UNIVERSIDADE DE BRASÍLIA FACULDADE DE TECNOLOGIA ... · dimensionamento dessas estacas é feito...
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UNIVERSIDADE DE BRASÍLIA FACULDADE DE TECNOLOGIA DEPARTAMENTO DE ENGENHARIA CIVIL E AMBIENTAL INFLUÊNCIA DO RECARREGAMENTO E DA SUCÇÃO NA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS ESCAVADAS EM SOLOS POROSOS COLAPSÍVEIS MÁRCIA MARIA DOS ANJOS MASCARENHA ORIENTADOR: PROF. JOSÉ CAMAPUM DE CARVALHO, Ph.D. DISSERTAÇÃO DE MESTRADO EM GEOTECNIA PUBLICAÇÃO G.DM-098A/03 BRASÍLIA – DF MARÇO / 2003
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UNIVERSIDADE DE BRASÍLIA
FACULDADE DE TECNOLOGIA
DEPARTAMENTO DE ENGENHARIA CIVIL E AMBIENTAL
INFLUÊNCIA DO RECARREGAMENTO E DA SUCÇÃO NA
CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS ESCAVADAS EM SOLOS
POROSOS COLAPSÍVEIS
MÁRCIA MARIA DOS ANJOS MASCARENHA
ORIENTADOR: PROF. JOSÉ CAMAPUM DE CARVALHO, Ph.D.
DISSERTAÇÃO DE MESTRADO EM GEOTECNIA
PUBLICAÇÃO G.DM-098A/03
BRASÍLIA – DF
MARÇO / 2003
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UNIVERSIDADE DE BRASÍLIA
FACULDADE DE TECNOLOGIA
DEPARTAMENTO DE ENGENHARIA CIVIL E AMBIENTAL
INFLUÊNCIA DO RECARREGAMENTO E DA SUCÇÃO NA
CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS ESCAVADAS EM SOLOS
POROSOS COLAPSÍVEIS
MÁRCIA MARIA DOS ANJOS MASCARENHA
DISSERTAÇÃO DE MESTRADO SUBMETIDA AO DEPARTAMENTO DE
ENGENHARIA CIVIL E AMBIENTAL DA UNIVERSIDADE DE
BRASÍLIA, COMO PARTE DOS REQUISITOS NECESSÁRIOS PARA A
OBTENÇÃO DO GRAU DE MESTRE.
APROVADA POR: ___________________________________________ José Camapum de Carvalho, Ph.D. (UnB) (Orientador)
___________________________________________
Renato Pinto da Cunha, Ph.D (UnB). (Examinador Interno)
___________________________________________ Paulo Eduardo Lima de Santa Maria, Ph.D (UFRJ) (Examinador Externo) BRASÍLIA/DF, 10 DE MARÇO DE 2003.
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FICHA CATALOGRÁFICA MASCARENHA, MÁRCIA MARIA DOS ANJOS Influência do Recarregamento e da Sucção na Capacidade de Carga de Estacas Escavadas em Solos Porosos Colapsíveis. [Distrito Federal] 2003. xxiv, 141 p., 297 mm (ENC/FT/UnB, Mestre, Geotecnia, 2003) Dissertação de Mestrado – Universidade de Brasília. Faculdade de Tecnologia. Departamento de Engenharia Civil e Ambiental. 1. Estacas 2. Recarregamento 3. Sucção 4. Colapso I. ENC/FT/UnB II. Título (série)
REFERÊNCIA BIBLIOGRÁFICA MASCARENHA, M.M.A. (2003). Influência do Recarregamento e da Sucção na Capacidade de Carga de Estacas Escavadas em Solos Porosos Colapsíveis. Dissertação de Mestrado, Publicação no G.DM-098A/03, Departamento de Engenharia Civil e Ambiental, Universidade de Brasília, Brasília, DF, 141 p. CESSÃO DE DIREITOS NOME DO AUTOR: Márcia Maria dos Anjos Mascarenha TÍTULO DA DISSERTAÇÃO DE MESTRADO: Influência do Recarregamento e da Sucção na Capacidade de Carga de Estacas Escavadas Assentes em Solos Porosos Colapsíveis GRAU: Mestre ANO: 2003 É concedida à Universidade de Brasília a permissão para reproduzir cópias desta dissertação de mestrado e para emprestar ou vender tais cópias somente para propósitos acadêmicos e científicos. O autor reserva outros direitos de publicação e nenhuma parte desta dissertação de mestrado pode ser reproduzida sem a autorização por escrito do autor. _________________________________ Márcia Maria dos Anjos Mascarenha Rua Polidório Saraiva, 245, Centro. CEP : 64.290-000 – Altos/Piauí – Brasil E-mail: [email protected]
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DEDICATÓRIA
À Deus.
Aos meus pais Antônio e Maria. Aos meus irmãos Airton, Socorro,
Claudia, Marcelo, Dionísio e Denise. Ao meu avô Papai Luís. A Lúcia, Vinicius
e Guilherme. Se eu pudesse os fazer eterno ... eterno eu os faria. A vocês, não
mais que com justiça, dedico esta vitória.
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AGRADECIMENTOS
Ao Professor José Camapum de Carvalho pela orientação, paciência e incentivo
durante o desenvolvimento desta pesquisa.
Aos professores do Mestrado em Geotecnia pelo conhecimento transmitido e
contribuições para esta dissertação. Em especial aos Professor José Henrique Feitosa Pereira
pelo exemplo de sabedoria e humildade .
A Neusa Mota e Renato Guimarães pelas sugestões durante o desenvolvimento do
trabalho.
Aos técnicos do Laboratório de Geotecnia Alessandro, Ricardo e Vanilson pela
participação fundamental na execução dos ensaios.
Aos técnicos do Laboratório de Materiais Severino e Xavier, ao técnico do
Laboratório de Estruturas Leonardo e ao Valderi pelas contribuições.
Ao Sr. Zé Gonçalves pelo exemplo de funcionário público.
Aos engenheiros Leandro e Yuri e ao estudante de engenharia Tiago Pena pelo apoio
na execução das provas de carga.
A minha querida turma 2000/2: David, Dorival, John e Wisley.
Aos amigos Adriano, Allan, Dany, Karla e Maris (pelo companheirismo no final da
execução da dissertação), Jairo (pela grande ajuda nos ensaios e desenhos) e Paula (pela
revisão da dissertação).
As amigos da geo: Aline Remígio, Aline /David Luz, Janaina, Luciana Dellabianca, e
Luis pelo apoio e amizade.
Ao meu amigo e conterrâneo Manoel Porfírio pelo apoio e incentivo no decorrer desta
pesquisa.
Aos queridos colegas da geotecnia pela agradável convivência. Fica pra trás um tempo
bom demais.
Aos amigos extra-geo: Cris (pelo estímulo), Fabrícia (pela companhia no final da
dissertação) e Renatinho (pelo carinho).
A Karina, Lu Medeiros e Maruska pelo meu 2º lar em Brasília e grande amizade .
As minhas antigas companheiras de apartamento( Juliane, Kátia, Nolan, Roseli, Val e
Zanna) e as atuais (Edith, Márcia, Núbia e Patrícia ) pela convívio agradável e profunda
amizade.
Ao Chagas e família pelo acolhimento.
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Ao Professor Manuel Furtado (UFPI) pelo incentivo a fazer o mestrado.
Aos amigos da UFPI (turma do gelo): Conceição, Fausto, Hermene, Janaina, Jandaira,
Joseldo e Leonardo pela torcida. Em especial ao Leonardo pela presença no meu primeiro
semestre.
Aos amigos e familiares de Altos pelo apoio mesmo à distãncia.
A EMBRE e SONDA pelo apoio na execução das estacas e ensaios de campo.
A CAPES, pelo suporte financeiro.
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INFLUÊNCIA DO RECARREGAMENTO E DA SUCÇÃO NA
CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS ESCAVADAS EM SOLOS
POROSOS COLAPSÍVEIS
RESUMO
O Distrito Federal encontra-se em sua maioria recoberto por um manto de solo poroso
colapsível. Neste solo, é comum o uso de estacas escavadas para pequenas cargas. O
dimensionamento dessas estacas é feito com base nos resultados do ensaio SPT (Standart
Penetration Test). Mais recentemente, algumas empresas vêm tentando introduzir o ensaio
SPT-T (Standart Penetration Test com medição de torque). Em ambos os casos normalmente
são utilizados métodos semi-empíricos desenvolvidos no Brasil.
Em nível de pesquisa, torna-se algumas vezes necessária a repetição de provas de
carga em uma mesma estaca. Este trabalho apresenta a análise de resultados de laboratório e
de campo com o objetivo de contribuir para um melhor entendimento da interação solo
estrutura no recarregamento das estacas. Para isso, foram realizados ensaios de cisalhamento
direto cíclicos em laboratório e repetidas provas de carga sobre uma mesma estaca no campo.
O trabalho analisa ainda o efeito da sucção nos resultados de provas de carga sobre estacas
escavadas. Para isto, foram realizadas provas de carga em diferentes épocas do ano e ensaios
de cisalhamento direto em corpos de prova constituídos de solo e microconcreto.
Paralelamente, foram realizados ensaios SPT-T a fim de se verificar a aplicabilidade e
acurácia dos métodos semi-empíricos aplicados a estacas escavadas. Foram determinados os
valores de sucção no perfil de solo, o que permite avaliar o efeito deste parâmetro no
comportamento das estacas. As estacas escavadas ensaiadas possuem diâmetro de 30 cm,
profundidades entre 7,5 e 8,0 m e foram assentes em perfil de alteração típico do Distrito
Federal com ponta no início da transição para o solo saprolítico.
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INFLUENCE OF CICLIC LOADING AND MATRIC SUCTION ON THE
BEARING CAPACITY OF BORED PILES IN THE COLLAPSIBLE
POROUS CLAY OF BRASÍLIA/DF ABSTRACT
A large portion of the Brazilian Federal District (DF) is covered by an unsaturated,
porous and collapsible soil layer. Foundations by using bored piles are often used as solutions
for minor constructions. The design of these pile foundations is based in the NSPT (Standard
Penetration Test) results. Recently, local engineering contractors have introduced the SPT-T
(Standart Penetration Test with measurement of Torque) test. In both types of design,
engineering practice of designing is based on semi-empirical methods developed in Brazil.
Both research and current practice of geotechnical engineering have adopted loading
tests in order to achieve a better assessment of the actual bearing capacity of these bored piles.
This research combines information from both laboratory and field testings results with the
main objective to contribute to a better understanding of the soil-pile interaction in terms of
the mechanical behavior of the collapsible soil. In this regard, loading-unloading cyclic tests
on the direct shear test machine were performed on soil samples collected along the pile. In
addition, cyclic loading-unloading tests were also performed on the same pile. The matric
suction of the soil mass is taken into account in order to study the influence of unsaturated
condition of the collapsing soil on the bearing capacity of the pile. The results permit
verifying a major role of the soil matric suction on the bearing capacity, assessed at rainy and
dry seasons along a year, of the bored pile. The influence of the matric suction on the shear
strength of the soil-pile interface was also defined in laboratory by using specimens composed
of soil and micro-concrete. These results were combined to the SPT-T test results in order to
verify the applicability and accuracy of existing semi-empirical methods applied to bored
piles on engineering practice. The piles testes were 30 cm in diameter, and about 8,0 m in
length. Such a length comprises a depth that is characterized by a typical alteration profile of
the collapsible soil covering the Federal District.
ix
ÍNDICE
Capítulo
1. INTRODUÇÃO.
2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA.
2.1. SOLOS NÃO SATURADOS.
2.1.1. Resistência ao Cisalhamento de Solos Não Saturados.
2.2. SOLOS COLAPSÍVEIS.
2.3. SOLOS DO DISTRITO FEDERAL.
2.4. SONDAGENS A PERCUSSÃO COM MEDIDA DE TORQUE – SPT-T.
2.5. PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS.
2.5.1. Previsão da Capacidade de Carga Através de Resultados de Ensaios SPT
e CPT.
2.5.1.1. Método Aoki-Velloso (1975).
2.5.1.2. Método Décourt – Quaresma (1978).
2.5.2. Previsão da Capacidade de Carga Através de Resultados de Ensaios
SPT-T.
2.5.2.1. Alonso (1996a e 1996b).
2.5.2.2. Décourt (1996).
2.5.2.3. Camapum de Carvalho et al. (1998).
2.5.2.4. Peixoto (2001).
2.6. INFLUÊNCIA DO TEOR DE UMEDECIMENTO DO SOLO NA
CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS.
2.7. INFLUÊNCIA DO RECARREGAMENTO NOS RESULTADOS DE
PROVAS DE CARGA.
3. MATERIAIS E MÉTODOS.
3.1. CARACTERÍSTICAS DO LOCAL ENSAIADO.
3.1.1. Propriedades Físicas.
3.1.2. Propriedades Químicas e Mineralógicas.
3.1.3. Propriedades Microestruturais.
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3.1.4. Curvas Características.
3.2.MICROCONCRETO.
3.3. ENSAIOS DE LABORATÓRIO REALIZADOS.
3.3.1. Sucção.
3.3.1.1. Princípio do Método.
3.3.1.2. Procedimento.
3.3.2. Cisalhamento Direto.
3.3.2.1.Moldagem dos Corpos-de-Prova.
3.3.2.2.Execução dos Ensaios.
3.4. ENSAIOS DE CAMPO.
3.4.1. Provas de Carga.
3.4.1.1.Estacas Ensaiadas.
3.4.2. Ensaios SPT-T.
4. ANÁLISE DE RESULTADOS.
4.1. Interação Solo-Estrutura a Partir de Ensaios de Cisalhamento Direto.
4.2. Influência do Recarregamento na Capacidade de Carga de Estacas.
4.2.1. Ensaios de Cisalhamento Direto Cíclico.
4.2.2. Provas de Carga.
4.3. INFLUÊNCIA DA SUCÇÃO DO PERFIL DE SOLO NA
CAPACIDADE DE CARGA DAS ESTACAS.
4.4. ENSAIOS SPT-T.
4.4.1. Estimativa de K0 a Partir do SPT-T (Kt).
4.5. PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS POR
MEIO DE MÉTODOS QUE UTILIZAM ENSAIOS SPT E SPT-T.
4.5.1. Décourt-Quaresma (1978).
4.5.2.Décourt-Quaresma (1978), Utilizando Coeficientes Propostos por
Rodrigues et al. (1998).
4.5.3. Décourt (1996).
4.5.4. Aoki-Velloso (1975).
4.5.5. Aoki-Velloso (1975), Utilizando Coeficientes Propostos por Rodrigues
et al. (1998).
4.5.6. Alonso (1996).
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4.5.7. Camapum de Carvalho et al. (1998).
4.5.8. Peixoto. (2001).
5. CONCLUSÕES.
5.1. CONCLUSÕES.
5.2. SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS.
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS.
APÊNDICE A: RESULTADOS DOS ENSAIOS DE CISALHAMENTO
DIRETO CÍCLICO.
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xii
LISTA DE FIGURA
Figura
2.1. Superfície constitutiva tri-dimensional para um solo não–saturado: (a)
superfície constitutiva da fase água; (b) superfície constitutiva da
estrutura do solo (modificado–Fredlund & Rahardjo, 1993).
2.2. Critério de ruptura estendido de Mohr-Coulumb para solos não saturados
(Fredlund & Rahardjo, 1993).
2.3. Variação da resistência em função da variação de sucção. (a) curva
característica típica de um solo, (b) relação da resistência ao cisalhamento
com a curva característica, (Vanapalli et al., 1996 – modificado).
2.4. Modelo de Evolução Químico-Mineralógico dos Solos Tropicais
Colapsíveis (Cardoso, 1995)
3.1. Localização das estacas e ensaios (provas de carga e SPT-T) realizados no
Campo Experimental de Ensaios da UnB.
3.2. Perfil de solo característico do campo experimental de geotecnia da UnB e
perfil típico das estacas ensaiadas.
3.3. Caracterização física do solo do Campo Experimental do Programa de
Pós-Graduação em Geotecnia da UnB (Guimarães, 2002).
3.4. Caracterização química e mineralógica do solo do Campo Experimental
do Programa de Pós-Graduação em Geotecnia da UnB (Delgado, 2002).
3.5. Microscopia de varredura na profundidade de 1,0 m e com ampliação de
500x (Guimarães, 2002).
3.6. Microscopia de varredura na profundidade de 1,0 m e com ampliação de
3.000x (Guimarães, 2002).
3.7. Microscopia de varredura na profundidade de 1,0 m e com ampliação de
10.000x (Guimarães, 2002).
3.8. Microscopia de varredura na profundidade de 5,0 m e com ampliação de
500x. (Guimarães, 2002)
3.9. Microscopia de varredura na profundidade de 9,0 m e com ampliação de
500x (Guimarães, 2002).
3.10. Microscopia de varredura na profundidade de 9,0 m e com ampliação de
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3.000x (Guimarães, 2002).
3.11. Curvas características do solo do Campo Experimental da UnB
(Delgado, 2002).
3.12. Curvas granulométricas da brita e da areia.
3.13. Prensa de cisalhamento direto e sistema de aquisição de dados.
3.14. Sistemas de reação das provas de carga.
3.15. Disposição dos extensômetros nas provas de carga 50
3.16. Sistema de aplicação e medição de carga.
3.17. Execução do torque no ensaio SPT-T.
4.1 Sucção no solo e no microconcreto aos 15, 30, 45 e 60 dias.
4.2 Coesão nas interações solo-microconcreto e solo-solo.
4.3 Ângulo de atrito nas interações solo-microconcreto e solo-solo.
4.4 Tensão de cisalhamento saturada do solo-microconcreto e do solo-solo.
4.5 Tensão de cisalhamento natural na interação solo-microconcreto e
solo-solo.
4.6 Relação entre tensão normal e tensão de cisalhamento na interação solo-
microconcreto.
4.7 Variação da coesão com a sucção na interação solo-microconcreto.
4.8 Variação da coesão com a sucção na interação solo-microconcreto e solo-
solo.
4.9 Envoltória de ruptura na interação solo-microconcreto e solo–solo.
4.10 Relação entre tensão de cisalhamento e pF/e.
4.11 Relação entre tensão de cisalhamento e deslocamento horizontal nos
ensaios de cisalhamento cíclico (Mascarenha et al., 2002).
4.12 Relação entre deslocamento horizontal e deslocamento vertical.
4.13 Curvas carga x recalque da estaca 01.
4.14 Curvas carga x recalque da estaca 03.
4.15 Curvas carga x recalque da estaca 04.
4.16 Curvas carga x recalque da estaca 05.
4.17 Curvas Recalque x Carga (Escala logartímica) - Estaca 1.
4.18 Curvas Recalque x Carga (Escala logarítmica) - Estaca 3.
4.19 Curvas Recalque x Carga (Escala logartímica) - Estaca 4.
4.20 Curvas Recalque x Carga (Escala logartímica) - Estaca 5.
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4.21 a) Curva Recalque Total x Cr; b) Curva Variação de Recalque x Cr.
4.22 Gráficos pluviométricos dos anos 2000, 2001 e 2002 (modificado -
Instituto Nacional de Metereologia, 2002).
4.23 Perfil de Umidade - Estaca 1.
4.24 Perfil de Sucção - Estaca 1.
4.25 Curva Carga x Recalque - Estaca 2 (Guimarães, 2002).
4.26 Perfil de Umidade - Estaca 2.
4.27 Perfil de Sucção - Estaca 2.
4.28 Perfil de Umidade - Estaca 3.
4.29 Perfil de Sucção - Estaca 3.
4.30 Perfil de Umidade - Estaca 4.
4.31 Perfil de Sucção - Estaca 4.
4.32 Perfil de Umidade - Estaca 5
4.33 Perfil de Sucção - Estaca 5.
4.34 Variação dos índices de vazios totais, interagregados e intraagregados
com a profundidade.
4.35 Variação dos índices de vazios totais, interagregados e intraagregados
com a profundidade (corrigida)
4.36 Variação de pF com a profundidade.
4.37 Variação de pFxe com a profundidade.
4.38 Variação de pF/e com a profundidade.
4.39 Variação de SpF, SpFxe e SpF/e com a carga de ruptura das estacas.
4.40 Variação de SpF, SpFxe e SpF/e com a carga de ruptura das estacas,
excluindo a influência do recarregamento.
4.41. Relação entre a carga de ruptura das estacas, sem o efeito do
recarregamento, e o Índice de umidade obtido com valores da
evaporação real.
4.42 Perfis de SPT do campo experimental.
4.43 Perfil de umidade do campo experimental.
4.44 Perfil de índice de vazios do campo experimental obtidos do amostrador
padrão do SPT.
4.45 Perfil de sucção do campo experimental: a) obtidos do amostrador padrão
do SPT; b) obtidos por meio das curvas características determinadas por
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xv
Guimarães (2002).
4.46 Valores de torque máximo (a) e torque residual (b) obtidos nos ensaios
SPT-T .
4.47 Atrito lateral ao longo da profundidade.
4.48 Índice de torque ao longo da profundidade.
4.49 Relação entre torque máximo e residual ao longo da profundidade.
4.50 Relação entre N e sucção e entre N e pF/e, com a sucção obtida da curva
característica.
4.51 Relação entre torque e sucção e entre torque e pF/e, com a sucção obtida
da curva característica.
4.52 Relação entre torque e umidade natural.
4.53 Relação entre N e sucção e N e pF/e para as diferentes profundidades.
4.54 Relação entre N e sucção para a profundidade de 10m.
4.55 Correlações entre o torque e o índice de resistência à penetração dos
ensaios realizados por Guimarães (2002) e pela autora .
4.56 Correlação entre o torque e o índice de resistência à penetração.
4.57 Relação entre torque e N com a profundidade.
4.58 Relação entre N e tensão vertical.
4.59 Relação entre torque e tensão vertical.
4.60 Relação entre N e a soma da tensão vertical e a sucção normalizada em
pF.
4.61 Relação entre o torque e a soma da tensão vertical e a sucção normalizada
em pF.
4.62 Relação entre a umidade transformada pelo índice de vazios e o N
calculado.
4.63 Relação entre N (obtido no ensaio SPT) e Ncalculado (obtido através das
Fórmulas 4.3 e 4.4).
4.64 Relação entre K0 e KT com a sucção.
4.65 Relações entre os valores de K0 calculados pelas equações apresentadas
na Figura 4.64.
4.66 a) Relação entre KT e sucção em pF normalizada em relação ao índice de
vazio total. b) Relação entre KT e sucção em pF normalizada em relação
ao índice de vazio interagregado.
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4.67 Relação entre a carga de ruptura total e o somatório da sucção em pF
normalizada em relação ao índice de vazios.
4.68 Relação entre a parcela lateral da carga de ruptura e o somatório da
sucção em pF normalizada em relação ao índice de vazios.
4.69 Relação entre a parcela de ponta da carga de ruptura e o somatório da
sucção em pF normalizada em relação ao índice de vazios.
4.70 Relação entre os valores de carga de ruptura estimados pela correlação
da Figura 4.39 e pelas Equações 4.6, 4.8, 4.10 e 4.12.
4.71 Relação entre os valores da parcela lateral da carga de ruptura estimados
pela correlação da Figura 4.39 e pelas Equações 4.7, 4.9, 4.11 e 4.13.
4.72 Relação entre os valores de carga de ruptura obtidos das provas de carga
e dos métodos que utilizam dados dos ensaios SPT.
4.73 Relação entre os valores da parcela de ponta da carga de ruptura obtidos
das provas de carga e dos métodos que utilizam dados dos ensaios SPT.
4.74 Relação entre capacidade de carga determinada pelos métodos que
adotam dados do SPT, com o N obtido em ensaio, e IHU (ER).
4.75 Relação entre capacidade de carga determinada pelos métodos que
adotam dados do SPT, com o N estimado pela Equação (4.4) e IHU (ER).
4.76 Relação entre capacidade de carga determinada pelos métodos que
adotam dados do SPT-T e IHU (ER).
A-1. Relação entre tensão de cisalhamento e deslocamento horizontal nos
ensaios de cisalhamento cíclico na condição natural.
A-2. Relação entre tensão de cisalhamento e deslocamento horizontal nos
ensaios de cisalhamento cíclico na condição saturada.
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LISTA DE TABELAS
Tabela
2.1. Coeficientes de transformação F1 e F2 (Aoki-Velloso, 1975).
2.2. (Coeficientes K e a Aoki – Velloso, 1975).
2.3. Fator característico do solo C (Décourt – Quaresma, 1978).
2.4. Valores do coeficiente a e b em função do tipo de estaca e do tipo de solo
(Décourt, 1996).
2.5.Valores de F1 e F2 (Aoki-Veloso,1975) e a e b (Décourt –
Quaresma,1978) corrigidos em função dos resultados das provas de
cargas (Rodrigues et al., 1998).
