente em encontros portantes de viadutos. Esse crescimentoestá associado ao desenvolvimento e a facilidade das técnicas construtivas. Asestruturas em solo reforçado caracterizam-se pela associação de dois materiais decomportamento mecânicos diferentes, o solo que resiste a compressão e oselementos de reforço resistentes a tração. Os elementos de reforço podem serextensíveis como os geossintéticos ou inextensíveis como malhas e fitas de aço. Opresente trabalho tem por finalidade apresentar como alternativa em solo reforçado,o sistema Terramesh® para um talude de aterro de 6m, em um encontro portante deum viaduto (PI-02), localizado no lote 25 da obra de duplicação/restauração da BR-

101, situado entre os municípios de Laguna e Imarui – SC. Para tanto foi feito olevantamento de dados referentes à geometria do solo reforçado (DNIT), foramrealizados estudos geológicos e investigações geotécnicas para definição daestratigrafia do solo de fundação, bem como, ensaios para determinação dosparâmetros de resistência ao cisalhamento do solo do maciço reforçado. Osparâmetros físicos e de resistência ao cisalhamento dos materiais que constituem osolo de fundação foram determinados através das correlações a partir dos NSPTsobtidos em boletins de sondagens. Ao fazer as análises de estabilidade para o aterroreforçado, objetivando atender os fatores de segurança especificados para esse tipode estrutura, sendo FSadm 1,5 para estabilidade interna e externa quanto aodeslizamento, tombamento e ruptura global e FSadm 3,0 para a ruptura do solo de

fundação, observou-se que a área em que estavam apoiadas as sapatas desustentação do viaduto, que é a mais solicitada, necessitava de maior reforço paraatingir os fatores de segurança admissíveis. Duas soluções foram encontradas,aumentar o comprimento de ancoragem do elemento Terramesh® (solução 1) oucomplementar o sistema de reforço com a associação de geogrelha (solução 2),sendo que a solução adota, foi a solução 2 definida com base no custo deimplantação. Os custos para a implantação dessas soluções são tambémapresentados.

Palavras-chave: Análise de Estabilidade. Solo Reforçado. Terramesh®

System.Geossintéticos.



LISTA DE FIGURAS

Figura 01 – Curva de Compactação .......................................................................... 25

Figura 02 – Curva de Compactação de diversos solos brasileiros. ........................... 25

Figura 03 – Círculo de Mohr para obtenção de tensões. .......................................... 32

Figura 04 – Esquemas referentes ao atrito entre dois corpos. .................................. 34

Figura 05 – Transmissão de Forças entre as partículas de areias e argilas. ............ 35

Figura 06 – Representação dos critérios de ruptura: (a) de Coulomb; e (b) de Mohr 36

Figura 07 – Fatores que interferem na compacidade das areias. (a) - deslizamento;

(b) – rolamento; (c) – areia densa; (c) – areia fofa. ................................................... 40

Figura 08 – Esquema do equipamento para ensaio de cisalhamento direto. ............ 43

Figura 09 – Esquema da câmera para ensaio de cisalhamento triaxial. ................... 45

Figura 10 – Definições quanto à geometria, aplicáveis a cortes e aterros. ............... 46

Figura 11 – Variação do fator o em função do parâmetro d/L e do tipo de solo. ...... 52

Figura 12 – Variação dos empuxos em função dos deslocamentos. ........................ 54

Figura 13 – Exemplo de obra com empuxo de natureza ativa. ................................. 55

Figura 14 – Exemplo de obra com empuxo de natureza passiva. ............................. 55

Figura 15 – Forças que agem sobre a cunha de solo no caso ativo. ........................ 58

Figura 16 – Forças que agem sobre a cunha de solo no caso passivo. .................... 59

Figura 17 – Comportamento básico de solos reforçados; a) tensão aplicada sobre

um solo sem reforço; b) tensão aplicada sobre um solo reforçado. .......................... 63

Figura 18 – Caso prático de estabilidade com reforço, onde Tmáx = Td. a) Talude que

define área a ser aterrada; b) aterro compactado com forte inclinação; c) superfície

crítica de ruptura; d) movimento de massa devido a falha por cisalhamento do solo;e) estabilização do maciço de solo compactado com reforços em camadas. ........... 67

Figura 19 – Principais tipos de geossintético. ........................................................... 69

Figura 20 – Uso de geossintético como paramento frontal. a) Vista frontal da face

durante a construção; b) Acabamento da face com concreto projetado c)

Acabamento da face com blocos segmentados; d) Acabamento da face com

vegetação. ................................................................................................................. 70

Figura 21 – Diferentes tipos de geotêxteis: a) geotêxtil tecido; b) geotêxtil não tecido

ligado quimicamente; c) geotêxtil não tecido ligado termicamente e c) geotêxtil não

tecido ligado mecanicamente (por agulhagem). ........................................................ 72



Figura 22 – Variedades de geogrelha: (a) Extrusadas; (b) Soldadas; c) Tecidas. .... 74

Figura 23 – Mecanismo de intertravamento solo/geogrelha. ..................................... 77

Figura 24 – Paramento frontal em placas de concreto armado. ................................ 80

Figura 25 – Colocação de tiras metálicas. ................................................................ 81

Figura 26 – Tipos de paramento frontal. ................................................................... 82

Figura 27 – Paramento frontal – Terramesh® Verde. ................................................ 83

Figura 28 – Paramento frontal – Terramesh® System. .............................................. 83

Figura 29 – Caixa do paramento frontal. ................................................................... 85

Figura 30 – Esquema do intertravamento da malha com o solo. .............................. 86

Figura 31 – Colocação das pedras de enchimento ................................................... 90

Figura 32 – Deslizamento do bloco reforçado sobre o plano de apoio. ..................... 91

Figura 33 – Giro do bloco em relação a um ponto fixo. ............................................. 92

Figura 34 – Pressão do bloco de reforço aplicado sobre a fundação. ....................... 93

Figura 35 – Ruptura Global. ...................................................................................... 94

Figura 36 – Estabilidade interna. Representação das zonas ativa e resistente. ....... 95

Figura 37 – Ruptura do elemento de reforço. ............................................................ 95

Figura 38 – Arrancamento do elemento de reforço. .................................................. 96

Figura 39 – Localização da obra. .............................................................................. 98

Figura 40 – Localização da PI-02. ........................................................................... 100

Figura 41 – Parte da legenda do mapa geológico do litoral catarinense. ................ 101

Figura 42 – Localização dos furos de sondagem. ................................................... 102

Figura 43 – Perfil estratigráfico adotado .................................................................. 105

Figura 44 – Envoltória de resistência ...................................................................... 106

Figura 45 – Curva granulométrica ........................................................................... 106

Figura 46 – Geometria do viaduto. .......................................................................... 108

Figura 47 – Planta de situação. ............................................................................... 109

Figura 48 – Seção de análise longitudinal ............................................................... 109

Figura 49 – Seção de análise transversal bb‟.......................................................... 110

Figura 50 – Seção de análise transversal BB‟ ......................................................... 110

Figura 51 – Geogrelha MacGrid® 400 ..................................................................... 113

Figura 52 – Análise global – Seção longitudinal ...................................................... 115

Figura 53 – Análise global – Seção transversal 1 ................................................... 115

Figura 54 – Análise global – Seção transversal 2 (solução 1) ................................. 116

Figura 55 – Análise global – Seção transversal 2 (solução2). ................................. 117



Figura 56 – Análise como muro – Seção longitudinal ............................................. 122

Figura 57 – Análise como muro – Seção transversal 1 ........................................... 123

Figura 58 – Análise como muro – Seção transversal 2 (solução 1) ........................ 123

Figura 59 – Análise como muro – Seção transversal 2 (solução2). ........................ 124

Figura 60 – Análise estabilidade interna – Seção longitudinal ................................ 127

Figura 61 – Análise estabilidade interna – Seção transversal 1 .............................. 127

Figura 62 – Análise estabilidade interna – Seção transversal 2 (solução 1) ........... 128

Figura 63 – Análise estabilidade interna – Seção transversal 2 (solução 2). .......... 129

Figura 64 – Seção longitudinal ao eixo da rodovia para a solução adotada. .......... 132

Figura 65 – Seção transversal ao eixo da rodovia para a solução adotada. ........... 132

Figura 66 – Seção transversal ao eixo da rodovia e em cima da sapata para asolução adotada. ..................................................................................................... 133

Figura 67 – Disposição da geogrelha. ..................................................................... 133



LISTA DE TABELAS

Tabela 01 – Tabela dos estados de compacidade e consistência. ........................... 23

Tabela 02 – Quadro de características dos ensaios Proctor de acordo com a energia

de compactação. ....................................................................................................... 27

Tabela 03 – Valores Típicos de Índices de Vazios Máximo (emax ) e Mínimo (emin) das

areias. ....................................................................................................................... 39

Tabela 04 – Valores Típicos de ângulos de atrito. .................................................... 40

Tabela 05 – Grau de segurança esperado – Vidas humanas ................................... 47

Tabela 06 – Grau de segurança esperado – Perdas materiais e ambientais ............ 48

Tabela 07 – Fatores de segurança mínimo ............................................................... 48

Tabela 08 – Ângulos de atrito entre o solo do terrapleno e o muro de contenção. ... 57

Tabela 09 – Principais tipos de obras de estabilização de taludes e encostas. ........ 60

Tabela 10 – Vantagens e desvantagens dos principais polímeros utilizados na

fabricação dos geossintéticos ................................................................................... 69

Tabela 11 – Valores de . ................................................................................ 88

Tabela 12 – Fatores de redução parcial para dimensionamento de estruturas emterramesh® ................................................................................................................ 89

Tabela 13 – Parâmetros do solo de fundação – SP 01 ........................................... 104

Tabela 14 – Parâmetros do solo de fundação – SP 02 ........................................... 104

Tabela 15 – Parâmetros médios do solo. ................................................................ 104

Tabela 16 – Parâmetros do solo de reforço ............................................................ 107

Tabela 17 – Características dos solos utilizados para análise das seções críticas . 111

Tabela 18 – Características dos elementos de reforço utilizados para análise dasseções críticas ......................................................................................................... 111

Tabela 19 – Propriedades da geogrelha MacGrid® .................................................. 113

Tabela 20 – Fatores de capacidade de carga segundo Terzaghi. ........................... 120

Tabela 21 – Quantitativos de materiais sem uso de geogrelha – Solução 1 ............ 130

Tabela 22 – Quantitativos de materiais com uso de geogrelha – Solução 2 ........... 130

Tabela 23 – Valores unitários para os materiais utilizados nas soluções 1 e 2 ....... 130

Tabela 24 – Valores totais das soluções 1 e 2 ........................................................ 130

Tabela 25 – Resumo dos fatores de seguranças das seções analisadas. .............. 131



SUMÁRIO

1 INTRODUÇÃO ....................................................................................................... 17

1.1 TEMA .................................................................................................................. 17

1.2 PROBLEMA ........................................................................................................ 17

1.3 JUSTIFICATIVA .................................................................................................. 18

1.4 OBJETIVOS ........................................................................................................ 19

1.4.1 Objetivo Geral .................................................................................................. 19

1.4.2 Objetivos Específicos ....................................................................................... 19

2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA ................................................................................... 20

2.1 Investigações geotécnicas .................................................................................. 20

2.1.1 Objetivos das investigações geotécnicas ......................................................... 21

2.1.2 Classificação dos métodos de investigação geotécnica ................................... 21

2.2 Sondagens .......................................................................................................... 22

2.2.1 Sondagem a percussão (SPT) ......................................................................... 22

2.3 Compactação dos solos ...................................................................................... 23

2.3.1 Curva de compactação..................................................................................... 24

2.3.2 Ensaios e compactação ................................................................................... 26

2.3.3 Compactação no campo ................................................................................... 27

2.3.4 Controle de compactação ................................................................................. 29

2.3.5 Estrutura dos solos compactados .................................................................... 30

2.3.6 Compactação de solos granulares ................................................................... 30

2.4 Tensões/deformações no solo ............................................................................ 31

2.5 Resistência ao cisalhamento dos solos ............................................................... 32

2.5.1 Parâmetros de resistência ao cisalhamento dos solos ..................................... 33

2.5.1.1 Coesão .......................................................................................................... 33

2.5.1.2 Atrito .............................................................................................................. 33

2.5.2 Critério de ruptura de Mohr-Coulomb ............................................................... 35

2.5.3 Resistência ao cisalhamento das argilas .......................................................... 37

2.5.4 Resistência ao cisalhamento das areias .......................................................... 38

2.5.4.1 Compacidade ................................................................................................ 38

2.5.4.2 Formato dos grãos ........................................................................................ 40



2.5.4.3 Distribuição granulométrica ........................................................................... 41

2.5.4.4 Resistência dos grãos ................................................................................... 41

2.5.4.5 Índice de vazios crítico .................................................................................. 41

2.5.4.6 Grau de saturação ......................................................................................... 42

2.5.5 Ensaios para Determinação dos Parâmetros de Resistência ao Cisalhamento

.................................................................................................................................. 42

2.5.5.1 Ensaio de cisalhamento direto ...................................................................... 42

2.5.5.2 Ensaio de compressão triaxial ....................................................................... 44

2.6 Taludes................................................................................................................ 45

2.6.1 Análise da estabilidade de taludes ................................................................... 46

2.6.1.1 Métodos determinísticos................................................................................ 50

2.6.1.1.1 Análise de deslocamentos .......................................................................... 50

2.6.1.1.2 Estado de equilíbrio limite .......................................................................... 50

2.6.1.1.2.1 Método de Janbu (1973) ......................................................................... 52

2.7 Empuxo ............................................................................................................... 53

2.7.1 Teoria de Rankine ............................................................................................ 56

2.7.2 Teoria de Coulomb ........................................................................................... 56

2.8 Métodos de Estabilização de Taludes ................................................................. 59

2.8.1 Drenagem ......................................................................................................... 61

2.8.2 Proteção superficial .......................................................................................... 61

2.8.3 Aterros ou solos reforçados .............................................................................. 62

2.8.3.1 Interação solo-reforço .................................................................................... 65

2.9 Geossintéticos ..................................................................................................... 67

2.9.1 Geotêxteis ........................................................................................................ 71

2.9.2 Geogrelhas ....................................................................................................... 73

2.10 Terra Armada .................................................................................................... 78

2.11 Terramesh® ....................................................................................................... 81

2.11.1 Terramesh® System ........................................................................................ 84

2.11.1.1 Paramento frontal ........................................................................................ 84

2.11.1.4 Processo construtivo ................................................................................... 89

2.12 Análise da Estabilidade Externa de Solos Reforçados ...................................... 90

2.12.1 Deslizamento .................................................................................................. 91

2.12.2 Tombamento .................................................................................................. 92

2.12.3 Capacidade de Carga da Fundação ............................................................... 92



2.12.4 Ruptura Global ............................................................................................... 93

2.13 Análise de Estabilidade Interna de Solos Reforçados ....................................... 94

2.13.1 Ruptura do elemento de reforço ..................................................................... 95

2.13.2 Arrancamento do elemento de reforço ........................................................... 96

3 METODOLOGIA ..................................................................................................... 97

4 EXPOSIÇÃO DOS DADOS .................................................................................... 98

4.1 Área de estudo .................................................................................................... 98

4.2 Estudos geológicos ............................................................................................. 98

4.2.1 Geologia regional ............................................................................................. 99

4.2.2 Geologia local ................................................................................................... 99

4.3 Investigações geotécnicas ................................................................................ 101

4.4 Análise de estabilidade...................................................................................... 103

4.4.1 Caracterização do perfil estratigráfico do solo de fundação ........................... 103

4.4.1.1 Perfil estratigráfico adotado nas análises .................................................... 104

4.4.2 Determinação dos Parâmetros geotécnicos do solo do maciço armado ........ 105

4.4.3 Sobrecargas atuantes no talude ..................................................................... 107

4.4.4 Definição da geometria do Terramesh® .......................................................... 107

4.4.5 Determinação das seções críticas .................................................................. 108

4.4.6 Métodos abordados para a análise de estabilidade ....................................... 111

5 RESULTADOS DAS ANÁLISES DE ESTABILIDADE .......................................... 112

5.1 Análise de estabilidade externa quanto à ruptura global ................................... 112

5.2 Análise de estabilidade externa como muro ...................................................... 117

5.2.1 Quanto ao deslizamento................................................................................. 117

5.2.2 Quanto ao tombamento .................................................................................. 118

5.2.3 Quanto à capacidade de carga do solo de fundação ..................................... 120

5.3 Análise de estabilidade interna .......................................................................... 124

5.3.1 Quanto á ruptura dos elementos de reforço ................................................... 124

5.3.2 Quanto ao arrancamento dos elementos de reforço ...................................... 125

5.4 Análise de custos .............................................................................................. 129

6 ANÁLISES DOS RESULTADOS .......................................................................... 131



6.1 Solução adotada ............................................................................................... 131

7 CONCLUSÕES .................................................................................................... 134

REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ........................................................................ 135

ANEXOS ................................................................................................................. 137

APÊNDICES ............................................................................................................ 151



17

1 INTRODUÇÃO

1.1 TEMA

Análise de estabilidade de solo reforçado tipo Terramesh® System.

1.2 PROBLEMA

Com a duplicação da BR-101 muitos acessos às cidades foram

implantados ao logo de toda rodovia. Para esses acessos o DNIT – Departamento

Nacional de Infra-Estrutura Terrestre optou por executar passagens inferiores (PIs)

que consiste em uma elevação de nível da pista principal através de aterro.

As elevações geralmente são construídas em solos reforçados, tipo Terra

Armada, Terramesh®

System e com inserção de geossintéticos.



18

1.3 JUSTIFICATIVA

Ao longo do tempo viu-se uma evolução dos métodos de estabilização de

taludes, dentre eles, destaca-se a técnica de solo reforçado tipo Terramesh® System,

que apresenta uma série de vantagens em comparação com os métodos

tradicionais, dentre as quais podem ser citadas o processo simples e rápido de

execução, a possibilidade de uso do solo local sem precisar fazer remoção quando o

mesmo não possui as características exigidas pela obra e não exigem uma

qualificação especial de mão de obra.

Em obras auto - portantes, como no presente caso, essas vantagens sãoreforçadas pelo fato de que esse tipo de sistema utiliza um espaço de trabalho

relativamente pequeno, sendo que a maior parte da atividade construtiva ocorre por

trás do paramento frontal sem gerar grandes interferências no meio em que é

construído.

Pelos motivos citados acima optou-se neste trabalho pelo solo reforçado

tipo Terramesh® System para propiciar o acesso ao bairro Estreito (PI 02), que se

encontra situado no km 173 do lote 25 da obra de duplicação/restauração da BR-101.



19

1.4 OBJETIVOS

1.4.1 Objetivo Geral

O presente trabalho tem por objetivo dimensionar um encontro de viaduto

auto - portante, com aterro em solo reforçado tipo Terramesh® System.

1.4.2 Objetivos Específicos

Estudar a geologia local;

Determinar através correlações nos parâmetros de NSPT, os parâmetros

físicos e de resistência ao cisalhamento do solo de fundação;

Levantar os parâmetros de resistência ao cisalhamento do solo que

constitui o aterro reforçado através de boletim de sondagem;Determinar a estratigrafia do solo;

Realizar a análise da estabilidade interna e externa (deslizamento,

tombamento, ruptura do solo de fundação e ruptura global) da estrutura;

Dimensionar o projeto de estabilização com o sistema Terramesh®;

Dimensionar elementos de reforço complementares, se necessários forem;

Levantar os custos de implantação da estrutura proposta no presente

trabalho.



20

2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA

2.1 Investigações geotécnicas

As investigações geotécnicas são necessárias em obras de engenharia a

fim de fazer o reconhecimento dos solos envolvidos objetivando a segurança e

economia de dos projetos, pois com avaliações dos resultados dessas investigações

podem-se estudar soluções para os possíveis problemas que uma determinada obra

pode gerar, evitando assim gastos desnecessários.Segundo Schnaid (2000), no Brasil o custo envolvido na execução de

sondagens de reconhecimento varia normalmente entre 0,2 e 0,5% do custo total da

obra, sendo as informações geotécnicas obtidas indispensáveis á previsão dos

custos fixos associados ao projeto e sua solução.

Para as fases iniciais das investigações são feitos levantamentos

bibliográficos, estudo de mapas e aerofotos, ensaios de campo tipo: teste da

dilatância, resistência a seco, teste visual, teste do tato e ensaios de laboratóriocomo análise granulométrica e limites de consistência para a caracterização do solo,

com a finalidade não só de escolher possíveis alternativas com concepções de obras

diferentes, mas como também áreas de empréstimo e/ou para disposição de bota-

fora e posterior a essa fase dá seqüência ao projeto propriamente dito com o uso de

ensaios complementares no qual.

Independentemente da extensão dos ensaios preliminares que tenham

sido realizados, devem ser feitas investigações adicionais sempre que, em qualqueretapa da execução da fundação, for constatada uma diferença entre as condições

locais e as indicações fornecidas por aqueles ensaios preliminares, de tal sorte que

as divergências fiquem completamente esclarecidas. Em decorrência da

interdependência que há entre as características do maciço investigado e o projeto

estrutural, é recomendável que as investigações sejam acompanhadas pelos

responsáveis que executarão o projeto estrutural e o de fundação. (NBR 6122 – Item

4.1.4)



21

2.1.1 Objetivos das investigações geotécnicas

Com as investigações geotécnicas é possível estimar a estratigrafia do

solo e as propriedades dos materiais envolvidos, para isso é imprescindível atingir os

itens relacionados abaixo:

Determinar a extensão, profundidade e espessura das camadas do solo até

determinada profundidade, para que se faça a descrição das características

dessas camadas, tais como compacidade ou consistência, cor entre outras;

Determinar a profundidade do nível do lençol freático;

Obter Informações sobre a profundidade da superfície rochosa e sua

classificação, estado de alteração e variações;

Obter dados sobre propriedades mecânicas e hidráulicas dos solos ou rochas,

tais como compressibilidade, resistência ao cisalhamento e permeabilidade.

2.1.2 Classificação dos métodos de investigação geotécnica

A escolha do método de investigação geotécnica é baseada na finalidade

e proporções da obra, nas características do terreno e nas experiências e práticas

locais. Os métodos são divididos em diretos e indiretos.

Métodos Diretos – denominado como método invasivo que permite aobservação direta do subsolo ou através de amostras coletadas ao longo de

uma perfuração ou a medição direta de propriedades in situ. São exemplos de

método direto as escavações, as sondagens e os ensaios de campo.

Métodos Indiretos – método não invasivo, sem recolhimento de amostra, onde

as propriedades geotécnicas dos solos são estimadas indiretamente pela

observação a distância ou pela medida de outras grandezas do solo. São



22

exemplo de método direto o sensoriamento remoto (GPS) e ensaios

geofísicos (análise por ondas).

2.2 Sondagens

As sondagens podem ser classificadas em:

Sondagens a trado (a amostra é considerada deformada);

Sondagens a percussão (a amostra é considerada semideformada);

Sondagem rotativa (para rochas);

Sondagem mista (percussão + rotativa).

2.2.1 Sondagem a percussão (SPT)

É o método mais e o mais utilizado pela sua eficiência e pela sua

simplicidade a obtenção dos resultados para a descrição do perfil geotécnico,

propriedades dos solos e do parâmetro NSPT (índice de resistência a penetração).

Consiste na coleta de amostra semi-deformada por meio de perfuração e

circulação de água, sendo considerada de custo relativamente baixo e de fácil

execução quando possuir equipe especializada para tal.

O processo é interrompido quando encontra material duro como, porexemplo, camada rija de transição de camada solo/rocha, matacões, camadas de

seixos espessas e a própria rocha partindo assim para sondagem rotativa.