2.6. Coeficientes para Cálculo da Parcela Lateral (Camapum de Carvalho et al.
(1998).
2.7. Valores dos coeficientes sl e Fl (Peixoto, 2001).
2.8. Seqüência de carregamentos e cargas de ruptura (Teixeira & Albiero,
1994b).
2.9. Valores da carga de ruptura convencional para as estacas ensaiadas
(Ferreira, 1998).
2.10. Valores do atrito lateral médio na ruptura para as estacas ensaiadas
(Ferreira, 1998).
2.11. Valores da reação da ponta na ruptura convencional (Ferreira, 1998).
3.1. Equações, coeficientes de correlação e trechos de saturação válidos das
curvas características do solo do Campo Experimental da UnB
(Guimarães, 2002).
3.2. Resultados dos ensaio de ruptura dos corpos-de-prova de microconcreto
3.3. Sugestão para tempo de equilíbrio para medição de sucção total em função
do nível de sucção (Marinho, 1994).
3.4. Resumo dos ensaios de cisalhamento direto.
3.5. Características das estacas ensaiadas e de reação.
3.6. Resumo das provas de carga.
4.1 Parâmetros de resistência da interação solo-microconcreto.
4.2 Dados Pluviométricos para o Distrito Federal (Rede Nacional de
Página
15
17
17
18
18
23
25
29
30
30
31
41
43
44
48
49
56
59
93
xviii
Agrometereologia, 2003).
4.3 Resultados dos ensaios SPT-T obtidos por Guimarães (2002).
4.4 Resultados dos ensaios SPT-T realizados para esta dissertação.
4.5 Média e Desvio Padrão dos resultados dos ensaios SPT-T realizados por
Guimarães (2002) e para esta dissertação.
4.6 Equações de N para cada profundidade.
4.7. Resultados obtidos pelo método Décourt e Quaresma (1978) conforme
Guimarães (2002).
4.8. Resultados obtidos pelo método Décourt e Quaresma (1978).
4.9 Resultados obtidos pelo método Décourt e Quaresma (1978) utilizando
coeficientes propostos por Rodrigues et al (1998) conforme Guimarães
(2002).
4.10 Resultados obtidos pelo método Décourt e Quaresma (1978) utilizando
coeficientes propostos por Rodrigues et al (1998).
4.11 Resultados obtidos pelo método Décourt (1996) conforme Guimarães
(2002).
4.12 Resultados obtidos pelo método Décourt (1996).
4.13. Coeficientes utilizados no método de Aoki-Velloso (1975).
4.14 Resultados obtidos pelo método Aoki-Velloso (1975) conforme
Guimarães (2002).
4.15 . Resultados obtidos pelo método Aoki-Velloso (1975) .
4.16 Resultados obtidos pelo método Aoki-Velloso (1975) utilizando
coeficientes propostos por Rodrigues et al. (1998) conforme Guimarães
(2002).
4.17 Resultados obtidos pelo método Aoki-Velloso (1975) utilizando
coeficientes propostos por Rodrigues et al. (1998).
4.18. Resultados obtidos pelo método de Alonso (1996) conforme Guimarães
(2002).
4.19. Resultados obtidos pelo método de Alonso (1996).
4.20 Resultados obtidos pelo método de Camapum de Carvalho et al. (1998)
conforme Guimarães (2002).
4.21. Resultados obtidos pelo método de Camapum de Carvalho et al. (1998).
4.22 Resultados obtidos pelo método de Peixoto (2001) conforme Guimarães
94
95
95
109
114
115
115
116
116
117
117
118
118
119
119
120
120
121
121
122
xix
(2002).
4.23 . Resultados obtidos pelo método de Peixoto (2001).
122
xx
LISTA DE SÍMBOLOS E ABREVIAÇÕES
ago/00 agosto de 2000
ago/02 agosto de 2002
Al alumínio
Al área lateral da estaca
Ap área da ponta da estaca
Ba Bahia
C carbono
C fator característico do solo
c coesão
C.T.C. capacidade de troca catiônica
c’ coesão efetiva
Ca cálcio
ccimentação coesão devido a cimentação do solo
CD ensaio de cisalhamento direto consolidado e drenado
CD com defloculante
cm centímetro
CPT Cone Penetration Test – Ensaios do cone de penetração
Cr coeficiente de recarregamento
csucção coesão devido a sucção
D diâmetro da estaca
dac deslocamento acumulado
Def déficit de precipitação
dez/01 dezembro 2001
dfinal deslocamento final
dmáx deslocamento máximo
E evaporação
e índice de vazios
e0 índice de vazios inicial
E1…En Estaca 1 … Estaca n
econ índice de vazios após consolidação da amostra.
ema índice de vazios interagregados
xxi
emi índice de vazios intraagregados
ER Evaporação real
erup índice de vazios após ruptura.
et al. e outros
Exc precipitação excedente
F1, F2 fatores de segurança, em função do tipo de estaca
fc atrito lateral unitário medido pelo ensaio CPT
fev/00 fevereiro 2000
Fl fator de correção em função do tipo de estaca e da relação Tmáx/N
fs tensão de atrito lateral
fTmáx tensão de atrito lateral utilizando o torque máximo
fTres tensão de atrito lateral utilizando o torque residual
g grama
GO Goiás
H hidrogênio
h altura total de cravação do amostrador
h0 altura do chanfro tronco-cônico
IC ìndice de colapsibilidade
IHU (ER) índice de umidade obtido com valores da evaporação real (ER)
Ip índice de plasticidade
jan/02 janeiro de 2002
jun/00 junho de 2000
K Potássio
K coeficiente que depende do tipo de solo proposto por Aoki-Veloso (1975)
k0 coeficiente de empuxo no repouso
KCL cloreto de potássio
kg quilograma (massa)
kgf.cm quilograma força-centimetro
kgf/cm2 quilograma força/centimetro ao quadrado
kN QuiloNewton
kN.m quiloNewton-metro
kPa QuiloPascal
kT coeficiente de empuxo estimado pelo torque
xxii
L comprimento da estaca
ln logaritmo natural
log logaritmo
m metro
M.O. matéria orgânica
m/s metro por segundo
mai/02 maio de 2002
mar/01 março de 2001
mar/02 março de 2002
med médio
Mg magnésio
mm milímetro
N resistência a penetração
n porosidade
N72 resistência a penetração com 72% de eficiência.
Na sódio
nat natural
NBR Norma brasileira
Ncalculado índice de resistência à penetração calculado
Neq resistência equivalente ao valor numérico igual a T/1,2
Nl valor médio do índice de resistência à penetração na camada de solo
nov/01 novembro de 2001
Np valor médio do índice de resistência à penetração medidos na ponta da estaca, o
valor imediatamente superior e o imediatamente abaixo.
NT nível do terreno
º graus
º C graus Celsius
out/00 outubro 2000
P precipitação
PC prova de carga
pF logaritmo da altura de coluna de água em centímetros da pressão
correspondente
pH potencial hidrogeniônico
xxiii
Pl parcela de resistência lateral
Pp parcela de resistência de pontal
Pr capacidade de carga
Prcal capacidade de carga de cálculo
Precarga capacidade de carga devido a recarga
qc resistência de ponta medido pelo ensaio CPT
Qmáx carga máxima
R raio externo do amostrador
r raio mínimo da boca do amostrador
R2 coeficiente de correlação
rl tensão de cisalhamento ao longo do fuste.
rp tensão na base
sat saturado
SD sem defloculante
sl coeficiente em função do tipo de estaca (Peixoto, 2001)
SP São Paulo
SP01...SPn ensaios SPT-T 1 ... SPT-T n
SPT “Standart Penetration Test” – índice de resistência a penetração
SPT-T sondagem a percussão com medida de torque
Sr grau de saturação
T torque
t100 tempo requerido para que ocorra 100% do adensamento tf tempo requerido para ruptura
tg tangente
Tmáx torque máximo
TR índice de torque
Tres torque residual
Tres1 média aritmética dos valores do torque residual no trecho 8D acima da ponta
da estaca.
Tres2 média aritmética dos valores do torque residual no trecho 3D abaixo da ponta
da estaca.
U perímetro da seção tranversal da estaca
ua pressão de ar
xxiv
UnB Universidade de Brasília
USP Universidade de São Paulo
uw pressão de água
(ua-uw)am sucção mátrica obtida de amostras retiradas do amostrador padrão (SPT)
(ua-uw)f sucção mátrica na ruptura
V bases trocáveis
w umidade (porcentagem)
w’ umidade (adimensional)
wL limite de liquidez
wP limite de plasticidade
(σn- ua)f estado de tensão normal no plano de ruptura na ruptura
∆c variação de coesão
∆Q acréscimo de carga
∆w variação de umidade
Σ Somatório
α coeficiente que depende do tipo de solo proposto por Aoki-Veloso (1975)
α coeficiente que depende do tipo de solo e de estaca proposto por Décourt
(1996)
αT coeficiente para cálculo da parcela lateral
β coeficiente que depende do tipo de solo e de estaca proposto por Décourt
(1996)
φ ângulo de atrito
φ’ ângulo de atrito interno associado com a variável de tensão normal
φb ângulo indicativo do coeficiente de incremento de resistência cisalhante
relativa à sucção mátrica.
γd peso específico aparente seco
γs peso específico aparente dos sólidos
λ parâmetro de Bishop
σ tensão total
σ’ tensão efetiva
τ tensão cisalhante
τnf tensão de cisalhamento no plano de ruptura
1
1. INTRODUÇÃO
O Distrito Federal encontra-se em grande parte recoberto por um manto superficial
poroso e colapsível que chega, em certos casos, a profundidades superiores a 20,0 m. Este
manto de solo é resultante de intemperismo, principalmente químico, associado a processo de
lixiviação e laterização de idade Terciária/Quartenária (Mendonça et al., 1994 citado por
Araki, 1997).
Estes solos, denominados pelos geotécnicos locais de argila porosa, apresentam alto
índice de vazios e conseqüentemente baixos pesos específicos, uma estrutura bastante porosa,
baixa resistência à penetração (SPT < 4) e são instáveis quando submetidos a variações no
estado de tensões, apresentando, em conseqüência, um comportamento colapsível
(Araki, 1997).
Diante dessas características, é comum nesse solo o uso de fundações profundas
mesmo para obras de pequeno porte. Estacas do tipo escavada a trado são bastante utilizadas
em projetos de fundação, sendo necessária a ampliação dos conhecimentos sobre seu
comportamento quando assentes nesse tipo de solo.
Provas de carga em estacas têm sido uma das ferramentas utilizadas com este intuito,
sendo necessário, algumas vezes, a repetição deste ensaio em uma mesma estaca. Cita-se
como exemplo Carneiro (1994), que realizou provas de carga em estacas apiloadas a fim de
verificar a redução da capacidade de carga destas em decorrência do processo de inundação.
As estacas foram ensaiadas com o solo em sua umidade natural e, após o descarregamento,
foram reensaiadas com inundação do solo na carga de trabalho.
Com o mesmo objetivo, Ferreira (1998) realizou provas de carga em quatro estacas
apiloadas instrumentadas e em seis estacas sem instrumentação. Cada estaca foi submetida a
duas provas de carga com o solo no estado natural e a uma terceira prova de carga com pré-
inundação do terreno. Em ambos os casos, adotou-se o reensaio das estacas, o que coloca
mais uma vez em evidência a importância de se avaliar sua influência nos resultados.
Observa-se também na prática, e não apenas no campo de pesquisas científicas, a
necessidade de recarregamento de estacas quando o ensaio é interrompido por problemas de
ordem técnica, como por exemplo um vazamento de óleo no macaco hidráulico.
Diante desse contexto, este trabalho tem como um de seus objetivos, verificar a
influência do recarregamento nos resultados de provas de carga em estacas escavadas,
2
assentes em solos porosos colapsíveis. Para isto, foram analisados resultados de provas de
carga repetidas em estacas e ensaios de cisalhamento direto cíclico .
Segundo Camapum de Carvalho et al (1995), no Distrito Federal, as grandes variações
de grau de saturação ocorrem predominantemente nos 3 metros iniciais do perfil de solo onde
∆w chega a atingir 35% ao longo do ano. Para profundidades superiores, as variações de
umidade entre o período mais chuvoso e o mais seco atingem no máximo 8%. Portanto, ao
longo do ano, ter-se-á uma grande variação de sucção no início do horizonte laterítico e no
horizonte saprolítico, provocando mudança de comportamtento no solo estudado. Esta
variação pode, quando bem utilizada, ocasionar economia e maior segurança no
dimensionamento de estacas.
Dessa forma, esta dissertação verifica a influência da sucção na capacidade de carga
de estacas escavadas em solos colapsíveis. Para isto, foram realizadas provas de carga em
estacas em diferentes épocas do ano e ensaios de cisalhamento direto em corpos de prova
constituídos de solo e microconcreto.
No Distrito Federal o ensaio mais utilizado para o dimensionamento de fundações é o
SPT. Em 1998, Ranzini propôs a medição do torque após a realização do ensaio SPT, a fim de
eliminar as causas de erros desse ensaio e obter um número maior de informações. O ensaio
SPT com medidas de torque é conhecido pela sigla SPT-T. Esta pesquisa também verifica a
possibilidade da utilização do SPT e SPT-T no dimensionamento de estacas escavadas,
considerando as variações de sucção ao longo do ano.
Esta pesquisa é um complemento da dissertação de Guimarães (2002) e foi realizada
no Campo Experimental da Universidade de Brasília, onde foram realizadas as provas de
cargas, os ensaios SPT-T e abertos poços para a retirada de amostras para a execução dos
ensaios de laboratório.
Esta dissertação está dividida em cinco capítulos, descritos a seguir:
Capítulo 1: Apresentação dos trabalhos.
Capítulo 2: Apresenta uma síntese da revisão bibliográfica.
Capítulo 3: Apresenta os materiais utilizados na pesquisa e as metodologias adotadas
nos ensaios de campo e de laboratório.
Capítulo 4: Apresenta e analisa os resultados dos ensaios realizados.
Capítulo 5: Apresenta as principais conclusões da pesquisa e sugestões para futuras
pesquisas.
3
2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
2.1. SOLOS NÃO SATURADOS
O conceito de tensões efetivas foi introduzido por Terzaghi em 1923 e, devido ao seu
bom desempenho para solos saturados, verificou-se a necessidade de se proporem expressões
que definissem uma tensão efetiva que explicasse o comportamento de solos não saturados
quanto à resistência ao cisalhamento e deformabilidade volumétrica.
Com este propósito, Bishop (1959) incluiu na expressão de Terzaghi um parâmetro que
representa a influência da sucção na tensão efetiva dos solos . A Equação (2.1) apresenta a
extensão proposta por Bishop para o princípio das tensões efetivas no caso de solos não
saturados:
a a w' = - u + (u - u ) σ σ λ (2.1)
Onde:
σ’ = tensão efetiva do solo
σ = tensão total
ua = pressão do ar nos poros
uw = pressão na água dos poros
(ua – uw) = sucção matricial
λ = parâmetro que depende do grau de saturação, variando entre zero para solo
perfeitamente seco e 1 para solo saturado.
Embora esta equação apresente bons resultados na previsão da resistência ao
cisalhamento do solo, não apresenta bom desempenho na previsão do comportamento
volumétrico dos solos não saturados. A ineficácia do Princípio das Tensões Efetivas para
retratar o comportamento dos solos não saturados levou a explicá-lo com base em variáveis
do estado de tensões.
Matyas e Radhakrishna (1968) citado por Ribeiro (1999) definiram o conceito de
parâmetro de estado para analisar o comportamento do solo não saturado. Denominam-se
parâmetros de estado as variáveis que são suficientes para descrever completamente o estado
do solo sem a necessidade de se fazer referências à sua história prévia. Seguindo a teoria dos
solos saturados, onde o comportamento é representado pelo estado tensional e o índice de
4
vazios, e partindo-se da necessidade de duas variaveis de tensão, os autores acima propuseram
as funções de estado relacionando as diferentes variáveis de estado entre si.
No caso de carga unidimensional ou hidrostática, as relações entre os índices de vazio
ou o grau de saturação com a sucção e a tensão vertical podem ser representadas em um
espaço tridimensional. As superfícies resultantes denominam-se superfícies de estado
(Figura 2.1). Tais representações gráficas permitem a visualização de forma clara e coerente
do comportamento do solo em termos de variação de sucção e carga externa aplicada.
Figura 2.1. Superfície constitutiva tri-dimensional para um solo não–saturado: (a) superfície
constitutiva da fase água; (b) superfície constitutiva da estrutura do solo
(modificado–Fredlund & Rahardjo, 1993).
As superfícies de estado dependem dos caminhos de sucção e carga, e portanto não
podem ser consideradas unívocas, do mesmo modo que, em solos saturados, a relação entre a
tensão e o índice de vazios depende do caminho de tensões.
A partir do trabalho de Matyas e Radhakrishna (1968) citado por Ribeiro (1999)
confirmou-se a adequabilidade de utilizar duas variáveis de tensão independentes na
formulação do comportamento mecânico dos solos não saturados.
Fredlund e Morgenstern (1977) utilizando equilíbrio de tensões de um elemento
infinitesimal de solos não saturados e ensaios de variação de volume nulo, sugeriram três
variavéis de tensões: (σ-ua), (σ -uw) e (ua-uw), podendo-se associar:
(σ-ua) e (ua-uw);
(σ-uw) e (ua-uw) ou
(σ-ua) e (σ-uw).
5
O uso do par (σ-ua) e (ua-uw) é preferível, já que mudanças na pressão de água afetam
somente a segunda variável de estado e a pressão de ar em campo é freqüentemente zero
(atmosférica).
2.1.1. Resistência ao Cisalhamento de Solos Não Saturados
Bishop (1959) propôs a primeira equação para obtenção da resistência ao cisalhamento
de solos não saturados como função da sucção matricial e da tensão total média atuantes no
solo.
a a w = c' + [( - u + (u - u )].tg τ σ λ φ (2.2)
Onde:
τ = resistência ao cisalhamento dos solos
c’ = coesão efetiva
σ = tensão total
ua = pressão do ar nos poros
(ua – uw) = sucção matricial
λ = parâmetro de tensão efetiva proposta por Bishop, 1959.
φ = ângulo de atrito do solo
Fredlund et al. (1978), propõem expressões que consideram dois pares de variáveis
independentes, sendo a Equação (2.3) a mais conhecida:
a f a w f= c' + ( -u ) tg '+ (u - u ) tg bnf nτ σ ϕ φ (2.3)
Onde:
τnf = tensão de cisalhamento no plano de ruptura.
c’ = intercepto da envoltória de ruptura com o eixo de tensão cisalhante, onde a tensão
normal e a sucção mátrica na ruptura são iguais a zero (coesão efetiva);
(σn-ua)f = estado de tensão normal no plano de ruptura na ruptura;
φ’= ângulo de atrito interno associado com a variável de tensão normal ;
(ua – uw)f = sucção mátrica na ruptura;
6
φb = ângulo indicativo do coeficiente de incremento de resistência cisalhante relativa à
sucção mátrica.
Quando o solo aproxima-se da saturação, a pressão de água aproxima-se da pressão de
ar, a sucção matricial tende a zero e o critério converge para o critério de Mohr–Coulomb para
solos saturados.
A Equação (2.3) define um plano que pode ser demostrado por um gráfico
tridimensional, que tem a tensão cisalhante (τ), como a ordenada e as duas variáveis de estado
de tensões, (σn − ua) e (ua – uw), como abscissas, conforme Figura 2.2.
Figura 2.2. Critério de ruptura estendido de Mohr-Coulumb para solos não saturados
(Fredlund & Rahardjo, 1993).
Vanapalli et al. (1996), apresentam a relação entre sucção e resistência ao cisalhamento,
a partir da sobreposição da curva característica do solo à curva sucção versus resistência
(Figura 2.3).
Aplicando-se uma sucção crescente em um solo saturado até o ponto em que este
começa a desaturar-se tem-se φb = φ’, pois o menisco capilar nesta zona cobre toda a área da
superfície do grão. Na zona de desaturação tem-se φb variável e decrescente, ou seja, a ação do
menisco não é mais em toda a superfície do grão, decrescendo com o aumento da sucção.
Após o fim da desaturação tem-se o valor de φb constante e igual a zero devido a paralisação
do fluxo. Portanto, acréscimo de sucção não implica necessariamente em aumento da
resistência devido a redução no valor de φb.
7
Figura 2.3. Variação da resistência em função da variação de sucção. (a) curva característica
típica de um solo, (b) relação da resistência ao cisalhamento com a curva característica,
(Vanapalli et al., 1996 – modificado).
2.2. SOLOS COLAPSÍVEIS
Os solos colapsíveis apresentam estrutura com alto índice de vazios e um baixo teor de
umidade e suas partículas são mantidas em uma posição estruturalmente estável, pela
presença de algum vínculo capaz de conferir ao solo uma resistência adicional. Esse estado de
equilíbrio assim permanece enquanto nenhum agente externo intervir no sentido de diminuir a
resistência adicional e temporária adquirida pelo solo.
8
Os principais fatores que contribuem para a resistência temporária dos solos colapsíveis
são as forças capilares, as forças eletromagnéticas de superfície, a concentração de íons e a
presença de substâncias cimentantes (Agnelli,1997).
Segundo Araki (1997), colapso é a redução de volume que ocorre no solo em função da
variação do estado de tensões ou em função da degradação por ataque químico ou ruptura das
ligações cimentíceas. Este fenômeno ocorre em função da metaestabilidade estrutural dos
solos colapsíveis.
Os solos colapsíveis caracterizam-se por apresentarem uma estrutura meta-estável, com
elevado índice de vazios (>0,8) e baixo grau de saturação (<60%). As partículas maiores e os
grumos de partículas menores são mantidos em suas posições pela presença de um vínculo,
capaz de proporcionar ao solo uma resistência adicional aparente.
Segundo Barden et al. (1973) o colapso de solos não saturados pode estar associado a:
- presença de uma estrutura meta-instável;
- aumento da tensão externa aplicada ao solo, em grau suficiente para destruir sua
estrutura;
- diminuição da sucção existente no solo.
Camapum de Carvalho et al. (1987) observaram que para a argila porosa de Brasília,
quando há infiltração de água em diferentes pH, o colapso pode ser atribuído aos seguintes
fatores:
- ataques químicos nas cimentações;
- modificação das forças de repulsão facilitando a transferência das partículas para
uma nova posição de equilíbrio;
- redução da sucção matricial com o aumento do teor de água;
- modificação da sucção osmótica com a alteração da composição química da água.
Segundo Collins & McGown (1974) algumas feições são características dos solos
colapsíveis, tais como: matriz granular impregnada por partículas de argila; pontes ou
suportes formados por partículas de silte e/ou argila; aglomerados de partículas de silte e/ou
argila e presença de grandes poros. Os altos potenciais de colapso devem estar associados aos
grandes poros que ocorrem dentro dos agregados de partículas e entre as diversas aglutinações
destas partículas.
9
2.3. SOLOS DO DISTRITO FEDERAL
O Distrito Federal é coberto por um manto de solo resultante de intemperismo,
principalmente químico, associado a processos de lixiviação e laterização de idade
Terciária/Quaternária (Mendonça et al., 1994 citado por Araki, 1997).
Segundo Ribeiro (1999), durante o processo de intemperização ocorre o carreamento de
grande parte das partículas finas, resultando em uma estrutura onde as partículas granulares
estão ligadas entre si por uma pequena quantidade de finos, normalmente silte ou floculação
de argilas, ou por forças capilares.
Esses solos apresentam altos índices de vazios, baixa resistência à penetração (SPT < 4)
e quando submetidas a variações no estado de tensões (aplicação de um esforço externo e/ ou
saturação) estas estruturas podem ser destruídas ocasionando o colapso.
Para Cardoso et al (1998a), o potencial de colapso em solos da região do Distrito
Federal, apresenta-se mais influenciada pelos fatores pedogenéticos que simplesmente pela
origem dos solos. Dessa forma, o fato destes solos serem de origem residual ou transportada
não contribui na microestrutura dos solos estudados.
A colapsividade é conseqüência do arranjo estrutural dos solos, que por sua vez é
resultado direto de sua química e mineralogia, originada basicamente durante a evolução
intempérica. A agregação das partículas de solo com a conseqüente geração de grandes
vazios, associados aos contatos estruturais realizados através de pontes de argila e a
inexpressiva ação de cimentação de oxi-hidróxidos de ferro são os principais fatores para a
existência de elevados potenciais de colapso (Cardoso et al, 1998b).
Cardoso (1995), por meio dos resultados obtidos nos estudos de quatro tipos de solos
tropicais, propôs um Modelo de Evolução Químico-Mineralógica dos Solos Tropicais
Colapsíveis, apresentado na Figura 2.4.
Segundo Camapum de Carvalho et al. (1994) os principais fatores geradores de colapso
estrutural dos solos porosos do Distrito Federal são a metaestabilidade estrutural (os solos são
constituídos de micro e macroporos sendo a instabilização destes a causa do colapso), a
qualidade do fluido de saturação (relacionado ao ataque das ligações cimentícias pelo fluido),
o grau de saturação inicial e o estado de tensões aplicado ao solo.
De acordo com Camapum de Carvalho et al (1993), os solos do Distrito Federal
apresentam-se constituídos de micro e macroporos e experimentam uma significativa redução
do volume de vazios, quando submetidos a uma variação no estado de tensões, que se dá por
um acréscimo do carregamento externo ou através do aumento do teor de umidade do solo, o
10
que afeta a interação intergranular. Cardoso (1995) afirma que o colapso por carregamento
ocorre predominantemente por quebra de agregados e pontes de argila, enquanto que no
colapso por inundação, o fenômeno recebe contribuição significativa da dispersão das argilas.
Farias & Assis (1996) mostram que a alteração do estado de tensões sem a necessidade de
acréscimo de tensões pode por si só gerar colapso nesses solos.
Figura 2.4. Modelo de Evolução Químico-Mineralógico dos Solos Tropicais Colapsíveis
(Cardoso, 1995)
Araki (1997) observou que o solo do Distrito Federal é formado por microagregados,
que possuem vazios em seu interior, unidos através de pontes de argilas e cimentações,
sustentando uma estrutura bastante porosa, que vai reduzindo com a profundidade. O arranjo
poroso da estrutura do solo é mais pronunciado para camadas mais superficiais. Com o
aumento da profundidade ele vai se reduzindo, chegando aos 10 m sem a observação de
grandes vazios, apesar dos microagregados estarem presentes.
Pontes de argila e cimentações interganulares são estáveis na presença de água de
origem pluviométrica para as condições de tensões naturais e também são importantes na
manutenção da estrutura do solo, pois os ensaios oedométricos realizados por Araki (1997)
em solos amolgados mostraram sempre as maiores deformações volumétricas, independentes
da inundação do corpo de prova. A sucção, portanto, não é o único mecanismo de sustentação
da estrutura porosa.
Material Residual ou Transportado.
Intemperismo Químico
Lixiviação de Alcalinos e Alcalinos-Terrosos.
Enriquecimento de Al, Fe e Si Amorfos.
Geração de Minerais de Argila/Hidróxidos E Óxidos de Al, Fe e Si.
pH Ácido
Agregação, Pontes e Filmes De Argila.
Solubilização dos
Oxihidróxidos de
Ferro, então a Cimentação é de pouca
importância.
Estrutura pouco resistente.
Alto Índice de Vazios.
Solo Tropical Colapsível
11
2.4. SONDAGENS A PERCUSSÃO COM MEDIDA DE TORQUE – SPT-T
O Standart Penetration Test (SPT) é a mais popular técnica de investigação geotécnica,
principalmente devido à simplicidade do equipamento e o baixo custo, além de possibilitar em
uma só operação a retirada de amostras, a determinação do nível d’água e a medida de
resistência à penetração, que pode ser correlacionado com métodos semi-empíricos de projeto.
O procedimento do ensaio consiste basicamente na cravação de um amostrador padrão,
de diâmetro externo de 50 mm, usando um peso de 65 kg, caindo de uma altura de 75 cm. O
valor N é o número de golpes necessário para fazer o amostrador penetrar 30 cm, após uma
cravação inicial de 15 cm. No Brasil, o ensaio é normatizado pela Associação Brasileira de
Normas Técnicas através da NBR 6484 de 1980 (Execução de sondagens de simples
reconhecimento dos solos – Método de ensaio). É comum em todo mundo o uso de
procedimentos não padronizados e equipamentos diferentes do padrão internacional.
Apesar de ser continuamente criticado pela própria comunidade geotécnica, devido
principalmente à diversidade de procedimentos utilizados na execução do ensaio e à pouca
racionalidade de alguns métodos de uso e interpretação, o SPT ainda é o ensaio mais utilizado
na prática de Engenharia de Fundações.
Ranzini (1988) propõe alterar a metodologia tradicional do SPT medindo o torque
necessário para vencer o atrito lateral do amostrador ao final do ensaio.
O procedimento consiste em após a cravação do amostrador padrão conforme prevê a
Norma Brasileira NBR 6484, retirar-se a cabeça de bater e colocar o disco centralizador até
este apoiar-se no tubo guia. Rosqueia-se na mesma luva , onde estava aclopada a cabeça de
bater, o pino adaptador. Encaixa-se no pino uma chave soquete onde se acopla o torquímetro.
Aplica -se à haste uma torção, medindo, por meio de um torquímetro usado como braço de
alvanca e mantido na horizontal, o momento de torção máximo necessário à rotação do
amostrador, para obter, assim, uma medida da resistência lateral. Em alguns casos anota-se o
valor residual, sendo a operação repetida a cada metro.
Segundo Alonso (1994) o ensaio SPT-T (Standart Penetration Test com medida de
torque) não está sujeito aos erros cometidos no ensaio SPT, tais como: massa cadente, altura
de queda, atritos múltiplos, peso e rigidez das hastes, entre outros, restando apenas os erros
relativos ao estado da parede lateral do amostrador, à velocidade de aplicação do torque e os
erros de leitura, sistemáticos e acidentais, comuns a todas as medidas de grandeza.
Décourt e Quaresma Filho (1991 e 1994) introduziram o SPT-T na rotina dos serviços
de sondagem e estabeleceram as regras básicas para sua interpretação.
12
Uma das formas para interpretação do SPT-T tem por base o conceito de Neq, sendo
este definido por Décourt (1991) como sendo o valor do torque dividido por 1,2. A idéia seria
utilizar-se, preferencialmente, os valores de torque, admitindo-se que os mesmos sejam menos
suscetíveis de sofrerem influência da “estrutura” dos solos do que os valores N.
A introdução do conceito de Neq permitiria estender a aplicação de correlações e
fórmulas empíricas deduzidas para solos da Bacia Sedimentar Terciária da cidade de São
Paulo, para outros solos, quaisquer que fossem suas características e origens. As verificações
existentes tais como Décourt (1993) e Décourt e Niyama (1994) citado por Quaresma et al
(1998) têm dado bons resultados.
Décourt e Quaresma (1991) relacionaram T e N72 (índice de torque) para solos
sedimentares e residuais, sendo seus valores 1,1 e 1,84 respectivamente.
Alonso (1996a) correlacionou os ensaios SPT e SPT-T para 25 áreas da Bacia
Sedimentar Terciária da cidade de São Paulo e arredores, onde verificou que a correlação
média 10Tmáx/Tres é praticamente igual á correlação média Tmáx/N e portanto pode-se
escrever: Tres (em N.m) ≅ 10N. Dessa forma, é possível utilizar o ensaio SPT quando não se
dispõe do ensaio SPT-T, utilizando-se as correlações existentes.
No entanto, Camapum de Carvalho et al (1998) analisando resultados de ensaios SPT-T
realizados no Campo Experimental de Geotecnia da Universidade de Brasília (UnB) e no
trecho do metrô-DF verificaram que utilizando o procedimento da norma, a relação média
Tmáx/N foi de 1,16 e 1,24 e para Tres/N foi de 0,62 e 0,85 para os dois solos
respectivamente. No caso do bico grosso, a relação média Tmáx/N foi de 1,30 para o solo
residual da UnB e 1,29 para o solo transportado do metrô e para Tres/N ela foi de 0,77 para o
solo do metrô.
Analisando o conjunto de resultados, constata-se que a relação T/N não parece ser um
parâmetro eficiente na associação com a origem dos solos tropicais, mesmo porque as
propriedades e comportamento desses solos variam com a profundidade e de região para
região em função do grau de intemperismo sofrido. Destaca-se ainda que a relação proposta
por Alonso (1996a) Tres/N = 1, não corresponde aos valores obtidos para os solos residual e
transportado estudados.
Outra aplicabilidade do torque seria na identificação de solos colapsíveis. Segundo
Décourt (1992) valores de índice de torque (TR) entre 1,0 e 1,2 indicam solos estáveis
(IC ≤ 2%), enquanto valores de TR iguais ou superiores a 2,5 são indicativos de solos
colapsíveis (IC ≥ 2%) para as argilas porosas da cidade de São Paulo.
13
Porém, Guimarães et al (2000) obtiveram através de ensaios de torque realizados em
Anápolis – GO a relação média T/N de aproximadamente 0,8 (com alta variabilidade entre 0,5
e 1,7) em solos comprovadamente colapsíveis. Estes resultados mostram que outros fatores
devem ser estudados, possivelmente estruturação do solo e padronização do ensaio SPT-T,
para que propostas de generalização da relação de T/N com colapso sejam formuladas.
As correlações entre o SPT e o atrito lateral medido com o torque para o solo do Distrito
Federal, são distintas, quando comparadas com as obtidas em outras regiões, mostrando mais
uma vez que estas devem ser regionalizadas.
Ferreira et al. (1998), verificaram que valores altos e baixos de SPT não indicam se o
solo é ou não colapsível, e afirmaram que valores altos de SPT em solos colapsíveis estão
associados à baixa umidade (w ≤ 5%) ou altas sucções, não sendo os valores do índice de
resistência à penetração adequados para identificação de solos potencialmente colapsíveis.
Camapum de Carvalho et al. (2001) apresentam os resultados de SPT (N) em função da
sucção matricial e da sucção matricial normalizada (pF/e) em relação ao índice de vazios (e).
Estes resultados mostram que não existe tendência definida de variação do parâmetro N com
pF, no entanto, o mesmo apresenta tendência clara de aumento com o valor de pF/e. Essa
constatação é importante, pois além de realçar a influência da sucção nos resultados de SPT,
deixa claro que a análise de comportamento mecânico dos solos não saturados em função da
sucção normalizada constitui uma ferramenta importante.
Ainda segundo os autores, considerando os resultados de sucção matricial obtidos a
partir das curvas características obtidas de amostras indeformadas, observa-se a inexistência
de tendência entre os resultados de SPT-T (torque) e os resultados de sucção matricial e de
sucção matricial normalizada. Este comportamento já poderia ser esperado, pois enquanto o
SPT é realizado sobre amostra intacta o SPT-T é realizado sobre a amostra já rompida, ou seja
a sucção aqui considerada já não representa o estado do solo. Por motivo semelhante não se
observa qualquer tendência entre N e pF e entre N e pF/e quando a sucção matricial foi
determinada a partir de amostras coletadas do amostrador SPT, ou seja, estas amostras não
representam o estado do solo quando da realização do ensaio SPT.
Embora não exista nenhuma tendência de variação entre o torque e pF obtido de
amostras deformadas oriundas do amostrador SPT, este parâmetro tende a diminuir com o
aumento da relação pF/e. Apesar de se esperar que o torque aumente com a sucção, no
entanto, o que poderia estar influenciando o comportamento não seria a sucção mas sim o
colapso estrutural do solo quando da realização do ensaio SPT. O colapso estrutural do solo
ao mesmo tempo em que aumenta o número de contatos e portanto o torque, poderia
14
proporcionar um aumento do grau de saturação e a redução da sucção matricial. O aumento
do torque com a umidade tende a confirmar esta análise, pois quanto maior a umidade maior
será a facilidade de desagregação e colapso da estrutura do solo (Camapum de Carvalho et al.,
2001).
2.5. PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS
Carga admissível de uma estaca é a força aplicada sobre esta, provocando apenas
recalques que a construção pode suportar sem inconvenientes e oferecendo, simultaneamente,
segurança satisfatória contra a ruptura ou o escoamento do solo ou do elemento estrutural de
fundação. É obtida dividindo-se a capacidade de carga por um coeficiente de segurança, sendo
iguais a 1,6 e 2,0 quando se dispõe ou não, respectivamente, de resultados de provas de carga,
segundo a NBR 6122.
Uma estaca submetida a um carregamento vertical irá resistir a essa solicitação
parcialmente pela resistência ao cisalhamento gerada ao longo de seu fuste e parcialmente
pelas tensões normais geradas ao nível de sua ponta.
A capacidade de carga Pr é definida como a soma das cargas máximas que podem ser
suportadas pelo atrito lateral Pl e pela ponta Pp, conforme Equação (2.4) .
r 1 pP = P + P (2.4)
Designando-se por rl e rp as tensões limites de cisalhamento ao longo do fuste e normal
ao nível da base e Al e Ap, respectivamente, a área lateral da estaca e da seção transversal de
sua ponta, tem-se:
r l l p pP = r A + r A (2.5)
A capacidade de carga pode ser avaliada através de processos diretos e indiretos. Nos
processos diretos os valores de rl e rp são determinados através de correlações empíricas e/ou
semi-empíricas com algum tipo de ensaio “in situ”.
Nos processos dito indiretos, as principais características de resistência ao cisalhamento
e de rigidez dos solos são avaliadas através de ensaios “in situ” e/ou de laboratório e a
capacidade de carga é determinada através da utilização de formulação teórica ou
experimental.
15
Segundo Fredlund & Rahardjo (1993), a análise de capacidade de carga de fundações
em solos não saturados pode ser vista como uma extensão da mecânica dos solos saturados.
Baseando-se no conceito de que a coesão é composta de dois componentes, sendo uma a
coesão efetiva c’, e outra devido a sucção, (ua – uw) tanφb, a teoria de capacidade de carga
convencional pode ser aplicada ao caso de solos não saturados. Um aspecto importante é
assumir corretamente os valores dos parâmetros de resistência ao cisalhamento e de sucção
mátrica atuante.
2.5.1. Previsão da Capacidade de Carga Através de Resultados de Ensaios SPT e CPT
No Brasil, dois métodos semi–empíricos cujos parâmetros são obtidos através de
ensaios Standart Penetration Test (SPT) e Cone Penetration Test (CPT) são muito utilizados :
Aoki-Velloso (1975) e Décourt – Quaresma (1978).
2.5.1.1. Método Aoki-Velloso (1975)
Neste método os valores de tensão limite de ponta (rp) e de atrito lateral (rl) podem ser
calculados a partir da resistência de ponta (qc) e do atrito lateral unitário (fc) medidos em
ensaios de penetração estática CPT. A diferença de comportamento entre a estaca e o cone é
corrigida pelos coeficientes F1 e F2, conforme Equações (2.6) e (2.7), sendo os valores de F1 e
F2 apresentados na Tabela 2.1.
1
cp
qrF
= (2.6)
2
cl
frF
= (2.7)
Tabela 2.1. Coeficientes de transformação F1 e F2 (Aoki-Velloso, 1975).
Tipo de estaca F1 F2
Franki 2,50 5,0
Metálica 1,75 3,5
Pré – moldada 1,75 3,5
16
Para estacas escavadas, Aoki (1976) considera que, dependendo do maior ou menor
grau de pertubação introduzido no terreno pelo processo executivo empregado, F2 varia entre
4,5 e 10,5 (com F2 = 2F1). De acordo com Velloso et al (1978) citado por Cintra & Aoki
(1999), podem ser adotados os valores F1 = 3,5 e F2 = 7,0 para estacas escavadas com lama
bentonítica. Também há menções a valores de F1 = 3,0 e F2 = 6,0 para estacas escavadas
(Alonso, 1991; Aoki & Alonso, 1992).
O valor da resistência de ponta (qc) e do atrito lateral unitário (fs) podem ser estimados
por correlações com o índice de resistência à penetração (N) dos ensaios SPT, conforme
Equações (2.8) e (2.9).
c pq = KN (2.8)
c 1f = KN α (2.9)
sendo:
Np o índice de resistência à penetração na cota de apoio do elemento estrutural de
fundação;
Nl o índice de resistência à penetração médio na camada de solo de espessura ∆l;
K e α dependem do tipo de solo (Tabela 2.2).
2.5.1.2. Método Décourt – Quaresma (1978)
Este método, baseia-se nos valores N do ensaio SPT sendo originalmente previsto para
estacas de deslocamento, porém algumas extensões foram efetuadas objetivando permitir o
seu uso para outros tipos de estacas. O atrito lateral unitário é dado por:
10 13
ll
Nr = +
(2.10)
sendo o limite inferior igual a 3 e o superior igual a 50 para estacas de deslocamento e estacas
escavadas com bentonita e igual a 15 para estacas Strauss e tubulões a céu aberto.
A tensão de ruptura na ponta é dada por:
p pr = CN (2.11)
Onde:
17
Np é o valor médio do índice de resistência à penetração na ponta do elemento estrutural
de fundação, obtido a partir de três valores: o correspondente ao nível da ponta ou base, o
imediatamente anterior e o imediatamente posterior,
C é um fator característico do solo (Tabela 2.3)
Tabela 2.2. (Coeficientes K e α Aoki – Velloso, 1975).
Tipo de solo K (MPa) α (%) β = α.Κ
Areia 1,00 1,4 1,40
Areia siltosa 0,80 2,0 1,60
Areia silto – argilosa 0,70 2,4 1,68
Areia argilosa 0,60 3,0 1,80
Areia argilo – siltosa 0,50 2,8 1,40
Silte 0,40 3,0 1,20
Silte arenoso 0,55 2,2 1,21
Silte areno – argiloso 0,45 2,8 1,26
Silte argiloso 0,23 3,4 0,78
Silte argilo – arenoso 0,25 3,0 0,75
Argila 0,20 6,0 1,20
Argila arenosa 0,35 2,4 0,84
Argila areno – siltosa 0,30 2,8 0,84
Argila siltosa 0,22 4,0 0,88
Argila silto – arenosa 0,33 3,0 0,99
Tabela 2.3. Fator característico do solo C (Décourt – Quaresma, 1978)
Tipo de solo C (kPa)
Argila 120
Silte argiloso 200
Silte arenoso 250
Areia 400
18
Décourt (1996) introduz coeficientes α e β na fórmula da capacidade de carga (Equação
2.12) para estacas escavadas em geral, estacas tipos hélice contínua e raiz e estacas injetadas
sob altas pressões. Os valores propostos são apresentados na Tabela 2.4.
r p 1P = P + Pα β (2.12)
Tabela 2.4. Valores do coeficiente α e β em função do tipo de estaca e do tipo de solo
(Décourt, 1996). Tipo de estaca
Escavadas em
geral
Escavada
(bentonita)
Hélice contínua Raiz Injetada sobre
altas pressões Tipo de solo
α β α β α β α β α β
Argila 0,85 0,80 0,85 0,90 0,30 1,0 0,85 1,5 1,0 3,0
Solos intermediarios 0,60 0,65 0,60 0,75 0,30 1,0 0,60 1,5 1,0 3,0
Areia 0,50 0,50 0,50 0,60 0,30 1,0 0,50 1,5 1,0 3,0
Rodrigues et al. (1998) apresenta uma avaliação da adequabilidade dos métodos
propostos por Aoki-Velloso (1975) e Décourt–Quaresma (1978) ao dimensionamento das
estacas no Distrito Federal. Utilizando os resultados de carga de ruptura oriundos das provas
de carga e os valores determinados a partir dos métodos citados anteriormente, calculou-se o
erro gerado na determinação da capacidade de carga das diferentes estacas segundo os dois
métodos.
Corrigiu-se então os valores de F1 e F2 dividindo-os pela relação entre os resultados das
provas de carga e os valores calculados segundo Aoki-Veloso (1975). Os parâmetros α e β do
método Décourt–Quaresma (1978) foram corrigidos multiplicando-os pela relação entre os
resultados das provas-de-carga e os valores por este calculado. Os novos valores obtidos a
partir destas correções são apresentados na Tabela 2.5.
Tabela 2.5.Valores de F1 e F2 (Aoki-Veloso,1975) e α e β (Décourt – Quaresma,1978)
corrigidos em função dos resultados das provas de cargas (Rodrigues et al., 1998).
Estacas F1 F2 α β
Strauss 1,70 3,40 1,15 1,10
Pré-moldada 2,70 5,50 0,55 0,55
Escavada mecanicamente 1,70 3,35 0,90 0,85
Escavada manualmente 2,35 4,70 0,65 0,60
19
Guimarães (2002) afirma que para os solos de Brasília os métodos empíricos baseados
no SPT subdimensionam o carregamento, principalmente o lateral, mas quando se utilizam
coeficientes regionais as comparações melhoram. No caso de execução de estacas strauss sem
apiloamento, deve-se adotar os coeficientes determinados para a estaca escavada
manualmente.
2.5.2. Previsão da Capacidade de Carga Através de Resultados de Ensaios SPT-T
Os métodos mais utilizados para se estimar o atrito unitário médio (fs) são os que se
baseiam no índice de penetração N do SPT, porém, segundo Guimarães (2002), a medida do
torque no ensaio SPT-T faz deslumbrar a possibilidade de obtenção de valores de fs mais
próximos da adesão, na ruptura de estacas.
Utilizando os valores de torque ou correlações entre N e o torque medido no SPT-T,
surgiram novos métodos para previsão de capacidade de carga de estacas, tais como: Alonso
(1996a e 1996b), Décourt (1996), Camapum de Carvalho et al. (1998) e Peixoto (2001).
Ranzini (1988) sugeriu a utilização da resistência lateral obtida no torque para a
avaliação da tensão lateral de estacas, apresentando uma equação que permite calcular o valor
da resistência de atrito lateral entre o amostrador e o solo (fs).
Considerando uma variação linear da tensão de cisalhamento, desde zero no centro da
base do amostrador até um máximo na superfície lateral cilíndrica, passando pelo trecho
tronco cônico da sapata cortante, e, desprezando a diferença entre o atrito interno do solo na
boca do amostrador e o atrito entre o solo e a parede lateral do amostrador no restante da
superfície, Ranzini (1988) deduziu a seguinte expressão:
40,5366 17, 406
Tfsh
=⋅ −
(2.13)
Onde:
fs = tensão de atrito lateral (kgf/cm2);
T = torque máximo (cm.kgf)
h = penetração do amostrador (cm).
O ensaio sugerido teria aplicação em solos de resistência à penetração inferior a cerca
de 20.
A Equação (2.13) foi corrigida em 1994 por Ranzini, considerando que a tensão de
atrito lateral fosse constante, tanto na face lateral do amostrador como na abertura inferior,
20
resultante da condição de equilíbrio entre o momento aplicado, por meio do torquímetro, e o
momento resistente do atrito lateral, tomando-se como parâmetro a profundidade (h) de
cravação.
) )(2 312 ( 2
3 o
TfsR h h R r R r rπ
= − − + −
(2.14)
Sendo :
h = altura total de cravação do amostrador
R = 2,54 cm (raio externo do amostrador)
r = 1,905 cm ( raio mínimo da boca do amostrador)
h0 = 1,90 cm ( altura do chanfro tronco – cônico)
Portanto :
(40,5366 3,1711)
Tfsh
=−
(2.15)
Sendo :
fs em kgf/cm2, T em cm.kgf e h em cm
ou
41,336 0,032
Tfsh
=−
(2.16)
Em que:
fs em kPa, T em m.kN e h em m.
A seguir apresenta-se uma revisão das características de alguns métodos que utilizam
parâmetros obtidos a partir dos ensaios SPT-T.
2.5.2.1. Alonso (1996a e 1996b)
Alonso (1996b) apresenta correlações entre o atrito lateral medido com o torque (fs) e a
adesão média entre o solo e o fuste (r1 ) dos diversos tipos de estacas. Devido à não existência
de provas de carga em estacas instrumentadas em locais onde se realizaram ensaios SPT-T,
estas correlações foram obtidas de forma indireta, partindo-se das correlações entre r1 e o
índice de resistência à penetração N (propostas pelos diversos autores dos métodos de
capacidade de carga) com correlações análogas, obtidas entre o atrito lateral máximo medido
com o torque e a mesma resistência N do ensaio SPT.
21
A correlação entre fs e N foi obtida pelo método dos mínimos quadrados, podendo-se
adotar as seguintes equações médias :
fs = 15+ 5N ou fs = 6N (2.17)
Para se estabelecer as correlações entre r1 e fs foram utilizadas as diversas expressões
dos vários métodos de capacidade de carga, obtendo-se os seguintes resultados:
Estacas tipo raiz: 1r = 1,15fs (2.18)
Estacas pré-moldadas: 1,5lfsr = (2.19)
Estacas escavadas com auxílio de lama bentonítica: 1,7lfsr = (2.20)
Para o cálculo de rp utilizou-se o modelo proposto por De Beer (1972) citado por
Peixoto (2001), substituindo-se N por Tres, conforme visto anteriormente, então:
1 2.2p
Tres Tresr β+
= (2.21)
Sendo:
rp= capacidade de carga do solo sob a ponta da estaca.
Tres1= média aritmética dos valores do torque mínimo no trecho 8.D acima da ponta da
estaca.
Tres2= ídem, para o trecho 3.D abaixo da ponta da estaca.
D = diâmetro da estaca.