Os principais objetivos do SPT são: determinar os tipos de solos

existentes no local, determinar as espessuras das camadas, determinar o índice de

resistência à penetração (N) a cada metro e determinar a posição do nível d‟água.

Esses parâmetros devem obrigatoriamente constar no boletim de sondagem.

O ensaio consiste na cravação de um barrilete amostrador padrão por umpeso de 65 quilos solto em queda livre a uma altura de 75 cm onde obtêm os

parâmetros acima descritos.



23

A determinação do número N, segundo a NBR 6484, se dá pelo número

de golpes correspondente à cravação de 30 cm do amostrador-padrão, após a

cravação inicial de 15 cm, utilizando-se corda de sisal para levantamento do martelo

padronizado.

Em função do número N, o estado do solo é classificado em compacidade

para solos granulares e em consistência para solos argilosos, conforme a tabela 01.

SoloÍndice de resistência à

penetração NDesignação 1)

Areias e siltes arenosos

≤ 4 Fofa (o)5 a 8 Pouco compacta (o)

9 a 18 Medianamente compacta (o)

19 a 40 Compacta (o)

> 40 Muito compacta (o)

Argilas e siltes argilosos

≤ 2 Muito mole

3 a 5 Mole

6 a 10 Média

11 a 19 Rija

> 19 Dura1) As expressões empregadas para a classificação da compacidade das areias (fofa,compacta, etc.),referem-se à deformabilidade e resistência destes solos, sob o ponto devista de fundações, e não devem ser confundidas com as mesmas denominaçõesempregadas para a designação da compacidade relativa das areias ou para a situaçãoperante o índice de vazios críticos, definidos na Mecânica dos Solos .

Tabela 01 – Tabela dos estados de compacidade e consistência.Fonte: NBR 6484. 2001 (p.17).

2.3 Compactação dos solos

A técnica de compactação teve início em 1933 com o engenheiro norte-

americano Ralph Proctor, que publicou vários artigos onde mostrava que em um

aterro ao realizar um certo número de passadas de um determinado equipamento, a

massa especifica resultante estava em função da umidade que o solo se encontrava.

A compactação é a densificação do solo por meio da redução do volume

de seus vazios (remoção do ar), o que requer aplicação de energia manual ou

mecânica e, objetiva a melhoria e estabilidade de propriedades mecânicas dos

solos:



24

Redução da compressibilidade;

Aumento de resistência;

Redução da variação volumétrica por umedecimento e secagem;

Redução na permeabilidade.

A compactação dos solos depende fundamentalmente da massa

especifica seca (γs), do teor de umidade (h), da energia de compactação e do tipo de

solo.

Os solos em seu estado natural apresentam elevado índice de vazios,

que são ainda aumentados quando se fazem necessários processos de escavações

e de transportes desse material, em geral se espera com a compactação a não

variação volumétrica quando o solo sofrer saturação.

2.3.1 Curva de compactação

É a curva obtida através de ensaios de compactação para umadeterminada energia com diferentes teores de umidade para um mesmo peso de

amostra de solo, onde a massa específica pode ser calculada através dessas

umidades. A umidade em que se encontra o solo com o peso específico seco

máximo é chamada de umidade ótima (hot).

Conforme mostra a figura 1, a curva é dividida em dois ramos: o ramo

seco e o ramo úmido. Antes do ponto de umidade ótima é considerado o ramo seco

onde a redução de índices de vazio se torna difícil, pois existe grande atrito entre aspartículas devido a baixa umidade. Com o aumento da umidade ocorre a lubrificação

entre as partículas, melhorando o deslizamento entre si e a acomodação das

partículas. Após o ponto de umidade ótima é considerado o ramo úmido, com a

continuação do aumento da umidade o solo se aproxima do ponto de saturação,

dificultando a saída do ar dos vazios e conseqüentemente a diminuição da

densidade.



25

Figura 01 – Curva de CompactaçãoFonte: A autora

Como, porém, não é possível expulsar todo o ar existente nos vazios do

solo, a curva de compactação não poderá nunca alcançar a curva de saturação (que

é, teoricamente, a curva Var = 0), justificando-se, assim, a partir de s, máx, o ramo

descendente. (CAPUTO, 1988).

A figura abaixo mostra a curva de compactação de diversos solos

brasileiros.

Figura 02 – Curva de Compactação de diversos solos brasileiros.Fonte: PINTO, Carlos de S. 2002 (p.68).



26

2.3.2 Ensaios e compactação

Em 1933, o engenheiro americano Ralph Proctor publicou artigos

divulgando o ensaio para a determinação da umidade ótima e do peso específico

máximo de um solo, onde suas observações sobre a compactação de aterros foram

fundamentadas em que a compactação depende de quatro variáveis: o peso

específico seco, a umidade, a energia de compactação e o tipo de solo.

Esse ensaio ficou conhecido como Proctor Normal e com algumas

alterações surgiram o Proctor Modificado e o ensaio de Proctor Intermediário. A

energia de compactação para esses ensaios é calculada pela fórmula abaixo:

(2.1)

Onde:

= energia de compactação;

= peso do soquete;

= altura da queda do soquete;

= número de golpes por camada;

= número de camadas;

= volume do solo compactado.

O ensaio Proctor Normal corresponde ao efeito de compactação com os

equipamentos convencionais de campo onde a energia de compactação é em torno

de 6 kg.cm/cm³. O recipiente cilíndrico denominado pequeno tem aproximadamente

1000 cm³, onde o solo é compactado sob a ação de 26 golpes de um soquete,

pesando 2,5 kg, caindo de 30 cm de altura em três camadas sucessivas.

Para o ensaio Proctor Modificado o recipiente cilíndrico grande tem

aproximadamente 2.085cm³, o solo é compactado sob a ação de 55 golpes onde o

soquete de 4,5 kg tem altura de queda de 45 cm em 5 camadas, obtendo assim uma

energia aproxima de 27,4 kg.cm/cm³. Esse ensaio é utilizado onde a melhoria das

propriedades do solo requer o emprego de uma maior energia de compactação.



27

Em relação ao ensaio Proctor Modificado Vargas (1977) cita que, a

umidade ótima é menor do que a do ensaio, normal e a massa especifica aparente

seca máxima obtida é maior. Assim a umidade ótima de compactação e a respectiva

massa específica seca máxima dependem da energia de compactação empregada.

No ensaio Intermediário, utilizando o cilindro grande, o ensaio se difere do

Proctor Modificado apenas pelo número de golpes por camada, onde aplicado 26

golpes por camada resulta em energia aproximada de 12,9 kg.cm/cm³.

A tabela abaixo mostra de uma forma simplificada as características de

cada energia de compactação para os ensaios de Proctor Normal, Intermediário e

Modificado.

CilindroCaracterísticas de cadaenergia de compactação

Energia

Normal Intermediária Modificada

Pequeno

Soquete pequeno grande grandeNúmero de camadas 3 3 5

Número de golpes por camada 26 21 27

Grande

Soquete grande grande grande

Número de camadas 5 5 5

Número de golpes por camada 12 26 55 Altura do disco espaçador 63,5 63,5 63,5

Tabela 02 – Quadro de características dos ensaios Proctor de acordo com a energia de compactação.Fonte: NBR 7186 (1986).

2.3.3 Compactação no campo

A compactação em campo é feita por pressão através de rolos, por

impacto através de soquetes, por vibração através de placas e rolos ou feita por

combinação entre eles, sendo que a eficiência do uso desses equipamentos deve

ser verificada para cada caso. Em algumas obras são feitas aterros experimentais,

onde são compactados solos com vários equipamentos á umidades diferentes.

Para compactação em solos coesivos o rolo mais utilizado é o pé-de-

carneiro, onde sua superfície enrugada garante a ligação entre as camadas. Para

solos arenosos o mais usual é a utilização de rolos lisos com malha ou grelha, onde

o material é vibrado e compactado. Em pequenas áreas ou áreas de difícil acesso, acompactação é feita por meio de soquetes.



28

Na compactação de aterro junto à estruturas de contenção (cortina, muro,

gabião, etc.) deverá ser respeitada uma distância mínima do paramento interno da

estrutura de no mínimo 2m, onde não poderá ser utilizado equipamento mecânico de

compactação, para evitar danos na estrutura. Nesta faixa, o aterro deverá ser

compactado com sistema manual ou semimecanizado (tipo sapo ou mesa

vibratória), ou alternativamente com água, no caso de utilização de material granular.

(NBR 11682).

Na compactação em campo além da compactação propriamente dita, uma

série de fatores deve ser analisada, tais como:

Escolha da área de empréstimo de material – em geral, com exceção de solossaturados, com matéria orgânica e os solos turfosos, qualquer tipo de solo

serve, a escolha da área de empréstimo esta quase sempre relacionada ao

problema técnico/econômico, sendo importante que se faça pesquisa nas

áreas de empréstimos, fazendo uso da cubagem e coleta de amostras, para

analisar fatores que influenciam na escolha da jazida, tais como a distância de

transporte, os tipos de solos e volume disponíveis e seus teores de umidade.

Escavação, transporte e espalhamento de material – a escavação do solo

deve na área de empréstimo deve ser feita com cuidados especiais quanto à

drenagem, para evitar a saturação do solo em época de chuva [...]. Depois de

transportado, o solo é espalhado em camadas tais que sua espessura seja

compatível com o equipamento compactador. MASSAD (2003).

Controle da umidade e homogeneização do solo – a umidade é controladapor irrigação e/ou aeração nas camadas de solos solta seguidas de

revolvimento mecânico para homogeneização para melhor distribuir a

umidade em toda a camada a fim de evitar torrões secos ou muito úmidos.

Quando o solo não se apresentar em condições soltas deve-se fazer o

destorroamento.



29

2.3.4 Controle de compactação

O controle de compactação tem como objetivo a comparação dos dados

dos ensaios de laboratório com o que está sendo realizado em campo, onde os

fatores relacionados abaixo devem ser observados:

As espessuras das camadas que não devem ultrapassar 20 cm após

compactadas;

A umidade do solo deve ser mantida próxima possível da umidade ótima;

A homogeneização entre camadas a serem compactadas;

O número de passadas com o rolo.

Esses fatores devem ser verificados através de limitação de valores para

o grau de compactação (GC), sendo que cada camada deverá atingir intervalo de

valores de GC variando entre 95% á 103% e para o desvio da umidade (∆h) em

relação à umidade ótima (hot) variando entre -2% á + 1%. O GC e o ∆h são

determinados a partir das equações abaixo:

Grau de compactação(GC)

(2.2)

Onde:

= grau de compactação

= peso específico seco obtido em campo.

= peso específico seco obtido em laboratório.

Desvio da umidade (∆h)



30

(2.3)

Onde:

= desvio da umidade

= umidade obtida em campo

= umidade ótima

Os ensaios para controle de compactação mais utilizados em campo são

os métodos direto como o frasco de areia para determinar a densidade e o ensaio

“Speedy” e da frigideira para determinar o teor de umidade.

2.3.5 Estrutura dos solos compactados

Segundo Vargas (1977), a diferença entre as resistências observadas nos

corpos de prova compactados abaixo e acima da umidade ótima depois de saturado

para as mesmas unidades de saturação, faz supor a existência de uma diferença

entre os dois ramos da curva.Em solos compactados abaixo da unidade ótima aumentam as forças

atrativas entre as partículas, conferindo um arranjo de grãos entre elas formando

uma estrutura floculada.

Em solos compactados acima da umidade ótima as partículas se

dispersam pela diminuição das forças atrativas gerando assim um nível de

orientação mais elevado entre as partículas.

2.3.6 Compactação de solos granulares

Nos solos granulares, onde a coesão entre os grãos é mínima ou nula, o

processo mais adequado para compactação é a vibração, onde o escorregamento e

a acomodação das partículas diminuirão rapidamente o índice de vazios. A

compactação pode ser feita também através de adensamento hidráulico.



31

2.4 Tensões/deformações no solo

O estado de tensões em cada ponto do maciço causa deformações no

solo que dependem das propriedades de deformabilidade e do valor do

carregamento a ele imposto, essas tensões são provenientes das solicitações de

esforços gerados pelo peso próprio do solo (tensões geostáticas), da água e de

possíveis cargas atuantes no terreno.

Ao analisar um elemento de solo, sendo a tensão vertical em uma

determinada profundidade gerada por todas as cargas atuantes que se encontram

acima desse ponto, conclui-se que a tensão aumenta com a profundidade.Denomina-se tensão normal o somatório de forças verticais aplicadas no

solo de partícula a partícula em um plano definido, e denomina-se tensão cisalhante

a resultante horizontal dessas forças, tangente a esta tensão normal.

Sendo as tensões dependentes diretamente do tipo do mineral e do

formato dos grãos, nos solos cujos minerais são granulares (siltes e areias) que

possuem as três dimensões ortogonais semelhantes, é considerado a transmissão

das forças de mineral para mineral. Em solos de mineral argilosos, cujo formato élaminar, as forças são transmitidas com auxílio da água quimicamente adsorvida.

Caputo (1988) cita que, as tensões provocam alterações nas posições de

cada ponto, ou seja, deformações do meio. As tensões normais ocasionam uma

compressão das camadas (variando o volume e afetando muito pouco a forma do

maciço), sendo responsáveis pelos “recalques” (uniformes ou diferenciais) das

estruturas; as tensões de cisalhamento produzem o escoamento plástico (com

alteração da forma), podendo conduzir a “ruptura” do mac iço, se vencida resistência ao cisalhamento do material, numericamente obtida pela lei de Coulomb.

Segundo Pinto (2000), o estado de tensões atuantes em todos os planos

passando por um ponto pode ser representado graficamente num sistema de

coordenadas em que as abcissas são as tensões normais e as ordenadas são as

tensões cisalhantes.

O círculo de Mohr, exemplificado na figura 03, pode ser construído

conhecendo as tensões principais ( 1 e 3) e a partir dele pode determinar as

tensões em qualquer plano.



32

Figura 03 – Círculo de Mohr para obtenção de tensões.Fonte: ORTIGÃO, 2007

2.5 Resistência ao cisalhamento dos solos

Segundo Das (2007), a resistência ao cisalhamento de uma massa de

solo é a resistência interna por área unitária que a massa de solo pode oferecer para

resistir a rupturas e a deslizamentos ao longo de qualquer plano no seu interior.

Segundo Pinto (2000), a resistência ao cisalhamento de um solo pode serdefinida como a máxima tensão de cisalhamento que o solo pode suportar sem

sofrer ruptura, ou a tensão de cisalhamento do solo no plano em que a ruptura

estiver ocorrendo.

O estudo da resistência ao cisalhamento dos solos é feita através da

análise do estado de tensões que provocam a ruptura dos solos. As condições

dessas rupturas são estudadas através dos critérios de ruptura onde os que mais

representam o comportamento dos solos são os critérios de ruptura de Coulomb ede Mohr. A ruptura dos solos quase sempre é ocasionada por cisalhamento onde o

mecanismo de deslizamento ocorre segundo os parâmetros de atrito e coesão.

Esses parâmetros podem ser obtidos através de ensaios de laboratório, ensaios in

situ e retroanálises de casos reais observados de rupturas.



33

2.5.1 Parâmetros de resistência ao cisalhamento dos solos

2.5.1.1 Coesão

Coesão pode ser definida como uma ligação química entre partículas que

confere certa aglutinação dos grãos e que pode provocar uma resistência

independente da tensão normal que atua no plano. A coesão é a principal parcela de

resistência de solos argilosos.

Segundo Vargas (1977), a resistência ao cisalhamento dos solosgranulares é essencialmente devido ao atrito. Entretanto, a atração química entre

partículas (potencial atrativo de natureza molecular e coloidal), principalmente no

caso de estruturas floculadas e a cimentação de partículas (cimento natural, óxidos,

hidróxidos e argilas) podem provocar a existência de uma coesão real.

Segundo Caputo (1988), quanto a coesão, destingue-se a “coesão

aparente” e a “coesão verdadeira” . A primeira, resultante da pressão capilar da água

contida nos solos, e que age como se fosse uma pressão externa. A segunda, édevida ás forças eletroquímicas de atração das partículas de argila.

2.5.1.2 Atrito

Segundo Pinto (2000), o ângulo de atrito pode ser entendido, também,como o ângulo máximo que a força transmitida pelo corpo à superfície pode fazer

com a normal ao plano de contato sem que ocorra deslizamento.

A resistência por atrito entre as partículas é facilmente demonstrada o

problema de deslizamento de um corpo sólido sobre uma superfície horizontal, onde

uma força N gerada pelo próprio corpo e uma força T que tende a mover o corpo

horizontalmente formarão uma resultante, o ângulo formado por essa resultante e a

força N é o ângulo chamado de ângulo de atrito, conforme ilustrado na figura 04.

Deste modo a força por atrito pode ser descrita por:



34

(2.4)

Onde:

= Força para o corpo deslizar

= Força normal transmitida pelo corpo

= ângulo de atrito formado pela resultante das duas forças (T e N) com a força N.

Figura 04 – Esquemas referentes ao atrito entre dois corpos.Fonte: PINTO, Carlos de S. 2000 (p.173)

A medida que ocorre o aumento de tensão normal, a resistência por atritotambém é aumentada observando-se a partir desse ponto que ocorre uma

proporcionalidade entre a força tangencial e a força normal. O deslizamento ocorrerá

quando as duas superfícies se romperem por um efeito de força cortante.

Em relação às forças transmitidas nos contatos entre os grãos existe uma

diferença entre os grãos de areia e os grãos de argila como mostrada na figura 05.

Nos grãos de areia as forças transmitidas são suficientemente grandes para

expulsar a água da superfície, de tal forma que os contatos ocorrem entre os dois

minerais e no caso de argilas, o número de partículas é muitíssimo maior, sendo a



35

força transmitida num único contato, extremamente reduzida assim não são

suficientes para expulsar a água.

Figura 05 – Transmissão de Forças entre as partículas de areias e argilas.Fonte: PINTO, Carlos de S. 2000 (p.174)

2.5.2 Critério de ruptura de Mohr-Coulomb

Para Mohr o material se rompe pela combinação da tensão normal e de

cisalhamento e não por causa dessas mesmas tensões atuando isoladas em seu

estado máximo.

Segundo Pinto (2000), o critério de Coulomb pode ser expresso como:

“não há ruptura se a tensão de cisalhamento não ultrapassar um valor dado pela

expressão c = f. , sendo c e f constantes do material e a tensão normal existente

no plano de cisalhamento” . Os parâmetros c e f são denominados, respectivamente,

coesão e coeficiente de atrito interno, podendo este ser expresso como a tangente

de um ângulo, denominado ângulo de atrito interno.

Ainda segundo Pinto (2000), o critério de Mohr pode ser expresso como:

“não há ruptura enquanto o circulo representativo do estado de tensões se encontrar

no interior de uma curva, que é a envoltória dos círculos relativos a estados de

ruptura, observados experimentalmente para o material” .



36

Mohr definiu, portanto a relação funcional entre a tensão normal e a de

cisalhamento em um plano de ruptura segundo a equação abaixo:

(2.5)

O critério de Mohr é análogo ao critério de Coulomb, originando assim o

critério “Mohr -Coulomb” como mostra a figura 06.

Figura 06 – Representação dos critérios de ruptura: (a) de Coulomb; e (b) de MohrFonte: PINTO, Carlos de S. 2000 (p.175)

Na equação definida, a envoltória de ruptura é uma linha curva e sabendo

que envoltórias curvas são de difícil aplicação, as envoltórias são freqüentementesubstituídas por retas, onde o critério de resistência fica análogo ao de Coulomb,

justificando a expressão Critério de Mohr-Coulomb que é dado pela equação:

(2.6)

Onde:

= resistência ao cisalhamento

= coesão



37

= tensão normal do plano de ruptura

= ângulo de atrito interno

Em um solo saturado, a tensão normal total em um ponto é a soma da

tensão efetiva ( ‟) e a tensão neutra (u). A tensão efetiva ‟ é suportada pelos

grãos então a equação de Mohr-Coulomb é dada por:

(2.7)

2.5.3 Resistência ao cisalhamento das argilas

O estudo de cisalhamento das argilas é mais complexo do que nas areias

devido a sua baixa permeabilidade, sendo assim a resistência das argilas esta

relacionada com o índice de vazios.

Em solos sedimentares as argilas se diferenciam das areias por sua baixapermeabilidade que faz com as pressões neutras se desenvolvam em qualquer

solicitação e em seu estado natural onde o índice de vazios é definido pela função

da máxima tensão efetiva que esteve submetida.

Os principais fatores que influenciam a resistência ao cisalhamento das

argilas são: estado de adensamento, a velocidade de carregamento, a sensitividade,

e as condições de drenagem.

A amostra que sofrer um pré-adensamento apresentará maior resistênciaao cisalhamento, nos ensaios as condições de carregamento e o desenvolvimento

de poropressões que estarão ocorrendo na obra deverão ser representados de

maneira eficiente.

O índice de vazios é reduzido quando um solo sofre um pré-

adensamento, em conseqüência disto diversos corpos de prova de argila

apresentam curvas iniciais de tensão-deformação diferentes, mas que se fundem em

uma única reta quando atingem a mesma pressão de pré-adensamento.



38

A sensitividade indica que se a argila vier a sofrer uma ruptura, sua

resistência após essa ocorrência é bem menor. Pode ser definida como índice de

estrutura, devido ao arranjo estrutural formado durante o processo de sedimentação

e também pela evolução que este pode sofrer ao longo do tempo devido interrelação

química das partículas ou remoção dos sais existentes nas águas que o solo se

formou.

Quanto a drenagem, as análises em condições não-drenadas ocorrem

imediatamente após o carregamento, quando nenhum excesso de poropressão foi

dissipado e, portanto não houve variação volumétrica, já as em condições drenadas

ocorre durante a dissipação de excessos de poropressão.

2.5.4 Resistência ao cisalhamento das areias

A resistência das areias é quase sempre medida em termos de tensões

efetivas, pois a alta permeabilidade faz com que haja dissipação total das pressões

neutras quando há um carregamento, de modo que o ensaio para a obtenção daresistência é o ensaio drenado. Em caso de areias puras não existe coesão real ou

verdadeira, existe a coesão aparente que esta associada a saturação parcial que

desenvolve tensões capilares, podendo assim eventualmente ser moldados corpos

de provas.

Os principais fatores que influenciam a resistência das areias são

compacidade, formato dos grãos, distribuição granulométrica, resistência dos grãos,

índice de vazios crítico e grau de saturação.

2.5.4.1 Compacidade

O grau de compacidade é definido pelo estado natural do solo, expresso

pelo seu índice de vazios natural em relação ao seu índice de vazios máximo e

mínimo. O índice de vazios máximo pode ser obtido derramando a areia de uma



39

determinada altura para que ela fique em seu estado mais fofo, o índice de vazios

mínimo é obtido através de compactação por vibração e/ou pisoteamento.

Alguns valores de índice de vazios mínimos e máximos são descritos por

Pinto (2000) conforme a tabela abaixo:

Descrição da areia emin emax

Areia uniforme de grãos angulares 0,70 1,10 Areia bem graduada de grãos angulares 0,45 0,75 Areia uniforme de grãos arredondados 0,45 0,75

Areia bem graduada de grãos arredondados 0,35 0,65Tabela 03 – Valores Típicos de Índices de Vazios Máximo (emax ) e Mínimo (emin) das areias.

Fonte: PINTO, Carlos de S. 2007 (p.27)

Em areias compactas segundo Pinto (2000), observa-se que os corpos de

prova apresentam, inicialmente, uma redução de volume, mas, ainda antes de ser

atingida a resistência máxima, o volume do corpo de prova começa a crescer, sendo

que na ruptura, o corpo de prova apresenta maior volume do que no início do

carregamento.