Os valores de Tres1 e Tres2 superiores a 400 N.m devem ser adotados iguais a 400 N.m.
β = 20 (kPa/N.m) para as areias; 15 (kPa/N.m) para os siltes e 10 (kPa/N.m) para as
argilas.
Para a adesão entre o solo e a estaca, Alonso (1996a) estabeleceu uma correlação com o
fs, obtido do torque máximo do SPT-T, expressa na Equação (2.22).
1r = x fs 200 kPaα ≤ (2.22)
Para aferir a validade do método foram efetuadas 4 provas de carga, e observou-se que o
método é consistente, lembrando porém, que a extrapolação deste deve ser feita com critério
e, se houver necessidade, deve-se modificar as correlações para adaptar o método.
22
Embora se tenha confirmado o valor médio Tmáx = 1,2N proposto por Décourt (1994),
para a Bacia Sedimentar Terciária da cidade de São Paulo a faixa de variação dessa correlação
apresenta grande dispersão (Tmáx = 1,0 a 1,48 N), devido talvez mais à dispersão dos valores
do ensaio SPT do que as medidas do torque.
Alonso (2000) reavalia este método para outras duas regiões: os solos da formação
Guabirotuba e os solos da cidade de Serra e verifica que:
a) para as argilas siltosas cinzas da formação Guabirotuba deve-se adotar rl = 0,65fs
limitando seu valor a 80 kPa, adotar β = 8 kPa/N.m e manter as relações Tmáx = 1,2N e
Tres = N com limitação de N = 40.
b) para os solos da cidade de Serra se deveria adotar rl = 0,76fs limitando seu valor a
200 kPa, adotar β =26 kPa/N.m para as areias, 19,5 para os siltes e 13 para as argilas e
manter as relações Tmáx = 1,2N e Tres = N com limitação de N = 40.
2.5.2.2. Décourt (1996)
Este método é uma modificação da metodologia proposta por Décourt e Quaresma
(1978) descrito no item 2.5.1.2, substituindo-se o valor do N obtido no SPT diretamente pelo
torque obtido no SPT-T.
2.5.2.3. Camapum de Carvalho et al. (1998)
Camapum de Carvalho et al. (1998), utilizando a equação de Ranzini, os resultados de
carga de ruptura oriundos de provas de carga realizados no Distrito Federal e as capacidades
de carga de ponta calculados a partir dos métodos Aoki-Velloso (1975) e Decourt–Quaresma
(1978), determinaram, considerando os resultados dos ensaios SPT-T, o coeficiente αT (ajuste
da adesão no cálculo da parcela de carga por atrito lateral).
Com base nos resultados os autores propõem, para o dimensionamento de estacas
utilizando os resultados dos ensaios SPT-T e SPT, que a parcela de ponta seja determinada a
partir do SPT (utilizando os coeficientes propostos por Rodrigues et al.,1998) e a parcela de
atrito lateral a partir do SPT-T. Para tal devem ser utilizados os coeficientes apresentados na
Tabela 2.6.
23
Tabela 2.6. Coeficientes para Cálculo da Parcela Lateral (Camapum de Carvalho et al. (1998)
Aoki – Velloso Décourt – Quaresma Estacas
Bico grosso Norma Bico grosso Norma
Strauss 1,1 0,85 1 1,1
Pré – moldada 0,5 0,85 0,65 0,9
Escavada mecanicamente 0,75 1,3 0,95 1,35
Escavada Manualmente 0,5 0,9 0,70 0,95
Dessa forma,o dimensionamento de estacas poderá ser efetuado segundo a Equação
(2.23):
r pP = P + (U x L x fs x )Tα (2.23)
Onde:
Pp = parcela de ponta calculada segundo Aoki-Velloso (1975) ou Décourt-Quaresma
(1978) considerando-se os coeficientes propostos por Rodrigues et al. (1998);
U = perímetro da seção transversal da estaca;
L = comprimento da estaca;
fs = adesão média ao longo do comprimento da estaca;
αT = coeficientes para cálculo da parcela lateral.
Segundo Guimarães (2002) o coeficiente αT apresenta bons resultados para a parcela
lateral, sendo que no caso de estacas escavadas deve-se desprezar a parcela de ponta.
2.5.2.4. Peixoto (2001)
Peixoto (2001), comparando os resultados das previsões de atritos laterais obtidos por
Ranzini (2000), quando este utilizava o torq ue residual ou o máximo, constatou a existência
de uma maior variabilidade nos valores de atrito lateral quando se adota o torque residual.
Sendo assim, Peixoto (2001) sugeriu para o cálculo da parcela de atrito lateral, a
determinação da tensão rl através da equação de Ranzini (2000), porém com o fTmáx
multiplicado por um fator Fl, função do comportamento do solo, que é representada pela
relação Tmáx/N.
A metodologia proposta por Décourt (1996) para cálculo da parcela de ponta, utilizando
os valores de N e não de Neq é o que se melhor aproxima das provas de cargas
instrumentadas realizadas por Peixoto (2001).
24
Com base nestas análises, Peixoto (2001) adotou uma nova metodologia para a
determinação da capacidade de carga de estacas. Segundo o autor, deve-se utilizar para o
cálculo da parcela lateral a equação de Ranzini (2000) com as modificações comentadas
anteriormente, e para o cálculo da parcela de ponta a proposta sugerida por
Décourt-Quaresma (1978). Então, tem-se:
1 1 l lP = F x s x fTmax A⋅ (2.24)
Onde:
Fl = fator de correção em função do tipo de estaca e da relação Tmáx/N (Tabela 2.7)
sl = coeficiente em função do tipo de estaca (Tabela 2.7)
max
max i i
i
L xfTfT
L= ∑
∑ (2.25)
Em que:
Li = comprimento do trecho elementar de ordem “i” do fuste;
fTmáxi = tensão de atrito lateral medida pelo torquímetro na altura do trecho elementar
de ordem “i” do fuste;
Al = área da superfície lateral da estaca.
Com o intuito de verificar a viabilidade desta metodologia, esta foi aplicada em estacas
de seis campos experimentais e a outros dados de provas de carga obtidos na literatura. Os
resultados mostram que a metodologia apresentada é adequada para os cálculos de previsões
de capacidade de carga, evidenciando, mais uma vez, a potencialidade dos ensaios SPT-T
para este fim.
Os métodos baseados no SPT-T, com exceção de Alonso (1996a e 1996b),
apresentaram bons resultados para estimativa do atrito lateral, no entanto os mesmos
superestimam a carga de ruptura quando se considera a parcela de ponta. Por levar em conta a
correção em função do índice de torque (TR), o método de Peixoto (2001) oferece melhor
previsão do atrito lateral das estacas assentes nos solos porosos do campo experimental da
UnB (Guimarães,2002).
Peixoto (2001) analisa os métodos existentes que utilizam o ensaio SPT-T na previsão
da capacidade de carga de estacas. Os métodos adotados são Décourt (1996) e Alonso (1996a
e 1996b). Estes métodos foram aplicados em seis campos experimentais em estacas pré-
moldadas, ômega, escavadas, hélices–contínuas, brocas, apiloadas, dentre outras. Observa-se
25
que os métodos produzem uma grande variação nas previsões de capacidade de carga, até para
um mesmo tipo de estaca. Além disso, a avaliação apenas em função da carga de ruptura não
é adequada, pois, nas previsões em que a relacão Prcal/Pr tende a um, ao separarem-se as
parcelas referentes ao atrito lateral e a ponta , nota-se que enquanto uma é super-
dimensionada a outra é conservadora. Portanto, estes métodos necessitam de aprimoramentos.
Tabela 2.7. Valores dos coeficientes sl e Fl (Peixoto, 2001)
Fl Tipo de estaca sl
Tmáx/N < 1 Tmáx/N > 1
Pré – moldada de pequeno diâmetro
Ômega
Metálica
Injetada de pequeno diâmetro
Raiz
Strauss
Franki
Apiloada
Hélice – contínua
Escavada e broca
Barrete
0,8
3,0
0,3
2,0
1,5
0,8
0,8
3,5
2,0
1,4
0,7
1,0
1,0
1,0
1,0
1,0
1,3
0,7
0,7
1,0
1,3
1,0
1,0
1,0
1,0
1,0
1,0
0,7
0,5
0,5
0,3
0,7
1,0
2.6. INFLUÊNCIA DO TEOR DE UMEDECIMENTO DO SOLO NA CAPACIDADE
DE CARGA DE ESTACAS
Com o intuito de verificar a influência da inundação do solo na carga de ruptura das
estacas, Lobo et al. (1991) analisaram resultados de provas de carga executadas na cidade de
Bauru–SP, em estacas apiloadas e escavadas, com o solo no estado natural e após 48 horas de
inundação do terreno ao redor das estacas.
Os autores observaram que as estacas escavadas apresentam uma redução média no
valor da carga última de 40% e as apiloadas de 30% devido a inundação do terreno ao redor
das estacas. Nota-se a maior influência da colapsividade do solo nas estacas escavadas do que
nas apiloadas, em virtude da compactação imposta ao solo devido ao processo executivo das
estacas apiloadas.
26
Carvalho & Souza (1990) através de provas de carga em estacas com o solo nas
condições natural e inundado, verificaram uma redução de quase 70 % no valor da carga de
ruptura devido a inundação do solo.
Três provas de cargas em uma estaca escavada foram executadas no projeto Perímetro
de Irrigação Formoso “A” – Bom Jesus da Lapa (BA) por Silva (1990) . A primeira prova de
carga foi realizada com o solo na umidade natural levada até a carga de ruptura (58 kN).
Posteriormente, inundou-se a estaca pelo topo e ao longo do fuste por 24 horas e deu-se início
à segunda prova de carga, obtendo uma carga de ruptura de 13 kN. Na terceira prova de carga
o carregamento foi processado inicialmente até a carga de 25 kN com o solo na condição
natural, e em seguida o solo foi inundado por 15 horas, sendo que a ruptura ocorreu sem
nenhum acréscimo de carga. Após este período, observou-se que a carga residual estava
estabilizada em 17 kN.
Carneiro (1994) realizou provas de carga em estacas apiloadas no Campo Experimental
da USP/São Carlos, sendo três com o fuste totalmente embutido em solo colapsível, mas com
a ponta apoiada em solo residual (6 m) e três com parte do fuste embutido em solo residual
(9 m). Foram realizadas com solo na umidade natural ou com inundação do solo na carga de
trabalho por 48 horas. O efeito da colapsibilidade só manifestou-se quando se deu
continuidade ao carregamento em estágios após o período de inundação. A carga em que se
processou o colapso, apresentou-se em média 20% inferior à carga última dos ensaios
realizados nas condições de umidade natural, sendo que as estacas de 6 metros apresentaram
redução da capacidade de carga de 22% e as estacas de 9 m de 18%.
Teixeira e Albiero (1994a) apresentam os resultados de provas de carga realizadas em
duas estacas escavadas instrumentadas, submetidas a quatro seqüências de carregamentos com
o solo no estado natural e em seguida a mais uma seqüência de carregamento com o solo
inundado para uma carga de 300 kN e 480 kN respectivamente. Verificou-se que em ambas as
provas de cargas com solo inundado, as cargas de trabalho não foram suficientes para
despertar o colapso estrutural do solo, decidindo-se fazer pequenos incrementos para uma
melhor definição da curva carga-recalque. Foram encontradas reduções das capacidades de
carga das estacas entre 27% e 34%, sendo estes valores inferiores aos encontrados em outras
pesquisas regionais realizadas em estacas virgens.
Camapum de Carvalho et al. (1995) verificaram que no Distrito Federal, apesar das
maiores variações de grau de saturação ocorrerem apenas nos três primeiros metros do perfil
de solo (35%), a inundação provoca uma redução na capacidade de carga de estacas.
Observaram ainda que o recalque na estaca apiloada é superior ao da estaca escavada,
27
possivelmente devido a quebra da estrutura do solo ou falhas no processo executivo durante o
apiloamento.
Ferreira (1998) realizou provas de carga instrumentadas no Campo Experimental de
Bauru constituído de uma areia fina argilosa residual de arenito, obtendo-se os seguintes
resultados:
a) a inundação prévia do terreno efetuada na terceira prova de carga, provocou reduções
médias de capacidade de carga de 47%, 26% e 39% nas cargas de ruptura das estacas de 4, 7 e
10 m, respectivamente, com um valor médio de 37%.
b) a perda de atrito lateral médio devido à inundação do terreno foi de 90,5% para a
estaca de 4,0 m. Para as estacas de 7 m e as duas de 10 m, a redução em relação à segunda
prova de carga, devido à inundação do terreno foi de 31,5%, 35,4% e 45,7%, respectivamente.
Sales et al. (2001) ensaiou duas estacas escavadas a trado, moldadas in loco no Campo
Experimental do programa de Pós-Graduação em Geotecnia da Universidade de Brasília
(UnB), sendo um na umidade natural e outro com pré-inundação por 48 horas do solo.
Verificou-se que a inundação excessiva provoca uma redução da capacidade de carga da
estaca, porém a rigidez do sistema estaca-solo não é muito alterada. Ou seja, a inundação
deste solo será maléfica apenas se a combinação com o estado de carregamento for suficiente
para atingir o colapso.
Guimarães (2002) observou uma boa relação entre a sucção e o aumento da resistência
lateral média de estacas escavadas, localizadas no Campo Experimental anteriormente citado.
Como neste caso só foram levados em conta os dados de 1,0 e 1,5 metros, devido ao fato de
apenas as sucções destas profundidades terem sofridos variações significativas, esta análise
ficou prejudicada, apesar de indicar que a sucção pode ser responsável pelo aumento de
resistência.
Verifica-se, portanto, que a inundação exerce considerável efeito na capacidade de
carga das estacas, mesmo naquelas que foram sucessivamente ensaiadas e cuja resistência de
ponta foi totalmente mobilizado e que o atrito lateral diminui pelo efeito da inundação.
O fato da estaca ser apiloada ou escavada influencia no nível de redução da capacidade
de carga, dependendo das características do solo em que a estaca está assentada, conforme
verificado nos resultados obtidos para Bauru (Lobo et al., 1991) e para Brasília (Camapum
et al., 1995).
28
2.7. INFLUÊNCIA DO RECARREGAMENTO NOS RESULTADOS DE PROVAS
DE CARGA
Apesar da evolução dos ensaios de campo ocorridos nas últimas décadas, provas de
carga em estacas continua sendo o meio mais eficaz e preciso na determinação da capacidade
de carga. Porém, algumas vezes é necessário a repetição deste ensaio em uma mesma estaca,
o que pode influenciar os resultados.
Carneiro (1994) realizou provas de carga em estacas a fim de verificar a redução da
capacidade de carga destas em decorrência do processo de inundação. As estacas foram
ensaiadas com o solo em sua umidade natural e após o descarregamento estas foram
reensaiadas com inundação do solo na carga de trabalho. Com o mesmo objetivo Carvalho &
Souza (1990), Silva (1990), Camapum de Carvalho et al. (1995), dentre outros, adotaram o
reensaio de estacas, o que coloca mais uma vez em evidência a importância de se avaliar sua
influência nos resultados.
Lobo et al. (1991) analisando resultados de provas de carga executadas na cidade de
Bauru–SP em estacas apiloadas e escavadas com o solo no estado natural e após inundação do
terreno ao redor das estacas, alertam para o fato de que o aspecto das curvas carga x recalque
nos ensaios realizados após a inundação é influenciado pelo carregamento anterior que
provoca uma espécie de sobreadensamento do solo ao redor e na ponta das estacas.
Teixeira & Albiero (1994b), com o intuito de verificar a influência do recarregamento
de estacas em sua capacidade de carga, realizaram provas de carga rápidas e lentas em estacas
escavadas e instrumentadas, com 0,4 m e 0,5 m de diâmetro e 10 m de comprimento. As
provas de carga foram realizadas para cada uma das estacas em condições de solo natural,
para as quatro primeiras seqüências de provas de carga, e inundado para a quinta seqüência.
Os valores obtidos para cargas de ruptura foram obtidos pelo método de Van der Veen e estão
apresentados na Tabela 2.8.
Utilizando-se dos dados das provas de carga com instrumentação das estacas, os autores
separaram as parcelas de carga lateral e de ponta e traçaram o gráfico PrxPp para as duas
estacas, onde verificaram que as inclinações das curvas aumentavam à medida que crescia o
carregamento a que estavam submetidas as estacas. Além disso, observaram ainda um
crescimento da reação de ponta com a sucessão de ensaios, com exceção da primeira
seqüência de prova de carga, que atingiu grandes valores, mesmo para cargas finais de ensaios
inferiores às de provas de cargas posteriores.
29
Tabela 2.8. Seqüência de carregamentos e cargas de ruptura (Teixeira &
Albiero, 1994b).
Seqüência das provas de carga e cargas de ruptura Diâmetro (m)
Primeira Segunda Terceira Quarta Quinta
0,40 488 595 727 726 510
0,50 451 725 831 911 610
Determinando-se as porcentagens de Pp/Pr, obtiveram valores próximos a 0,6,
contrariando as hipóteses freqüentes de que estas não podem ultrapassar 0,25 para estacas
escavadas, indicando que com o recarregamento as estacas escavadas podem assumir um
comportamento típico de estacas cravadas.
Verifica-se, portanto, que o recarregamento das estacas conduz a um aumento da
capacidade de carga destas, sendo o crescimento (em percentual) da resistência de ponta
maior do que o crescimento da resistência lateral.
Ferreira (1998) em sua tese de doutorado, realizou provas de carga à compressão em
estacas apiloadas de 0,25 m de diâmetro, sendo quatro instrumentadas (uma de 4 m, uma de
7 m e duas de 10 m de comprimento) e seis sem instrumentação (duas de 4 m, duas de 7 m e
duas de10 m de comprimento).
As duas primeiras provas de cargas foram feitas com o solo no estado natural e a
terceira com inundação prévia do solo. As provas de carga foram do tipo rápida, com
incrementos de carga a cada 15 minutos e conduzidas até atingir-se um recalque acima de 50
mm.
De acordo com Ferreira (1998) as curvas carga-deslocamento não apresentaram uma
definição clara de ruptura. Nas provas de carga dos 2ºs ciclos de cada estaca, as curvas
carga-recalque praticamente não apresentaram deslocamentos até a última carga aplicada na
prova de carga anterior, para, a partir daí, seguir o prolongamento da direção da curva do
primeiro ensaio.
Na Tabela 2.9 são apresentadas as cargas de ruptura convencional, Pr1, Pr 2, Pr c e Pr 3,
obtidas para cada prova de carga realizada para todas as estacas ensaiadas. São também
indicadas as perdas de resistência, estimadas devido a pré-inundação do terreno, efetuada
antes da terceira prova.
30
Tabela 2.9. Valores da carga de ruptura convencional para as estacas ensaiadas
(Ferreira, 1998).
Estaca L (m) Pr 1 (kN) Pr 2 (kN) Pr 3 (kN) Pr c (kN) Perda (%)
E 2
E 13
E 16
4,0
4,0
4,0
97
135
55
155
165
145
184
177
164
67
109
100
63
38
39
Média 96 155 175 92 47
E 6
E 7
E 12
7,0
7,0
7,0
209
285
337
300
363
396
360
414
432
264
342
292
27
17
32
Média 277 353 402 299 26
E 3
E 4
E 5
E 11
10,0
10,0
10,0
10,0
310
238
652
1400
540
358
-
-
772
438
983
-
483
237
639
-
37
45
35
-
Média 400 449 731 453 39
O valor Pr3 foi obtido a partir do prolongamento estimado da curva carga x recalque do
segundo ensaio, simulando uma terceira prova de carga com o solo no estado natural. A
determinação desse valor permitiu estimar a redução da capacidade de carga provocada pelo
umedecimento do solo. Observa-se, também, o aumento da capacidade de carga com o
recarregamento das estacas.
Na Tabela 2.10 são apresentados os valores de atrito lateral médio obtidos nas três
provas de carga de cada estaca, para um deslocamento do topo de 25 mm. No cálculo das
médias de fs3 e fs3/fs2 foram omitidos os valores da estaca E2, de 4,0 m de comprimento.
Tabela 2.10. Valores do atrito lateral médio na ruptura para as estacas ensaiadas
(Ferreira, 1998).
Estaca L (m) fs1 (kPa) fs2 (kPa) fs3 (kPa) fs2/fs1 fs3/fs2
E 2
E 6
E 3
E 4
4,0
7,0
10,0
10,0
28,5
28,0
28,0
30,5
37,0
36,5
41,0
46,0
3,5
25,0
26,5
25,0
1,30
1,30
1,46
1,51
0,09
0,68
0,65
0,54
Média 28,8 40,1 25,5 1,39 0,62
Pelos dados obtidos observa-se que na segunda prova de carga realizada, houve um
acréscimo no valor do atrito lateral médio, de 30% a 50%, sendo maior a variação para as
31
estacas mais longas. Na primeira prova de carga, executada em cada estaca instrumentada,
observa-se a necessidade de grandes deslocamentos para mobilização da resistência de ponta.
Na terceira prova de carga, estando o solo previamente inundado, não houve indícios,
em nenhuma das estacas, de uma diminuição da resistência de ponta, devido a colapsividade
do solo. Isto provavelmente se deve ao fato do solo na região da ponta já ter sido modificado
pelas duas provas anteriores. É de se esperar que numa estaca virgem, pré–inundada, o
umedecimento do solo provoque reduções na resistência de ponta.
Apresenta-se na Tabela 2.11 as resistências de ponta mobilizadas para um recalque de
25 mm em cada prova de carga realizada. No cálculo das médias foram desprezados os
valores relativos a estaca E4.
Tabela 2.11. Valores da reação da ponta na ruptura convencional (Ferreira, 1998).
Estaca L (m) Pp 1 (kPa) Pp 2 (kPa) Pp 3 (kPa) Pp 2/ Pp 1 Pp 3/ Pp 2
E 2
E 6
E 3
E 4
4,0
7,0
10,0
10,0
400
1800
2100
220
1070
2320
3800
350
1150
2780
5800
940
2,68
1,29
1,81
1,59
1,07
1,20
1,53
2,69
Média 1433 2397 3243 1,93 1,27
Todas as relações Pp2/ Pp 1 e Pp 3/ Pr 2 apresentam valores acima da unidade devido ao
recarregamento das estacas. Nota-se, de forma geral, uma redução na taxa de crescimento da
reação de ponta à medida que a estaca é submetida a novos ciclos de carga. Na estaca E4
ocorre uma evolução contínua da mobilização da resistência de ponta.
No ítem 2.6 constam os valores das reduções médias nas cargas de ruptura das estacas
de 4 m, 7 m e 10 m devido à inundação prévia do terreno, efetuada na terceira prova de carga.
Como na situação destas provas, a resistência de ponta já havia sido previamente mobilizada
devido às provas anteriores, é de se esperar que estas reduções sejam maiores, em um caso
prático, em que um elemento de fundação não foi submetido a ciclos de carga e descarga.
Décourt (1994) afirma que num segundo carregamento, o atrito lateral aparente é na
realidade a soma do atrito lateral real e da resistência de ponta residual devida ao
carregamento anterior.
32
3 MATERIAIS E MÉTODOS
3.1 CARACTERÍSTICAS DO LOCAL ENSAIADO
Os ensaios SPT, SPT-T e as provas de carga foram realizados no Campo Experimental
do Programa de Pós-Graduação em Geotecnia da Universidade de Brasília (UnB). A Figura
3.1 apresenta a localização do Campo Experimental, das estacas ensaiadas e dos ensaios de
campo realizados. O perfil do solo estudado e o perfil típico das estacas ensaiadas são
apresentadas na Figura 3.2. Para o perfil de solo analisado não foi encontrado nível d’água
freático até 14 m de profundidade. Cabe destacar que além dos ensaios aqui apresentados
outros tipos já foram realizados no mesmo local (Cunha & Mota, 2000 e Mota et al., 2002).
ExperimentalCampo
NORTE
L2 N
orte
L3 N
orte
Geotecnia
EnsaiadasEstacas
MecânicaSG 11
Sismologia SG 12
Figura 3.1. Localização das estacas e ensaios (provas de carga e SPT-T) realizados no Campo
Experimental de Ensaios da UnB.
33
---
Bloco 0,25
0,25
0,5
0,30
12,0
11,0
10,0
9,0
8,0
7,0Célula de Carga
Posição dos Strain gages
0,30
7,4
6,4
7,7
6,5
6,0
5,0
4,0
3,0
2,0
1,0
estacas 1, 2 e 4Perfil típico das
Barras com Strain gages
5,4
4,4
5,5
1,4
2,4
3,4
4,5
3,5
2,5
1,5
5
4
3
2
4
10
9
7
15
19
13
Areia argilosa
metarritimitosaprolítico de
Horizonte de solo
a roxo
Siltevariegado
Horizonte detransição
com site vermelha
estacas 3 e 5Perfil típico das Horizonte
de solo
lateríticoresidual
com site vermelhaAreia argilosa
22,5
23,4
14,2
7,9
10,2
11,8
120,6
125,9
76,4
42,1
54,1
62,0
10,6
8,8
7,4
3,9
2,6
55,7
46,0
0,0 med
Nkgf.m
TkPa
s medfmed
38,4
19,1
13,5Pr
ofun
dida
de (m
)
Figura 3.2. Perfil de solo característico do campo experimental de geotecnia da UnB e perfil
típico das estacas ensaiadas.
3.1.1 Propriedades Físicas
Os resultados de caracterização física do perfil de solo local estão apresentados na
Figura 3.3. Nesta Figura, γs é o peso específico dos sólidos, e o índice de vazios, γd o peso
específico aparente seco, n a porosidade, wL o limite de liquidez, wP o limite de plasticidade,
IP o índice de plasticidade, CD refere-se a análise granulométrica com defloculante e SD sem
defloculante.
A partir da análise granulométrica com defloculante, verifica-se que até a profundidade
de 3 m tem-se uma areia argilo-siltosa, de 4 m a 8 m tem-se uma argila areno-siltosa e a partir
de
8 m um silte argilo-arenoso.
A granulometria das amostras apresentam diferenças quando feitas com e sem
defloculante, sendo que sem defloculantes a parcela de argila forma microagregados areno-
siltoso, dando características de um solo areno siltoso até 5 m de profundidade e silto
arenosos de 6 a 9 m.
34
O índice de vazios diminui com a profundidade até 8m e a partir daí tende a aumentar.
O perfil de solo apresenta praticamente o mesmo índice de plasticidade até 8 m, verificando-
se um acréscimo a partir desta profundidade. Esta tendência verificada para o IP mostra que as
variações de wP e wL até a profundidade de 8 m são iguais para os dois parâmetros, sendo que
para as profundidades de 9 e 10 m wP diminui enquanto wL sofre um pequeno aumento.
A baixa e constante atividade deste solo (0,21 a 0,33), com exceção dos valores obtidos
para 9 e 10 m, é explicado pela predominância de argilomineral do tipo caolinita e ausência de
argilominerais do tipo 2:1. O solo apresenta porosidade em torno de 53% e apresenta-se
parcialmente saturado (Guimarães, 2002).
0123456789
1011
25 26 27 28
γ s (KN/m3)
Prof
undi
dade
(m)
0123456789
1011
0,5 1 1,5 2e
Prof
undi
dade
(m)
0123456789
1011
10 11 12 13 14 15
γ d (KN/m 3)
Prof
undi
dade
(m)
0123456789
1011
45 49 53 57 61 65
n (% )
Prof
undi
dade
(m)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
20 25 30 35 40 45 50
Limites de Atterberg (%)
Prof
undi
dade
(m)
wL WP
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
6 8 10 12 14 16 18 20
IP
Prof
undi
dade
(m)
0123456789
1011
0 25 50 75 100
Granulometria SD
Prof
undi
dade
(m)
Areia Silte Argila
0123456789
1011
0 25 50 75 100
Granulo metria C D
Prof
undi
dade
(m)
Ar ei a Si l te Ar gi l a
Figura 3.3. Caracterização física do solo do Campo Experimental do Programa de Pós-
Graduação em Geotecnia da UnB (Guimarães, 2002).
35
3.1.2 Propriedades Químicas e Mineralógicas
As caracterizações mineralógicas e químicas estão apresentados na Figura 3.4. Nesta
Figura Ca é o cálcio, H é o hidrogênio, Mg é o magnésio, K é o potássio, Na é o sódio, Al é o
alumínio, C.T.C. é a capacidade de troca catiônica, V são as bases trocáveis, C o Carbono,
M.O. é matéria orgânica, água refere-se ao pH em água e KCL o pH em KCL.
0
2
4
6
8
10
12
0 10 20 30 40 50
minerais consti tuinte s (%)
Prof
undi
dade
(m)
gibsita caolinitaquartzo hemat ita
0
2
4
6
8
10
12
0 10 20 30 40 50 60
M inerais Constituintes (%)
Prof
undi
dade
(m)
gibbsita+caolinita+illitahematita+goethita
0
2
4
6
8
10
12
0 5 10 15 20
Prof
undi
dade
(m)
C MO
0123456789
1011
3 4 5 6 7
Prof
undi
dade
(m)
água KCl
0
2
4
6
8
10
12
0 0,25 0,5 0,75 1
Prof
undi
dade
(m)
Ca MgK NaS= Ca+Mg+K+Na
0
2
4
6
8
10
12
0 3 6 9 12
Prof
undi
dade
(m)
H+AlAlC.T.C = S+H+Al
0
2
4
6
8
10
12
0 25 50 75 100
Prof
undi
dade
(m)
%Al %V
Figura 3.4. Caracterização química e mineralógica do solo do Campo Experimental do
Programa de Pós-Graduação em Geotecnia da UnB (Delgado, 2002).
A análise mineralógica caracteriza bem o perfil de intemperismo. O teor de gibsita
diminui com a profundidade até desaparecer na profundidade de 9 m. O teor de caolinita, ao
contrario, aumenta com a profundidade.
Observa-se na Figura 3.4 que os teores de gibsita + caolinita + ilita e de hematita +
goethita são praticamente constantes com a profundidade, o que caracteriza um perfil de
36
alteração típico de regiões tropicais, ou seja a gibsita provém da alteração da caolinita e esta
da alteração da ilita. A goethita é apenas uma forma hidratada da hematita.
Na Figura 3.4 também constam os resultados das análises químicas realizadas nesse
perfil de solo por Delgado (2002). Observa-se, nessa figura, o caráter essencialmente ácido do
solo, com o pH em água variando entre 5,7 e 4,8 e o pH em KCL entre 6,4 e 3,5. Segundo
Camapum de Carvalho et al. (1996) e Cardoso (1995, 2002), o pH dos solos finos está
associado ao teor de argila que o compõe, sendo que a floculação dos minerais de argila é
mais fácil quanto mais ácido é o pH do solo.
Os resultados mostram que esse solo tem uma capacidade de troca catiônica (C.T.C.)
baixa e praticamente constante até 8 m de profundidade, apresentando um ligeiro aumento a
partir daí. Cardoso (2002) observou que um baixo valor de C.T.C. pode estar relacionado aos
baixos teores de matéria orgânica, corroborando com os resultados obtidos por Delgado
(2002).
Os teores de carbono e matéria orgânica são baixos ao longo do perfil de solo,
excetuando-se o primeiro metro. O teor de alumínio trocável é praticamente nulo até 6 m de
profundidade, aumentando a partir de 7 m e tendendo a se estabilizar de 9 a 10 m. O teor de
hidrogênio trocável se mantém praticamente constante até 8m sofrendo ligeiro aumento para
as profundidades de 9 a 10 m.
3.1.3 Propriedades Microestruturais
Guimarães (2002) e Delgado (2002) apresentaram a caracterização microestrutural do
perfil de solo estudado, a partir de microscopia eletrônica de varredura. Nessas análises
observou-se que o solo no estado agregado é constituído por macroporos entre os agregados e
microporos no interior deles.
As Figuras 3.5 a 3.7 apresentam as imagens obtidas para a profundidade de 1,0 m. Nesta
camada, observa-se a presença de agregados e entre eles a existência de macroporos. A Figura
3.7 mostra ainda que mesmo nos agregados podem ocorrer poros de tamanho importante. Esta
quantidade de agregados e macroporos tente a diminuir a partir dos 3,0 m de profundidade. A
Figura 3.8 ilustra esta condição para a profundidade de 5,0 m. Já na transição os macroporos e
microporos dão lugar a uma distribuição de poros mais homogênea (Figuras 3.9 e 3.10).
37
Figura 3.5. Microscopia de varredura na profundidade de 1,0 m e com ampliação de 500x
(Guimarães, 2002).
Figura 3.6. Microscopia de varredura na profundidade de 1,0 m e com ampliação de 3.000x
(Guimarães, 2002).
38
Figura 3.7. Microscopia de varredura na profundidade de 1,0 m e com ampliação de 10.000x
(Guimarães, 2002).
Figura 3.8. Microscopia de varredura na profundidade de 5,0 m e com ampliação de 500x.
(Guimarães, 2002)
39
Figura 3.9. Microscopia de varredura na profundidade de 9,0 m e com ampliação de 500x
(Guimarães, 2002).
Figura 3.10. Microscopia de varredura na profundidade de 9,0 m e com ampliação de 3.000x
(Guimarães, 2002).
40
3.1.4 Curvas Características
A Figura 3.11 mostra as curvas características de sucção mátrica obtidas por Guimarães
(2002) e Delgado (2002) para as diferentes profundidades, sendo que o formato destas
depende do tipo de solo e da distribuição e tamanho dos poros.
0
1
2
3
4
5
6
0 20 40 60 80 100
Sr (%)
pF
0,1
1
10
100
1000
10000
100000
u a-u
w (K
Pa)
1 m 2 m 3 m 4 m 5 m 6 m 7 m 8 m 9 m 10 m
Figura 3.11. Curvas características do solo do Campo Experimental da UnB
(Delgado, 2002).
O ponto de entrada de ar dos macroporos nas curvas características variam de 4 a 6 kPa
para as amostras até 8 m de profundidade e próximo a 100 kPa para a amostra de 10 m. Entre
1 e 6 metros as curvas apresentam formas semelhantes, mas deslocadas horizontalmente
passando a ter sua inclinação cada vez mais suave a partir de 7 m.
Verifica-se que até 8 m de profundidade ocorre um aumento do valor do ponto de
entrada de ar nos macroporos (53 para 96%) e uma diminuição do índice de vazios (1,6 para
0,89), evidenciando a importância da consideração do índice de vazios na análise da sucção
nos solos tropicais.
As curvas características são típicas de solos tropicais, com uma distribuição de poros
bimodal. Segundo Camapum de Carvalho & Leroueil (2000) a distribuição de poros bimodal
apresenta dois pontos de entrada de ar, sendo uma nos macroporos e outra nos microporos.
Para os solos estudados, o ponto de entrada de ar do macroporo é atingido para pequenos
valores de sucção, ocorrendo, a partir deste ponto, grandes variações do grau de saturação
para pequenas variações de sucção, até atingir-se o ponto correspondente ao término da
41
entrada de ar nos macroporos. Neste ponto ocorre um aumento significativo da sucção até
atingir-se o ponto de entrada de ar nos microporos.
Segundo Camapum de Carvalho & Leroueil (2000) ao se solicitar um solo reduz-se o
índice de vazios, que na maioria dos casos impõe ao solo variações no grau de saturação,
conduzindo-o a deslocar-se sobre uma nova curva característica representativa do novo índice
de vazios. Conforme os autores, para um dado índice de vazios tem-se para cada solo uma
curva característica única, a menos que intervenham outros fatores como diferenças
estruturais, quebra de cimentações com variação de distribuição de poros ou o fenômeno da
histerese propriamente dito.
Dessa forma, os autores propuseram um modelo de transformação da curva
característica, utilizando o índice de vazios, obtendo-se uma curva característica única e
representativa de diferentes índices de vazios para a mesma distribuição de poros, permitindo
estimar a sucção conhecendo-se os valores de índices de vazios e da umidade.
Utilizando esse modelo, Guimarães (2002) propôs equações das curvas características
em diversas profundidades para o solo estudado nesta dissertação. Estas equações estão
apresentadas na Tabela 3.1, sendo válidas somente nos trechos de saturação especificados.
Tabela 3.1. Equações, coeficientes de correlação e trechos de saturação válidos das curvas
características do solo do Campo Experimental da UnB (Guimarães, 2002).
Profundidade
(m)
Equação Coeficiente de
Correlação(R2)
Trecho de saturação
válido (%)
1
2
3
4
5
6
7
8
10
e x pF = -0,1273 x Sr + 9,6096
e x pF = 1396,5 x Sr-1,5665
expF = -0,1886 x Sr + 12,824
e x pF = 26,705 x e –0,0382 x Sr
e x pF = 5810,8 x Sr –1,8346
e x pF = 1553,8 x Sr –1,5189
expF = -0,1006 x Sr + 9,8305
e x pF =-0,0033 x Sr2 - 0,5697 x Sr +25,985
e x pF = -0,0006 x Sr2 + 0,0637 x Sr +2,786
0,99
0,97
1,00
0,99
0,98
0,97
0,99
0,98
1,00
38 a 53
30 a 52
35 a 57
37 a 63
42 a 73
45 a 82
44 a 78
64 a 95
60 a 96
3.2 MICROCONCRETO
Para a obtenção da resistência ao cisalhamento na interação solo–concreto das estacas
ensaiadas, optou-se por realizar ensaios de cisalhamento direto em corpos de prova
constituidos de solo–microconcreto, localizando-se o plano de ruptura na interface entre os
dois materiais.
42
Para o microconcreto utilizou-se o cimento CP-II-F-32, sendo que nenhum ensaio de
caracterização física do cimento empregado foi realizado. Os agregados utilizados foram
obtidos na empresa responsável pela concretagem das estacas ensaiadas, a fim de se obter em
laboratório um material similar ao do campo. As dimensões reduzidas da caixa de
cisalhamento limitaram o valor do diâmetro máximo dos agregados a 4,8 mm.
A partir das curvas granulométricas dos agregados miúdos e graúdos do concreto
utilizado na execução das estacas ensaiadas, obtiveram-se as curvas granulométricas dos
agregados que seriam usados na preparação do microconcreto, conforme apresentado na
Figura 3.12.
Curva granulométrica - brita
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
1 10 100Diâmetro
Porc
enta
gem
que
pas
sa
Concreto Microconcreto
Curva granulométrica - areia
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
0,01 0,1 1 10
Diâmetro
Porc
enta
gem
que
pas
sa
Concreto Microconcreto
Figura 3.12. Curvas granulométricas da brita e da areia
Como não foi feito nenhum estudo para analisar o efeito da redução da granulometria
dos agregados no comportamento do concreto, o traço adotado para o microconcreto foi
determinado experimentalmente de forma a se obter um produto homogêneo, de boa
trabalhabilidade e resistência semelhante à das estacas ensaiadas (17.400 kPa). Após algumas
tentativas adotou-se o traço 1 : 2 : 3,5.
Sabendo-se que a resistência final do concreto é inversamente proporcional à
quantidade de água de amassamento, procurou-se, na determinação deste parâmetro, utilizar o
mínimo de água que pudesse fornecer uma boa trabalhabilidade . Portanto, foi adotado o fator
água/cimento igual a 1,0. A Tabela 3.2 apresenta os resultados do ensaio de compressão
simples de corpos-de–prova de solo-microconcreto.
43
Tabela 3.2. Resultados dos ensaio de ruptura dos corpos-de-prova de microconcreto
CP Data
moldagem
Data
rompimento
Idade
(dias)
Massa
(10-3kg)
Diâmetro
(10-3 m)
Altura
(10-3m)
Àrea
(10-6 m2)
Carga
(kN)
Tensão
(kPa)
A1 15/03/2002 22/03/2002 07 455,9 50 100 1963 20 10.200
A2 15/03/2002 22/03/2002 07 460,1 50 100 1963 20 10.200
A3 15/03/2002 12/04/2002 28 469,8 50 100 1963 30 15.280
A4 15/03/2002 12/04/2002 28 470,6 50 100 1963 30 15.280
Observa-se desses resultados, que a resistência obtida aos 28 dias (15.280 kPa)
aproximou-se da pretendida e obtida para as estacas (17.400 kPa), não devendo portanto,
interferir, de forma marcante, nos resultados dos ensaios de cisalhamento direto sobre a
interface solo-concreto.
3.3 ENSAIOS DE LABORATÓRIO REALIZADOS
Foram realizados ensaios de sucção com as amostras retiradas do amostrador-padrão
dos ensaios SPT, ensaios de cisalhamento direto nos corpos- de- prova de solo/microconcreto,
para a determinação da resistência ao cisalhamento na interface destes materiais, e com o solo
retirado à trado, determinou-se o perfil de umidade ao longo do fuste da estaca, quando da
realização das provas de carga.
3.3.1 Sucção
3.3.1.1 Princípio do Método
Quando um solo é colocado em contato com um material poroso que possua capacidade
de absorver água, esta passará do solo para o material poroso até que o equilíbrio seja
alcançado. O uso do papel filtro é baseado neste princípio.
Tendo-se a relação entre sucção e umidade do material poroso (calibração), a sucção do
solo pode ser obtida referindo-se à curva de calibração. O estado de equilíbrio fornece a
mesma sucção no solo e no material poroso, porém umidades diferentes. O tempo de
equilíbrio é um fator de extrema importância para obtenção da correta sucção. A Tabela 3.3
apresenta sugestões para tempo de equilíbrio em função do nível de sucção para o papel filtro
Whatman Nº 42 (Marinho, 1994).
44
Tabela 3.3. Sugestão para tempo de equilíbrio para medição de sucção total em função do
nível de sucção (Marinho, 1994).
Nível de Sucção Total (kPa) Tempo de Equilíbrio sugerido
0 – 100 Não determinado, mas certamente maior que 30 dias
100 – 250 30 dias
250 – 1000 15 dias
1000 – 30000 7 dias
3.3.1.2 Procedimento
Amostras obtidas dos ensaios SPT-T
Com as amostras retiradas do amostrador padrão no ensaio SPT-T eram realizados os
ensaios de sucção. Inicialmente determinou-se a altura, diâmetro e peso da amostra e em
seguida três pedaços de papéis filtro Whatman Nº 42 foram colocados sobrepostos na mesma.
O conjunto foi envolvido em filme plástico e preso ao final com fita adesiva. Com o intuito de
garantir o contato do corpo de prova com o papel filtro, as amostras foram colocadas sob um
pequeno peso (20 g aproximadamente), guardadas dentro de um isopor e colocadas na câmera
úmida para garantir isolamento térmico.
Depois que o equilíbrio foi alcançado (15 dias), os papéis filtro foram removidos com o
uso de uma pinça e pesados em balança com acurácia de 0,0001 g. O papel foi seco em estufa
por 3 horas a uma temperatura de 105/110 ºC. Decorrido este tempo, procedeu-se à pesagem
do papel filtro seco. A umidade do papel foi então obtida e com o uso das curvas de
calibração propostas por Chandler et al.,1992 citado por Marinho, 1994 ( Equações 3.1. e 3.2)
a sucção foi determinada.
Para umidade do papel filtro > 47%
aaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaa 6,05 - 2,48logwSucção (kPa) = 10 aaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaa (3.1)
Para umidade do papel filtro ≤ 47%
aaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaa 4,84 - 0,0622logwSucção (kPa) = 10 aaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaaa (3.2)
45
Solo-microconcreto
Também foram realizados ensaios de sucção nas amostras de solo-microconcreto que
seriam utilizadas nos ensaios de cisalhamento O procedimento foi basicamente o mesmo
descrito anteriormente, porém os papéis filtros eram colocados nos dois lados (solo e
microconcreto). Após um tempo de equilíbrio de 15 dias, verificou-se níveis de sucção
diferentes no solo e no microconcreto para um mesmo corpo-de-prova.
Acreditando-se na possibilidade do solo e microconcreto não terem atingido o
equilíbrio, decidiu-se repetir este processo até se igualarem os valores de sucção. Apesar da
repetição do processo por mais três vezes, esta igualdade não foi completamente atingida,
porém observou-se uma diminuição da diferença entre eles, como será mostrado no ítem 4.1
3.3.2 Cisalhamento Direto
Com o objetivo de se obter a resistência ao cisalhamento na interface solo/concreto,
foram realizados ensaios de cisalhamento direto em amostras constituídas de solo e
microconcreto, sendo que a superfície de ruptura coincidia com a interface destes diferentes
materiais.
3.3.2.1 Moldagem dos Corpos-de-Prova
A definição do traço e do fator água/cimento do microconcreto, bem como as curvas
granulométricas de seus agregados graúdos e miúdos (brita e areia) foram apresentados no
ítem 3.2. O microconcreto foi preparado misturando-se em uma bandeja, inicialmente, os
agregados e o cimento e, em seguida, a água, que era acrescida gradativamente para garantir
uma mistura homogênea.
O solo era moldado a partir de uma amostra indeformada, utilizando-se um moldador, e
depois transferido para uma fôrma vazada de madeira com dimensões semelhantes ao da caixa
de cisalhamento.
Para facilitar a moldagem e garantir o mesmo espaço para os dois materiais, um fundo
falso de madeira, com altura igual à metade da altura da caixa de cisalhamento, foi colocado
na parte inferior da fôrma e a parte superior foi preenchida com a amostra de solo
indeformada.
46
Em seguida a fôrma era invertida, o fundo falso retirado e o espaço preenchido com
microconcreto. O conjunto era colocado em um saco plástico e levado para a câmera úmida.
Após 15 dias colocavam-se papéis filtro no corpo de prova e procedia-se conforme
especificado no item 3.3.1.2.
3.3.2.2 Execução dos Ensaios
O procedimento do ensaio de cisalhamento direto consistiu, basicamente, em fazer
deslizar a metade inferior do corpo de prova (concreto) em relação à metade superior (solo),
determinando-se, assim, para cada tensão normal, a superfície de deslizamento e o valor do
esforço cortante necessário para provocar a ruptura na interface solo-concreto.
No ensaio de cisalhamento direto, a tensão normal no topo da amostra é aplicada através
de uma placa rígida conectada a um pendural para suporte dos pesos. A carga cisalhante é
transmitida ao corpo de prova através de um motor elétrico que desloca a parte inferior da
caixa de cisalhamento a uma velocidade de deslocamento constante. A parte superior da caixa
reage contra um anel dinamométrico que é utilizado para a determinação das tensões
cisalhantes de ruptura. A Figura 3.13 mostra uma visão geral do equipamento e seu sistema de
aquisição de dados.
Figura 3.13. Prensa de cisalhamento direto e sistema de aquisição de dados.
47
Os ensaios foram do tipo consolidado drenado (CD), onde aplicava-se a tensão vertical
e esperava-se a estabilização das deformações, para se cisalhar o corpo-de-prova a uma
velocidade que garantisse a drenagem total.
Os ensaios de cisalhamento foram feitos para a situação natural e inundado do solo. No
primeiro caso, o corpo de prova era colocado no equipamento de cisalhamento com uma
determinada tensão vertical aplicada e anotavam-se os deslocamentos verticais em
determinados intervalos de tempos (0, 10, 30 s, 1, 2, 4, 8, 15 e 30 minutos) até ocorrer a
estabilização das deformações.
Na condição de inundação do solo o acréscimo de água na caixa de cisalhamento era
feito gradativamente, em três etapas, a fim de garantir a saturação do corpo de prova. Na
primeira etapa colocava-se água na caixa de cisalhamento até a interface solo-concreto, na
segunda etapa até a metade da parte superior do corpo de prova e na última etapa até o topo
do corpo de prova. Cada etapa tinha duração de 30 minutos. A partir daí, este era deixado por
no mínimo 12 horas sob a carga normal de ensaio.
Para evitar que com o adensamento do solo a interface não coincidisse com a superfície
de ruptura, os corpos de prova foram colocados na caixa de cisalhamento com o
microconcreto na parte inferior.
A velocidade de deslocamento adotada neste ensaio foi de 5.10-7 m/s, para eventuais
comparações com os resultados de Guimarães (2002), que a partir dos valores estimados para
t100 obtidos de vários ensaios de adensamento, calculou o tempo requerido para a ruptura,
através da Equação 3.3 apresentada por Gibson e Henkel (1954) citado por Head (1982).
tf = 12,7 x t100 (s) (3.3)
0nde:
tf = tempo requerido para ruptura;
t100 = tempo requerido para que ocorra 100% de adensamento – Método de Casagrande.
Considerando-se um deslocamento relativo entre as partes da caixa de cisalhamento de
3 mm, obteve-se uma velocidade máxima corresponde ao tempo requerido para a ruptura de
2.10-6 m/s. Portanto, o valor adotado de 5.10-7 m/s foi suficiente para garantir um ensaio do
tipo drenado.
Para o caso das amostras que não apresentaram pico ou não tinham clara estabilização
da tensão de ruptura, adotou-se o critério de ruptura utilizado por Guimarães (2002). Este
método consistia em, através do gráfico tensão cisalhante x deslocamento horizontal, com a
48
tensão cisalhante em escala log, fazer uma analogia com a determinação da tensão de
sobreadensamento no ensaio de adensamento, ou seja, a tensão de ruptura correspondia a
tensão de pré-adensamento determinada utilizando-se o procedimento de Pacheco Silva.
Um resumo dos ensaios realizados é apresentado na Tabela 3.4.