Esse comportamento se dá pelo deslocamento dos grãos que estão

entrosados quando estão compactados. O deslocamento pode ocorrer pordeslizamento entre os grãos (fig. 07 – a) ou por rolamento entre eles (fig. 07 – b).

Para uma amostra de areia bem graduada e compactada, conforme a figura 07 (c), o

entrosamento entre os grãos refletirá na resistência de pico das areias compactas.

Em areias fofas durante o carregamento axial no processo de

cisalhamento ocorre a diminuição do índice de vazios e conseqüentemente a

diminuição volumétrica, devido as condições de entrosamento durante a rolagem e a

reacomodação dos grãos.Para uma amostra de areia fofa com grãos do mesmo diâmetro, conforme

mostra a figura 07 (d), o atrito resultante será devido somente às parcelas de

deslizamento e rolamento, pois não haverá tendência ao aumento de volume

durante o cisalhamento.



40

Figura 07 – Fatores que interferem na compacidade das areias. (a) - deslizamento; (b) – rolamento;(c) – areia densa; (c) – areia fofa.Fonte: ORTIGÃO. 2007 (p.243)

2.5.4.2 Formato dos grãos

O formato dos grãos tem grande influência nas propriedades físicas do

solo devido a sua capacidade de entrosamento entre as partículas. Comparando

grãos arredondados com grãos angulares, em solos com formato de grãos

arredondados o índice de vazios é maior e o ângulo de atrito é menor do que emsolos com grãos angulares, a tabela 04 mostra a diferença dos valores de ângulo de

atrito para grãos de formato angulares e grãos de formato arredondados.

Tipo de solo (graus)

Areia: Grãos arredondadosFofa 27-30Média 30-35

Compacta 35-38 Areia: Grãos angularesFofa 30-35Média 35-40Compacta 40-45Pedregulhos com alguma areia 34-48Siltes 26-35

Tabela 04 – Valores Típicos de ângulos de atrito.Fonte: DAS, Braja. (2007)



41

2.5.4.3 Distribuição granulométrica

Segundo Pinto (2000), quanto mais bem distribuída granulometricamente

é uma areia, melhor o entrosamento entre as partículas e, conseqüentemente, maior

o ângulo de atrito.

2.5.4.4 Resistência dos grãos

Mesmo sendo a resistência ao cisalhamento das areias regida pelo

escorregamento e rolagem dos grãos entre si, a resistência das partículas tem

grande influência no processo de cisalhamento, pois os grãos devem resistir as

forças que são aplicadas sobre eles para não ocorrer a quebra dos grãos.

Segundo Pinto (2000), a quebra de partículas no processo de

cisalhamento é a maior responsável pelas envoltórias de resistência curvas das

areias (variação do ângulo de atrito com a pressão confinante) e pela variação doíndice de vazios crítico com a pressão confinante (maior compressão ou menor

dilatação para maiores pressões confinantes).

2.5.4.5 Índice de vazios crítico

Como visto anteriormente, as areias fofas apresentam altos índices de

vazios, que ao serem submetidas ao carregamento axial diminuem esse índice. No

caso das areias compactas o índice de vazios é baixo inicialmente, mas com o

carregamento aumentam. Índice de vazios crítico é definido quando o solo não

apresenta diminuição e/ou aumento do índice de vazios.

As areias podem ter sua resistência aumentada ou diminuída de acordo

com o seu índice de vazios crítico e em função de não conseguir expulsar a água de

seus vazios. Para solos com índices de vazios abaixo do crítico, ao serem

carregados a água fica sob pressão de sucção, aumentando assim a tensão efetiva



42

e conseqüentemente a resistência. Em contra partida se o solo se encontra com

índice de vazios acima do crítico, haverá um aumento de pressão neutra diminuindo

assim a resistência do solo.

Segundo Pinto (2000), o índice de vazios de uma areia não é uma

característica do material, mas depende da pressão confinante a que ela esta

submetida.

2.5.4.6 Grau de saturação

Em areias saturadas a diminuição do ângulo de atrito é mínimo, o valor é

aproximadamente igual ao das areias secas, salvo areias com grãos muito

irregulares e fissurados.

Em areias não secas, mas também não saturadas, a presença da água

gera uma pressão negativa, a pressão de sucção, que eleva a tensão efetiva, mas

esse valor pouco influência na resistência total, pois ele logo desaparece com a

saturação ou a secagem.

2.5.5 Ensaios para Determinação dos Parâmetros de Resistência ao

Cisalhamento

2.5.5.1 Ensaio de cisalhamento direto

O ensaio de cisalhamento direto é a mais antiga e simples forma de

determinação da resistência ao cisalhamento e se baseia diretamente ao

cisalhamento de Coulomb, feito na condição drenada pois é difícil de impedir a

drenagem do corpo de prova.

O ensaio consiste na aplicação de uma tensão normal em uma amostra

de solo para determinar a tensão cisalhante capaz de provocar a ruptura dessa

amostra segundo um plano de ruptura pré-determinado.



43

Segundo Caputo (1988), repetindo-se o ensaio para outras amostras de

obtém-se um conjunto de pares de valores ( , ) que marcados em um sistema

cartesiano 0 permitem determinar e c.

O equipamento utilizado no ensaio consiste em uma caixa bipartida, com

duas pedras porosas colocadas uma na parte superior e uma na parte inferior como

mostrado na figura 08, as pedras porosas são utilizadas para facilitar a drenagem. A

força normal é aplicada na amostra através de uma placa rígida para melhor

distribuição da carga.

O tamanho dos corpos de provas geralmente utilizados é de cerca de

51mm X 51mm ou 102mm X 102mm de extensão e cerca de 25mm de altura e a

tensão normal pode ser de até 1.050 kN/m².

Figura 08 – Esquema do equipamento para ensaio de cisalhamento direto.Fonte: ORTIGÃO. 2007 (p.225)

Segundo Das (2007), dependendo do equipamento, o ensaio de

cisalhamento pode ser de tensão controlada ou de deformação controlada.

Nos ensaios de tensão controlada, a força de cisalhamento é aplicada em

incrementos iguais até que o corpo de prova sofra ruptura, que ocorre ao longo do

plano de divisão da caixa, onde o cisalhamento é medido por um extensômetro

horizontal, que mede também a variação do volume do corpo de prova através do

movimento vertical da placa de carregamento superior.

Nos ensaios de deformação controlada, é aplicado um deslocamento a

uma metade da caixa também medido pelo extensômetro horizontal. A força

resistente de cisalhamento é medida por um anel dinamométrico horizontal ou célula



44

de carga. A variação do volume é obtida da mesma forma que nos ensaios de

tensão controlada.

Para areias compactas e no caso de ensaio de tensão controlada, o valor

da resistência ao cisalhamento de pico pode ser aproximado, pois a ruptura ocorre

em um nível de tensão em algum ponto entre o incremento de carga de pré-ruptura e

o incremento de carga de ruptura. No ensaio de deformação controlada a resistência

de pico e a resistência ao cisalhamento inferior (resistência após a ruptura), podem

ser observadas.

2.5.5.2 Ensaio de compressão triaxial

Segundo Das (2007), o ensaio de compressão triaxial é um dos mais

confiáveis métodos disponíveis para a determinação dos parâmetros de resistência

de cisalhamento. É amplamente usado para ensaios de pesquisa e convencionais.

No equipamento mostrado na figura 09, o corpo de prova é colocado

dentro de uma câmera cilíndrica preenchida por água ou glicerina onde exerce umapressão de confinamento no corpo, que é envolvido por uma membrana de

borracha. A ruptura por cisalhamento pode ser medida de duas formas, por tensão

controlada onde o carregamento axial é feito por meio de uma haste vertical, ou a

ruptura por meio de deformação controlada, onde a câmera é colocada numa prensa

que a desloca para cima pressionando o pistão e a carga é medida por meio de um

anel dinamométrico externo ou por uma célula de carga fixada a haste.

Quanto à drenagem, existe um sistema de válvulas que podem ou não serabertas dependendo da solicitação do ensaio, que estão relacionados abaixo:

Ensaio consolidado drenado (CD) – esse tipo de ensaio permite a drenagem e

o adensamento do corpo de prova por meio de aplicação de uma tensão axial

que irá dissipar as tensões neutras. O tempo do ensaio depende da

permeabilidade do solo.

Ensaio consolidado não-drenado (CU) – nesse ensaio o corpo de prova é

adensado pela pressão confinante do fluído da câmera, ocorrendo a



45

drenagem e conseqüentemente a dissipação da poropressão gerada pelo

confinamento. A resistência não drenada será dada em função da tensão de

adensamento ou em termos de tensões totais efetivas quando medidas as

pressões neutras onde é possível determinar a envoltória de resistência em

menor tempo quando comparado ao ensaio CD.

Ensaio não consolidado nao-drenado (UU) – nesse ensaio a carga axial e

aplicada no corpo de prova que esta submetido a tensão confinante e sem

drenagem em qualquer estagio do ensaio, onde ocorrerá variação volumétrica

e a umidade se manterá a mesma.

Figura 09 – Esquema da câmera para ensaio de cisalhamento triaxial.Fonte: PINTO, 2000 (p.178)

2.6 Taludes

Talude pode ser definido como uma superfície de solo exposta, tanto em

forma natural ou com alguma obra de engenharia, que forma um ângulo de atrito

com a horizontal. Os naturais são denominados de encosta ou barrancos e os

artificiais de corte ou aterro. Quando a superfície não é horizontal a força da

gravidade tende a mover o solo para baixo podendo ocasionar a ruptura do talude se

a resistência do mesmo for menor que a força atuante.



46

Figura 10 – Definições quanto à geometria, aplicáveis a cortes e aterros.Fonte: NBR – 11682 (p.16)

Onde:

H = Altura do talude;

E = Extensão do talude;

m = Ângulo médio do talude;

p = Ângulo parcial do talude;

2.6.1 Análise da estabilidade de taludes

Analisar a estabilidade em que se encontra um talude natural ou artificial

tem como objetivo verificar o pontecial de ruptura analisando as condições de

segurança do mesmo através de um coeficiente ou fator de segurança, e que em

caso de intervenções preventivas ou corretivas utiliza os dados dessa análise para a

elaboração de um projeto de estabilização do talude em estudo. Para taludes ainda

não existentes, em fase de projeto, a análise fornecerá a melhor geometria a ser

implantada e também a mais econômica, garantindo o fator de segurança mínimo da

obra tanto na fase de implantação como na vida útil do projeto decorrente das

solicitações naturais ou impostas pelo homem.

A análise da estabilidade de taludes se faz necessária devido à

possibilidade da ocorrência de escorregamentos ou movimentos de massa, gerados

pelo aumento das solicitações ou pela redução da sua resistência. Os fatores que



47

podem influenciar a estabilidade de um talude são vários, tais como fatores

geométricos (altura e inclinação), fatores geológicos (planos e zonas de fraqueza),

fatores hidrogeológicos (presença de água), fatores geotécnicos (resistência e

deformabilidade) e fatores externos (cargas dinâmicas, variações das condições

hidrogeológicas, variações da geometria, redução de parâmetros resistentes).

A estabilidade pode ser dividida em dois tipos:

Estabilidade interna – quando a superfície potencial de escorregamento é

local e essa superficie intercepta os elementos de reforços.

Estabilidade externa – quando a superfície potencial de escorregamento é

global e e essa superficie não intercepta os elementos de reforços.

Segundo a NBR – 11682 (2006), os Fatores de Segurança (FS) têm a

finalidade de cobrir as incertezas naturais das diversas etapas de dimensionamento.

Dependendo dos riscos envolvidos, deve-se inicialmente enquadrar o projeto em

uma das seguintes classificações de Grau de Segurança, definidas a partir da

possibilidade de perdas de vidas humanas (Tabela 05) e de perdas materiais e

ambientais (Tabela 06):

Grau de segurança esperado em relação a perdas de vidas humanas

Grau de segurança Critérios

Alto

- Áreas urbanas com intensa movimentação e permanência de pessoas,como edifícios públicos, residenciais, comerciais e industriais, escolas,hospitais, estádios, praças e demais locais, urbanos ou não, compossibilidade de elevada concentração de pessoas.

- Ferrovias. Rodovias de tráfego intenso.

Médio- Áreas e edificações com movimentação e permanência restrita depessoas.

- Rodovias de tráfego moderado.

Baixo- Áreas e edificações com movimentação e permanência eventual depessoas.

- Rodovias de tráfego baixo.

Tabela 05 – Grau de segurança esperado – Vidas humanasFonte: NBR – 11682 (p.11)



48

Grau de segurança esperado em relação a Perdas materiais e ambientais

Grau de segurança Critérios

Alto

- Propriedades: Locais junto a propriedades de alto valor histórico, social ou

aquisitivo, obras de grande porte e áreas que afetem serviços essenciais.- Dano ambiental: Locais sujeitos a acidentes com dano ambiental elevado,como junto a oleodutos, barragens de rejeito, fábricas de produtos tóxicos eoutras.

Médio- Propriedades: Locais junto a propriedades de valor médio.

- Dano Ambiental: Locais sujeitos a acidentes com dano ambientalmoderado.

Baixo- Propriedades: Locais junto a propriedades de valor baixo.

- Dano ambiental: Locais sujeitos a acidentes com dano ambiental baixo.

Tabela 06 – Grau de segurança esperado – Perdas materiais e ambientais

Fonte: NBR – 11682 (p.11)

A escolha do grau de segurança para as tabelas 05 e 06 deve ser

justificada pelo projetista e deverá atender também as solicitações do proprietário da

obra e dos órgãos públicos.

Ainda segundo a NBR – 11682 (2006), o fator de segurança mínimo a ser

adotado no projeto, levando-se em conta os graus de segurança preconizados nas

Tabelas 05 e 06, deverá ser obtido de acordo com o Tabela 07. Os fatores de

segurança indicados no Tabela 07 referem-se às análises de estabilidade interna e

externa do solo, sendo independentes de outros fatores de segurança

recomendados por normas de dimensionamento dos elementos estruturais de obras

de contenção

Fatores de segurança mínimo

Grau de segurança

Perdas de vidasGrau de segurança

Perdas materiais e ambientais

Alto Média Baixo

Alto 1,5 1,4 1,3

Médio 1,4 1,3 1,2(*)

Baixo 1,4 1,3 1,10(*) A adoção de fatores de segurança iguais ou inferiores a 1,2 só será permitida quando os

parâmetros de resistência do solo puderem ser confirmados por retroanálise, para as condiçõesmais desfavoráveis de poro-pressões.No caso de estabilidade de blocos rochosos os fatores de segurança podem ser parciais,incidindo sobre C‟, em função da incerteza sobre estes parâmetros, devendo ser justificado

pelo projetista. Deve-se também adotar um fator de segurança mínimo sobre o método decálculo empregado, igual a 1,1

Tabela 07 – Fatores de segurança mínimoFonte: NBR – 11682 (p.12)



49

Existem varias formas para a definição do fator de segurança, mas as

mais usuais são:

Fator de segurança relativo ao equilíbrio de momentos : aplicado usualmente

em análises de movimentos rotacionais, considerando-se a superfície de

ruptura circular.

(2.8)

Onde:

= somatório de momentos gerados pelas forças resistentes;

= somatório de momentos gerados pelas forças atuantes.

Fator de segurança relativo ao equilíbrio de forças: aplicado em análises de

movimentos translacionais e rotacionais, considerando-se a superfície de

planas ou poligonais.

(2.9)

Onde:

= somatório das forças resistentes;

= somatório das forças atuantes.

As técnicas de análise da estabilidade são divididas em duas categorias,

em métodos determinísticos e probabilísticos, a escolha do método esta relacionada

com a importância da obra e da qualidade dos dados disponíveis. No método

determinístico o fator de segurança é calculado com dados confiáveis, os valores de

parâmetros dos materiais são obtidos através de ensaios laboratoriais, já os

métodos probabilísticos a segurança é determinada por meio de probabilidades,

onde a forma de determinação e os métodos utilizados são imprecisos tornando este



50

método pouco utilizado na análise de estabilidade, mas relevante o uso em

confecção de mapas de risco, mapas de ocupação e aproveitamento dos solos.

2.6.1.1 Métodos determinísticos

Os métodos determinísticos são divididos ainda em duas categorias, as

de análise de deslocamentos e as de estado de equilíbrio limite.

2.6.1.1.1 Análise de deslocamentos

Quando se faz análise por meio dos deslocamentos o método mais

utilizado é o de elementos finitos no qual técnicas numéricas são empregadas com o

auxílio computacional para que sejam satisfeitas as equações de equilíbrio, de

compatibilidade e as relações entre tensão, deformação e resistência do solo.Este tipo de análise são em geral sofisticadas e mais comuns em obras

de grande porte, onde requer dados sobre o perfil geotécnico e determinação

detalhada dos parâmetros de deformabilidade e resistência dos materiais. Os

campos de maior aplicação são nos estudos paramétricos, retroanálise e

informações sobre desenvolvimento de mecanismos de ruptura.

2.6.1.1.2 Estado de equilíbrio limite

A análise por equilíbrio limite é a mais difundida atualmente por sua

simplicidade. Segundo Massad (2003), os métodos para a análise da estabilidade de

taludes, atualmente em uso, baseiam-se na hipótese de haver equilíbrio numa

massa de solo, tomada como corpo rígido-plástico, na iminência de entrar em um

processo de escorregamento. Daí a denominação geral de "métodos de equilíbrio-

limite”.



51

A análise deve satisfazer as seguintes hipóteses:

O fator de segurança é único ao longo de toda a superfície de ruptura;

A superfície de ruptura ou escorregamento é conhecida ou definida;

O material disposto ao longo de toda superfície de ruptura satisfaz o critério

de ruptura de Mohr-Coulomb;

Admite-se que os esforços instabilizantes são balanceados pelos esforços

estabilizantes, ou seja, a massa de solo encontra-se em estado iminente de

ruptura.

A análise por equilíbrio limite é ainda divida em dois grupos principais:

Método das fatias: consiste em dividir a massa instável de solo em fatias

verticais onde a superfície de ruptura pode ser circular ou poligonal.

Método das cunhas: consiste em dividir a massa instável de solo em cunhas

ou lamelas com inclinações variáveis nas interfaces e a superfície de ruptura

é poligonal.

O fator de segurança é obtido através dos esforços resistentes

disponíveis e dos esforços solicitantes. É necessário dispor dos parâmetros de

resistência dos solos, coesão e ângulo de atrito, esses parâmetros são obtidos

através de ensaios laboratoriais de cisalhamento direto e triaxiais.

Citam-se alguns dos métodos de fatias mais utilizados: para superfícies

circulares – Fellenius (1936), Taylor (1949) e Bishop (1955), para superfíciesquaisquer – Janbu (1973), Morgenstern e Price (1965) e Spencer (1967). No

presente trabalho será utilizado o método de Janbu.



52

2.6.1.1.2.1 Método de Janbu (1973)

O método de Janbu simplificado (1973) deriva do método geral, pode ser

usado em qualquer superfície de ruptura, seja ela plana ou circular, satisfazendo o

equilíbrio entre todas as forças e diferencia-se por analisar a atuação das forças

cisalhantes entre as fatias.

O ponto de aplicação da resultante dos esforços normais é considerado

no meio da fatia sendo que é possível estabelecer a posição dos esforços

interlamelares através do conhecimento da posição da linha de empuxo.

É utilizado um fator de correção o que incorpora a influencia da força

entre fatias. Esse fator depende do tipo de solo e da forma da superfície de

deslizamento e é obtido através do ábaco da figura abaixo:

Figura 11 – Variação do fator o em função do parâmetro d/L e do tipo de solo.Fonte: MACCAFERRI 2000. (p. 116)

O fator de segurança é calculado por:

(2.10)

(2.11)

Onde:



53

o = fator de correção;

= base da lamela;

= coesão;

= peso da lamela;

= poropressão media na base da fatia;

2.7 Empuxo

Empuxo é uma ação produzida por um maciço de terra ou por uma massa

de água sobre obras de contenção projetadas para suportar as pressões geradas

por esses elementos e por cargas externas.

Segundo Caputo (1988), até hoje nenhuma teoria geral ou rigorosa pode

ser elaborada, apesar de um grande número de pesquisadores e notáveis

matemáticos e físicos terem dele se ocupado. Todas as teorias propostas admitem

hipóteses simplificadoras mais ou menos discutíveis conforme as condições reais.

O calculo do empuxo se dá pelas equações 2.11 e 2.12, mas de umamaneira simplificada, pode-se considerar empuxo como sendo o somatório das

áreas dos diagramas de tensões totais.

Para solos não coesivos:

(2.12)

Para solos coesivos:

(2.13)

Onde:= peso específico do solo;



54

= altura;

= coeficiente de empuxo;

= coesão.

Para os solos coesivos, no estado ativo a parcela de coesão tende a

diminuir o valor do empuxo. No estado passivo o valor da coesão aumenta o valor do

empuxo.

De acordo com as condições de equilíbrio do maciço de terra, o empuxo

pode ser classificado de três formas: ativo, passivo e em repouso. A figura 13 ilustra

as três situações de empuxo.

Figura 12 – Variação dos empuxos em função dos deslocamentos.Fonte: CAPUTO, Homero Pinto. 1988 (p.105).

Empuxo ativo – ocorre quando a massa de solo exerce pressão sobre a

estrutura de contenção ocasionando um pequeno deslocamento da estrutura

para fora.



55

Figura 13 – Exemplo de obra com empuxo de natureza ativa.Fonte: FEUERJ, 2007 (p. 05)

Empuxo passivo – ocorre quando a estrutura de contenção age sobre a

massa de solo. A estrutura desloca-se contra o solo comprimindo-o, o

deslocamento da estrutura é contrário do empuxo ativo.

Figura 14 – Exemplo de obra com empuxo de natureza passiva.Fonte: FEUERJ, 2007 (p. 06)

Empuxo no estado de repouso – as tensões atuantes estão em repouso e,

portanto a estrutura de contenção não se desloca.

Pode-se se dizer que o estado ativo é aquele que corresponde a uma

distensão do solo e estado passivo o que corresponde a uma compressão.

(CAPUTO, 1988).

Os coeficientes de empuxo (k) são determinados com base na relação

entre as tensões horizontais efetivas desenvolvidas ( ‟h) e as tensões verticais



56

efetivas atuantes ( ‟v) conforme a equação 2.13. Para o empuxo ativo tem-se ka,

para o empuxo passivo tem-se kp e para o estado em repouso é denominado ko.

(2.14)

Teorias clássicas sobre empuxo de terra foram estudadas por Coulomb

(1773) e por Rankine (1856).

2.7.1 Teoria de Rankine

Rankine para desenvolver sua teoria fundamentou-se na teoria do

equilíbrio plástico ativo, que se refere á condição em que cada ponto de uma massa

de solo encontra-se em eminência de ruptura e relacionou sua teoria na equação deruptura de Mohr.

Rankine ainda fez outras considerações:

Que o solo do terrapleno fosse areia pura, seca e homogênea em todo o

espaço considerado;

Que o atrito entre o terrapleno e o paramento vertical da estrutura de

contenção fosse nulo;Que no terrapleno não tivesse sobrecarga e que fosse constituído de uma

camada de solo única e uniforme e que sua superfície fosse horizontal.

2.7.2 Teoria de Coulomb

Segundo Vargas (1977), a teoria de Coulomb (1736 – 1806) embora

originariamente só se aplique aos solos não coesivos, está mais próxima das



57

condições vigentes nos casos reais de empuxos de terra, pois leva em conta o atrito

entre o material que exerce o empuxo e a superfície do muro, sobre a qual se aplica

o empuxo de terra.

A tabela abaixo atribui valores para ângulos de atrito entre o solo e o

muro, sendo o ângulo de atrito do solo.