Tabela 3.4. Resumo dos ensaios de cisalhamento direto
Profundidade (m) Condição Tensão Normal (kPa)
50 Inundado
100
50
100
3
Natural
200
50
100
150 Inundado
200
50
100
5
Natural
200
50
100 7 Natural
200
100 9 Natural
200
3.4 ENSAIOS DE CAMPO
Os ensaios de campo (provas de carga e SPT-T) e a determinação do perfil de umidade
realizados neste trabalho tiveram como objetivos:
- Analisar a influência da variação de umidade de perfil do solo ao longo do tempo na
capacidade de carga de estacas;
49
- Verificar a eficiência dos métodos semi-empíricos na determinação da capacidade de
carga de fundações;
- Analisar a influência do recarregamento das estacas na capacidade de carga das
fundações.
A locação das estacas submetidas a provas de carga e dos ensaios SPT-T estão
apresentados na Figura 3.1.
3.4.1 Provas de Carga
As provas de carga foram realizados no Campo Experimental de Fundações e Ensaios
de Campo da Universidade de Brasília, que apresenta perfil típico do solo poroso e colapsível
de Brasília, sendo suas características físicas e mineralógicas descritas nos itens 3.1.1. e 3.1.2.
As estacas ensaiadas são do tipo escavada e suas características são apresentadas na
Tabela 3.5. O sistema de reação utilizado era composto de vigas metálicas com perfil I e
duplo I, presas a estacas escavadas armadas com quatro barras de aço de 25 mm (Figura 3.14)
cujas características também são apresentadas na Tabela 3.5. Estas estacas de reação foram
construídas para a pesquisa de Perez (1997), excetuando-se uma executada em maio de 2000
por Guimarães (2002) e outra executada em julho de 2001 para esta pesquisa.
Tabela 3.5. Características das estacas ensaiadas e de reação.
Diâmetro (m) Comprimento (m) Profundidade
Estacas ensaiadas 1,2 e 4 0,3 7,5 Situadas a 0,25 m do NT
Estacas ensaiadas 3 e 5 0,3 8,0 Situadas a 0,40 m do NT
Estacas de reação 0,5 10,0 Niveladas com o NT
Para a medição dos deslocamentos foram utilizados seis extensômetros com curso total
de 5.10-2 m e precisão de 10-5 m , sendo quatro no topo e dois na lateral da estaca (Figura
3.15). Para as medições da carga aplicada empregaram-se células de carga com capacidade de
50 ou 100 kN, ligadas a um indicador de. Os acréscimos de carga foram realizados com a
utilização de macacos hidráulicos manuais, com capacidade de 50 e 100 kN, reagindo contra a
viga metálica, sendo que a célula de carga foi posicionada entre este e a viga de reação
(Figura 3.16).
50
Figura 3.14. Sistemas de reação das provas de carga.
Foram realizadas dezesseis provas de carga, seguindo as recomendações da norma MB
3472 (1991), sendo quatorze com carregamento lento e duas com carregamento rápido. Em
datas próximas realizaram-se ensaios de campo (SPT-T) e na impossibilidade deste fazia-se
trado apenas para obtenção do perfil de umidade.
Figura 3.15. Disposição dos extensômetros nas provas de carga
51
Figura 3.16. Sistema de aplicação e medição de carga.
3.4.1.1 Estacas Ensaiadas
Estaca 1
Esta estaca foi inicialmente ensaiada por Guimarães (2002) no dia 21/02/2000 e
concluída no dia 22/02/2000. Os estágios de carga foram os seguintes: 0, 30, 60, 90, 120 ,150,
180, 210, 240, 270, 220, 170, 120, 70, 23 e 0 kN.
A prova de carga foi paralisada para o carregamento de 270 kN, pois foi verificado com
a aplicação desta carga que as leituras de deformação não estabilizavam, mesmo depois de
doze horas, indicando uma provável ruptura.
Não foi observado deslocamento horizontal significativo, o que indica uma boa
centralização do sistema de carga.
Esta estaca foi novamente ensaiada no dia 06/11/2001 com a aplicação das seguintes
cargas: 0, 30, 60, 90, 120, 150, 180, 210, 240, 270, 300, 330, 360 e 390 kN. Não foi
observada nenhuma ocorrência excepcional durante o ensaio, sendo que este foi paralisado em
390 kN devido à duração prolongada do ensaio. O descarregamento foi feito nos seguintes
estágios: 320, 250, 180, 110, 40, 10 e 0 kN. Este ensaio teve duração de 34 horas, encerrando-
se no dia 07/11/2001.
Com o intuito de verificar a influência do perfil de sucção ao longo do fuste da estaca
e/ou do recarregamento na capacidade de carga da estaca, deu-se início no dia 26/03/2002 a
uma nova prova de carga, aplicando-se os seguintes estágios de cargas: 0, 10, 30, 60, 90, 120,
52
150, 180, 210, 240, 270, 300 e 330 kN. O descarregamento foi feito imediatamente devido a
ocorrência de ruptura do solo. Este ensaio teve duração de 8 horas, encerrando-se no mesmo
dia.
No dia 14/05/2002 essa estaca foi novamente reensaiada com o mesmo acréscimo de
carga do ensaio anterior, porém até 210 kN devido ao macaco hidráulico ter trabalhado todo o
seu êmbolo, efetuando-se o descarregamento a seguir. Este ensaio teve duração de 10 horas,
encerrando-se no dia seguinte.
No dia 21/05/2002 ensaiou-se esta estaca, porém devido a um problema com o reparo
do macaco o mesmo foi interrompido na carga de 180 kN, tendo duração de 7 horas e
encerrando-se no mesmo dia. O descarregamento foi feito com as seguintes cargas: 120, 60 10
e 0 kN.
Outro ensaio nesta mesma estaca foi realizado no dia 28/05/2002 com duração de 19
horas e cinqüenta minutos com os seguintes acréscimos :0, 10, 30, 60, 90, 120, 150, 180, 210,
225 e 240 kN. Como o curso do macaco foi totalmente mobilizado neste último carregamento,
seu descarregamento foi feito logo em seguida com os valores 180, 120, 60, 10 e 0 kN.
No dia 07/08/2002 fez-se a última prova de carga nesta estaca com os acréscimos de
carga semelhantes aos anteriores, sendo o último carregamento de 300 kN. Ao trabalhar todo
seu curso o êmbolo do macaco deslocou, dificultando a execução do descarregamento, tendo
então atingido o valor de 240 kN. Esta prova de carga teve 9 horas e 55 minutos de duração.
Todos os ensaios acima descritos foram do tipo lento.
Estaca 2
Esta estaca foi ensaiada apenas por Guimarães (2002) no dia 09/08/2000 e concluída no
dia 10/08/2000. Foram feitos os seguintes ciclos de carga: 0, 30, 60, 35, 10, 35, 60, 90, 120,
90, 60, 30, 10, 30, 60, 90, 120, 150, 180, 120, 60, 10, 60, 120, 180, 210, 0, 120, 210, 240, 270,
300, 250, 200, 150, 100, 50 e 0 kN. Estava previsto realizar o mesmo ciclo da primeira prova
de carga da estaca 5, porém, ao se tentar fazer o carregamento de 240 kN a viga de reação
moveu mexendo todo o sistema. Portanto, descarregou-se a estaca em um único estágio,
arrumou-se o sistema e reiniciou-se a prova de carga, alterando o incremento de carga até 210
kN, mantendo o ciclo inicial (30 kN) até atingir a carga estabelecida inicialmente para o
término dos carregamentos (300 kN). Os resultados indicam que este procedimento não
alterou o resultado da prova de carga.
53
Estaca 3
Esta estaca foi inicialmente ensaiada por Guimarães (2002) no dia 24/10/2000,
interrompida no mesmo dia, reiniciada no dia 26/10/2000 e concluída no dia 27/10/2000. Os
ciclos de carga foram os seguintes: 0, 30, 60, 35, 0 ,30, 60, 90 e 0 kN, onde verificou-se que
não era possível prosseguir o ensaio devido à excentricidade apresentada pelo sistema de
reação.
A viga de reação foi ajustada para ficar centrada com a estaca ensaiada, e no dia 26/10
iniciou-se uma nova prova de carga aplicando-se as seguintes cargas: 30, 60, 90, 120, 150 kN,
descarregando-a em três estágios devido à excentricidade da aplicação da carga. Após os
ajustes dos equipamentos, foi reiniciado o ensaio com os seguintes carregamentos: 60, 120,
180, 210 e 240 kN. Esse carregamento foi mantido por doze horas após a estabilização das
leituras, sendo feito seu descarregamento nos seguintes estágios: 180, 120 e 0 kN.
Esta estaca foi novamente ensaiada no dia 04/12/2001 com a aplicação das seguintes
cargas: 0, 10, 30, 60, 90, 120, 150, 180, 210, 240, 270 kN, sendo feito seu descarregamento
nos seguintes estágios: 210, 150, 90, 30, 10 e 0 kN. Este ensaio teve duração de 28 horas,
encerrando-se no dia 05/12/2001.
No dia seguinte (06/12) deu-se início a um novo estágio de carga: 10, 30, 70, 110, 150,
190, 230, 270, 310 kN, sendo feito seu descarregamento nos seguintes estágios: 250, 190,
130, 70, 10 e 0 kN. Este ensaio teve duração de 18 horas e 30 minutos, encerrando-se no dia
07/12/2001.
No dia 12/12/2001 essa estaca foi novamente reensaiada com os mesmos estágios de
carga e descarga do ensaio anterior, não tendo-se prosseguido no carregamento devido à
excentricidade da aplicação da carga. Este ensaio teve duração de 13 horas e 30 minutos,
encerrando-se no dia 13/12/2001.
Todos os ensaios acima descritos foram do tipo lento e o descarregamento, excetuando-
se o executado por Guimarães (2002), foi feito imediatamente à estabilização dos recalques
do último carregamento .
Neste mesmo dia (13/12/2001) foram realizados dois ensaios do tipo rápido com
duração de 4 horas cada, encerrando-se no mesmo dia. Os estágios de carga de ambos os
ensaios foram: 0, 10, 30, 50, 70, 90, 110, 130, 150, 170, 190, 210, 230, 250, 270, 290, 310 e
330 kN. Os descarregamentos foram feitos em cinco estágios ( 250, 170, 90, 10 e 0 kN).
54
Essas estacas foram reensaiadas no mesmo período (04/12/2001 a 13/12/2001), exceto o
ensaio feito por Guimarães (2002) para descartar a influência da mudança do teor de umidade,
sendo possível verificar apenas a influência do recarregamento das estacas.
Estaca 4
Essa estaca foi inicialmente ensaiada por Guimarães (2002) no dia 06/03/2001, e
concluída no mesmo dia, com duração de 7 horas. Os ciclos de carga foram os seguintes: 0,
30, 60, 90, 120,150, 180 e 210 kN, onde verificou-se que a rótula do macaco estava
trabalhando muito, chegando ao limite quando se fez o carregamento de 240 kN, o que causou
sua ruptura e conseqüentemente o descarregamento instantâneo da carga.
Essa estaca foi novamente ensaiada no dia 22/01/2002 com a aplicação das seguintes
cargas: 0, 10, 30, 60, 90, 120, 150, 180, 210, 240 kN, sendo feito seu descarregamento nos
seguintes estágios: 180, 120, 60, 10 e 0 kN. Este ensaio teve duração de 29 horas, encerrando-
se no dia 23/01/2002.
No dia seguinte (24/01) deu-se início a um novo ensaio com estágios de carga
semelhantes ao ensaio anterior, porém atingindo-se a carga última de 270 kN, sendo feito seu
descarregamento nos seguintes estágios: 210, 150, 90, e 0 kN. Não foi obedecido o
procedimento determinado em norma (descarregamento em estágios iguais), porque ao atingir
a carga de 240 kN houve um problema de queda de energia e as leituras das cargas tiveram
que ser feitas com o auxílio de um manômetro acoplado ao macaco hidráulico, que não
determinava medidas de carga inferiores a 90 kN. Para evitar a ocorrência deste problema
novamente, passou-se a utilizador um nobreak nos ensaios. Este ensaio teve duração de 15
horas e 20 minutos, encerrando-se no dia 25/01/2002 pela manhã.
No mesmo dia essa estaca foi novamente reensaiada com os mesmos estágios de carga
do ensaio anterior. O descarregamento foi feito nos seguintes estágios: 210, 150, 90, 30 e 0
kN. Este ensaio teve duração de 10 horas e 30 minutos, encerrando-se no mesmo dia devido
ao processo de ruptura do solo.
Todos os ensaios acima descritos foram do tipo lento e os descarregamentos no 2º e 3º
ciclos foram feitos imediatamente à estabilização dos recalques do último carregamento .
Essas estacas foram reensaiadas no mesmo período (22/01/2002 a 25/01/2002), exceto
os ensaios feitos por Guimarães (2002), para descartar a influência da mudança do teor de
umidade, sendo possível verificar apenas a influência do recarregamento das estacas.
55
Estaca 05
Essa estaca foi ensaiada por Guimarães (2002) no dia 22/06/2000 sendo o ensaio
concluído no dia 23/06/2000, com duração de 31 horas. Os ciclos de carga foram os seguintes:
0, 30, 60, 35, 60, 90, 120, 90, 60, 30, 10, 30, 60, 90, 120, 150, 180,120, 60,10, 60,120, 180,
210, 240,270, 220, 170, 120,70, 10 e 0 kN. Não foi observado nenhuma ocorrência
excepcional durante o ensaio, sendo que o mesmo foi paralisado com 270 kN, por ter sido este
o carregamento máximo na estaca 1.
Considerando que o ensaio foi realizado na mesma época que o primeiro reensaio da
estaca 1 e que estas estacas tinham características semelhantes acreditava-se que ambas
apresentariam capacidade de carga próxima. Como o ensaio da estaca 1 foi interrompido
devido ao tempo prolongado, decidiu-se aumentar o acréscimo de carga na prova de carga da
estaca 5 a fim de se poder atingir uma carga maior.
Então, esta estaca foi reensaiada no dia 13/01/2001 com a aplicação das seguintes
cargas: 0, 40, 80, 120, 90, 120, 160, 200, 240, 280, 320 e 360 kN, sendo imediatamente feito
seu descarregamento após a estabilização dos recalques nos seguintes estágios: 320, 280, 200,
120, 40, 10 e 0 kN. Este ensaio teve duração de 15 horas e 50 minutos, encerrando-se no dia
14/11/2001.
Acreditando-se na possibilidade da influência do valor do acréscimo de carga na
capacidade de carga da estaca, decidiu-se reensaiar esta estaca com acréscimo de carga de 30
kN. Esta estaca foi reensaiada no dia 21/11/2001 e concluída no mesmo dia com duração de
11 horas e 45 minutos. Seu carregamento foi feito da seguinte forma: 0, 10, 30, 60, 90, 120,
150, 180, 210, 240, 270, 300, 330, 360 e 390 kN, ocorrendo, então, a ruptura do solo. Seu
descarregamento foi feito nos seguintes estágios: 320, 280, 200, 120, 40, 10 e 0 kN. Estes
ensaios foram do tipo lento.
O resumo das provas de carga descritas anteriormente está apresentada na Tabela 3.6.
3.4.2 Ensaios SPT-T
Guimarães (2002) realizou ensaios SPT-T no Campo Experimental de Geotecnia da
UnB nos meses de fevereiro, junho, agosto, outubro de 2000 e março de 2001. Com o intuito
de complementar o estudo iniciado por Guimarães (2002), foram realizados ensaios SPT-T
nos meses de janeiro, março e agosto de 2002.
56
Tabela 3.6. Resumo das provas de carga.
PC Estaca Início Fim Duração (h) Tipo ∆Q (kN) Qmáx
(kN)
dmáx
(mm)
dfinal
(mm)
dac
(mm)
01 01 21/02/00 22/02/00 21:00 Lento 30 270 16,10 14,94 14,94
02 05 22/06/00 23/06/00 31:00 Lento 30 270 9,42 7,32 7,32
03 02 09/08/00 10/08/00 Lento 30 300 3,82 2,59 3,82
04 03 26/10/00 27/10/00 22:10 Lento 30 240 8,71 5,22 5,22
05 04 06/03/01 06/03/01 7:00 Lento 30 210 6,82 6,15 6,15
06 01 06/11/01 07/11/01 34:00 Lento 30 390 6,39 4,30 19,24
07 05 13/11/01 14/11/01 15:50 Lento 40 360 9,51 7,74 15,06
08 05 21/11/01 21/11/01 11:45 Lento 30 390 28,37 26,32 41,38
09 03 04/12/01 05/12/01 27:30 Lento 30 270 5,15 3,80 9,02
10 03 06/12/01 07/12/01 18:00 Lento 40 310 7,19 6,01 15,03
11 03 12/12/01 13/12/01 13:50 Lento 40 310 2,99 1,14 16,17
12 03 13/12/01 13/12/01 3:00 Rápido 20 330 6,02 3,74 19,91
13 03 13/12/01 13/12/01 3:00 Rápido 20 330 3,85 1,86 21,77
14 04 22/01/02 23/01/02 30:25 Lento 30 240 5,09 3,37 9,52
15 04 24/01/02 25/01/02 20:10 Lento 30 270 13,00 12,46 21,98
16 04 25/01/02 25/01/02 10:30 Lento 30 270 27,70 26,93 48,91
17 01 26/03/02 26/03/02 8:00 Lento 30 330 150,85 150,46 169,7
18 01 14/05/02 15/05/02 10:00 Lento 30 210 179,53 178,08 347,8
19 01 21/05/02 21/05/02 7:00 Lento 30 180 4,61 1,26 349,0
20 01 28/05/02 29/05/02 19:50 Lento 30 240 206,52 202,65 551,7
21 01 07/08/02 07/08/02 9:55 Lento 30 300 209,43 209,26 761,0
Sendo:
PC – Prova de carga;
∆Q – Acréscimo de carga;
Qmáx – Carga máxima;
dmáx – deslocamento máximo;
dfinal – deslocamento final = dmáx – deslocamento recuperado;
dac – deslocamento acumulado.
As sondagens (SPT) foram executadas segundo a NBR 6484/1980 (Execução de
sondagens de simples reconhecimento dos solos). A penetração era executada a trado e não se
atingiu o nível d’água em nenhum dos ensaios. Para a determinação do perfil de umidade e
sucção ao longo da profundidade foram recolhidas amostras no trado e no amostrador.
57
O torque foi realizado utilizando-se dois torquímetros da GERDORE, sendo um
utilizado para as primeiras camadas (SPT entre 2 e 9 golpes) e outro nas camadas mais
resistentes. Estes torquímetros apresentam, respectivamente, capacidades máximas de 140,0 e
480 N.m e resoluções de 5 e 20 N.m.
O procedimento consistia em, após a cravação do amostrador padrão, retirar-se a cabeça
de bater, colocar-se o disco centralizador até apoiar-se no tubo guia e rosquear-se na mesma
luva, onde estava aclopada a cabeça de bater, o pino adaptador. Encaixava-se no pino uma
chave soquete que era acoplada ao torquímetro . Aplicava -se à haste uma torção, medindo,
por meio do torquímetro o momento de torção máximo necessário à rotação do amostrador,
para obter, assim, uma medida da resistência lateral (Figura 3.17).
Figura 3.17. Execução do torque no ensaio SPT-T.
Seguindo a metodologia adotada por Guimarães (2002), media-se, além do torque
máximo, o torque residual. Verificou-se a estabilização do torque residual na primeira volta,
concordando com Guimarães (2002) e Peixoto (2001), sendo que esta observou esta tendência
tanto para solos argilosos quanto para solos siltosos. Esta operação era repetida a cada metro.
58
4. ANÁLISE DE RESULTADOS
4.1. INTERAÇÃO SOLO-ESTRUTURA A PARTIR DE ENSAIOS DE
CISALHAMENTO DIRETO
Conforme comentado no item 3.3.1.2, determinaram-se os valores de sucção nas duas
faces (solo e microconcreto) e verificou-se, após 15 dias, níveis de sucção diferentes no solo e
no microconcreto para um mesmo corpo-de-prova. Repetiu-se este processo aos 30, 45 e 60
dias até praticamente se igualarem os valores de sucção (Figura 4.1).
30 dias
0
5000
10000
15000
20000
25000
30000
0 10000 20000 30000(ua-uw) solo (kPa)
(ua-u
w) m
icro
conc
reto (k
Pa)
45 dias
y = 0,8156x + 3242,7R2 = 0,7607
0
5000
10000
15000
20000
0 10000 20000
(ua-uw) solo (kPa)
(ua-u
w) m
icro
conc
reto (k
Pa)
60 dias
y = 0,8592x + 2500,6R2 = 0,8962
0
5000
10000
15000
0 5000 10000 15000
(ua-uw) solo (kPa)
(ua-u
w) m
icro
conc
reto
(kPa
)
Figura 4.1 Sucção no solo e no microconcreto aos 15, 30, 45 e 60 dias.
15 dias
02000400060008000
10000120001400016000
4000 6000 8000 10000(ua-uw) solo (kPa)
(ua-u
w) m
icro
conc
reto (k
Pa)
59
Dessa forma, observa-se que o equilíbrio de sucção na interação solo-estrutura ocorre
após um determinado intervalo de tempo. Sendo assim, os resultados de provas de carga sobre
estacas escavadas assentes em solos não saturados podem ser influenciados quando estes são
realizados a menos de 60 dias da concretagem.
Os ensaios de cisalhamento direto foram realizados com o intuito de se obterem os
parâmetros de resistência da interação solo–microconcreto, ou seja, os valores de coesão e
ângulo de atrito na interface entre os dois materiais. Na Tabela 4.1 têm-se os valores de
coesão e ângulo de atrito ao longo da profundidade para a interface solo-microconcreto. Nas
Figuras 4.2 e 4.3 têm-se os valores de coesão e ângulo de atrito ao longo da profundidade para
as interfaces solo-solo (Guimarães, 2002) e solo-microconcreto.
Tabela 4.1 Parâmetros de resistência da interação solo-microconcreto.
Profundidade (m) Condição Parâmetro
3 5 7 9
c (kPa) 21 30 - - Saturada
φ (°) 33 23 - -
c(kPa) 39 8 41 38 Natural
φ (°) 38 46 33 19
23456789
10
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60Coesão (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
sat-microconcreto sat-solonat-microconcreto nat-solo
Figura 4.2 Coesão nas interações solo-microconcreto e solo-solo.
Comparando-se os valores da coesão ao longo da profundidade nas condições natural e
saturada, da interação solo-microconcreto e solo-solo na Figura 4.2, verifica-se que na
60
condição saturada ocorre um acréscimo praticamente constante do valor da coesão na
interação solo–microconcreto em relação à interação solo-solo nas profundidades de 3 e 5 m.
Para a condição natural, observou-se que nos dois casos ocorre uma diminuição do
valor da coesão nas profundidades de 3 para 5 m, seguido de um acréscimo para 7 m e, por
fim, um decréscimo para 9 m. Porém neste caso, verificou-se que nas profundidades de 3 e
9 m os valores de coesão na interação solo–microconcreto são superiores aos valores da
coesão na interação solo–solo, ocorrendo o contrário para as profundidades de 5 e 7 m.
23456789
10
15 20 25 30 35 40 45 50φ (º)
Prof
undi
dade
(m)
sat-microconcreto nat-microconcretosolo
Figura 4.3 Ângulo de atrito nas interações solo-microconcreto e solo-solo.
Nos ensaios de cisalhamento direto e triaxial, realizados por Guimarães (2002) no
mesmo perfil de solo, observou-se que o ângulo de atrito não apresenta tendência de variação
com a sucção, pois nas diferentes condições de ensaio (natural e inundado) o valor do ângulo
de atrito teve variação menor que a incerteza do parâmetro. Quanto à profundidade o ângulo
de atrito é constante até 8 m (27º), com um pequeno acréscimo aos 9 m (28º) e redução aos
10 m (24º). No entanto, nos ensaios de cisalhamento direto realizados nas amostras de
solo-microconcreto, verificou-se uma grande variação do ângulo de atrito com redução de seu
valor com a saturação do corpo-de-prova. Para o solo não saturado as variações podem ser
reflexo da influência da sucção em τ e c, mas que devido ao intervalo de tensões considerado
aparece como influenciando φ. Verificaram-se também modificações em seus valores com a
profundidade, sendo que na condição saturada o valor do ângulo de atrito reduziu de 33º aos
3 m para 23 aos 5 m. A diferença obtida neste caso entre as profundidades de 3 e 5 m mostrou
que variações no ângulo de atrito podem ocorrer provavelmente devido a penetrações
diferenciadas no solo de interface de elementos químicos e agentes cimentantes oriundos do
61
microconcreto. Conforme mostrado no item 3.1.3, os macroporos são mais acentuados a 3 m
que a 5 m, daí a maior facilidade de penetração dos elementos químicos e agentes cimentantes
oriundos do microconcreto a 3 m, com o conseqüente aumento do ângulo de atrito. Destaca-
se, no entanto, que devido a influência do intervalo de tensões na definição de c e φ o melhor
será analisar as variações que ocorrem na resistência ao cisalhamento por envolver os dois
parâmetros.