Muros de parede lisas1

3

Muros de parede ásperas2

3

Muros de parede rugosas3

4Tabela 08 – Ângulos de atrito entre o solo do terrapleno e o muro de contenção.

Fonte: MACCAFERRI, 2000. (p.109)

Além do atrito entre o terrapleno e o solo, Coulomb considerou ainda:

O solo sendo homogêneo e isotrópico e que possui atrito interno e coesão;

Que a superfície de ruptura fosse plana e que a deformação seria

bidimensional, ou seja, se daria ao longo dos eixos x e y do muro.

Segundo Barros (2005), outra maneira de se quantificar o empuxo ativo

ou o passivo sobre uma estrutura de arrimo é se admitir que no instante da

mobilização total da resistência do solo formam-se superfícies de deslizamento ou

de ruptura no interior do maciço. Estas superfícies delimitariam então uma parcela

do maciço que se movimentaria em relação ao restante do solo no sentido do

deslocamento da estrutura.Considerando uma massa de solo como um corpo rígido, pode-se

determinar o empuxo pelo equilíbrio das forças atuantes sobre esse corpo.

No método de Coulomb essas superfícies de ruptura são consideradas

planas e o empuxo é considerado como sendo aquele que age na região mais crítica

dessas superfícies planas.

Para o estado ativo é considerada a superfície mais crítica como sendo

aquela onde o valor de empuxo é máximo. A figura 15 mostra as componentes dasforças peso próprio (P) e reação do maciço (R) que agem em um solo não coesivo



58

no estado ativo. A força R forma um ângulo com a superfície de ruptura devido ao

atrito interno do solo. O empuxo forma também um ângulo com a estrutura de

contenção que é decorrente do ângulo de atrito interno do solo com a estrutura.

Figura 15 – Forças que agem sobre a cunha de solo no caso ativo.Fonte: BARROS, 2005 (p. 50)

As equações 2.14 e 2.15 são utilizadas para o cálculo de empuxo ativo

máximo e o coeficiente de empuxo ativo, respectivamente.

(2.15)

(2.16)

A figura 16 mostra o estado passivo, como já visto anteriormente, o

sentido do deslocamento da estrutura é contrário do caso ativo, em decorrência

disso, ocorre a inversão nos ângulos das forças R e Ep.



59

Figura 16 – Forças que agem sobre a cunha de solo no caso passivo.Fonte: BARROS, 2005 (p. 52)

O valor do empuxo para este caso será o menor valor de E p calculado

pelas formulas abaixo:

(2.17)

(2.18)

2.8 Métodos de Estabilização de Taludes

A escolha do método de estabilização de taludes depende de vários

fatores, alguns como acesso, altura do talude, materiais disponíveis, característica

dos solos, são importantes na escolha do tipo de obra de estabilização. Os projetos

de estabilização devem ser elaborados a partir do conhecimento das forças atuantes

e o comportamento das tensões geradas por estas forças, e analisando com a

resistência ao cisalhamento do solo obtida nos ensaios geotécnicos.

Segundo Barros (2005), a análise de uma estrutura de contenção consiste

na estabilidade do equilíbrio do conjunto formado pelo maciço de solo e a própria

estrutura. Este equilíbrio é afetado pelas características de resistência,



60

deformabilidade, permeabilidade e pelo peso próprio desses dois elementos, alem

das condições que regem a interação entre eles.

Existem vários métodos de estabilização, desde os mais simples como

retaludamento, drenagens entre outras conhecidas desde a antiguidade até as mais

complexas e modernas como tirantes protendidos, terra armada, aterros reforçados

etc. O fundamental na hora da escolha do método mais apropriado para a obra a ser

executada é a relação custo/beneficio.

De acordo com Oliveira (1998), a tabela 09 mostra os principais tipos de

obras de estabilização de taludes e encostas.

GRUPOS TIPOS

Obras semestrutura decontenção

Retaludamento (corte/aterro)

Drenagem (superficial, subterrânea, de obras)

Proteção superficial (natural e artificial)

Obras comestrutura decontenção

Muros de Gravidade

Atirantamentos

Aterros Reforçados

Estabilização de Blocos

Obras deproteção

Barreiras Vegetais

Muros de EsperaTabela 09 – Principais tipos de obras de estabilização de taludes e encostas.

Fonte: OLIVEIRA, 1998 (p.264)

Segundo Hachich (1998), os registros mais antigos de obras de

contenção apontam para muros de alvenaria de argila contendo aterros na região sul

da Mesopotâmia construídos por sumerianos entre 3.200 e 2.800 a.C.

Hachich (1998) cita ainda que, contenção é todo elemento ou estrutura

destinado a contrapor-se q empuxos ou tensões geradas em maciço cuja condição

de equilíbrio foi alterada por algum tipo de escavação, corte ou aterro.



61

2.8.1 Drenagem

As obras de drenagem têm importante papel na estabilização de taludes,

pois garantem a redução dos esforços transmitidos pela ação da água para as

estruturas de contenção, justificando assim, que toda obra de estabilização

necessita de um conjunto com obras de drenagem, que em alguns casos apenas a

obra de drenagem é suficiente para a estabilização do maciço. A utilização de

sistemas eficientes deve garantir o comportamento satisfatório desse conjunto de

obra.

Os sistemas de drenagem são divididos em drenagem superficial edrenagem profunda.

As obras de drenagem superficial são de uma forma geral, constituídas

basicamente de canaletas de drenagem, que tem como função captar e conduzir as

águas da superfície do talude. Essas canaletas podem ser: de berma, transversais,

de crista, de pé de talude, de pista e de saída de água, que são ligadas á caixas

coletoras e escadarias. A escolha do uso em conjunto desses sistemas se dá em

função da área do terreno, das condições geométricas do talude (onde é importanteter uma boa declividade para que a água possa escoar livremente) e do tipo de

material a ser estabilizado (solo / rocha).

As obras com sistemas de drenagem profunda captam os fluxos de água

que ocorre no interior do talude e podem também amenizar a intensidade das

pressões de água e são basicamente constituídas por drenos horizontais, trincheiras

drenantes, filtros granulares e geodrenos.

2.8.2 Proteção superficial

Proteção artificial pode ser considerada como uma medida preventiva a

fim de evitar que material do maciço de solo seja perdido através de erosão

superficial ou que água infiltre no terreno em quantidades acima da suportada pelo

talude.



62

Os métodos de proteção superficial podem ser classificados em dois

tipos: proteção natural e proteção artificial.

As proteções artificiais estão associadas na maioria das vezes ao

revestimento com vegetação e/ou selagem de fendas como solo argiloso e tem

como objetivo absorver a maior quantidade possível de impactos das gotas das

chuvas sobre o solo, minimizar os processos erosivos e a infiltração de água nos

taludes.

As proteções artificiais têm como objetivo reduzir o volume de água

infiltrada no solo e reduzir os impactos gerados por essa água no interior do solo. Os

tipos de proteções mais utilizadas são as proteções impermeabilizantes com o uso

de mistura de concreto, com geomantas, revestimento com telas argamassadas.

2.8.3 Aterros ou solos reforçados

O uso de solo reforçado não é uma aplicação nova. Desde tempos muito

antigos, técnicas rudimentares, baseadas no reforço de maciços terrosos comelementos resistentes à tração foram utilizadas. Foram registrados casos de

utilização, por nossos antepassados, de misturas de raízes, toras ou lã e solo na

execução de estradas, fortes e outras obras. Um exemplo de utilização em obra de

grande porte é a Muralha da China, que possui trechos extensos com solo reforçado

por fibras naturais. (OLIVEIRA, 2006).

As estruturas em solo reforçado caracterizam-se pela associação de dois

materiais de comportamento mecânicos diferentes, o solo e os elementos de reforço.Os solos em geral possuem alta resistência á esforços de compressão e baixa

resistência á esforços de tração. O uso do solo reforçado se faz quando o solo de

uma determinada área não possui características geotécnicas necessárias para

atender as especificações de projeto e/ou quando a substituição desse solo é

economicamente inviável.

O princípio de solo reforçado consiste na transferência de esforços de

tração a elementos que são introduzidos no solo devidamente orientados resistentes

a tais esforços. Esses elementos podem ser rígidos, por exemplo, tiras metálicas ou

podem ser extensíveis como os geossintéticos. A implantação desses elementos



63

deve ser feita entre as camadas de solo a medida que o aterro é construído, ou seja

de baixo para cima.

A introdução dos elementos de reforço confere um aumento de

confinamento interno do solo, aumentando assim a resistência à tração e diminuindo

a deformabilidade do maciço, ou seja, quando uma massa de solo é carregada

verticalmente e sofre deformações verticais de compressão e laterais de tração, os

elementos de reforço limitam esses movimentos.

A figura 17 mostra o um elemento de solo reforçado e um sem reforço.

Figura 17 – Comportamento básico de solos reforçados; a) tensão aplicada sobre um solo sem

reforço; b) tensão aplicada sobre um solo reforçado.Fonte: MACCAFERRI, 2000. (p.101).

Além das vantagens técnicas, devem ser analisadas também as

vantagens econômicas associadas a esse tipo de estrutura quando comparadas

com outras formas de contenção, como por exemplo, com a possibilidade de

utilização do solo local excluem-se: os serviços de movimentos de terra e os bota-

fora, o uso de material de empréstimo diminuindo assim os custos com transporte,

entre outros fatores.Dentre os principais processos de reforço de solos, os mais utilizados

estão citados abaixo, no qual, o presente trabalho irá abordar os três primeiros.

Geossintéticos

Terra armada

Terramesh ®

Jet Grouting

Solo Grampeado



64

As estruturas em solos reforçados são compostas basicamente de:

material de aterro (solo); elementos de reforço (tiras metálicas e geossintéticos) e de

paramento frontal (face).

Paramento frontal (face)

A função da face é garantir a estabilidade localizada das zonas próximas

à mesma e evitar erosão superficial. Embora em estruturas de contenção em solo

reforçado, a face não tenha função estrutural principal, o peso próprio de algumas

faces contribui para a estabilidade local e global da estrutura aumentando a

resistência gravitacional. A escolha entre os diferentes tipos está quase sempreassociada a utilização da solução mais adequada considerando-se fatores estético,

executivo e econômico.

Os tipos de faces mais utilizados em estruturas de solo reforçado são:

Painéis de concreto pré-fabricados ou blocos modulares de concreto

(terra armada);

Face contínua de concreto (cortinas atirantadas);Gabiões (Terramesh® System);

Solo

O solo como material de aterro deve ter características químicas e

mecânicas que atendam as necessidades do projeto.

Quanto às características químicas, o solo deve apresentar taiscaracterísticas que desfavoreçam a degradação e corrosão dos elementos de

reforço.

As características mecânicas em geral, são as mesmas regidas pelo

comportamento de resistência ao cisalhamento dos solos. Em solos reforçados

tradicionalmente se faz o uso de solos granulares, que em relação à distribuição

granulométrica, quando bem graduado é considerado ideal, pois além de possibilitar

boa drenagem que facilita a rápida dissipação de poropressão no maciço, contribui

na durabilidade dos reforços. Com a eficiência da compactação e

conseqüentemente a diminuição do índice de vazios haverá maior entrosamento dos



65

grãos resultando na diminuição da deformação axial quando comparada com solo

fofo, que mal graduado pode ter a compactação mais dificultada.

Elementos de reforço

Os elementos de reforço são normalmente tiras metálicas e

geossintéticos, algumas estruturas apresentam ainda como elemento de reforço as

fibras naturais, porém estudos mostram o não uso desse tipo de elemento em

função da decomposição.

Como esses elementos são responsáveis pela absorção das cargas que

geram tração no solo, a principal característica que devem apresentar é a resistênciaa tal solicitação, devem ainda apresentar um certo grau de flexibilidade a fim de

conter prováveis deformações verticais que possam ocorrer no maciço e resistência

contra processos químicos decorrente do meio em que estão aplicados.

Segundo Del Moro (2006), o aço possui capacidade reativa eletroquímica

muito alta, podendo sofrer com processos corrosivos em pouco tempo. Para diminuir

esta ocorrência, o material sofre por um processo de galvanização, que constitui na

aplicação de uma fina camada de zinco, que possui uma taxa muito baixa depotencial oxidativo.

Os geossintéticos como elementos de reforço serão estudados e

detalhados no item 2.10.

2.8.3.1 Interação solo-reforço

A transferência de tensões entre solo e reforço é chamada de interação

solo/reforço e depende de como as propriedades mecânicas do solo, tais como

densidade, granulometria e composição, e das propriedades físicas e mecânicas do

reforço interagem em conjunto e de como essas são afetadas pelo ambiente interno

e externo devido as tensões efetivas normais aplicadas. As principais características

que favorecem a condição de atrito solo-reforço são:



66

Compacidade do aterro. Os solos granulares apresentam melhor

entrosamento dos grãos quando bem compactados, que apresentem baixo

índice de vazios.

Características da superfície das fitas. As fitas nervuradas apresentam maior

atrito entre fita e solo quando comparadas a fitas lisas. No processo de

arrancamento da fita, esse atrito maior implica em um maior volume de solo

deslocado pelo aumento da dilatação do solo.

Sobrecarga. A sobrecarga atua positivamente no processo de confinamento

do solo, pois aumenta a tensão e com base na compacidade pode-se dizer

que em solos fofos, o atrito solo/fita será menor e a fita será mais facilmente

arrancada.

Tipo de solo. Comportamento melhor para solos granulares com mínimo teor

de finos, com ângulo de atrito maior.

Umidade de aterro. Relacionado à de compactação.

Existem basicamente duas formas de interação, a interação por atrito e

por resistência passiva. A interação por atrito ocorre geralmente em tiras metálicas

lisas, em geotêxteis e em geogrelhas com aberturas de malha relativamentepequenas. A interação passiva ocorre quando uma superfície normal à direção de

movimentação relativa solo-reforço é puxada contra o solo, sendo mais comum em

tiras metálicas com ressaltos e em geogrelhas com aberturas grandes.

Os ensaios de laboratório mais utilizados para medir essa interação são

os ensaios de arrancamento e de cisalhamento direto, a diferença entre esses

ensaios esta pela forma com que os esforços são aplicados, pelos mecanismos de

ruptura impostos, pelas trajetórias de tensão e pelas condições de contorno de cadaum.

A figura abaixo exemplifica um caso prático de um talude com reforço em

que o valor da tensão máxima atuante (Tmáx) esta igualada a resistência de projeto

do geossintético (Td). O corpo de aterro a ser construído terá uma forte inclinação,

onde ao ser analisada a superfície crítica de ruptura opta-se em fazer a estabilização

do maciço com reforço, sendo que as forças atuantes nas camadas definirão a

resistência dos elementos de reforço a serem utilizados.



67

Figura 18 – Caso prático de estabilidade com reforço, onde Tmáx = Td. a) Talude que define área a seraterrada; b) aterro compactado com forte inclinação; c) superfície crítica de ruptura; d) movimento demassa devido a falha por cisalhamento do solo; e) estabilização do maciço de solo compactado com

reforços em camadas.Fonte: MACCAFERRI, 2000. (p.117).

2.9 Geossintéticos

Os geossintéticos são produtos poliméricos utilizados em obras de

engenharia civil, particularmente as geotécnicas e de proteção ambiental, o termo



68

geossintético deriva da junção de „‟geo‟‟, que se refere a terra e “sintético” que se

refere a materiais poliméricos.

O uso de inclusões sintéticas no solo começou nos anos 50, com o

desenvolvimento dos geotêxteis tecidos. No Brasil, materiais geossintéticos

passaram a ser utilizados em 1971, com a fabricação do primeiro geotêxtil não-

tecido. Desde então, as aplicações destes materiais em obras de reforço de aterros,

taludes e fundações vêm aumentando gradativamente. (SAYÃO; SIEIRA; SANTOS,

2009)

Nas obras geotécnicas são introduzidos no solo a fim de contribuir para

melhoria de problemas geotécnicos, por serem de natureza sintética são próprios

para esse fim, já que um alto nível de durabilidade dos elementos é exigido, osgeossintéticos são utilizados em:

Reforço estrutural de obras de terra principalmente taludes;

Impermeabilização de barragens, aterros sanitários e outros;

Proteção superficial contra erosão;

Separador de materiais como, por exemplo, em drenagens;

Funcionando como filtro.

Segundo Das (2007), em geral os geossintéticos são materiais parecido

com tecidos feito de polímeros, tais como poliéster, o polietileno, o polipropileno, o

cloreto de polivinila (PVC), o náilon, o polietileno clorado e outros.

A tabela 10 lista as vantagens e desvantagens dos principais polímeros

utilizados na fabricação dos geossintéticos.

http://pt.wikipedia.org/wiki/Estrutura

http://pt.wikipedia.org/wiki/Obra

http://pt.wikipedia.org/wiki/Terra

http://pt.wikipedia.org/wiki/Talude

http://pt.wikipedia.org/wiki/Impermeabiliza%C3%A7%C3%A3o

http://pt.wikipedia.org/wiki/Barragem

http://pt.wikipedia.org/wiki/Aterros_sanit%C3%A1rios

http://pt.wikipedia.org/wiki/Eros%C3%A3o

http://pt.wikipedia.org/wiki/Drenagem

http://pt.wikipedia.org/wiki/Filtro

http://pt.wikipedia.org/wiki/Filtro

http://pt.wikipedia.org/wiki/Drenagem

http://pt.wikipedia.org/wiki/Eros%C3%A3o

http://pt.wikipedia.org/wiki/Aterros_sanit%C3%A1rios

http://pt.wikipedia.org/wiki/Barragem

http://pt.wikipedia.org/wiki/Impermeabiliza%C3%A7%C3%A3o

http://pt.wikipedia.org/wiki/Talude

http://pt.wikipedia.org/wiki/Terra

http://pt.wikipedia.org/wiki/Obra

http://pt.wikipedia.org/wiki/Estrutura



69

Polímero Base Vantagens Desvantagens

PolipropilenoPolietileno

Atividade química nula emsoluções ácidas básicas

Módulo elástico reduzido

Custo baixoDeformabilidade elevadasob carga constante("creep")

Poliéster

Elevado módulo de elástico Redução dascaracterísticas mecânicasem soluções fortementealcalinas

Deformabilidade baixa sob cargaconstante ("creep")Custo relativamente baixo

PoliamidaMódulo elástico elevado

Perda das característicasmecânicas porpermanência prolongada

em águaResistência a abrasão alta Custo elevadoTabela 10 – Vantagens e desvantagens dos principais polímeros utilizados na fabricação dos

geossintéticosFonte: SAYÃO; SIEIRA; SANTOS, 2009. (p.126).

QUISPE (2008) cita como principais geossintéticos: geotêxtil,

geomembrana, geocomposto, geomanta, geocélula e geogrelha, mostrados na

figura 19. No presente trabalho serão abordados apenas os geotêxteis e as

geogrelhas.

Figura 19 – Principais tipos de geossintético.Fonte: QUISPE, 2008. (p.43).



70

Os geossintéticos podem ser utilizados como paramento frontal, com o

uso de geotêxteis e geomantas, e como elemento de reforço utilizando as

geogrelhas e também os geotêxteis.

O uso dos geossintéticos como paramento frontal forma uma face flexível

com formato arredondado ou achatado como mostra a figura 20 (a), em geral tem

sua execução lenta e trabalhosa e estão sempre protegidas superficialmente contra

as deformações do muro e do solo próximos à face, contra o vandalismo, contra

exposição a raios U.V e por questões estéticas. As proteções geralmente são feitas

com o uso de concreto projetado figura 20 (b), alvenaria de tijolos com vigas de lajes

pré-moldadas figura 20 (c), cobertura vegetal figura 20 (d).

Figura 20 – Uso de geossintético como paramento frontal. a) Vista frontal da face durante aconstrução; b) Acabamento da face com concreto projetado c) Acabamento da face com blocos

segmentados; d) Acabamento da face com vegetação.Fonte: OBER. (p.02).

Para o uso como reforço, os geossintéticos oferecem soluções positivas

em relação a custo/benefício quando comparadas a sistemas que exijam a remoção

e/ou substituição dos solos locais, que se reflete em economia e redução tempo de

construção.



71

O tipo, a posição e o recobrimento dos geossintéticos para o uso em

camadas de reforço deverão seguir rigorosamente as definições de projeto, assim

como também deve ser mantida a qualidade no processo executivo, a fim de evitar

que os elementos sejam danificados por pisoteamento ou por equipamentos

utilizados na obra, como por exemplo, na compactação. Para a utilização de

geossintéticos como elementos de reforço, devem ser analisados os itens abaixo:

Grau de interação entre solo e reforço (ângulo de atrito de interface);

Resistência e rigidez as solicitações impostas de tração;

Resistência aos esforços de instalação;

Resistência à fluência adequada;

Durabilidade compatível com a vida útil da obra.

2.9.1 Geotêxteis

São tecidos bidimensionais, composto de fibras unidas por diferentesprocessos ligação (térmica, por costuras, por colas ou até mesmo por amarração),

filamentos contínuos, monofilamentos, laminetes ou fios formando estruturas tecidas,

não-tecidas ou tricotadas. São considerados permeáveis devido a distribuição das

fibras e de acordo com o tipo de estrutura formada pelo arranjo dos fios que

compõem a manta são divididos em:

Geotêxtil tecido (GTW) – fabricados por entrelaçamento de fios geralmenteem ângulo reto, que quando organizados em direções preferenciais de

fabricação no sentido transversal são denominadas trama e no sentido

longitudinal são denominados urdume.

Geotêxtil não-tecido (GTN): são constituídos por filamentos contínuos ou

fibras orientadas ou não, interligadas por processos mecânicos, térmicos ou

químicos. De acordo com tal processo pode ser ainda divididos em:



72

- Agulhado (GTNa): cujas fibras são interligadas mecanicamente, por

processo de agulhagem;

- Termoligado (GTNt): cujas fibras são interligadas por fusão parcial

obtida por aquecimento;

- Resinado (GTNr) cujas fibras são interligadas por meio de produtos

químicos.

Geotêxtil tricotado (GTK) – oriundo do entrelaçamento de fios por

tricotamento.

Figura 21 – Diferentes tipos de geotêxteis: a) geotêxtil tecido; b) geotêxtil não tecido ligadoquimicamente; c) geotêxtil não tecido ligado termicamente e c) geotêxtil não tecido ligado

mecanicamente (por agulhagem).

Fonte: GOMES, 2001. (p.12).

As principais funções dos geotêxteis são:

Drenagem (no plano do geotêxtil) – por se tratar de um material poroso tem

grande capacidade de canalizar e transferir rapidamente a água do solo.

Filtragem (perpendicular ao geotêxtil) – impede que um solo de grãos mais

finos seja transportado pela água para dentro de um solo com grãos maiores.

Permite também o escoamento da água de uma camada de solo para outra.



73

Separação – mantém camadas de solos separados após a conclusão da

obra.

Reforço – a resistência a tração dos geotêxteis aumenta a capacidade de

carga dos solos.

2.9.2 Geogrelhas

Possuem estrutura em forma de grelha, com malha retangular ou

quadrada com grandes aberturas que permitem que se desenvolva interação tanto

por atrito como por ancoragem, o travamento entre a peça e solo confere um melhor

confinamento do mesmo, aumentando assim a eficiência do reforço. São

consideradas unidirecionais quando apresentam elevada resistência à tração

apenas em uma direção, e bidirecionais quando apresentam elevada resistência à

tração nas duas direções principais.

As geogrelhas podem ser fabricadas de multifilamentos de poliésterrevestidos de PVC ou de polietileno de alta densidade pré-tensionado. Esses

materiais conferem ao produto uma boa resistência à tração, baixa fluência e

resistência contra agentes agressivos.