Na condição natural observou-se um acréscimo do ângulo de atrito de 38º para 46º, ao
se passar da profundidade de 3 para 5 m, respectivamente. A partir desta profundidade, ocorre
uma redução nos valores do ângulo de atrito, sendo 33º para 7 m e 19º para 9 m.
Nas Figuras 4.4 e 4.5 constam, respectivamente, os valores das tensões de cisalhamento
ao longo da profundidade nas condições saturada e natural das interações solo-solo
(Guimarães, 2002) e solo-microconcreto para as tensões normais de 50, 100 e 200 kPa.
2
3
4
5
6
20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120Tensão de Cisalhamento Saturada (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
50 kPa - microconcreto 50 kPa - solo100 kPa - microconcreto 100 kPa - solo200 kPa - microconcreto 200 kPa - solo
Figura 4.4 Tensão de cisalhamento saturada do solo-microconcreto e do solo-solo.
Verifica-se, como esperado, que os valores das tensões de cisalhamento na interação
solo–microconcreto são superiores aos valores da interação solo-solo na condição saturada.
Porém, enquanto ocorre um acréscimo do valor da tensão de cisalhamento na interação
solo–solo ao longo da profundidade, na interação solo-microconcreto ocorre um decréscimo.
Isto ocorre pela redução dos macroporos e conseqüentemente pelo aumento da dificuldade de
penetração dos elementos químicos e agentes cimentantes com o aumento da profundidade.
Do ponto de vista prático, sabe-se pelos resultados apresentados que na interface solo-
62
microconcreto ocorre um aumento da resistência e como o solo romperá no ponto de menor
resistência, isso implicará em um aumento efetivo do diâmetro da estaca para que a ruptura
ocorra para as características solo-solo. Sendo assim, faz-se necessário avaliar a partir de qual
distância da interação solo-microconcreto se passa a ter o comportamento da interação solo-
solo. Tal verificação implicará no aumento do diâmetro efetivo da estaca que poderá ser ou
não relevante. Este aspecto não foi avaliado no âmbito desta dissertação.
2
3
4
5
6
7
8
9
10
30 60 90 120 150 180 210 240Tensão de Cisalhamento Natural (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
50 kPa - microconcreto 50 kPa - solo100 kPa - microconcreto 100 kPa - solo200 kPa - microconcreto 200 kPa - solo
Figura 4.5 Tensão de cisalhamento natural na interação solo-microconcreto e solo-solo.
Para a condição natural, observou-se que nos dois casos ocorre uma diminuição do
valor da tensão de cisalhamento nas profundidades de 3 para 5 m, exceto para o solo-
micorconcreto submetido a uma tensão normal de 200 kPa. A partir desta até 7 m ocorre um
acréscimo, com exceção no microconcreto submetido a uma tensão normal de 200 kPa. Por
fim, entre 7 e 9 m ocorre um decréscimo. Observa-se que, exceto para a profundidade de 9 m,
os valores das tensões de cisalhamento na interação solo–microconcreto são superiores aos
valores na interação solo–solo. Camapum de Carvalho et al. (2002) verificaram que, para esta
profundidade, o defloculante tem efeito contrário nos resultados de granulometria, o que
mostra a importância dos elementos químicos oriundos do concreto para o comportamento do
solo. Isto equivale a dizer que estacas moldadas “in situ” neste tipo de solo saprolítico pode
63
terminar por ter um comportamento inferior ao previsto nos ensaios de campo sobre o solo
natural.
Na Figura 4.6 constam as envoltórias de resistência na interação solo–microconcreto e
solo-solo para as profundidades 3 e 5 m nas condições natural e saturada.
3 m
0
50
100
150
200
250
0 50 100 150 200 250σ (kPa)
τ (k
Pa)
sat - solo-microconcreto nat - solo-micorconcreto
sat - solo-solo nat - solo-solo
5 m
0
50
100
150
200
250
0 50 100 150 200 250σ (kPa)
τ (k
Pa)
sat - solo-microconcreto nat - solo-microconcreto
sat - solo-solo nat - solo-solo
Figura 4.6 Relação entre tensão normal e tensão de cisalhamento na interação
solo-microconcreto.
Na profundidade de 3 m, ocorre um aumento da resistência ao cisalhamento na interface
solo-microconcreto na condição natural em relação a condição saturada, devido a um aumento
da coesão provocado pela sucção. Na profundidade de 5 m, não ocorre aumento da coesão, e
sim um aumento do ângulo de atrito na condição natural em relação à saturada. Observa-se,
como esperado, que as tensões de cisalhamento na interação solo-microconcreto são
superiores às tensões de cisalhamento na interação solo-solo.
Como o comportamento mecânico dos solos depende do nível de sucção a que está
submetido, determinaram-se os valores de sucção das amostras ensaiadas, utilizando-se as
equações das curvas características propostas por Guimarães (2002) com os índices de vazios
inicial, após a consolidação e na ruptura. Adotando-se o critério de Guimarães (2002),
determinou-se o acréscimo de coesão ∆c devido à sucção para as profundidades de 3 e 5 m,
através das diferenças entre as condições natural e saturada das resistências ao cisalhamento
64
nas interações solo-microconcreto, conforme mostrado na Figura 4.7, onde observa-se
também os resultados de Guimarães (2002) para o mesmo solo. Porém, devido ao baixo
número de dados, e a extensão dos resultados solo-solo para solo-microconcreto, não se pode
tirar conclusões definitivas acerca desses resultados. Nessa figura ‘(ua-uw)e0’ é a sucção obtida
por meio das curvas características utilizando-se índice de vazios inicial da amostra, ‘(ua-
uw)econ’ indica que se utilizou índice de vazios após a consolidação da amostra, ‘(ua-uw)erup’
indica que se utilizou índice de vazios de ruptura e (ua-uw)papel filtro é a sucção obtida por
meio do uso da técnica do papel filtro medido na amostra.
0
20
40
60
80
100
120
140
1 10 100 1000 10000
(ua-uw) e0 (kPa)
∆C (k
Pa)
solo-solo (Guimarães, 2002) solo-microconcreto
0
20
40
60
80
100
120
140
1 10 100 1000 10000
(ua-uw) econ (kPa)
∆C (k
Pa)
solo-solo (Guimarães, 2002) solo-microconcreto
0
20
40
60
80
100
120
140
1 10 100 1000 10000
(ua-uw) erup (kPa)
C (k
Pa)
solo-solo (Guimarães, 2002) solo-microconcreto
0
20
40
60
80
100
120
140
1 10 100 1000 10000
(ua-uw) papel filtro (kPa)
C (k
Pa)
solo-solo (Guimarães, 2002) solo-microconcreto
Figura 4.7 Variação da coesão com a sucção na interação solo-microconcreto.
Na Figura 4.8 têm-se a relação entre o acréscimo de coesão ∆c devido à sucção para as
profundidades de 3, 5, 7 e 9 m através das diferenças das resistências ao cisalhamento entre as
interações solo-microconcreto na condição natural e solo-solo na condição saturada, bem
65
como os valores obtidos por Guimarães (2002) para o solo. Observa-se que, para valores de
sucção obtidos utilizando valores de índice de vazios na ruptura, tem-se uma tendência mais
próxima da obtida por Guimarães (2002) em sua dissertação de mestrado.
0
20
40
60
80
100
120
140
1 10 100 1000 10000 100000(ua-uw) e0 (kPa)
∆C (k
Pa)
solo-solo (Guimarães, 2002) solo-microconcreto
0
20
40
60
80
100
120
140
1 10 100 1000 10000 100000(ua-uw) econ (kPa)
∆C (k
Pa)
solo-solo (Guimarães, 2002) solo-microconcreto
0
20
40
60
80
100
120
140
1 10 100 1000 10000(ua-uw) erup (kPa)
∆C (k
Pa)
solo-solo (Guimarães, 2002) solo-microconcreto
0
20
40
60
80
100
120
140
1 10 100 1000 10000 100000(ua-uw) papel filtro (kPa)
∆C (k
Pa)
solo-solo (Guimarães, 2002) solo-microconcreto
Figura 4.8 Variação da coesão com a sucção na interação solo-microconcreto e solo-solo.
A Figura 4.9 apresenta as envoltórias de resistência na interação solo–solo (Guimarães,
2002) e na interação solo–microconcreto , para as profundidades 3, 5, 7 e 9 m, nas condições
natural e saturada. Para as profundidades de 3 e 5 m o comportamento foi o esperado, ou seja,
a resistência ao cisalhamento na interface solo-microconcreto foi superior a resistência na
interface solo-solo. No entanto, para a profundidade de 7 m, as envoltórias de resistências nas
duas situações praticamente coincidem. Deve-se destacar que, nesta profundidade, o teor de
caolinita ultrapassa o teor de gibsita, ocorre o aparecimento da ilita e o teor em Al trocável
passa a aumentar, tendo sido praticamente nulos nos metros iniciais. Na profundidade de 9 m,
66
que corresponde a passagem para o horizonte de solo saprolítico, a resistência na interface
solo-solo é superior à resistência na interface solo-microconcreto. Nesta profundidade ocorre
o desaparecimento da gibsita e aumento dos teores de ilita e de hidrogênio trocável.
3 m - sat
0
20
40
60
80
100
120
0 100 200 300σ (kPa)
τ (k
Pa)
microconcreto solo-solo
5 m - sat
020406080
100120140
0 50 100 150 200 250σ (kPa)
τ (k
Pa)
microconcreto solo-solo
3 m - nat
0
50
100
150
200
250
0 50 100 150 200 250σ (kPa)
τ (k
Pa)
microconcreto solo-solo
5 m - nat
0
50
100
150
200
250
0 50 100 150 200 250σ (kPa)
τ (k
Pa)
microconcreto solo-solo
7 m - nat
0
50
100
150
200
0 50 100 150 200 250
σ (kPa)
τ (k
Pa)
microconcreto solo-solo
9 m - nat
020406080
100120140160
0 50 100 150 200 250σ (kPa)
τ (k
Pa)
microconcreto solo-solo
Figura 4.9 Envoltória de ruptura na interação solo-microconcreto e solo–solo.
Na Figura 4.10 tem-se a relação entre a sucção em pF normalizada em relação ao índice
de vazios e a tensão de cisalhamento nas profundidades de 3, 5, 7 e 9 m, para as tensões
67
verticais de 50, 100 e 200 kPa. Nestas figuras pF corresponde ao logaritmo da sucção em cm
de coluna de água. Observa-se que os valores de sucção na interação solo-microconcreto são
superiores aos valores de sucção na interação solo-solo, excetuando-se a profundidade de 7 m
quando submetida a uma tensão vertical de 200 kPa. Portanto, o fato das envoltórias de
resistência ao cisalhamento nas interfaces solo-solo e solo-microconcreto na profundidade de
7 m serem praticamente coincidentes, e na profundidade de 9 m a resistência na interface
solo-solo ser superior à resistência na interface solo-microconcreto, deve-se, possivelmente,
não só a eventuais efeitos de sucção, mas também a mineralogia e química do solo.
3 m
0
50
100
150
200
250
2 2,5 3 3,5pF/e
Tens
ão d
e C
isal
ham
ento
(kPa
)
solo-solo - 50 kPa microconcreto - 50 kPasolo-solo - 100 kPa microconcreto - 100 kPasolo-solo - 200 kPa microconcreto - 200 kPa
5 m
0
50
100
150
200
250
2 2,5 3 3,5 4 4,5pF/e
Tens
ão d
e C
isal
ham
ento
(kPa
)
solo-solo - 50 kPa microconcreto - 50 kPasolo-solo - 100 kPa microconcreto - 100 kPasolo-solo - 200 kPa microconcreto - 200 kPa
7 m
0
50
100
150
200
250
2 2,5 3 3,5 4 4,5pF/e
Tens
ão d
e C
isal
ham
ento
(k
Pa)
solo-solo - 50 kPa microconcreto - 50 kPasolo-solo - 100 kPa microconcreto - 100 kPasolo-solo - 200 kPa microconcreto - 200 kPa
9 m
0
50
100
150
200
250
2 2,5 3 3,5 4 4,5 5 5,5 6 6,5pF/e
Tens
ão d
e C
isal
ham
ento
(k
Pa)
solo-solo - 50 kPa microconcreto - 50 kPasolo-solo - 100 kPa microconcreto- 100 kPasolo-solo - 200 kPa microconcreto - 200 kPa
Figura 4.10 Relação entre tensão de cisalhamento e pF/e.
Embora os resultados mostrados na Figura 4.10 dêem conotação de dispersão de um
material em relação ao outro assim como dentro do próprio microconcreto, eles são na
verdade coerentes com o resultado esperado. Assim, para a profundidade de 3 m a
estabilização do solo junto ao microconcreto conseguiu manter a estrutura apenas para a
tensão normal de 50 kPa, colapsando a estrutura do solo para 100 kPa e 200 kPa e
conduzindo-o ao comportamento do solo propriamente dito, mantendo-se na mesma tendência
68
retilínea deste. Para 5 metro, onde o solo naturalmente já é mais estruturado o material de
interface só teria colapsado para a tensão de 200 kPa. Aos 7 metros a estrutura é ainda mais
fechada, o que por um lado dificulta a penetração de produtos oriundos do microconcreto no
solo e por outro tem-se um material menos colapsível. Neste caso os pontos correspondentes
ao microconcreto para 50 kPa e 100 kPa estão próximos da tendência obtida para o solo. O
ponto referente a 200 kPa não apresenta-se como justificável e pode eventualmente, ser
devido ao cisalhamento de parte do próprio microconcreto. Para 9 m um número limitado de
pontos não permite uma explicação.
4.2. INFLUÊNCIA DO RECARREGAMENTO NA CAPACIDADE DE CARGA DE
ESTACAS
Esta pesquisa tem como um de seus objetivos verificar a influência do recarregamento
nos resultados de provas de carga de estacas escavadas assentes em solos porosos colapsíveis.
Para isto foram analisados resultados de ensaios de cisalhamento direto cíclico e de provas de
carga repetidas em estacas.
4.2.1. Ensaios de Cisalhamento Direto Cíclico
Esses ensaios foram realizados por Guimarães (2002) com o objetivo de obter-se a
resistência residual do solo. As amostras de solo foram retiradas do Campo Experimental do
Programa de Pós-Graduação em Geotecnia da Universidade de Brasília (UnB) e suas
propriedades físicas, química-mineralógicas e microestruturais foram descritas nos itens 3.1.1,
3.1.2 e 3.1.3, respectivamente.
Os ensaios de cisalhamento direto cíclico foram realizados em amostras de seção
circular, com 6,35 cm de diâmetro e 3,05 cm de altura, moldadas a partir de blocos
indeformados e levadas à ruptura em prensa mecanizada. Os ensaios foram realizados para as
profundidades de 2, 6 e 10 m nas condições natural e inundada. Foram utilizadas tensões
normais de 50, 100 e 200 kPa para as amostras de 2 e 6 m, e 100, 200 e 350 kPa para a
amostra de 10 m. A velocidade de deslocamento adotada foi de 13.10-7 m/s.
A metodologia adotada seguiu basicamente os procedimentos descritos por
Head (1982), sendo que os ensaios foram do tipo consolidado drenado (CD), em que se aplica
a tensão vertical e espera-se a estabilização das deformações verticais para cisalhar o corpo-
69
de-prova. Nos ensaios inundados adotou-se o tempo de inundação de no mínimo 12 horas sob
a carga normal do ensaio.
Os ensaios foram realizados em três ciclos, ou seja, levou-se a amostra a um
deslocamento de 9 a 10 mm, retornou-se à posição inicial, cisalhando-a novamente, até
completar três ciclos. Todo o processo foi realizado com a tensão normal do ensaio aplicada.
Foram realizados os três ciclos em todos os ensaios, mas em alguns a leitora não registrou os
dados do segundo e terceiro ciclo (Guimarães, 2002).
O objetivo da realização dos ensaios de cisalhamento direto cíclico foi verificar a
resistência residual do solo, ou seja, verificar o comportamento destes solos após grandes
deformações. Este comportamento está diretamente associado ao colapso e rearranjo
estrutural do solo. O colapso estrutural do solo está associado a alteração do estado de
tensões, que nestes ensaios corresponde ao acréscimo de tensão vertical e cisalhante e a
redução da sucção com a eventual inundação.
Embora se apresente na Figura 4.11, a título de ilustração, apenas os resultados obtidos
sobre amostras naturais e inundadas para a tensão vertical de confinamento de 100 kPa,
observou-se para o conjunto de resultados, que nos casos em que o solo apresentava
comportamento frágil, caracterizado por pico, o comportamento era o convencional, ou seja,
tendendo a estabilização em seu valor residual inferior ao de pico. Neste tipo de ruptura o solo
apresenta geralmente tendência à dilatância (Figura 4.12a). No entanto, em todos os casos em
que os solos, seja no estado natural, seja no estado inundado, apresentaram plastificação na
ruptura, a tensão de ruptura aumentou com o número de ciclos, sendo porém o acréscimo
maior do 1º para o 2º ciclo do que do 2º para o 3º ciclo. Neste tipo de ruptura, o colapso
estrutural do solo ocorre sem variações significativas de resistência oriundas de perda de
sucção ou quebra de cimento (Figura 4.12b). Acredita-se que este aumento de resistência é
devido à reestruturação do solo e, portanto a maior interação entre as partículas. O
comportamento frágil do solo natural coletado a 6 m de profundidade deve-se ao
ressecamento ocorrido após amostragem, como relatado por Guimarães (2002). No entanto, o
comportamento do solo inundado deixa claro a influência do colapso e rearranjo estrutural do
solo no ganho de resistência com o aumento do deslocamento. O solo proveniente da
profundidade de 10 m não é colapsível e o seu comportamento corresponde ao convencional,
ou seja, a resistência diminui após o primeiro ciclo (Mascarenha et al., 2002). No apêndice A
constam os resultados para os valores de tensões normais de 50, 200 e 350 kPa.
Destaca-se que nos ensaios de laboratório, o ganho de resistência só ocorreu para
rupturas plásticas e com maior ganho de resistência nos primeiros ciclos.
70
0
5
1015
20
0 50 100 150Tensão de Cisalhamento (kPa)
Des
loca
men
to
Hor
izont
al (m
m)
1º Ciclo 2 º Ciclo 3º Ciclo
2 m natural – 100 kPa
0
10
20
30
0 50 100 150Tensão de Cisalhamento(kPa)
Des
loca
men
to
Hor
izont
al(m
m)
1º Ciclo 2º Ciclo 3º Ciclo
2 m saturado – 100 kPa
0
10
20
30
0 100 200 300Tensão de Cisalhamento (kPa)
Des
loca
men
to
Hor
izont
al (m
m)
1 º Ciclo 2 º Ciclo 3 º Ciclo
6 m natural – 100 kPa
05
1015202530
0 25 50 75 100Tensão de Cisalhamento (kPa)
Dee
loca
men
to
Hor
izont
al (m
m)
1º Ciclo 2º Ciclo 3º Ciclo
6 m saturado – 100 kPa
0
10
20
30
0 100 200
Tensão de Cisalhamento (kPa)
Des
loca
men
to
Horiz
onta
l (m
m)
1 º Ciclo 2 º Ciclo 3 º Ciclo
10 m natural – 100 kPa
05
1015202530
0 20 40 60Tensão de Cisalhamento (kPa)
Des
loca
men
to
Hor
izont
al (m
m)
1º Ciclo 2º Ciclo 3º Ciclo
10 m saturado – 100 kPa
Figura 4.11 Relação entre tensão de cisalhamento e deslocamento horizontal nos ensaios de
cisalhamento cíclico (Mascarenha et al., 2002).
71
-0,20
0,20,40,60,8
11,21,41,61,8
2
0 10 20 30
Deslocamento horizontal (mm)D
eslo
cam
ento
ver
tical
(mm
)
1º ciclo 2º ciclo 3º ciclo
-3
-2,5
-2
-1,5
-1
-0,5
00 10 20 30
Deslocamento horizontal (mm)
Des
loca
men
to v
ertic
al (m
m)
1º ciclo 2º ciclo 3º ciclo
Figura 4.12 Relação entre deslocamento horizontal e deslocamento vertical
a) 6m natural – 100 kPa ; b) 6m saturado – 100 kPa (Mascarenha et al, 2002)
A resistência destes solos porosos poderia então ser definida pela Equação (4.1), sendo
que a parcela “σ.tgφ" tende a aumentar com o aumento do número de contatos gerado pelo
processo de colapso.
cimentaçao sucçaot = c' + c + c + .tgσ φ (4.1)
Em síntese, os resultados de laboratório mostram que quando ocorre a ruptura por
processo de colapso, há um ganho de resistência no recarregamento e este ganho é tanto maior
quanto maior for o colapso. Ao fim do colapso, não há mais ganho de resistência, observando-
se nos ensaios de laboratório, uma redução no ganho de resistência ao se passar do 2º ciclo
para o 3º ciclo. O ganho de resistência devido ao colapso se dá, até um determinado limite,
por aumento no número de contatos no plano de ruptura (Mascarenha et al., 2002).
4.2.2. Provas de Carga
A estaca 01 foi submetida a vários ciclos de recarregamento, sendo ensaiada em
fevereiro de 2000 por Guimarães (2002), e para esta pesquisa em novembro de 2001, março
de 2002, três vezes em maio de 2002 e por último em agosto do mesmo ano. As curvas carga
x recalque desta estaca são apresentadas na Figura 4.13. Nos casos em que as provas de carga
não foram até a ruptura (recalques ≥ 10% do diâmetro da estaca), os valores das cargas de
72
ruptura foram obtidas extrapolando as curvas carga-recalque por meio do método de Van der
Veen.
Estaca 01
0
50
100
150
200
250
300
350
400
450
500
550
600
650
700
750
800
0 30 60 90 120 150 180 210 240 270 300 330 360 390
Carga (kN)R
ecal
que
(mm
)
Fev/00 - 1º ciclo Nov/01 - 2º ciclo Mar/02 - 3º ciclo Mai/02 - 4º ciclo
Mai/02 - 5º ciclo Mai/02 - 6º ciclo Ago/02 - 7º ciclo
Figura 4.13 Curvas carga x recalque da estaca 01.
Extrapolando-se as curvas carga x recalque do primeiro e do segundo ensaio através do
método de Van der Veen, obtiveram-se cargas de ruptura de 270 e 390 kN, respectivamente.
73
Em março de 2002, essa estaca foi reensaiada, atingindo a ruptura para uma carga de 330 kN.
Em maio de 2002 essa estaca foi submetida a mais um ciclo de carregamento, ocorrendo sua
ruptura a uma carga de 210 kN. Neste mesmo mês esta estaca foi submetida a mais um ciclo
de carregamento, porém devido a um problema no êmbolo do macaco hidráulico esse ensaio
foi interrompido no início de sua plastificação, na carga de 180 kN. Ainda no mês de maio,
essa estaca sofreu seu 6º ciclo de carregamento, ocorrendo a ruptura do solo em 210 kN,
mesmo valor do ciclo anterior. Nessa carga houve uma tendência de estabilização dos
recalques e ao atingir-se um recalque acumulado de 39,81 cm, deu-se um acréscimo de carga
de 15 kN. Com a carga de 225 kN, também ocorreu uma tendência de estabilização dos
recalques. Novamente deu-se um acréscimo de 15 kN, atingindo a carga de 240 kN. Com esse
carregamento não houve estabilização dos recalques, porém, como o macaco trabalhou todo o
seu êmbolo, o descarregamento foi feito imediatamente. Comparando-se os recalques totais
do 4º e 6º ciclo, verificou-se que para recalques semelhantes o 6º ciclo teria suportado pelo
menos 225 kN, portanto um valor superior ao do 4º ciclo que foi de 210 kN. Em agosto de
2002, essa estaca sofreu seu último carregamento com carga de ruptura de 300 kN.
Na análise das provas de carga realizadas na estaca 03, os resultados obtidos por
Guimarães (2002) serão considerados como o 1º ciclo, pois só no último ciclo o seu ensaio
mostrou sinais de plastificação.
A estaca 3 foi ensaiada em outubro de 2000 por Guimarães (2002), reensaiada em
dezembro de 2001 para esta pesquisa, com o intuito de verificar o efeito do recarregamento no
comportamento das estacas. O 2º ciclo foi realizado no dia 04/12/2001 com um acréscimo de
carga de 30 kN, o 3º e 4º ciclos com acréscimo de 40 kN nos dias 06 e 12/12/2001,
respectivamente, e o quinto e sexto com acréscimo de 20 kN, no dia 13/12/2002. Na Figura
4.14 têm-se as curvas carga x recalque da estaca 3.