A resistência ao arrancamento é verificada quanto: a resistência de atrito

na interface, resistência de adesão ao longo da superfície do reforço e a resistência

passiva dos membros transversais.

Geogrelhas podem ser aplicadas para o reforço da maioria dos solos, àexceção dos expansíveis e colapsíveis no qual deve ser feito um reforço com uma

manta geotêxtil, seguida de uma camada de areia.

Quanto ao processo de fabricação podem ser classificadas em:

Geogrelha extrudada (GGE): são obtidas através de processo de extrusão e

sucessivo estiramento formando as geogrelhas unidirecionais formando as

geogrelhas bidirecionais;



74

Geogrelha soldada (GGB): são produzidos geralmente a partir de feixes

recobertos por um revestimento protetor, e composta por elementos de tração

longitudinais e transversais soldados nas juntas;

Geogrelha tecida (GGW): são produzidas com o mesmo seguimento das

soldadas, porém são tricotadas ou intertecidas na juntas.

Figura 22 – Variedades de geogrelha: (a) Extrusadas; (b) Soldadas; c) Tecidas.Fonte: Adaptado de QUISPE, 2008. (p.44).

2.9.3 Propriedades dos geossintéticos

As propriedades físicas e mecânicas dos geossintéticos devem atender

solicitações impostas pela obra, tais como: resistência a tração, comportamento a

fluência, resistência aos esforços quanto à instalação, entre outros, pois o

comportamento global da estrutura depende dessas propriedades de reforço, das

propriedades do solo e da interação solo/reforço.

2.9.3.1 Propriedades físicas dos geossintéticos

As propriedades físicas dos geossintéticos são determinadas com

finalidade de controle tecnológico desses materiais a partir de ensaios decaracterização, são propriedades específicas do produto onde não é considerada



75

sua interação com o meio ambiente em que estão aplicados e são geralmente

apresentadas pelo fabricante. As principais propriedades físicas dos geossintéticos

são a gramatura, a espessura nominal e a densidade relativa dos polímeros de sua

composição.

Gramatura – indica a uniformidade e a qualidade de um geossintético sendo

determinada a partir da relação entre a massa por unidade de área de um

corpo de prova.

Espessura nominal – é definida como sendo a distância entre a superfície

inferior e superior do geossintético, medida a uma pressão confinante.

Densidade relativa – pode ser denominada também como porosidade e é

determinada em função da gramatura e da espessura do geossintético, da

densidade do filamento e da massa específica da água a 4º C.

2.9.3.2 Propriedades mecânicas dos geossintéticos

As propriedades mecânicas dos geossintéticos são denominadas como

propriedades de interação solo/reforço e são determinadas a partir de ensaios de

comportamento do material considerando as solicitações impostas pela obra na fase

de construção e durante toda a vida útil da obra tais como: resistência a danos de

instalação, resistência à tração, resistência ao puncionamento (penetração eperfuração), resistência à fluência e resistência ao arrancamento.

Resistência a danos de instalação – refere-se à alteração na resistência que o

geossintético pode sofrer devido aos danos mecânicos de instalação

(geralmente manuseio e compactação do solo) gerados por perda de seção

do polímero e perda de continuidade dos filamentos que ocasiona uma

desestruturação na região afetada.



76

Resistência a tração – depende do tipo de polímero constituinte, estrutura,

processo de fabricação entre outros fatores. Os ensaios são divididos em

ensaio de tração confinada e não-confinada. Em ensaios de tração em

amostras não-confinadas, é medida a deformação longitudinal da amostra,

obtendo o módulo de rigidez, a resistência à tração e a deformação na

ruptura. Esses resultados são expressos nas especificações técnicas dos

geossintéticos, são valores nominais que devem ser ajustados por fatores de

redução devido a deformações por fluência, à degradação química e biológica

pelo meio ambiente, a eventuais emendas e devido a danos mecânicos, de

acordo com as solicitações de cada obra. Ensaios de tração em amostras

confinadas são realizados quando se deseja estudar o comportamento dealguns geossintéticos, em especial geogrelhas, em solos onde ocorre o

embricamento (mecanismo de intertravamento, figura 23) de partículas em

meio às aberturas da grelha.

Resistência ao puncionamento – se refere às possíveis descontinuidades que

um geossintético pode sofrer decorrente de uma perfuração ou de um

puncionamento (efeito de compressão localizada) e é definida com base namedição da vulnerabilidade dos geossintéticos a compressões diferenciais ou

a choques provocados pela queda de materiais. O ensaio aplica-se

geralmente a geotêxteis e produtos de pequena a média abertura.

Resistência a fluência – é a característica do material quanto ao alongamento

quando submetido a um carregamento estático de longa duração, em solos

reforçados o geossintético está submetido à tração durante toda a sua vidaútil. O nível de fluência (creep) depende da carga máxima e da temperatura

em que o material se encontra. Segundo Duran (2005) para muitos polímeros,

temperaturas ambiente (10° a 30°) coincide com sua fase visco-elástica,

assim, o creep se torna uma consideração significante na avaliação da

capacidade de carregamento dos geossintéticos poliméricos a longo prazo.

Resistência ao arrancamento – o arrancamento dos elementos de reforço

ocorre devido a deformações excessivas na massa reforçada quando os

esforços de tração impostos a esses elementos são maiores que a resistência



77

que solo oferece ao deslocamento entre a interação solo/reforço, podendo

acontecer em trechos isolados ou não do comprimento de ancoragem. Esse

assunto será ainda estudado no item 2.16 do presente trabalho.

Figura 23 – Mecanismo de intertravamento solo/geogrelha.Fonte: ENGEPOL, 2010. (p.103).

2.9.4 Fatores de redução

Os fatores de redução dependem das características do geossintético,

quanto ao tipo de polímero e o processo de fabricação e das características do

ambiente onde o geossintético será instalado, ou seja, da função que será

desempenhada.

Em obras de solo reforçado com geossintéticos, o fator de redução total

utilizado é a soma de fatores parciais, sendo eles:

Fator de redução devido a deformações por fluência;

Fator de redução devido à degradação química e biológica pelo meio

ambiente;

Fator de redução devido a eventuais emendas;

Fator de redução devido a danos mecânicos.



78

Com os fatores de redução é possível determinar as propriedades

consideradas em projetos com o uso de geossintéticos. Essas propriedades são

classificadas em:

Propriedade requerida – está associada ao valor da função especificada no

projeto para efeito de dimensionamento, e com base nessa propriedade é

feita a escolha do geossintético a ser utilizado.

Propriedade índice (TB) – são propriedades referentes ao produto que não

consideram as condições de utilização. São obtidas a partir de ensaios de

caracterização do produto e geralmente são fornecidas pelo fabricante.

Propriedade funcional (TD) – representa a interação do geossintético sob as

condições de utilização impostas pela obra.

A propriedade funcional (TD) de um determinado geossintético pode ser

determinada pela equação:

(2.19)

Onde:

= propriedade índice do material a ser usado no projeto;

= propriedade funcional do material a ser usado no projeto;

= fator de redução total para o material.

2.10 Terra Armada

Terra armada é classificada como um tipo de solo reforçado, com

estrutura de contenção flexível, do tipo gravidade que segue o mesmo princípio do

sistema, ou seja, é constituído pela associação do solo de aterro á elementos de



79

reforço garantindo a interação entre os mesmos, com confinamento do maciço por

um paramento frontal. Essa associação se comporta de forma monolítica,

suportando, além de seu peso próprio, as cargas externas para as quais foram

projetados.

Esse processo foi desenvolvido pelo engenheiro e arquiteto francês Henry

Vidal no inicio da década de 60 e inicialmente chamado de Terre Armeé. O sistema

foi facilmente difundido por apresentar um custo menor em relação aos outros

sistemas de contenção e por ter uma aparência agradável.

No Brasil, a primeira obra a ser realizada foi em abril de 1976 com a

construção de um muro de 300m², arrimando uma encosta na BR 470 no município

de Rio do Sul em Santa Catarina, onde permanece intacto até os dias atuais semque tenha sido feita qualquer obra de recuperação ou manutenção. (DEL MORO,

2006)

O método executivo apresenta-se de forma simples e rápida, sendo que a

maior parte da atividade construtiva ocorre por trás do paramento frontal sem gerar

grandes interferências no meio em que é construído. Consiste na introdução de tiras

metálicas no solo compactado, ligadas ao paramento frontal, onde a construção é

feita basicamente da repetição das três etapas:

Colocação do paramento frontal;

Fixação de uma camada de tiras metálicas (elemento de reforço);

Espalhamento e compactação das camadas de solo sobre as tiras.

O dimensionamento de uma estrutura em Terra Armada deve seguir as

especificações da NBR 9286/86 – Terra Armada: Especificações. As principaisdiferenças entre o dimensionamento com Terra Armada e Terramesh ®, que será o

assunto do próximo capítulo, estão no tipo de paramento frontal e no elemento de

reforço.

O paramento frontal (face) é constituído de placas pré-moldadas em

concreto armado, convencionalmente chamadas de escamas ou pele, que

conservam juntas abertas para efeito de drenagem e de articulação das peças. A

face é ligada as tiras metálicas por elementos construtivos (ligações, varões,

chumbadores, e parafusos) que ficam no corpo de aterro. As peças pré-moldadas

devem apresentar resistência de acordo com as especificadas em projeto em função



80

das solicitações impostas pelo conjunto. Na fabricação das peças, deve ser evitado

o uso de aceleradores de pega e/ou outros aditivos nocivos a galvanização dos

elementos de reforço.

Figura 24 – Paramento frontal em placas de concreto armado.Fonte: MURO ARMADO. (2010).

As tiras metálicas introduzidas na camada de solo devidamente

compactadas têm papel principal na estabilidade do maciço, já que a face tem papel

secundário como já visto. Elas trabalham por atrito com o solo de aterro, são peças

lineares e flexíveis, que corretamente dimensionadas devem atender as

especificações quanto à tração e devem apresentar resistência à corrosão, são

feitas geralmente de aço galvanizado ou aço inoxidável quando se trata de

ambientes agressivos. As tiras, quando de aço nervuradas, aumentam o coeficiente

de atrito entre o sistema e o solo, restringindo ainda mais as deformações no solo.



81

Figura 25 – Colocação de tiras metálicas.Fonte: MURO ARMADO. (2010).

2.11 Terramesh ®

Terramesh® é um sistema de contenção em solo reforçado desenvolvido e

patenteado pela Empresa Maccaferri, que com a intenção de diminuir os custos das

obras de estabilização e contenção de taludes e utilizando novas técnicas

construtivas mantendo os fatores de segurança admissíveis criou o sistema com

base no princípio de solo reforçado e na tecnologia do sistema terra armada

desenvolvida pelo Engenheiro Henry Vidal no início dos anos 60. Por não haver

normas para o sistema, esse capítulo está baseado em dados da empresa.

O sistema consiste em um maciço de solo reforçado criado pelo

intertravamento e atrito das partículas de solo com elementos de reforços em tela de

malha hexagonal de dupla torção e apresenta como vantagens:

Flexibilidade – por ser um sistema construído com paramento em caixas de

malhas metálicas, garantem à estrutura capacidade de acompanhar os

assentamentos do terreno de apoio, mantendo a sua integridade estrutural;



82

Permeabilidade – em função do paramento externo ser construído com

enchimento de pedras e solo de aterro, garantem a drenagem e assim a

rápida dissipação da poropressão;

Simplicidade construtiva – a estrutura Terramesh® é executada manualmente

com instalações e equipamentos mínimos;

Versatilidade – que permite a construção de estruturas com paramento

externo vertical, inclinado ou em degraus.

Baixo impacto ambiental – o paramento frontal permite o crescimento de

vegetação.

Monoliticidade – na execução da estrutura, as caixas são unidas entre si com

o mesmo arame de fabricação das mesmas, formando uma estrutura única.

Duas soluções distintas são apresentadas para o sistema terramesh®, o

Terramesh® System e o Terramesh® Verde, em que a diferença está apenas no

paramento frontal, conforme a figura 26. No presente trabalho será tratado apenas

do sistema Terramesh® System, isso implica que, ao falar apenas em terramesh®,

subentende que é a esse sistema que estará sendo referido.

Figura 26 – Tipos de paramento frontal.Fonte: DURAN. (2005).

Terramesh® Verde – possui paramento formado com a mesma malha de

reforço associada a um painel em geomanta ou biomanta que tem a função

de evitar a fuga dos finos do solo e, ao mesmo tempo, ajudar o crescimento

da vegetação. Esse painel é acoplado a triângulos de suporte que definirão a

inclinação do paramento. (figura 27).



83

Figura 27 – Paramento frontal – Terramesh® Verde.Fonte: Adaptado de MACCAFERRI. (2010).

Terramesh® System – possui paramento frontal em caixas formadas por

malhas hexagonais, sendo essas malhas as mesmas que constituem o

elemento de reforço (figura 28).

Figura 28 – Paramento frontal – Terramesh

®

System.Fonte: Adaptado de MACCAFERRI. (2010).



84

2.11.1 Terramesh ® System

Assim como os outros sistemas de contenção em solo reforçado, o

sistema terramesh é composto de paramento frontal, constituído por uma caixa de

malha hexagonal e pedras de enchimento, de elemento de reforço que é a própria

malha do paramento e de solo de aterro e segue basicamente o mesmo sistema de

construção por camadas. Além das características dos solos reforçados, o sistema

mantém as características técnicas e funcionais das estruturas de gravidade

melhorando o equilíbrio do maciço sob determinadas circunstâncias.

2.11.1.1 Paramento frontal

O paramento é constituído de caixas de 1 metro de espessura, 0,5 ou 1

metro de altura, 2 metros de largura de base e comprimentos de elementos de

reforço variáveis conforme o projeto são unidas entre si na obra formando umaestrutura única, preenchidas com pedras e na sua interface com o solo possui um

geotêxtil cuja função é impedir a saída dos finos do aterro. A aparência final da

estrutura é a de um muro de gabiões e pode permitir o desenvolvimento de

vegetação na face externa.

A caixa é composta por dois panos de malha metálica, um que forma a

tampa, o painel frontal, a base da caixa e o elemento de reforço (ancoragem) e o

outro que forma o painel posterior e as laterais, e deve ser dividida por diafragmasdispostos em cada metro para facilitar o enchimento da caixa e limitar as

deformações do painel exterior, conforme mostra a figura 29.

Admite-se como tolerável para as dimensões das caixas, 3% a mais ou a

menos no comprimento e 5% na largura e altura em relação ás dimensões

especificadas no projeto.

Como material de enchimento utiliza-se pedra britada ou rolada, com

granulometria entre 10 e 20 cm, podendo também usar material de maiores

dimensões desde que o seu volume não ultrapasse 10% do volume total da caixa. A



85

qualidade da pedra pode ser medida a partir de ensaios de compressão simples e

ensaio de erosão.

Figura 29 – Caixa do paramento frontal.Fonte: MACCAFERRI. (2010).

2.11.1.2 Malha

A malha utilizada para a fabricação do paramento frontal e elemento de

reforço é uma malha metálica hexagonal de tamanho 8x10 de dupla torção,

galvanizada e revestida a PVC, produzidas com baixo teor de carbono. A dupla

torção impede que a tela desfie caso ocorram rupturas em alguns dos arames que a

compõem. A dupla torção garante um reforço contínuo sobre o plano horizontal e

funcionam como armadura longitudinal e contínua, garantindo a mobilização por

atrito contra a superfície do fio metálico e das propriedades mecânicas de

travamento e corte entre as partículas do solo de aterro, essas ações em conjunto

garantem o desenvolvimento da capacidade de ancoragem da malha ao solo.

A figura 30 mostra que a malha ao deslizar tende a mover o solo

mobilizando assim sua resistência ao corte

O atrito se manifesta na superfície dos arames e está relacionada com o

ângulo de atrito interno do material de aterro, compactação e pressão efetiva. O



86

corte surge devido ao formato tridimensional da malha, a qual confina em seu interior

uma porção do aterro. (DURAN, 2005).

Figura 30 – Esquema do intertravamento da malha com o solo.Fonte: DURAN. (2005).

O travamento tem um papel importante quando uma grande porcentagem

do aterro esta graduado em uma faixa entre 10 a 15 vezes o diâmetro do arame.

Uma vez realizadas as provas de tração com vários tipos de aterros com taiscaracterísticas se observou um notável aumento da capacidade de ancoragem.

(DURAN, 2005).

A malha deve ser colocada de modo que a direção das torções da malha

forme um ângulo reto com a face frontal da estrutura, pois a resistência a tração da

malha na direção das torções é maior que na direção oposta. Quando confinadas

em um aterro compactado, seu comportamento é diferente daquele ao ar livre,

mesmo mantendo suas características de flexibilidade na direção normal, nalongitudinal o solo contém lateralmente a malha detendo o alongamento da mesma,

sem que ela necessite desenvolver toda sua carga de trabalho permitindo seu uso

sobre superfícies irregulares.

Os revestimentos plástico presente nos reforços são quimicamente inertes

e são necessários para proteção da malha contra eventuais processos de corrosão

que possam ocorrer, garantindo durabilidade e segurança do sistema.



87

2.11.1.3 Resistência da malha

Segundo Duran (2005), em muros, taludes e certos tipos de fundações

reforçadas, a carga de projeto é considerada como sendo constante ao longo da

vida da estrutura. Conseqüentemente a resistência de projeto para o reforço (de

qualquer natureza) deve estar baseada na resistência necessária ao final da vida útil

da estrutura.

A resistência de projeto do reforço (TD) é calculada por:

(2.20)

Onde:

= resistência de projeto;

= resistência nominal do material de reforço;

= fator de fluência (creep);= fator de redução parcial para o material.

O valor da propriedade índice ( ) calculado para a malha utilizada no

sistema terramesh®, do tipo 8X10 com diâmetro 2,70mm, está baseado na

resistência última do reforço em sua seção transversal. A resistência nominal à

tração da malha (TB) é de 50,11 kN/m.

O fator de redução de fluência ( ) para o aço é desprezível, podendoassumir 1, pois a temperatura de transição, em que o comportamento visco-

elástico começa é maior que 500° C.

O fator de redução parcial para o material ( ) é dado por:

(2.21)

Onde:



88

= fator relacionado ao processo de fabricação;

= fator relacionado à extrapolação de dados;

= fator relacionado aos danos causados durante o processo de instalação;

= fator relacionado aos efeitos ambientais no produto.

a) Fator relacionado ao processo de fabricação ( ) – esse fator é o resultado

de duas combinações:

Se existe ou não uma norma para especificação, fabricação e ensaio

controlado da matéria-prima usada na fabricação do reforço );

Se existe ou não uma norma para fixar as dimensões e tolerâncias do

produto fabricado ).

b) Fator relacionado à extrapolação de dados :

Avaliação de dados disponíveis a fim de se obter um valor estatístico

);

Extrapolação deste valor estatístico acima do tempo de vida de serviço

requerido );

c) Fator relacionado aos danos causados durante o processo de

instalação

Efeitos de curto prazo gerados por danos ocorridos antes e imediatamente

depois da instalação ;

Efeitos de longo prazo gerados pelos efeitos dos danos de curto prazo

. Esse fator depende da graduação do solo conforme a tabela

abaixo:

Aterro Tamanho da partícula (mm) Danos (por m²)

Siltes e argilas < 0,06 0 1, 050

Areias 0,06 - 2 0 1, 050 Areias grossas 2 - 60 4 1, 165Tabela 11 – Valores de .

Fonte: DURAN. (2005).



89

d) Fator relacionado aos efeitos ambientais no produto .

Considera qualquer efeito prejudicial que possa ser gerado pelo solo no

qual o reforço foi inserido, principalmente ações químicas.

A tabela 12 apresenta os valores para os fatores e redução.

TERRAMESH® 8x10 – 2.7 mm

Fator Relativo a Valor OBS.

Creep (fluência) 1,0Comportamento do aço não

considera Creep

Controle de qualidade 1,081 Resistência base média

Tolerância na industrialização 1,04 Tolerância da seção transversal

Confiança nos dados disponíveis 1 Certificado ISSO 9001:200

Confiança na extrapolação para avida do projeto

1,05 Dados avaliados para 100 anos

Efeito a curto prazo para danosde instalação

1Não considera efeito a curto

prazo para danos de instalação

Efeito a longo prazo para danosde instalação

1,05 -1,165

Revestimento em PVC

Degradação química, biológica eUV 1,05 Alta estabilidade do revestimento

1,30 - 1,44

Tabela 12 – Fatores de redução parcial para dimensionamento de estruturas em terramesh® Fonte: DURAN. (2005).

2.11.1.4 Processo construtivo

O processo construtivo segue os mesmos princípios de outros sistemas

em solos reforçados, em que o aterro estrutural é construído em camadas.

Os módulos Terramesh podem ser colocados diretamente em contato

com o terreno natural sendo que o mesmo deve estar alinhado, ou apoiado em

superfícies preparadas. A montagem e enchimento da caixa são executados em

obra, sendo que as pedras devem ser colocadas e arrumadas manualmente na

parte em que ficarem expostas para um melhor acabamento externo, e em demaisregiões por meio mecânico. Na primeira fiada, deve ser colocados tirantes na frente



90

e no tardoz, 4 a cada m², conforme mostra a figura 31, e o enchimento deve

ultrapassar 5 cm a fim de compensar o inevitável assentamento devido ás cargas

transmitidas pelas fiadas sucessivamente sobrepostas

Figura 31 – Colocação das pedras de enchimentoFonte: MACCAFERRI. (2010).

Após o preenchimento da primeira fiada é colocado o geotêxtil previsto no

projeto com finalidade de separar o Terramesh e o aterro que será realizado.

O lançamento e a compactação do aterro são efetuados em seguida,

obedecendo aos critérios de compactação, empregando as técnicas e equipamentos

de acordo com as especificações da obra. Caso esteja previsto o uso de

geossintético, a colocação do mesmo se faz após essa etapa. A construção segue

com a colocação de camadas subseqüente, onde os módulos são posicionados em

cima dos da primeira fiada com a inclinação de projeto, se estiver prevista.

2.12 Análise da Estabilidade Externa de Solos Reforçados

A análise da estabilidade externa de solos reforçados tem como objetivo

verificar a segurança do conjunto solo/reforço quanto ao deslizamento da base,

tombamento, capacidade de carga da fundação e ruptura global, que dependem da



91

geometria do aterro e das condições do solo e podem agir em conjunto ou

separadamente.

2.12.1 Deslizamento

O deslizamento da estrutura de contenção ocorre no sentido do

carregamento devido à aplicação do empuxo ativo, onde a estrutura tende a deslizar

em relação ao solo de fundação em que esta apoiada, conforme mostra a figura 32.

Figura 32 – Deslizamento do bloco reforçado sobre o plano de apoio.Fonte: MACCAFERRI, 2000. (p.111).

O peso próprio da estrutura e o atrito da base da mesma com o solo

fazem com que haja uma força contrária que resista a esse movimento. Esse atritopode ser adotado sendo igual ao ângulo de atrito do solo de fundação para

estruturas de solo reforçado.

Na verificação contra o tombamento o valor para o fator de segurança

admissível (FSadm) para solos não coesivos deve ser ≥1,5 e para solos coesivos ≥

2,0.



92

2.12.2 Tombamento

Quando o momento do empuxo ativo for maior que o momento do peso

próprio da estrutura, poderá ocorrer uma rotação do bloco de reforço em relação a

um ponto de giro, denominado como fulcro de tombamento, posicionado na parte

frontal inferior da estrutura conforme mostra a figura 33, essa rotação é denominada

tombamento. O fator de segurança admissível contra o tombamento (FSadm) deve

ser ≥ 1,5.

Figura 33 – Giro do bloco em relação a um ponto fixo.Fonte: MACCAFERRI, 2000. (p.113).

De acordo com Maccaferri (2000), esse tipo de análise considera o bloco

de solo reforçado como um maciço rígido, e que sua fundação não se deforma no

momento do giro. Isso em verdade não ocorre porque, para que haja uma rotação

do bloco reforçado, é necessário que a fundação entre em colapso devido às cargasaplicadas.

2.12.3 Capacidade de Carga da Fundação

A capacidade de carga da fundação para solos reforçados pode sercomparada àquelas aplicadas a uma sapata. As pressões aplicadas à fundação pelo



93

bloco de reforço não devem ultrapassar o valor da capacidade de carga do solo de

fundação. Caso isso ocorra haverá ruptura desse solo de fundação.

As pressões normais que agem na base da estrutura de contenção

resultam em uma força normal (N), conforme o equilíbrio de momentos atuantes

sobre essa estrutura determina-se o ponto de aplicação de N. O valor do fator de

segurança admissível (FSadm) para a capacidade de carga da fundação de ver ≥ 3,0.

Figura 34 – Pressão do bloco de reforço aplicado sobre a fundação.Fonte: MACCAFERRI, 2000. (p.114).

Para o cálculo da capacidade de suporte da fundação pode-se fazer uso

do método de Terzaghi, que baseou-se na teoria da plasticidade e idealizou seu

método considerando o modo de ruptura global e o tipo de fundação como sendo

sapata corrida em que o comprimento do elemento de fundação é muito maior que a

largura (L>>B).

2.12.4 Ruptura Global

A análise da ruptura global estuda a estabilidade da estrutura verificando a

ruptura do conjunto como um todo como mostra a figura 35, ou seja, admite que o

solo reforçado e parte do solo de fundação formam um único conjunto segundo uma

superfície de ruptura circular, sendo que se deve considerar a influência das forçasque atuam no conjunto, que são: efeito da força no reforço; sentido da força em



94

relação á superfície de ruptura; intensidade da força atuante. O fator de segurança

admissível (FSadm) para ruptura global dever ser ≥ 1,5.

Figura 35 – Ruptura Global.Fonte: A Autora (2010).

2.13 Análise de Estabilidade Interna de Solos Reforçados

A estabilidade interna esta associada à interação mecânica entre o solo e

o reforço. Os mecanismos de análise verificam a qualidade estrutural dessa

interação, onde cada camada é analisada de forma independente quanto á ruptura

interna dos elementos de reforço e quanto ao arrancamento dos mesmos. O fator de

segurança para esta análise deve ser 1,5.

A estrutura de aterro é divida em zona ativa e zona resistente conforme a

figura 36, onde as tensões são transferidas entre o solo e o reforço basicamente

pelo atrito entre o conjunto e pelo empuxo ativo. A análise da estabilidade interna

tem como resultado o dimensionamento propriamente dito dos elementos de reforço

fornecendo a altura e os comprimentos desses elementos de reforço na zona ativa

(Lr ) e na zona resistente (Le) das camadas de reforço.



95

Figura 36 – Estabilidade interna. Representação das zonas ativa e resistente.Fonte: A Autora (2010).

2.13.1 Ruptura do elemento de reforço

Na verificação quanto à ruptura do elemento é analisada a resistência a

tração admissível do mesmo. A ruptura é ocasionada quando as tensões horizontais

do aterro não estiverem equilibradas pelas tensões cisalhantes. (Figura 37)

Segundo Maccaferri (2000), o valor da tensão máxima atuante (Tmáx) nãodeverá ser superior ao menor valor esperado para a resistência de projeto do

geossintético (Td) levando em conta os devidos fatores de redução.

Figura 37 – Ruptura do elemento de reforço.Fonte: A Autora (2010).



96

2.13.2 Arrancamento do elemento de reforço

O arrancamento é ocasionado pelo deslocamento lateral do elemento

quando as tensões horizontais do aterro não estiverem equilibradas pelas tensões

cisalhantes e o comprimento de ancoragem do reforço na zona resistente for

insuficiente. (Figura 38)

Para que isso não ocorra deve existir um valor mínimo de ancoragem do

reforço nessa zona controlando assim os mecanismos de ruptura.

Figura 38 – Arrancamento do elemento de reforço.Fonte: A Autora (2010).



97

3 METODOLOGIA

Neste capítulo, apresenta-se a metodologia do presente trabalho.

Primeiramente buscou-se fazer a revisão bibliográfica dos assuntos pertinentes ao

trabalho para melhor embasamento e qualificação do mesmo. Com o mesmo

objetivo fez-se o estudo dos dados existentes, como mapa geológico e boletim de

sondagem a percussão, onde ao realizar a estratigrafia e estudar as características

físicas do solo pode ser feita a caracterização geológica da área.

Com os dados já existentes de ensaios laboratoriais referente aos

parâmetros do solo de fundação e de aterro, foi dado início as análises deestabilidade do talude.

De posse desses dados e através de programa computacional Macstars®

2000, desenvolvido e fornecido pela Empresa Maccaferri foram feitas as verificações

de estabilidade externa, quanto ao tombamento, deslizamento e ruptura do solo de

fundação da estrutura, verificações de estabilidade global e verificações de

estabilidade interna quanto à ruptura e ao arrancamento do elemento de reforço com

objetivo de obter um coeficiente de segurança Fsadm maior ou igual a 1,5.



98

4 EXPOSIÇÃO DOS DADOS

4.1 Área de estudo

A obra selecionada se localizada no trecho em duplicação/restauração da

Rodovia BR-101 – Sul, pertencente ao lote 25. Trata-se da construção da passagem

inferior 02 (PI-02) com altura máxima de 6m, situada entre as estacas 167 e 183. A

figura 39 mostra a localização da obra.

Figura 39 – Localização da obra.Fonte: www.google.com.br/earth

4.2 Estudos geológicos

A caracterização geológica do lote 25 desenvolveu-se com base em

estudos da Carta Geológica Sul – SC na escala 1:250.000, do Ministério de Minas e



99

Energia. O traçado da rodovia BR – 101 no Estado de Santa Catarina desenvolve-se

na borda continental dominada pela Planície Costeira composta por sedimentos

areno-síltico-argilosos formando vários ambientes deposicionais de origens diversas.

4.2.1 Geologia regional

Com base em estudos da Carta Geológica observou-se que o lote objeto

de estudo está situado sobre substrato de cobertura predominantemente sedimentar

continental ou marinha, da Era Cenozóica, período Quaternário, formado porDepósitos Fluviais Holocênicos e Depósitos Deltaicos Pleistocênicos.

Os Depósitos Fluviais Holocênicos são constituídos por camadas de

argilas interacamadadas com lentes arenosas finas o que indica baixa energia de

transporte, de origem continental, depositados em planícies de inundação a partir do

extravasamento dos rios locais durante a evolução dos episódios paleoclimáticos do

Quaternário recente.

Os Depósitos Deltáicos Pleistocênicos são constituídos por sedimentos deareias marinhas quartzosas, finas a média e areias eólicas quartzosas muitas vezes

enriquecidas em matriz secundária composta por argilas e óxidos de ferro que

recobrem os terraços marinhos em cotas mais altas, que originalmente eram

depositados pelas drenagens na foz e no leito dos paleorios, e que foram

retrabalhados pela ação marinha durante os eventos transgressivos.

4.2.2 Geologia local

A PI-02 encontra-se inserida na região caracterizada por Depósitos de

Praia Lagunar e Depósitos Praial Marinho e Eólico, conforme as figuras 40 e 41.

Os Depósitos de Praia Lagunar são constituídos por areias quartzosas,

que quando não integram margens lagunares adjacentes ao embasamento cristalino

são bem selecionadas e maturas. Quando integram as margens lagunares são

constituídos por areias arcosianas com seixos e cascalhos, sendo observado nessas



100

áreas o interdigitamento com depósito de fundo lagunar e/ou fluviais. Localmente,

acumulações significativas de conchas calcárias.

Os Depósitos Praial Marinho e Eólico são constituídos por areias

marinhas quartzosas finas a médias e areias eólicas quartzosas que recobrem os

terraços marinhos, como depósitos eólicos mantiformes ou dunas transgressivas,

muitas vezes enriquecidas em matriz secundária composta por argilas e óxidos de

ferro. As estratificações são planoparalela com mergulho suave em direção ao mar e

estratificação cruzada acanalada.

Figura 40 – Localização da PI-02.Fonte: Ministério de Minas e Energia - Secretaria de Minas e Metalurgia CPRM

Serviço Geológico do Brasil



101

Figura 41 – Parte da legenda do mapa geológico do litoral catarinense.Fonte: Ministério de Minas e Energia - Secretaria de Minas e Metalurgia CPRM

Serviço Geológico do Brasil

4.3 Investigações geotécnicas

As investigações geotécnicas consistiram em dois furos de sondagens à

percussão executados pela Locks Sondagens, (Anexo A), dispostos conforme

mostra a figura 42, para caracterização geotécnica do solo de fundação da PI – 02. A análise dos perfis de sondagem mostra que o solo de fundação é

predominantemente arenoso, com camada de areia com cascalho, com

compacidade variando de medianamente compacta a muito compacta conforme a

classificação da tabela 01 do item 2.2.1. O perfil estratigráfico com os valores de

NSPT para cada furo encontra-se no Anexo B.



102

Figura 42 – Localização dos furos de sondagem.Fonte: Muro Armado Contenções Ltda.



103

4.4 Análise de estabilidade

Nesta fase do estudo almeja-se obter uma condição estável de segurança

para o aterro armado, obtendo um coeficiente de segurança que atenda às

condições de estabilidade externa e interna, sendo para a estabilidade externa o

FSadm ≥ 1,5 para tombamento, deslizamento, ruptura global e para estabilidade

interna, e FSadm ≥ 3,0 para capacidade de carga do solo de fundação. Para alcançar

esses objetivos se faz necessária a análise de informações tais como:

Geologia da região (item 4.2.1);

Caracterização do perfil estratigráfico do solo de fundação;

Determinação dos parâmetros geotécnicos do solo do maciço armado através

de ensaios de cisalhamento direto;

Sobrecargas atuantes no talude;

Definição da geometria do Terramesh®;

Determinação da seção crítica;

Método para a análise de estabilidade.

4.4.1 Caracterização do perfil estratigráfico do solo de fundação

Os parâmetros médios do solo (peso específico natural e saturado, ângulo

de atrito e coesão efetiva), foram correlacionados com base na tabela Joppert,mostrada na tabela 15 e no Anexo C, com os valores de NSPT encontrados nas

sondagens, sendo estes limitados a NSPT = 50. Os parâmetros obtidos para o furo

01 e o furo 02 são descritos nas tabelas 13 e 14, em que as camadas 1 e 3 são

constituídas de areia fina marrom escura e a camada 2 é constituída de areia fina

marrom escura com presença de cascalho.



104

Tabela 13 – Parâmetros do solo de fundação – SP 01

SP 01

CamadasParâmetros 1 2 3

NSPT médio 26 46 43Peso específico natural (kN/m³) 2,0 2,0 2,0

Peso específico saturado (kN/m³) 2,1 2,1 2,1 Ângulo de atrito ( ) 35° 38° 38°

Coesão (kN/m²) 0 0 0Fonte: A autora

Tabela 14 – Parâmetros do solo de fundação – SP 02

SP 02

CamadasParâmetros 1 2 3

NSPT médio 24 43 37Peso específico natural (kN/m³) 2,0 2,0 2,0

Peso específico saturado (kN/m³) 2,1 2,1 2,1 Ângulo de atrito ( ° ). 35 38 35

Coesão (kN/m²) 0 0 0Fonte: A autora

Tabela 15 – Parâmetros médios do solo.

Tipo de soloFaixa de

SPTPeso específico (g) Ângulo

de atritoefetivo (f)

Coesãoefetiva(tf/m²)

Natural(t/m²)

Saturado(t/m²)

Areia poucosiltosa /pouco

argilosa

0 - 4 1,7 1,8 25° -5 - 8 1,8 1,9 30° -9 - 18 1,9 2,0 32° -19 - 41 2,0 2,1 35° -

41 2,0 2,1 38° -Fonte: Joppert Jr. (2007)

4.4.1.1 Perfil estratigráfico adotado nas análises

Analisando os boletins de sondagem e com base nas correlações feitas

para os valores de NSPT, nota-se que as camadas de solo não possuem grandes

variações em relação às características físicas e geotécnicas.

Ao fazer a comparação entre os furos, o furo SP 02 possui um valor de

NSPT médio para as três camadas menor que o furo SP 01 e ângulo de atrito na

camada 3 também menor que a mesma camada do furo SP 01, sendo ainda essa



105

camada é mais espessa para o furo SP 02. Com base nessas análises, foi adotado o

perfil estratigráfico do furo SP 02 para o solo de fundação, conforme mostra a figura

43, justificando-se por ter o pior comportamento geotécnico.

Figura 43 – Perfil estratigráfico adotadoFonte: A autora

4.4.2 Determinação dos Parâmetros geotécnicos do solo do maciço armado

Para determinar os parâmetros geotécnicos do solo que constitui o

maciço reforçado e avaliar seu desempenho como material de aterro estrutural,

foram feitos ensaios de cisalhamento direto e de caracterização granulométrica, em

amostras deformadas do solo proveniente da jazida Caputera.

O ensaio de cisalhamento direto foi realizado na condição inundada,

compactada na umidade ótima e energia na energia Proctor Normal.

A figura 44 mostra a envoltória da resistência obtida e o resultado do

ensaio encontra-se no Anexo D.



106

Figura 44 – Envoltória de resistênciaFonte: Dados da autora

Para caracterização granulométrica foram feitos ensaios por

peneiramento e sedimentação, os resultados apresentados na curva granulométrica

representada pela figura 45, mostra que o solo é arenoso, composto por 98,15% de

areia fina a media.

Figura 45 – Curva granulométricaFonte: Dados da autora



107

Com base nos resultados dos ensaios descritos acima, os parâmetros

geotécnicos encontrados são os seguintes:

Parâmetros Valores

Peso específico natural (kN/m³) 19,0

Peso específico saturado (kN/m³) 21,0

Ângulo de atrito ( ° ) 34

Coesão (kN/m²) 0

Tabela 16 – Parâmetros do solo de reforçoFonte: A autora.

4.4.3 Sobrecargas atuantes no talude

São consideradas no dimensionamento do solo reforçado as seguintes

sobrecargas:

25 kN/m² - referente ao tráfego de veículos;34,01 kN/m² - referente ao acréscimo de aterro entre o maciço reforçado e a

pista para que a mesma possua inclinação da cabeceira da ponte;

150 kN/m² - referente ao apoio do Viaduto.

4.4.4 Definição da geometria do Terramesh ®

Por se tratar de uma obra existente, a geometria Terramesh® System

(encontro portante) já está definida e a mesma foi fornecida pela empresa Muro

Armado Contenções Ltda., empresa responsável pelo projeto estrutural do viaduto e

se encontra no Anexo E.

Quanto à geometria, o presente trabalho tem por objetivo dimensionar os

comprimentos dos elementos de reforço, mantendo a altura, largura e comprimentoda estrutura já implantada, conforme mostra a figura 46.



108

Figura 46 – Geometria do viaduto.Fonte: A autora

4.4.5 Determinação das seções críticas

De posse dos dados do projeto original e dos dados geotécnicos

analisados, foram elaboradas as seções críticas para a realização das análises de

estabilidade. Como no projeto original, o presente trabalho também considerou o

viaduto apoiado no aterro reforçado através de sapatas corridas. Serão

dimensionados os comprimentos dos elementos de reforço inseridos nessas zonas

de apoio, transversal e longitudinal ao eixo da rodovia. Como as cabeceiras do

viaduto são homônimas, dimensionando um lado da estrutura, o lado oposto

também estará dimensionado.

A figura 47 apresenta a planta de situação do maciço reforçado, a figura

48 apresenta a seção longitudinal ao eixo da rodovia, e as figuras 49 e 50

apresentam as seções transversais ao eixo da rodovia.

Seção transversal ao eixo da rodovia

Seção longitudinal ao eixo da rodovia



109

Figura 47 – Planta de situação.Fonte: A autora

Seção longitudinal (AA‟)

Figura 48 – Seção de análise longitudinalFonte: A autora



110

Seção transversal no eixo da sapata (bb‟)

Figura 49 – Seção de análise transversal bb‟ Fonte: A autora

Seção transversal (BB‟)

Figura 50 – Seção de análise transversal BB‟ Fonte: A autora



111

Com base nas descrições feitas nos itens 4.4.1 e 4.4.2, as características

dos solos utilizados são:

ParâmetrosSolo de fundação (Correlação) Solo do aterro

(Cisalhamento direto)1 2 3

Peso específico natural (kN/m3) 20,0 20,0 20,0 19,0

Peso específico saturado (kN/m3) 21,0 21,0 21,0 21,0

Ângulo de atrito (°) 35 38 35 34

Coesão (kN/m2) 0 0 0 0

Tabela 17 – Características dos solos utilizados para análise das seções críticasFonte: A autora.

Com base nas descrições feitas no item 2.11.1.3 e de acordo com astabelas 11 e 12 do mesmo item, as características dos elementos de reforço

utilizados são:

Malha hexagonal de dupla torção (8x10) com diâmetro de 2,70mm

Resistência nominal do material ( ) 50,11 kN/m

Fator de redução quanto à fluência ( ) 1,0

Fator de redução parcial ( ) 1,30

Resistência adotada de projeto ( ) 38,50

Tabela 18 – Características dos elementos de reforço utilizados para análise das seções críticasFonte: A autora.

4.4.6 Métodos abordados para a análise de estabilidade

Para a análise da estabilidade do aterro reforçado, os métodos utilizadosforam definidos levando-se em consideração a confiabilidade apresentada nos

resultados e a necessidade da obra.

Os métodos adotados foram:

Método de Janbu Simplificado (1973) para estabilidade interna (arrancamento

e ruptura dos reforços), e estabilidade externa (deslizamento, tombamento e

ruptura global);Método de Terzaghi (1943) para a capacidade de carga do solo de fundação.



112

5 RESULTADOS DAS ANÁLISES DE ESTABILIDADE

Para as seções reforçadas foram feitas análises de estabilidade externa,

quanto á ruptura global, análises como muro quanto ao tombamento, deslizamento e

a capacidade de carga da fundação, e análise de estabilidade interna quanto à

ruptura e arrancamento dos elementos de reforço.

5.1 Análise de estabilidade externa quanto à ruptura global

O fator de segurança contra ruptura global é calculado pelo método de

Janbu simplificado (1973) através da equação abaixo e seu valor deve ser 1,5.

(2.22)

(2.23)

Onde:

o = fator de correção;

= base da lamela;

= coesão;= peso da lamela;

= poropressão media na base da fatia;

Ao fazer a verificação da estabilidade global da estrutura no sentido

transversal ao eixo da rodovia, analisando a seção no eixo da sapata de sustentação

do viaduto (corte bb‟), notou-se que para atender as solicitações impostas nessa

seção e atingir o FSadm 1,5, o comprimento de ancoragem do elementoTerramesh® deverá ser de 9m. Outra solução foi ainda encontrada, associando o



113

uso de geogrelha como reforço adicional, com comprimento de ancoragem de 10m

para a geogrelha e 7m para o Terramesh®.

A geogrelha utilizada para o cálculo da segunda solução é a MacGrid

WG® – 400, do tipo tecida, produzida a partir de filamentos de poliéster, revestida

com PVC para proteção contra danos de instalação, ataques químicos, biológicos e

ambientais. A geogrelha é unidirecional (apresenta resistência a tração elevada em

uma de suas direções) e apresenta alta tenacidade que, com baixos valores de

alongamento, mobilizam elevada resistência à tração. A figura 51 mostra a

geogrelha utilizada e a tabela 19 suas propriedades físicas e mecânicas.

Figura 51 – Geogrelha MacGrid® 400Fonte: MACCAFERRI, 2010.

Propriedades

Mecânicas (solicitação de tração)

Resistência longitudinal última (mín) kN/m 400,0

Resistência transversal última (mín) kN/m 30,0 Alongamento na Resistência última (máx) % 12,0

Resistência à 2% de alongamento (mín) kN/m 70,0

Resistência à 5% de alongamento (mín) kN/m 155,0

Físicas (mm)

Abertura nominal da malha longitudinal 40,0

Abertura nominal da malha transversal 30,0

Tabela 19 – Propriedades da geogrelha MacGrid® Fonte: Adaptado de MACCAFERRI, 2010.



114

As propriedades mecânicas acima citadas se referem à resistência

nominal ultima (RNu), obtidas em ensaios de laboratório e fornecidas pelo fabricante,

e assim como na malha, a geogrelha também tem seus fatores redutores que devem

ser levados em consideração nas análises, de acordo com as propriedades citadas

no item 2.10.3.2 chegando a valores de resistência útil (RP – resistência de projeto),

dada pela seguinte expressão:

(2.24)

Onde:

= fator de redução relativo à fluência dos materiais geossintéticos;

= fator de redução devido a danos de instalação;

= fator de redução devido à degradação ambiental.

As figuras 52, 53, 54 e 55, mostram as análises quanto a ruptura global

para as seções analisadas.

Seção longitudinal ao eixo da rodovia, com comprimento do elemento de

reforço do Terramesh® de 5m, com valor para o fator de segurança global

calculado FS = 1,554.



115

Figura 52 – Análise global – Seção longitudinalFonte: Programa MacStars 2000.

Seção transversal ao eixo da rodovia e fora do eixo da sapata, com

comprimento do elemento de reforço do Terramesh® de 5m, com valor para o

fator de segurança global calculado FS = 1,509.

Figura 53 – Análise global – Seção transversal 1Fonte: Programa MacStars 2000.



116

Seção transversal ao eixo da rodovia e no eixo da sapata, com comprimento

do elemento de reforço do Terramesh® de 9m, com valor para o fator de

segurança global calculado FS = 1,559.

Figura 54 – Análise global – Seção transversal 2 (solução 1)Fonte: Programa MacStars 2000.

Seção transversal ao eixo da rodovia e no eixo da sapata, com o uso de

geogrelha, com comprimento de ancoragem do Terramesh® de 7m e de 10m

para a geogrelha, com valor para o fator de segurança global calculado FS =

1,523.



117

Figura 55 – Análise global – Seção transversal 2 (solução2).Fonte: Programa MacStars 2000.

5.2 Análise de estabilidade externa como muro

5.2.1 Quanto ao deslizamento

Como visto no item 2.12.1 uma força resistente, contrária ao empuxo ativo

que tende a deslizar a estrutura em relação ao solo de fundação, é gerada pelo peso

da estrutura e pelo atrito da base com este solo. Essa força pode ser calculada pelasseguintes expressões:

(2.28)

(2.29)

Onde:



118

= componente normal ao sistema de forças, determinada pela equação;

= ângulo de atrito entre solo de fundação e a base da estrutura;

= peso próprio do bloco reforçado (paramento frontal + massa de solo reforçado);

= carga distribuída sobre o terrapleno;

= comprimento de reforço da estrutura de contenção;

= inclinação do paramento frontal da estrutura.

Segundo Maccaferri (2000), para uma estrutura em solo reforçado é

possível adotar * = (ângulo de atrito do solo de fundação) e obter o valor da força

resistente disponível T. De posse de todas as forças atuantes no sistema, pode-se

definir o fator de segurança contra o deslizamento, como sendo a razão entre a

somatória das forças estabilizantes e as forças instabilizantes do sistema.

(2.30)

O fator de segurança calculado deve atingir um valor ≥ 1,5. A forçaestabilizante ( ) é a força resistente calculada (T) somada ao valor de empuxo

passivo se houver.

A força instabilizante ( ) é dada pela equação:

= Ea.cos( − )

(2.31)

5.2.2 Quanto ao tombamento

O fator de segurança contra o tombamento deve ser ≥ 1,5 para o caso em

estudo, e é definido a partir da razão entre o somatório de momentos estabilizantes

e de momentos instabilizantes determinados a partir do ponto de giro de

tombamento, dados pelas equações a seguir:



119

(2.25)O somatório dos momentos estabilizantes ( é dado por:

(2.26)

Onde:

= peso do paramento frontal;= coord. X do centro de gravidade do paramento frontal;

= peso do maciço de solo reforçado;

= coord. X do centro de gravidade do maciço de solo reforçado;

= coord. X do ponto de aplicação do empuxo ativo;

= carga distribuída;

= comprimento do reforço;

= coord. X da resultante da carga distribuída nos reforços;

= empuxo passivo;

= coordenada Y do ponto de aplicação do empuxo passivo.

O somatório dos momentos instabilizantes ( é dado por:

(2.27)

Onde:

= coordenada y do ponto de aplicação do empuxo ativo.



120

5.2.3 Quanto à capacidade de carga do solo de fundação

A capacidade de carga de um solo de fundação pode ser calculada pela

equação geral de Terzaghi, dada por:

(2.32)

Onde:

= tensão de ruptura do solo abaixo da fundação;

= coesão do solo de fundação;

= fatores de capacidade de carga (dados pela tabela 20);

= peso específico do solo de fundação;

= espessura;

= menor dimensão da base do bloco de reforço.

A pressão última ou tensão admissível é a relação entre tensão de ruptura

e o fator de segurança admissível (FSadm) ≥ a 3.

(2.33)

RUPTURA GERAL RUPTURA LOCAL

N'c N'q N'

N'c N'q N'

0 5,7 1,0 0,0 5,7 1,0 0,05 7,3 1,6 0,5 6,7 1,4 0,210 9,6 2,7 1,2 8,0 1,9 0,515 12,9 4,4 2,5 9,7 2,7 0,920 17,7 7,4 5,0 11,8 3,9 1,725 25,1 12,7 9,7 14,8 5,6 3,230 37,2 22,5 19,7 19,0 8,3 5,734 52,6 36,5 35,0 23,7 11,7 9,035 57,8 41,4 42,4 25,2 12,6 10,140 95,7 81,3 100,4 34,9 20,5 18,8

Tabela 20 – Fatores de capacidade de carga segundo Terzaghi.Fonte:



121

O ponto de aplicação da força normal N (geradas pelas pressões normais

que agem na base da estrutura) pode ser calculado por:

(2.34)

Onde:

= excentricidade do ponto de aplicação da força N;

= base (comprimento de solo reforçado).

A forma de distribuição dessas pressões deve ser conhecida para que asmesmas sejam determinadas. Em solos reforçados, admitindo o diagrama de

pressão distribuído constantemente na base por possuir fundação flexível e passível

de suportar pequenas deformações, determina-se pelas equações 2.31 e 2.32 uma

base equivalente (Br ) sobre a qual estará atuando essa pressão, segundo as

condições de excentricidade.

Para e < 0 Br = B

Para e > 0 Br = B – 2.e

O fator de segurança é determinado pela razão entre a pressão última

( e a pressão média equivalente ( , calculada pela relação entre a força N e

a base, conforme as equações abaixo:

(2.35)

(2.36)

As figuras 56, 57, 58 e 59, mostram as análises como muro para as

seções analisadas, sendo os valores de (a) = FS contra o tombamento, (b) = FScontra o deslizamento e (c) = FS contra a ruptura do solo de fundação.



122


reforço do Terramesh® de 5m, onde obteve-se valor para o fator de

segurança calculado contra o deslizamento de 4,542, contra o tombamento de

6,766 e contra a ruptura de solo de fundação de 12,000.

Figura 56 – Análise como muro – Seção longitudinalFonte: Programa MacStars 2000.


comprimento do elemento de reforço do Terramesh® de 5m, onde obteve-se

valor para o fator de segurança calculado contra o deslizamento de 3,590,

contra o tombamento de 5,548 e contra a ruptura de solo de fundação de

12,000.



123

Figura 57 – Análise como muro – Seção transversal 1Fonte: Programa MacStars 2000.


do elemento de reforço do Terramesh® de 9m, onde obteve-se valor para o

fator de segurança calculado contra o deslizamento de 5,341, contra otombamento de 13,092 e contra a ruptura de solo de fundação de 12,000.

Figura 58 – Análise como muro – Seção transversal 2 (solução 1)Fonte: Programa MacStars 2000.



124



para a geogrelha, onde obteve-se valor para o fator de segurança calculado

contra o deslizamento de 5,970, contra o tombamento de 16,037 e contra a

ruptura de solo de fundação de 9,500.

Figura 59 – Análise como muro – Seção transversal 2 (solução2).Fonte: Programa MacStars 2000.

5.3 Análise de estabilidade interna

5.3.1 Quanto á ruptura dos elementos de reforço

O fator de segurança quanto a estabilidade interna deve ser 1,5 e pode

ser calculado pela seguinte equação:

(2.37)



125

Onde:

= tensão admissível do reforço;

= coeficiente de empuxo ativo;

= altura de solo acima do nível de reforço considerado;

= espaçamento vertical entre reforços;

= espaçamento horizontal entre reforços.

A tensão admissível do reforço é calculada considerando os fatores de

segurança em função de danos ambientais ( ), de danos provenientes da

instalação ( ) e em função da fluência do material ( ), segundo a equação

abaixo. A tensão última do reforço ( ) é encontrada em ensaios de resistência à

tração.

(2.38)

5.3.2 Quanto ao arrancamento dos elementos de reforço

Para a análise de estabilidade interna quanto ao arrancamento dos

elementos de reforço, o comprimento total do reforço (Le) é dado por:

(2.39)

Onde:

= comprimento inserido na zona resistente;

= comprimento inserido na zona ativa.

O comprimento inserido na zona resistente é calculado por:



126

(2.40)

Onde:

= peso específico do solo que compõe o aterro reforçado;

= altura de solo acima do nível de reforço considerado;

= coeficiente de atrito entre o solo e a inclusão;

= ângulo de atrito do solo do maciço reforçado.

O comprimento inserido na zona ativa é calculado por:

(2.41)

Onde:

= altura do maciço reforçado;

= inclinação da interface aterro / solo natural.

As figuras 60, 61, 62 e 63, mostram as análises quanto a estabilidade

interna para as seções analisadas.


reforço do Terramesh® de 5m, com valor para o fator de segurança global

calculado FS = 1,762.



127

Figura 60 – Análise estabilidade interna – Seção longitudinalFonte: Programa MacStars 2000.


comprimento do elemento de reforço do Terramesh® de 5m, com valor para o

fator de segurança global calculado FS = 1,837.

Figura 61 – Análise estabilidade interna – Seção transversal 1Fonte: Programa MacStars 2000.



128


do elemento de reforço do Terramesh® de 9m, com valor para o fator de

segurança global calculado FS = 1,609.

Figura 62 – Análise estabilidade interna – Seção transversal 2 (solução 1)Fonte: Programa MacStars 2000.



para a geogrelha, com valor para o fator de segurança global calculado FS =

2,251.



129

Figura 63 – Análise estabilidade interna – Seção transversal 2 (solução 2).Fonte: Programa MacStars 2000.

5.4 Análise de custos

A fim de comparar financeiramente as soluções que podem ser adotadas

para o reforço da PI-02 com o sistema terramesh®, usando ou não a geogrelha,

foram levantados os quantitativos e os preços dos materiais envolvidos para a

execução das soluções. Os serviços de mão-de-obra e o material de aterro não

foram quantificados, pois os mesmos teriam o mesmo valor nas duas soluções.

A tabela 21 mostra o quantitativo de materiais para o aterro reforçado

somente com o terramesh®, e a tabela 22 com a utilização da geogrelha, as tabelas

23 e 24 mostram os valores de cada produto o valor de cada solução,

respectivamente.



130

Tabela 21 – Quantitativos de materiais sem uso de geogrelha – Solução 1

Produto Unidade Quantidade

Elemento Terramesh® System – 0,5 x 2,00 x 5,00 un. 504


Filtro Geotêxtil MacTex® 200 m2 633,6

Pedra rachão para Gabião m3 552Fonte: A autora

Tabela 22 – Quantitativos de materiais com uso de geogrelha – Solução 2

Produto Unidade Quantidade



Filtro Geotêxtil MacTex® 200 m2 633,6

Geogrelha MacGrid® WG – 400 m² 200

Pedra rachão para Gabião m3 552Fonte: A autora.

Tabela 23 – Valores unitários para os materiais utilizados nas soluções 1 e 2

Produto Unidade Preço unitário (R$)

Elemento Terramesh®

System - 0,5 x 2,00 x 5,00 un. 364,58Elemento Terramesh® System - 0,5 x 2,00 x 7,00 un. 510,41

Elemento Terramesh® System - 0,5 x 2,00 x 9,00 un. 656,25

Filtro Geotêxtil MacTex® 200 m2. 4,20

Geogrelha MacGrid® WG - 400 m² 40,48

Pedra rachão para Gabião m3 24,29Fonte: MACCAFERRI

Tabela 24 – Valores totais das soluções 1 e 2

Solução Valores

1 – Terramesh® System R$ 231.317,50

2 – Terramesh® System associado a geogrelha R$ 219.005,10Fonte: A autora



131

6 ANÁLISES DOS RESULTADOS

A Tabela abaixo apresenta o resumo dos resultados para os fatores de

segurança, obtidos nas análises das seções críticas, quanto á ruptura global,

tombamento, deslizamento, ruptura do solo de fundação e estabilidade interna. As

colunas estão distribuídas da seguinte forma:

Coluna (a) – refere-se à seção longitudinal ao eixo da rodovia (corte AA‟), com

comprimento do elemento de reforço do Terramesh® de 5m;

Coluna (b) – refere-se à seção transversal ao eixo da rodovia e fora do eixo

da sapata (corte BB‟), com comprimento do elemento de reforço do

Terramesh® de 5m;

Coluna (c) – refere-se à seção transversal ao eixo da rodovia e no eixo da

sapata (corte bb‟), com comprimento do elemento de reforço do Terramesh®

de 9m;

Coluna (d) – refere-se à seção transversal ao eixo da rodovia e no eixo da

sapata (corte bb‟), com comprimento do elemento de reforço do Terramesh® de 7m, e com o uso de geogrelha com comprimento de reforço de 10m.

Resumo dos FS das Análises

Análises de Estabilidade (a) (b) (c) (d)

Estabilidade Global 1.554 1.509 1.559 1.523

Estabilidade Interna 1.762 1.837 1.609 2.251

Estabilidade ao Deslizamento 4.542 3.590 5.341 5.970

Estabilidade ao Tombamento 6.766 5.548 13.092 16.037Estabilidade da Fundação 12.000 12.000 12.000 9.500

Tabela 25 – Resumo dos fatores de seguranças das seções analisadas.Fonte: A autora.

6.1 Solução adotada

Analisando os resultados de todas as verificações, conclui-se que as duas

soluções são tecnicamente viáveis, no entanto ao fazer a comparação em relação a



132

custos, a solução com o uso de geogrelha mostra-se economicamente mais viável,

sendo a mesma adotada no presente trabalho.

As figuras 64, 65, 66 e 67 mostram respectivamente as seções

longitudinal ao eixo da rodovia, transversal ao eixo da rodovia, transversal ao eixo da

rodovia e em cima da sapata e a disposição da geogrelha para a solução adotada.

Seção longitudinal ao eixo da rodovia.

Figura 64 – Seção longitudinal ao eixo da rodovia para a solução adotada.Fonte: A autora.

Seção transversal ao eixo da rodovia.

Figura 65 – Seção transversal ao eixo da rodovia para a solução adotada.

Fonte: A autora.



133

Seção transversal ao eixo da rodovia e em cima da sapata.

Figura 66 – Seção transversal ao eixo da rodovia e em cima da sapata para a solução adotada.Fonte: A autora.

Disposição da geogrelha.

Figura 67 – Disposição da geogrelha.Fonte: A autora.



134

7 CONCLUSÕES

As análises de estabilidade realizadas demonstraram a viabilidade técnica

da execução do encontro portante da PI-02 com o sistema de solo reforçado

Terramesh®.

Para a seção transversal fora do eixo da sapata e seção longitudinal, para

todas as análises chegou-se a conclusão que apenas Terramesh®, com

comprimento de ancoragem de 5m satisfaz todos os fatores de segurança, sem a

necessidade de outros elementos de reforço complementares.

Para a seção transversal no eixo da sapata de sustentação do viaduto,que é o mais solicitado, e somente para essa seção, ao realizar a análise de

estabilidade global, duas soluções foram encontradas, a solução 1 com 9m de

comprimento de ancoragem para o elemento de reforço e a solução 2, com 7m de

comprimento de ancoragem para o elemento de reforço associado ao uso de

geogrelha com comprimento de 10m de ancoragem.

O critério adotado para a definição da solução a ser implantada foi o

financeiro, sendo que o custo para a implantação da solução 1 foi de R$ 231.317,50e para a solução 2, que foi a escolhida para o presente trabalho, foi de R$

219.005,10.



135

REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS. – NBR 6122: Projeto eexecução de fundações. Rio de Janeiro: ABNT, 1996. 33 p.

BARROS, Pérsio Leister de Almeida. Obras de contenção: manual técnico. Jundiaí,SP: Maccaferri do Brasil, (2005). 219 p.

CAPUTO, Homero Pinto. Mecânica dos solos e suas aplicações: fundamentos. 6ed. Rio de Janeiro: LTC, 1988. v. 1

CAPUTO, Homero Pinto. Mecânica dos solos e suas aplicações: Mecânica dasrochas - Fundações - Obras de terra. 6. ed. Rio de Janeiro: LTC, 1988. v. 2

DAS, Braja M. Fundamentos de engenharia geotécnica. São Paulo: Thomson,

2007. 561 p.

DEL MORO, Marcelo Crisel. Análise de estabilidade de solo reforçado tipo TerraArmada com uso de solos não convencionais: estudo de caso. 2006. 169 f. TCC(Graduação em Engenharia Civil). Área de concentração: Geotecnia. Universidadedo Extremo Sul Catarinense, Criciúma.

DURAN, Jaime da Silva; JUNIOR, Petrucio Santos. Estruturas de Solo Reforçadocom Sistema Terramesh ® : Manual Técnico. São Paulo: Maccaferri do Brasil Ltda.2005.

ENGEPOL, Geossintético. Manual de geossintéticos: Catálogo. Disponível em:<www.engepol.com>. Acesso em: 05 jun. 2010.

FEUERJ. Estruturas de contenção: Empuxos de terra. Rio de Janeiro: Feuerj,2007. 55 p

GUIDICINI, Guido; NIEBLE, Carlos Manoel. Estabilidade de taludes naturais e deescavação. 2 ed. rev. amp. São Paulo: Ed. Perspectiva, 1983. 194 p.

HACHICH, Waldemar. Fundações: teoria e prática. 2.ed. São Paulo: PINI, 1998.

751 p.JOPPERT JUNIOR, Ivan. Fundações e contenções de edifícios: qualidade totalna gestão do projeto e execução. São Paulo: PINI, 2007. 221 p.

MACCAFERRI. Catálogos e Especificações Técnicas. Disponível em:<www.maccaferri.com.br>. Acesso em: 03 jun. 2010.

MACCAFERRI. Critérios gerais para projeto, especificação e aplicação degeossintéticos: Manual Técnico. São Paulo: Maccaferri do Brasil, 2000. 321 p.

MACCAFERRI. Geogrelhas MacGrid ®

: Catálogo. Disponível em:<http://www.maccaferri.com.br/pagina.php?pagina=86&idioma=0&PHPSESSID=qulkja6tkma285ses6rnvun5p1>. Acesso em: 20 jun. 2010.



136

MASSAD, Faiçal. Obras da terra: curso básico de geotecnia. São Paulo: Oficina deTextos, 2003. 169 p.

MURO ARMADO. Muro armado. Disponível em: <www.muroarmado>. Acesso em:

27 maio 2010.

OBER, S.A. Estruturas de contenção em solo reforçado com geotêxtil não-tecido: Boletim Técnico. Disponível em: <www.ober.com.br/produtos>. Acesso em:22 maio 2010.

OLIVEIRA, Antonio M. dos S. ET. Geologia de engenharia. São Paulo: ABGE,1998. 586 p.

OLIVEIRA, Glauco Aguilar. Verificação da influência da rigidez do reforço emmuros de solo reforçado em modelos físicos. 2006. 166 f. Tese ( Mestrado em

Engenharia Civil) - Universidade Federal Do Rio De Janeiro, Rio De Janeiro.

ORTIGAO, J A R. Introdução à mecânica dos solos dos estados críticos. 3. Ed. 2007. 389p.

PONTIFÍCIA UNIVERSIDADE CATÓLICA DO RIO DE JANEIRO. Engenharia Civil.Fundações e Obras de Terra. Rio de Janeiro, 2003. 101p.

QUISPE, Esteban Maldonado. Análise Dinâmica de um Aterro Reforçado comGeossintéticos. 2008. 134 f. Tese (Mestrado em Engenharia Civil) - PontifíciaUniversidade Católica do Rio de Janeiro, Rio De Janeiro.

SAYÃO, Alberto; SIEIRA, Ana Cristina; SANTOS, Petrucio. Reforço de solos:Manual Técnico. São Paulo: Maccaferri do Brasil, 2009. 168 p.

SCHNAID, Fernando. Ensaios de campo e suas aplicações à engenharia defundações. São Paulo: Oficina de Textos, 2000. 189 p.



137

ANEXOS



138

ANEXO A – Boletins de Sondagens



139



140



141

ANEXO B – Perfil estratigráfico do solo de fundação



142



143

ANEXO C – Tabela de Joppert



144



145

ANEXO D – Ensaio de cisalhamento direto



146



147

ANEXO E – Projeto implantado



148



149



150



151

APÊNDICES



152

APÊNDICE A – Memória de calculo/Análise de estabilidade da seção

longitudinal.



153

MAC.ST.A.R.S 2000 – Rel. 2.2MACcaferri STability Analysis of Reinforced Slopes

Officine Maccaferri S.p.A.Via Agresti 6, 40123 Bologna

Tel. 051.6436000 - Fax 051.236507

Projeto : TCC JADNA - PI 02

Seção Transversal : Seção Longitudinal (AA’)

Local : Lote 25 - BR 101 - SC

Pasta :

Arquivo : 5M-GLO~1

Data : 18/06/2010

RESUMO

PROPRIEDADES DO SOLO ............................................................................................. 154

PERFIL DA CAMADA ....................................................................................................... 155

PERFIL DA SUPERFÍCIE FREÁTICA ............................................................................ 155

Bloco: B1 ................................................................................................................................ 155

SOBRECARGAS .................................................................................................................. 156

PROPRIEDADES DOS REFORÇOS UTILIZADOS ...................................................... 156

VERIFICAÇÃO DOS RESULTADOS .............................................................................. 157

Verificação da estabilidade Global: .................................................................................... 157



154

PROPRIEDADES DO SOLO

Solo: GABIAO Descrição: Material de enchimento

Coesão [kN/m²] : 45.00Ângulo de Atrito: [°] : 45.00Valor de Ru : 0.00Peso unitário – acima do Nível de água [kN/m³] : 21.00Peso unitário – abaixo do Nível de água [kN/m³] : 21.00

Módulo Elástico [kN/m²] : 0.00Módulo de Poisson : 0.30

Solo: SOLO 1 Descrição: Areia fina, marromCoesão [kN/m²] : 0.00Ângulo de Atrito: [°] : 35.00Valor de Ru : 0.00Peso unitário – acima do Nível de água [kN/m³] : 21.00Peso unitário – abaixo do Nível de água [kN/m³] : 20.00


Solo: SOLO 2 Descrição: Areia fina, marrom, com cascalhoCoesão [kN/m²] : 0.00Ângulo de Atrito: [°] : 38.00Valor de Ru : 0.00

Peso unitário – acima do Nível de água [kN/m³] : 21.00Peso unitário – abaixo do Nível de água [kN/m³] : 20.00




Solo: SOLO DO ATERRO Descrição: Areia fina, amarelaCoesão [kN/m²] : 0.00Ângulo de Atrito: [°] : 34.00Valor de Ru : 0.00Peso unitário – acima do Nível de água [kN/m³] : 21.00Peso unitário – abaixo do Nível de água [kN/m³] : 19.00




155

PERFIL DA CAMADA

Camada: SOLO 1 Descrição: Areia fina, marrom Solo : SOLO 1

X Y X Y X Y X Y[m] [m] [m] [m] [m] [m] [m] [m]0.00 4.45 80.00 4.45

Camada: SOLO 2 Descrição: Areia fina, marrom, com cascalho Solo : SOLO 2

X Y X Y X Y X Y[m] [m] [m] [m] [m] [m] [m] [m]

0.00 -0.05 80.00 -0.05

Camada: SOLO 3 Descrição:Solo : SOLO 3


0.00 -5.55 80.00 -5.55

Camada: SOLO DO ATERRO Descrição: Areia fina, amarela Solo : SOLO DO ATERRO


0.00 5.07 80.00 5.07

PERFIL DA SUPERFÍCIE FREÁTICASuperície freática: NA Descrição:

X Y Y P X Y Y P[m] [m] [m] [kN/m²] [m] [m] [m] [kN/m²]

0.00 4.02 80.00 4.02

Bloco: B1Block dimensions [m] : Largura da Base = 5.00 Altura = 6.00Origem do Bloco [m] : Abscissa = 40.00 Ordenada = 4.02Inclinação da Face [°] : 6.00

Material de enchimento do Gabião : GABIAOTipo de aterro estrutural : AreiaAterro estrutural : SOLO DO ATERROSolo de aterro : SOLO DO ATERROSolo do talude acima da estrutura : SOLO DO ATERROSolo da Fundação : SOLO 1

Padrão dos reforços :Maccaferri - Terramesh System - P - 8x10 - 2,7 - 0.50Comprimento [m] = 5.00

Gabião [m] : Altura = 0.50 Largura = 1.00



156

SOBRECARGAS

Cargas Distribuídas: 175 KN/M2Descrição :Intensidade [kN/m²] = 175.00 Inclinação [°] = 0.00Abscissa [m] : de = 41.50 até = 43.50Cargas Distribuídas: 59.01KN/M2 Descrição :Intensidade [kN/m²] = 59.01 Inclinação [°] = 0.00Abscissa [m] : de = 43.50 até = 80.00

PROPRIEDADES DOS REFORÇOS UTILIZADOS

Maccaferri - Terramesh System - P - 8x10 - 2,7 - 0.50Resistência à Tração [kN/m] : 50.11Taxa de deformação plástica : 2.00Coeficiente de deformação elástico [m³/kN] : 1.10e-04Rigidez do reforço [kN/m] : 500.00Comprimento de ancoragem Mínimo [m] : 0.15Fator de seg. contra a ruptura (pedregulho) : 1.44Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (areia) : 1.30Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (areia siltosa) : 1.30Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00

Fator de seg. contra a ruptura (argila arenosa) : 1.30Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de interação reforço/reforço : 0.30Coeficiente de interação reforço-brita : 0.90Coeficiente de interação reforço-areia : 0.65Coeficiente de interação reforço-silte : 0.50Coeficiente de interação reforço-argila : 0.30



157

VERIFICAÇÃO DOS RESULTADOS

Verificação da estabilidade Global:Força atuante nos Reforços de acordo com o Método RígidoAnálise de estabilidade com superfícies circulares de acordo com o Método de JanbuFator de Segurança Calculado : 1.554

Limites de busca para as superfícies de rupturaLimite inicial, abscissas [m] Limite final, abscissas [m]

Primeiro ponto Segundo ponto Primeiro ponto Segundo ponto42.00 64.00 20.00 39.00

Número de pontos de início no primeiro segmento : 50 Número total de superfícies verificadas : 1000Comprimento mínimo da base das lamelas [m] : 1.00

Ângulo limite superior para a busca [°] : 0.00Ângulo limite inferior para a busca [°] : 0.00

-----------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------

A Maccaferri não assume responsabilidade pelos cálculos e desenhos aqui apresentados,visto que estes se constituem apenas em sugestões para a melhor utilização de seus produtos.

-----------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------

1 7 5 K N

/ M 2

59.01KN/M2

[m] 25 30 35 40 45 50 55 60 65

-5

0

5

10

15

20

Legenda

GABIAO

SOLO 1SOLO 2

SOLO 3

SOLO DO ATERRO

NA

MacStARS 2000Maccaferri

Stability Analysis

of Reinforced Slopes

Data: 18/06/2010

Pasta:

Nome do Projeto: TCC JADNA - PI 02

Seção transversal: Seção Longitudinal (AA')

Local:Lote 25 - BR 101 - SC Arquivo: 5M-GLO~1

Análise da estabilidade global (Método de cálculo: Rígido)SF = 1.554



158



Tel. 051.6436000 - Fax 051.236507




Pasta :

Arquivo : 5M-MUR~1

Data : 18/06/2010

RESUMO


PERFIL DA CAMADA ....................................................................................................... 160


Bloco: B1 ................................................................................................................................ 160

SOBRECARGAS .................................................................................................................. 161



Verificação como muro a gravidade : ................................................................................. 162



159
















160

PERFIL DA CAMADA





0.00 -0.05 80.00 -0.05



0.00 -5.55 80.00 -5.55



0.00 5.07 80.00 5.07



0.00 4.02 80.00 4.02







161

SOBRECARGAS

Cargas Distribuídas: 175 KN/M2Descrição :Intensidade [kN/m²] = 175.00 Inclinação [°] = 0.00Abscissa [m] : de = 41.50 até = 43.50Cargas Distribuídas: 59.01KN/M2 Descrição :Intensidade [kN/m²] = 59.01 Inclinação [°] = 0.00Abscissa [m] : de = 43.50 até = 80.00


Maccaferri - Terramesh System - P - 8x10 - 2,7 - 0.50Resistência à Tração [kN/m] : 50.11Taxa de deformação plástica : 2.00Coeficiente de deformação elástico [m³/kN] : 1.10e-04Rigidez do reforço [kN/m] : 500.00Comprimento de ancoragem Mínimo [m] : 0.15Fator de seg. contra a ruptura (pedregulho) : 1.44Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (areia) : 1.30Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (areia siltosa) : 1.30Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00

Fator de seg. contra a ruptura (argila arenosa) : 1.30Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de interação reforço/reforço : 0.30Coeficiente de interação reforço-brita : 0.90Coeficiente de interação reforço-areia : 0.65Coeficiente de interação reforço-silte : 0.50Coeficiente de interação reforço-argila : 0.30



162


Verificação como muro a gravidade :Bloco Considerado : B1Pressão disponível na Fundação [kN/m²] : 2708.40Força Horizontal Máx [kN/m] : 170.65Fator de Segurança contra o Deslizamento : 4.542Momento Máx. de tombamento [kN*m/m] : 476.30Fator de segurança contra o tombamento : 6.766Pressão Máx. na fundação [kN/m²] : 225.70Fator de seg. da capacidade de sup. do solo de apoio : 12.000

---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------

--------A Maccaferri não assume responsabilidade pelos cálculos e desenhos aqui apresentados,

visto que estes se constituem apenas em sugestões para a melhor utilização de seus produtos.---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------

--------

1 7 5 K N

/ M 2

59.01KN/M2

[m] 25 30 35 40 45 50 55 60 65

-5

0

5

10

15

20

Legenda

GABIAO

SOLO 1SOLO 2

SOLO 3

SOLO DO ATERRO

NA


Stability Analysis


Data: 18/06/2010

Pasta:



Local:Lote 25 - BR 101 - SC Arquivo: 5M-MUR~1

Verificações para o MuroSFde = 4.542 FSto = 6.766 FSpf = 12.000



163



Tel. 051.6436000 - Fax 051.236507




Pasta :

Arquivo : 5M-INT~1

Data : 18/06/2010

RESUMO


PERFIL DA CAMADA ....................................................................................................... 165


Bloco: B1 ................................................................................................................................ 165

SOBRECARGAS .................................................................................................................. 166



Estabilidade Interna: ............................................................................................................ 167



164
















165

PERFIL DA CAMADA





0.00 -0.05 80.00 -0.05



0.00 -5.55 80.00 -5.55



0.00 5.07 80.00 5.07



0.00 4.02 80.00 4.02







166

SOBRECARGAS

Cargas Distribuídas: 175 KN/M2Descrição :

Intensidade [kN/m²] = 175.00 Inclinação [°] = 0.00Abscissa [m] : de = 41.50 até = 43.50Cargas Distribuídas: 59.01KN/M2 Descrição :Intensidade [kN/m²] = 59.01 Inclinação [°] = 0.00Abscissa [m] : de = 43.50 até = 80.00


Maccaferri - Terramesh System - P - 8x10 - 2,7 - 0.50

Resistência à Tração [kN/m] : 50.11Taxa de deformação plástica : 2.00Coeficiente de deformação elástico [m³/kN] : 1.10e-04Rigidez do reforço [kN/m] : 500.00Comprimento de ancoragem Mínimo [m] : 0.15Fator de seg. contra a ruptura (pedregulho) : 1.44Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (areia) : 1.30Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (areia siltosa) : 1.30Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (argila arenosa) : 1.30

Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de interação reforço/reforço : 0.30Coeficiente de interação reforço-brita : 0.90Coeficiente de interação reforço-areia : 0.65Coeficiente de interação reforço-silte : 0.50Coeficiente de interação reforço-argila : 0.30



167


Estabilidade Interna:Força atuante nos Reforços de acordo com o Método RígidoAnálise de estabilidade com superfícies circulares de acordo com o Método de Janbu

Fator de Segurança Calculado : 1.762Limites de busca para as superfícies de rupturaBloco Limite inicial, abscissas [m]B1 Primeiro ponto Segundo ponto

41.50 80.00 Número de pontos de início no primeiro segmento : 1 Número total de superfícies verificadas : 1000Comprimento mínimo da base das lamelas [m] : 1.00Ângulo limite superior para a busca [°] : 0.00Ângulo limite inferior para a busca [°] : 0.00

Bloco : B1Maccaferri - Terramesh System - P - 8x10 - 2,7 - 0.50

Relação: Carga de Tração/Resistência a TraçãoY [m] FMáx

1.50 0.7682.00 0.7682.50 0.7683.00 0.7683.50 0.7684.00 0.7684.50 0.7685.00 0.7685.50 0.768

---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------A Maccaferri não assume responsabilidade pelos cálculos e desenhos aqui apresentados,


1 7 5 K N / M 2

59.01KN/M2

[m] 25 30 35 40 45 50 55 60 65

-5

0

5

10

15

20

Legenda

GABIAO

SOLO 1

SOLO 2

SOLO 3

SOLO DO ATERRO

NA


Stability Analysis


Data: 18/06/2010

Pasta:



Local: Lote 25 - BR 101 - SC Arquivo: 5M-INT~1

Análise da estabilidade interna (Método de cálculo: Rígido)SF = 1.762



168

APÊNDICE B – Análise de estabilidade da seção transversal fora do eixo da

sapata.



169



Tel. 051.6436000 - Fax 051.236507


Seção Transversal : Seção transversal - corte BB’


Pasta :

Arquivo : 5m - global

Data : 18/06/2010

RESUMO


PERFIL DA CAMADA ....................................................................................................... 171


Bloco: B1 ................................................................................................................................ 171

SOBRECARGAS .................................................................................................................. 172






170
















171

PERFIL DA CAMADA





0.00 -0.05 80.00 -0.05



0.00 -5.55 80.00 -5.55



0.00 5.07 80.00 5.07



0.00 4.02 80.00 4.02







172

SOBRECARGAS

Cargas Distribuídas: 59.01 KN/M2 Descrição :Intensidade [kN/m²] = 59.01 Inclinação [°] = 0.00Abscissa [m] : de = 41.50 até = 64.55


Maccaferri - Terramesh System - P - 8x10 - 2,7 - 0.50Resistência à Tração [kN/m] : 50.11Taxa de deformação plástica : 2.00

Coeficiente de deformação elástico [m³/kN] : 1.10e-04Rigidez do reforço [kN/m] : 500.00Comprimento de ancoragem Mínimo [m] : 0.15Fator de seg. contra a ruptura (pedregulho) : 1.44Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (areia) : 1.30Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (areia siltosa) : 1.30Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (argila arenosa) : 1.30Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de interação reforço/reforço : 0.30

Coeficiente de interação reforço-brita : 0.90Coeficiente de interação reforço-areia : 0.65Coeficiente de interação reforço-silte : 0.50Coeficiente de interação reforço-argila : 0.30



173







-----------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------


-----------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------

59.01 KN/M2

[m] 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80

-10

-5

0

5

10

15

20

25

30

Legenda

GABIAO

SOLO 1SOLO 2

SOLO 3

SOLO DO ATERRO

NA


Stability Analysis


Data: 18/06/2010

Pasta:


Seção transversal: Seção transvers al - corte BB'

Local:Lote 25 - BR 101 - SC Arquivo: 5m - global




174



Tel. 051.6436000 - Fax 051.236507


Seção Transversal : Seção transversal - cor te BB’


Pasta :

Arquivo : muro

Data : 18/06/2010

RESUMO


PERFIL DA CAMADA ....................................................................................................... 176


Bloco: B1 ................................................................................................................................ 176

SOBRECARGAS .................................................................................................................. 177






175
















176

PERFIL DA CAMADA





0.00 -0.05 80.00 -0.05



0.00 -5.55 80.00 -5.55



0.00 5.07 80.00 5.07



0.00 4.02 80.00 4.02







177

SOBRECARGAS








178



---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------

--------A Maccaferri não assume responsabilidade pelos cálculos e desenhos aqui apresentados,


--------

59.01 KN/M2

[m] 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80

-10

-5

0

5

10

15

20

25

30

Legenda

GABIAO

SOLO 1SOLO 2

SOLO 3

SOLO DO ATERRO

NA


Stability Analysis


Data: 18/06/2010

Pasta:



Local:Lote 25 - BR 101 - SC Arquivo: muro




179



Tel. 051.6436000 - Fax 051.236507


Seção Transversal : Seção transversal - corte BB’


Pasta :

Arquivo : 5M-INT~1

Data : 18/06/2010

RESUMO


PERFIL DA CAMADA ....................................................................................................... 181


Bloco: B1 ................................................................................................................................ 181

SOBRECARGAS .................................................................................................................. 182






180
















181

PERFIL DA CAMADA





0.00 -0.05 80.00 -0.05



0.00 -5.55 80.00 -5.55



0.00 5.07 80.00 5.07



0.00 4.02 80.00 4.02







182

SOBRECARGAS








183


Estabilidade Interna:Força atuante nos Reforços de acordo com o Método RígidoAnálise de estabilidade com superfícies circulares de acordo com o Método de JanbuFator de Segurança Calculado : 1.837

Limites de busca para as superfícies de rupturaBloco Limite inicial, abscissas [m]B1 Primeiro ponto Segundo ponto

42.00 64.05 Número de pontos de início no primeiro segmento : 1 Número total de superfícies verificadas : 1000Comprimento mínimo da base das lamelas [m] : 1.00




1.50 0.7682.00 0.768



--------

59.01 KN/M2

[m] 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80

-10

-5

0

5

10

15

20

25

30

Legenda

GABIAO

SOLO 1SOLO 2

SOLO 3

SOLO DO ATERRO

NA


Stability Analysis


Data: 18/06/2010

Pasta:



Local:Lote 25 - BR 101 - SC Arquivo: 5M-INT~1




184

APÊNDICE D – Análise de estabilidade da seção transversal no eixo da sapata

para a solução 1.



185



Tel. 051.6436000 - Fax 051.236507


Seção Transversal : Eixo da sapata (bb’)


Pasta :

Arquivo : 9MTGLO~1

Data : 18/06/2010

RESUMO

PROPRIEDADES DO SOLO .................................................................................. 154

PERFIL DA CAMADA ............................................................................................ 155

PERFIL DA SUPERFÍCIE FREÁTICA .................................................................... 155

Bloco: B1................................................................................................................ 155

SOBRECARGAS .................................................................................................... 156

PROPRIEDADES DOS REFORÇOS UTILIZADOS ............................................... 156

VERIFICAÇÃO DOS RESULTADOS ..................................................................... 157

Verificação da estabilidade Global: ..................................................................... 157


PERFIL DA CAMADA ............................................................................................ 160


Bloco: B1................................................................................................................ 160

SOBRECARGAS .................................................................................................... 161



Verificação como muro a gravidade : .................................................................. 162




186

PERFIL DA CAMADA ............................................................................................ 165


Bloco: B1................................................................................................................ 165

SOBRECARGAS .................................................................................................... 166



Estabilidade Interna: ............................................................................................. 167


PERFIL DA CAMADA ............................................................................................ 171


Bloco: B1................................................................................................................ 171

SOBRECARGAS .................................................................................................... 172





PERFIL DA CAMADA ............................................................................................ 176


Bloco: B1................................................................................................................ 176

SOBRECARGAS .................................................................................................... 177





PERFIL DA CAMADA ............................................................................................ 181


Bloco: B1................................................................................................................ 181

SOBRECARGAS .................................................................................................... 182





PERFIL DA CAMADA ............................................................................................ 190




187

Bloco: B1................................................................................................................ 190

SOBRECARGAS .................................................................................................... 191





PERFIL DA CAMADA ............................................................................................ 195


Bloco: B1................................................................................................................ 195

SOBRECARGAS .................................................................................................... 196





PERFIL DA CAMADA ............................................................................................ 200


Bloco: B1................................................................................................................ 200

SOBRECARGAS .................................................................................................... 201





PERFIL DA CAMADA ............................................................................................ 206


Bloco: B1................................................................................................................ 206

SOBRECARGAS .................................................................................................... 207





PERFIL DA CAMADA ............................................................................................ 212


Bloco: B1................................................................................................................ 212

SOBRECARGAS .................................................................................................... 213



188





PERFIL DA CAMADA ............................................................................................ 218


Bloco: B1................................................................................................................ 218

SOBRECARGAS .................................................................................................... 219






189
















190

PERFIL DA CAMADA





0.00 -0.05 80.00 -0.05



0.00 -5.55 80.00 -5.55



0.00 5.07 80.00 5.07



0.00 4.02 80.00 4.02







191

SOBRECARGAS

Cargas Distribuídas: 175 KN/M2Descrição :Intensidade [kN/m²] = 175.00 Inclinação [°] = 0.00Abscissa [m] : de = 41.50 até = 64.55







192


Verificação da estabilidade Global:Força atuante nos Reforços de acordo com o Método Rígido

Análise de estabilidade com superfícies circulares de acordo com o Método de JanbuFator de Segurança Calculado : 1.559



Número de pontos de início no primeiro segmento : 50 Número total de superfícies verificadas : 1000Comprimento mínimo da base das lamelas [m] : 1.00Ângulo limite superior para a busca [°] : 0.00Ângulo limite inferior para a busca [°] : 0.00



0.00 0.7680.50 0.7681.00 0.7681.50 0.768

-----------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------

A Maccaferri não assume responsabilidade pelos cálculos e desenhos aqui apresentados,


--------

175 KN/M2

[m] 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80

-10

-5

0

5

10

15

20

25

30

Legenda

GABIAO

SOLO 1

SOLO 2

SOLO 3SOLO DO ATERRO

NA


Stability Analysis


Data: 18/06/2010

Pasta:


Seção transversal: Eixo da sapata (bb')

Local:Lote 25 - BR 101 - SC Arquivo: 9MTGLO~1




193



Tel. 051.6436000 - Fax 051.236507




Pasta :

Arquivo : 9MTMUR~1

Data : 18/06/2010

RESUMO


PERFIL DA CAMADA ....................................................................................................... 195


Bloco: B1 ................................................................................................................................ 195

SOBRECARGAS .................................................................................................................. 196






194
















195

PERFIL DA CAMADA





0.00 -0.05 80.00 -0.05



0.00 -5.55 80.00 -5.55



0.00 5.07 80.00 5.07



0.00 4.02 80.00 4.02







196

SOBRECARGAS








197



---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------

--------A Maccaferri não assume responsabilidade pelos cálculos e desenhos aqui apresentados,visto que estes se constituem apenas em sugestões para a melhor utilização de seus produtos.

-----------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------

175 KN/M2

[m] 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80

-10

-5

0

5

10

15

20

25

30

Legenda

GABIAO

SOLO 1SOLO 2

SOLO 3

SOLO DO ATERRO

NA


Stability Analysis


Data: 18/06/2010

Pasta:



Local:Lote 25 - BR 101 - SC Arquivo: 9MTMUR~1




198



Tel. 051.6436000 - Fax 051.236507




Pasta :

Arquivo : 9MTINT~1

Data : 18/06/2010

RESUMO


PERFIL DA CAMADA ....................................................................................................... 200


Bloco: B1 ................................................................................................................................ 200

SOBRECARGAS .................................................................................................................. 201






199
















200

PERFIL DA CAMADA





0.00 -0.05 80.00 -0.05



0.00 -5.55 80.00 -5.55



0.00 5.07 80.00 5.07



0.00 4.02 80.00 4.02







201

SOBRECARGAS

Cargas Distribuídas: 175 KN/M² Descrição :Intensidade [kN/m²] = 175.00 Inclinação [°] = 0.00Abscissa [m] : de = 41.50 até = 64.55







202


Estabilidade Interna:Força atuante nos Reforços de acordo com o Método RígidoAnálise de estabilidade com superfícies circulares de acordo com o Método de JanbuFator de Segurança Calculado : 1.609

Limites de busca para as superfícies de rupturaBloco Limite inicial, abscissas [m]B1 Primeiro ponto Segundo ponto

42.00 64.05 Número de pontos de início no primeiro segmento : 1 Número total de superfícies verificadas : 1000Comprimento mínimo da base das lamelas [m] : 1.00Ângulo limite superior para a busca [°] : 0.00Ângulo limite inferior para a busca [°] : 0.00

Bloco : B1

Maccaferri - Terramesh System - P - 8x10 - 2,7 - 0.50Relação: Carga de Tração/Resistência a TraçãoY [m] FMáx

1.50 0.7682.00 0.7682.50 0.7683.00 0.7683.50 0.7684.00 0.7684.50 0.7685.00 0.7685.50 0.768



175 KN/M²

[m] 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80

-10

-5

0

5

10

15

20

25

30

Legenda

GABIAO

SOLO 1

SOLO 2

SOLO 3SOLO DO ATERRO

NA


Stability Analysis


Data: 18/06/2010

Pasta:


Seção transversal: Eixo da s apata (bb')

Local: Lote 25 - BR 101 - SC Arquivo: 9MTINT~1




203

APÊNDICE D – Análise de estabilidade da seção transversal no eixo da sapata

para a solução 2.



204



Tel. 051.6436000 - Fax 051.236507




Pasta :

Arquivo : 7MT10M~1

Data : 18/06/2010

RESUMO


PERFIL DA CAMADA ....................................................................................................... 206


Bloco: B1 ................................................................................................................................ 206

SOBRECARGAS .................................................................................................................. 207






205
















206

PERFIL DA CAMADA





0.00 -0.05 80.00 -0.05



0.00 -5.55 80.00 -5.55



0.00 5.07 80.00 5.07



0.00 4.02 80.00 4.02




Gabião [m] : Altura = 0.50 Largura = 1.00Maccaferri - MacGrid - MacGrid WG - 400



207

Comprimento [m] = 10.00Espaçamento Vertical [m] = 0.00Offset [m] = 2.00

SOBRECARGAS


PROPRIEDADES DOS REFORÇOS UTILIZADOSMaccaferri - Terramesh System - P - 8x10 - 2,7 - 0.50

Resistência à Tração [kN/m] : 50.11Taxa de deformação plástica : 2.00Coeficiente de deformação elástico [m³/kN] : 1.10e-04Rigidez do reforço [kN/m] : 500.00Comprimento de ancoragem Mínimo [m] : 0.15Fator de seg. contra a ruptura (pedregulho) : 1.44Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (areia) : 1.30Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00

Fator de seg. contra a ruptura (areia siltosa) : 1.30Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (argila arenosa) : 1.30Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de interação reforço/reforço : 0.30Coeficiente de interação reforço-brita : 0.90Coeficiente de interação reforço-areia : 0.65Coeficiente de interação reforço-silte : 0.50Coeficiente de interação reforço-argila : 0.30

Maccaferri - MacGrid - MacGrid WG - 400Resistência à Tração [kN/m] : 400.00

Taxa de deformação plástica : 0.00Coeficiente de deformação elástico [m³/kN] : 0.00e+00Rigidez do reforço [kN/m] : 3333.00Comprimento de ancoragem Mínimo [m] : 0.15Fator de seg. contra a ruptura (pedregulho) : 1.92Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (areia) : 1.94Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (areia siltosa) : 2.01Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de seg. contra a ruptura (argila arenosa) : 2.01Fator de seg. contra o arrancamento (Pull-out) : 1.00Fator de interação reforço/reforço : 0.20



208




209







-----------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------


-----------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------

175 KN/M2

[m] 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80

-10

-5

0

5

10

15

20

25

30

Legenda

GABIAO

SOLO 1SOLO 2

SOLO 3

SOLO DO ATERRO

NA


Stability Analysis


Data: 18/06/2010

Pasta:



Local:Lote 25 - BR 101 - SC Arquivo: 7MT10M~1




210



Tel. 051.6436000 - Fax 051.236507Adailton




Pasta :

Arquivo : 7m T. 10m G. MURO (175 kN)

Data : 18/06/2010

RESUMO


PERFIL DA CAMADA ....................................................................................................... 212


Bloco: B1 ................................................................................................................................ 212

SOBRECARGAS .................................................................................................................. 213






211
















212

PERFIL DA CAMADA





0.00 -0.05 80.00 -0.05



0.00 -5.55 80.00 -5.55



0.00 5.07 80.00 5.07



0.00 4.02 80.00 4.02







213


SOBRECARGAS









214




215



-----------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------


-----------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------

175 KN/M2

[m] 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80

-10

-5

0

5

10

15

20

25

30

Legenda

GABIAO

SOLO 1SOLO 2

SOLO 3

SOLO DO ATERRO

NA

MacStARS 2000MaccaferriStability Analysisof Reinforced Slopes

Data: 18/06/2010

Pasta:



Local: Lote 25 - BR 101 - SC Arq ui vo : 7m T. 10m G. MURO (175 kN)




216



Tel. 051.6436000 - Fax 051.236507Adailton




Pasta :

Arquivo : 7m T. 10m G. INTERNA (175 kN)

Data : 18/06/2010

RESUMO


PERFIL DA CAMADA ....................................................................................................... 218


Bloco: B1 ................................................................................................................................ 218

SOBRECARGAS .................................................................................................................. 219






217
















218

PERFIL DA CAMADA





0.00 -0.05 80.00 -0.05



0.00 -5.55 80.00 -5.55



0.00 5.07 80.00 5.07



0.00 4.02 80.00 4.02







219


SOBRECARGAS

Cargas Distribuídas: 175 KN/M² Descrição :Intensidade [kN/m²] = 175.00 Inclinação [°] = 0.00Abscissa [m] : de = 41.50 até = 64.55








220




221


175 KN/M²

10

15

20

25

30

Legenda

GABIAO

SOLO 1SOLO 2

SOLO 3

SOLO DO ATERRO

NA


Ter Ramesh System

Documents

Transcript of Ter Ramesh System