Extrapolando-se as curvas carga x recalque do 1º e do 2º ciclo através do método de
Van der Veen, obteve-se uma carga de ruptura para a estaca de 290 e 270 kN,
respectivamente. A carga de ruptura para o primeiro ciclo encontrado por Guimarães (2002)
foi 270 kN, no entanto, como nesse ciclo a estaca foi submetida a procedimentos de
carregamentos e descarregamentos, esse autor utilizou para a extrapolação da curva os valores
obtidos no entorno das curvas. Para esta dissertação, considerou-se apenas os valores do
último ciclo de carregamento .
Verifica-se, no 3º ciclo, que até a última carga do ciclo anterior praticamente não há
deformações plásticas, iniciando-se sua plastificação a partir desse valor, e seguindo a
tendência do trecho virgem do ciclo anterior.
74
Estaca 03
0123456789
10111213141516171819202122232425
0 30 60 90 120 150 180 210 240 270 300 330
Carga (kN)
Reca
lque
(mm
)
Out/00 - 1º ciclo Dez/01 - 2º ciclo Dez/01 - 3º ciclo
Dez/01- 4º ciclo Dez/01 - 5º ciclo Dez/01- 6º ciclo
Figura 4.14 Curvas carga x recalque da estaca 03.
Através do método de Van der Veen, extrapolou-se a curva carga x recalque, obtendo-se
uma carga de ruptura de 310 kN no 3º ciclo. Comparando-se o 4º ciclo com o anterior,
verifica-se que em ambos o início da plastificação do solo ocorre na mesma carga, apenas
diminuindo o valor do recalque final. A carga de ruptura nesse caso foi estimada em 320 kN.
No 5º ciclo até a carga de 310 kN, que foi a última carga aplicada no ciclo anterior, os
recalques foram pequenos e somente a partir daí se iniciou a plastificação do solo. Nesse caso
a carga de ruptura foi estimada em 330 kN.
75
Comparando-se o 6º ciclo com o anterior, verifica-se que em ambos o início da
plastificação do solo ocorre na mesma carga, apenas diminuindo o valor do recalque final do
6º ciclo em relação ao 5º, o que não deixa de representar um ganho de capacidade de suporte.
A carga de ruptura nesse caso foi estimada em 330 kN, sem acréscimo em relação ao 5º ciclo.
Analisando os ciclos de carregamento realizados na estaca 3, verifica-se que ocorre um
acréscimo da capacidade de carga da estaca em relação aos ciclos anteriores devido ao
recarregamento. Porém, estes valores são maiores entre o 2º e 3º ciclos, ocorrendo a partir do
4º ciclo uma redução no valor deste acréscimo até zerar no último ciclo.
A estaca 4 foi ensaiada em março de 2001 por Guimarães (2002) e reensaiada em
janeiro de 2002 nesta pesquisa. Foram realizados mais três ciclos de carregamento com
estágio de carga de 30 kN. A Figura 4.15 apresenta as curvas carga x recalque. Por meio da
extrapolação das curvas, pelo método de Van der Veen, obtiveram-se os valores das
capacidade de carga nos dois ensaios, sendo 260 kN para o 1º ciclo e 240 kN para o 2º. No 3º
e 4º ciclos a carga de ruptura foi de 270 kN. Analisando-se as curvas (Figura 4.15) observa-se
no 3º ciclo, que até a última carga do ciclo anterior praticamente não houve deformações,
iniciando-se sua plastificação a partir deste valor, e seguindo a tendência do trecho virgem do
ciclo anterior. Comparando o 4º ciclo com o anterior, verifica-se, como no caso da estaca 3,
que em ambos o início da plastificação do solo ocorreu na mesma carga. Porém neste caso, no
último ciclo ocorreu a ruptura do solo no mesmo valor de carga do ciclo anterior, mas com
deformações mais importantes. Isto significa que o solo estaria apresentando uma ligeira
redução na capacidade de carga. Verificou-se que, assim como na estaca 3, o efeito do
recarregamento é mais acentuado nos primeiros ciclos, podendo até zerar ou simplesmente
diminuir nos ciclos posteriores.
A estaca 5 foi ensaiada por Guimarães (2002) em junho de 2000 e reensaiada para esta
pesquisa em 13/11/2001, apresentando como cargas de ruptura os valores de 280 e 360 kN,
respectivamente. Guimarães (2002) obteve, por meio do método de Van der Veen, uma carga
de ruptura de 310 kN para o ensaio de junho de 2000, porém, assim como no caso da estaca 3,
a metodologia adotada foi modificada pela autora desta dissertação, considerando apenas as
tensões e deformações do último ciclo de carga por ele realizado. Em 21/11/2001, a fim de
eliminar a influência da variação de umidade, esta estaca foi submetida a um 3º ciclo de
carregamento com acréscimo de carga de 30 kN, sendo que anteriormente este acréscimo foi
de 40 kN. Verificou-se que no 3º ciclo a plastificação do solo começou ao atingir a penúltima
carga do ciclo anterior e rompeu sob uma carga de 390 kN, apresentando um ganho de
76
resistência em relação ao segundo ciclo, provavelmente devido ao efeito do recarregamento
do solo. As curvas carga x recalque desta estaca encontra-se na Figura 4.16.
Estaca 04
0
5
10
15
20
25
30
35
40
45
50
0 30 60 90 120 150 180 210 240 270 300
Carga (kN)
Reca
lque
(mm
)
Mar/01 - 1º ciclo Jan/02 - 2º cicloJan/02 - 3º ciclo Jan/02 - 4º ciclo
Figura 4.15 Curvas carga x recalque da estaca 04.
Com o intuito de quantificar o ganho de resistência devido ao recarregamento da estaca
e isolar este ganho de eventuais efeitos de sucção, plotou-se para todas as estacas os gráficos
carga x recalque dos ensaios realizados em um mesmo período, com a abscissa em escala
77
logarítmica. Nas Figuras 4.17, 4.18, 4.19 e 4.20, têm-se os gráficos das estacas 1, 3, 4 e 5,
respectivamente.
Estaca 05
0
4
8
12
16
20
24
28
32
36
40
44
48
0 30 60 90 120 150 180 210 240 270 300 330 360 390
Carga (kN)Re
calq
ue (m
m)
Jun/00 - 1º ciclo Nov/01 - 2º ciclo Nov/01- 3º ciclo
Figura 4.16 Curvas carga x recalque da estaca 05.
Determinou-se, então, a relação entre o logaritmo do acréscimo de carga da estaca e o
deslocamento ocorrido entre dois carregamentos nos seus limites plásticos em ciclos
sucessivos, o qual foi denominado de Coeficiente de recarregamento (Cr). A relação entre os
recalques totais dos ciclos de carregamento e os valores de Cr das estacas 1, 3 , 4 e 5 constam
na Figura 4.21a. Na Figura 4.21b constam os valores de Cr relacionados com os recalques
78
ocorridos entre dois carregamentos em ciclos consecutivos, ambas apresentando uma
tendência razoável.
Estaca 1
060
120180240300360420480540600
1 10 100 1000Carga (kN)
Reca
lque
(mm
)
4º ciclo 5º ciclo 6º ciclo 7º ciclo
Figura 4.17 Curvas Recalque x Carga (Escala logartímica) - Estaca 1
Estaca 3
0
5
10
15
20
25
0 1 10 100 1000Carga (kN)
Reca
lque
(mm
)
2º ciclo 3º ciclo 4º ciclo 5º ciclo 6º ciclo
Figura 4.18 Curvas Recalque x Carga (Escala logarítmica) - Estaca 3
79
Estaca 4
05
1015202530354045
1 10 100 1000Carga (kN)
Rec
alqu
e (m
m)
2º ciclo 3º ciclo 4º ciclo
Figura 4.19 Curvas Recalque x Carga (Escala logartímica) - Estaca 4
Estaca 5
0
5
10
15
20
25
30
35
1 10 100 1000Carga (kN)
Reca
lque
(mm
)
2º ciclo 3º ciclo
Figura 4.20 Curvas Recalque x Carga (Escala logartímica) - Estaca 5
80
y = 0,28e-0,0692x
R2 = 0,9635y = -2E-05x + 0,014
R2 = 0,8718
0,00
0,02
0,04
0,06
0,08
0,10
0,12
0 80 160 240 320 400 480 560 640 720 800
Recalque (mm)
Cr (
cm-1
)
a)
y = 0,1192e-0,0797x
R2 = 0,9238y = -3E-05x + 0,0148
R2 = 0,9983
0,00
0,02
0,04
0,06
0,08
0,10
0,12
0 40 80 120 160 200 240 280 320 360 400
Variação do recalque (mm)
Cr (c
m-1)
b)
Figura 4.21 a) Curva Recalque Total x Cr; b) Curva Variação de Recalque x Cr.
A partir dessas relações obtiveram-se os valores de Cr para cada nível de recalque
ocorrido nos vários ciclos de carregamento nas diversas estacas. Multiplicando-se estes
coeficientes pelos deslocamentos ocorridos entre dois carregamentos nos seus limites
plásticos em ciclos sucessivos, têm-se os acréscimos de carga devido ao recarregamento das
estacas.
Analisando-se os resultados, nota-se que o recarregamento das estacas aumenta a
resistência do solo, sendo que este aumento de resistência é mais evidente para pequenos
recalques, ou seja, a partir de um certo nível de recalque, o ganho de resistência do solo
devido ao recarregamento tende a zero. Aparentemente o recalque limite até o qual
ocorreriam ganhos significativos de carga se situam em torno de 10 a 15% do diâmetro da
estaca.
81
Os resultados de campo estão de acordo com os resultados de laboratório analisados no
item 4.2.1.
4.3. INFLUÊNCIA DA SUCÇÃO DO PERFIL DE SOLO NA CAPACIDADE DE
CARGA DAS ESTACAS.
Guimarães (2002) realizou provas de carga nas estacas 01 (fevereiro de 2000),
02 (agosto de 2000), 03 (outubro 2000), 04 (março 2001) e 05 (junho 2000) objetivando
verificar a influência dos perfis de umidade e sucção ao longo do fuste das estacas em sua
capacidade de carga. Optou-se por fazer os ensaios na condição natural do solo, sendo as
diferenças entre os perfis de umidade decorrentes apenas dos diferentes índices
pluviométricos ao longo do ano. Segundo Camapum de Carvalho et al (1995), no Distrito
Federal, as grandes variações de umidade ocorrem predominantemente nos 3 metros iniciais
do perfil de solo, onde ∆w chega a atingir 35% ao longo do ano. Para profundidades
superiores, as variações de umidade entre o período mais chuvoso e o mais seco atingem no
máximo 8%. Na Figura 4.22 têm-se os valores mensais de precipitação para os anos de 2000,
2001 e 2002 no Distrito Federal, o que totaliza precipitações anuais de 1380 mm para o ano
de 2000 e 1275 mm para o ano de 2001. No ano de 2002 os dados são fornecidos até o mês de
julho, tendo até este mês precipitação de 705 mm.
0
50
100
150
200
250
jan fev mar abr mai jun jul ago set out nov dez
Precipitação (mm)
Precipitação (mm) em Brasília no período 2000Precipitação (mm) em Brasília no período 2001Precipitação (mm) em Brasília no período 2002
Figura 4.22 Gráficos pluviométricos dos anos 2000, 2001 e 2002 (modificado - Instituto
Nacional de Metereologia, 2002).
82
As capacidades de carga das estacas foram obtidas através de extrapolação da curva
carga x recalque pelo método de Van Der Veen. A estaca 02, ensaiada em agosto de 2000,
apresentou a maior capacidade de carga (320 kN).
As estacas 01 e 03 ensaiadas em fevereiro e outubro de 2000, respectivamente,
apresentaram cargas de ruptura estimadas em 270 kN. As estacas 4 e 5 ensaiadas nos meses
de março e junho apresentaram capacidades de carga de 260 kN e de 310 kN.
A estaca 01 foi ensaiada inicialmente em fevereiro de 2000 por Guimarães (2002) e
reensaiada para esta dissertação em novembro de 2001 e março de 2002. As curvas carga x
recalque desta estaca estão representadas na Figura 4.13 . Nas Figuras 4.23 e 4.24 constam os
perfis de umidade e sucção dos meses citados anteriormente. Extrapolando-se as curvas
carga x recalque do 1º e do 2º ensaio através do método de Van der Veen obtiveram-se as
cargas de ruptura de 270 e 390 kN, respectivamente. No último ensaio ocorreu a ruptura do
solo para uma carga de 330 kN.
0123456789
10111213
25 27 29 31 33 35 37
Umidade (%)
Prof
undi
dade
(m)
fev/00 nov/01 mar/02
Figura 4.23 Perfil de Umidade - Estaca 1
A estaca 2 foi ensaiada por Guimarães (2002) em agosto de 2001, sendo que a curva
carga x recalque desta estaca está apresentada na Figura 4.25. Nas Figuras 4.26 e 4.27
constam os perfis de umidade e sucção do solo no mês de agosto de 2000.
Extrapolando-se a curva carga x recalque por meio do método de Van der Veen obteve-
se uma carga de ruptura para a estaca de 320 kN. A carga de ruptura encontrada por
Guimarães (2002) foi 360 kN. No entanto, assim como na estaca 3, essa estaca foi submetida
83
a procedimentos de carregamentos e descarregamentos e o autor utilizou para a extrapolação
da curva os valores obtidos no entorno do conjunto de curvas. Para esta dissertação,
considerou-se apenas os valores do último ciclo de carregamento.
0123456789
101112
0 200 400 600 800 1000ua-uw (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
fev/00 nov/01 mar/02
0123456789
101112
0 4 8 12 16 20 24 28 32 36
ua-uw (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
fev/00 nov/01 mar/02
Figura 4.24 Perfil de Sucção - Estaca 1
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
0 30 60 90 120 150 180 210 240 270 300
Carga (kN)
Reca
lque
(mm
)
Figura 4.25 Curva Carga x Recalque - Estaca 2 (Guimarães, 2002)
84
0,0
1,0
2,0
3,0
4,0
5,0
6,0
7,0
8,0
9,0
10,0
11,0
12,0
18 20 22 24 26 28 30 32
Umidade (%)
Prof
undi
dade
(m)
Ago/00
Figura 4.26 Perfil de Umidade - Estaca 2
0123456789
101112
0 1000 2000 3000 4000ua-uw (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
ago/00
0123456789
101112
0 20 40 60
ua-uw (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
ago/00
Figura 4.27 Perfil de Sucção - Estaca 2
A estaca 03 foi ensaiada por Guimarães (2002) em outubro de 2000 e reensaiada pela
autora em dezembro de 2001. As curvas carga x recalque dessa estaca estão apresentadas na
Figura 4.14 . Nas Figuras 4.28 e 4.29 têm-se os perfis de umidade e sucção do solo nos meses
anteriormente citados. Extrapolando-se as curvas carga x recalque do 1º e do 2º ensaio através
85
do método de Van der Veen, obteve-se uma carga de ruptura de 270 kN para a estaca nos dois
ensaios, apesar da maior sucção registrada para o 1º ensaio.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
20 22 24 26 28 30 32 34
Umidade (%)
Prof
undi
dade
(m)
out/00 dez/01
Figura 4.28 Perfil de Umidade - Estaca 3
0123456789
101112
0 500 1000 1500 2000 2500
ua-uw (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
out/00 dez/01
0123456789
101112
0 10 20 30 40 50ua-uw (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
out/00 dez/01
Figura 4.29 Perfil de Sucção - Estaca 3
A estaca 04 foi ensaiada por Guimarães (2002) em março de 2001 e reensaiada pela
autora em janeiro de 2002. Na Figura 4.15 constam as curvas carga x recalque dessa estaca e
86
os perfis de umidade e sucção do solo estão apresentados nas Figura 4.30 e 4.31. Por meio da
extrapolação das curvas carga x recalque pelo método de Van der Veen obtiveram-se os
valores das capacidade de carga nos dois ensaios, sendo 260 kN para o 1º e 240 kN para o 2º.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
24 26 28 30 32 34 36
Umidade (%)
Prof
undi
dade
(m)
mar/01 jan/02
Figura 4.30 Perfil de Umidade - Estaca 4.
0123456789
101112
0 100 200 300 400 500ua-uw (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
mar/01 jan/02
0123456789
101112
0 10 20 30 40 50 60ua-uw (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
mar/01 jan/02
Figura 4.31 Perfil de Sucção - Estaca 4
A estaca 05 foi ensaiada por Guimarães (2002) em junho de 2000 e reensaiada para esta
dissertação em novembro de 2001. As curvas carga x recalque dessa estaca encontram-se
87
apresentadas na Figura 4.16. Nas Figuras 4.32 e 4.33 têm-se os perfis de umidade dos meses
de junho e novembro. Para a obtenção das capacidades de carga da estaca nos ensaios
extrapolaram-se as curvas carga x recalque através do método de Van der Veen, sendo que
para o 1º ensaio obteve-se o valor de 310 kN e para o 2º o valor de 360 kN.
.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
21 23 25 27 29 31 33 35 37
Umidade (%)
Prof
undi
dade
(m)
jun/00 nov/01
Figura 4.32 Perfil de Umidade - Estaca 5
0123456789
101112
0 200 400 600 800
ua-uw (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
jun/00 nov/01
123456789
1011
0 20 40 60
ua-uw (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
jun/00 nov/01
Figura 4.33 Perfil de Sucção - Estaca 5.
88
Os valores de sucção ao longo do perfil de solo foram determinados utilizando-se as
equações das curvas características do solo do campo experimental da UnB, propostas por
Guimarães, 2002 (Tabela 3.1). Os valores de umidade utilizados foram obtidos de amostras
coletadas a trado. Os valores dos índices de vazios utilizados nas equações foram os obtidos
por Guimarães (2002), exceto para a profundidade de 3 m.
Na Figura 4.34 têm-se as variações com a profundidade dos índices de vazios totais (e),
dos índices de vazios interagregados (ema), dos índices de vazios intraagregrados (emi) e dos
índices de vazios interagregados sobre os índices de vazios intraagregrados, onde verifica-se
que para a profundidade de 3 m o índice de vazios foge à tendência geral. Portanto, corrigiu-
se o valor do índice de vazios de 3 m, modificando-o de 1,27 para 1,42, melhorando os
coeficientes de correlação das retas, conforme Figura 4.35. É importante salientar que o valor
1,42 encontra-se dentro da faixa de valores até então obtida em ensaios para esta
profundidade.
0123456789
10
0 0,5 1 1,5 2
e
Prof
undi
dade
(m)
e ema emi ema/emi
Figura 4.34 Variação dos índices de vazios totais, interagregados e intraagregados com a
profundidade.
As variações com a profundidade de pF, pFxe e pF/e estão apresentadas nas Figuras
4.36, 4.37 e 4.38, respectivamente, para as diferentes épocas de realização das provas de
carga.
89
0
12
3456789
10
0 0,5 1 1,5 2e
Prof
undi
dade
(m)
e ema emi ema/emi
Figura 4.35 Variação dos índices de vazios totais, interagregados e intraagregados com a
profundidade (corrigida)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
1,25 1,50 1,75 2,00 2,25 2,50 2,75 3,00 3,25 3,50 3,75 4,00 4,25 4,50 4,75
pF
Prof
undi
dade
(m)
fev/00 jun/00 ago/00 out/00 mar/01 nov/01
dez/01 jan/02 mar/02 mai/02 ago/02
Figura 4.36 Variação de pF com a profundidade.
Na Figura 4.39 têm-se as relações entre a soma ao longo do fuste, excluídos os dois
metros iniciais, e na base, dos valores de pF, pFxe e pF/e com a carga de ruptura da estaca. As
relações com a diferença entre a carga de ruptura da estaca e o acréscimo de carga devido ao
recarregamento encontram-se na Figura 4.40.
90
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 4,5 5,0 5,5 6,0 6,5 7,0 7,5
pFxe
Prof
undi
dade
(m)
fev/00 jun/00 ago/00 out/00 mar/01 nov/01dez/01 jan/02 mar/02 mai/02 ago/02
Figura 4.37 Variação de pFxe com a profundidade.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0,75 1,00 1,25 1,50 1,75 2,00 2,25 2,50 2,75 3,00pF/e
Prof
undi
dade
(m)
fev/00 jun/00 ago/00 out/00 mar/01 nov/01dez/01 jan/02 mar/02 mai/02 ago/02
Figura 4.38 Variação de pF/e com a profundidade.
Os resultados obtidos para a estaca 1 a partir do 4º ciclo foram excluídos, pois para o
nível de deformações atingido nesses casos a sucção provavelmente não terá mais influência.
Os valores de sucção do mês de outubro de 2000 e março de 2002 não apresentaram uma boa
91
relação com a carga de ruptura, e, portanto, foram excluídos das correlações das retas, embora
constem nas figuras.
Verifica-se na Figura 4.39 que a carga de ruptura da estaca tende a crescer linearmente
com o aumento da sucção, apresentando um coeficiente de correlação aceitável. Porém, não
apresenta uma boa correlação a relação entre a sucção e a carga de ruptura da estaca menos o
acréscimo de carga devido ao recarregamento, conforme Figura 4.40. Deve-se, no entanto,
considerar que o ΣpF significa apenas um somatório de resultados ao longo da profundidade,
não podendo ser extrapolado para o cálculo de sucção, uma vez que a transferência de ΣpF em
(ua-uw) em kPa não corresponde ao somatório de (ua-uw) em kPa. Em todo caso, a relação
indica a tendência esperada de que a capacidade de carga aumenta com a sucção no solo.
y = 48,496x - 496,89R2 = 0,6662
y = 66,271x - 414,17R2 = 0,6881
y = 63,063x - 535,51R2 = 0,7324
220
240
260
280
300
320
340
360
380
400
8 10 12 14 16 18 20ΣpF (2,5 a 8,5)
Carg
a de
rupt
ura
(kN
)
pF pFxe pF/e
Figura 4.39 Variação de ΣpF, ΣpFxe e ΣpF/e com a carga de ruptura das estacas.
Devido à impossibilidade de extrapolação de ΣpF para o cálculo da sucção, à
dificuldade na obtenção das curvas características dos perfis de solo e considerando ainda que
a sucção é estremamente dinâmica ao longo de um perfil de solo durante o ano, devido tanto
às variações climáticas sazonais como diárias, surgiu a opção de se relacionar as cargas de
ruptura das estacas com dados pluviométricos da região ensaiada (Camapum de Carvalho,
2003).
92
A Tabela 4.2 apresenta os dados pluviométricos para o Distrito Federal obtidos no site
http:/masrv54.agricultura.gov.br/rna da Rede Nacional de Agrometereologia, 2003, onde P é a
precipitação, E a evaporação, ER a evaporação real, Exc é a precipitação excedente e Def é o
déficit de precipitação. Com estes dados e considerando a Equação 4.2 (SETRA-LCPC, 1997)
foram calculados e apresentados nesta mesma tabela os valores de IHU (ER), que corresponde
ao índice de umidade obtido com valores da evaporação real (ER). Destaca-se que o
parâmetro IHU (ER) é normalmente calculado considerando-se os dados anuais de modo a
distinguir uma região da outra. Assim, por exemplo, para o Distrito Federal se terá um IHU
(ER) igual a 44,9.
y = 36,212x - 312,98
R2 = 0,5361y = 43,361x - 180,05
R2 = 0,4028y = 41,673x - 264,68
R2 = 0,4561
180
220
260
300
340
380
8 10 12 14 16 18 20ΣpF (2,5 a 8,5)
Car
gaa
de ru
ptur
a - P
reca
rga (
kN)
pF pFxe pF/e
Figura 4.40 Variação de ΣpF, ΣpFxe e ΣpF/e com a carga de ruptura das estacas, excluindo a
influência do recarregamento.
O índice de umidade, IHU (ER), é obtido por meio da seguinte equação:
0, 6( ) Exc DefIHU ERER
−= (4.2)
Com os valores de IHU(ER) mensal e os resultados das provas de carga, retirando-se o
efeito do recarregamento, obteve-se- a Figura 4.41, obtendo-se uma boa tendência. Diante
disto, fica evidente a possibilidade de estimativa da carga de ruptura a partir de dados
pluviométricos de uma determinada região.
93
Tabela 4.2 Dados Pluviométricos para o Distrito Federal (Rede Nacional de
Agrometereologia, 2003)
Meses P(mm) E (mm) ER Exc Def IHU(ER)
janeiro 233 80,4 80,4 152,6 0 189,8
fevereiro 219 80,6 80,6 138,4 0 171,7
março 159 98,9 98,9 60,1 0 60,8
abril 207 97,6 97,6 109,4 0 112,1
maio 97 95,2 95,2 1,8 0 1,9
junho 26 86,5 74 0 12,5 -10,1
julho 8 90,0 45,1 0 44,9 -59,7
agosto 7 99,2 27,9 0 71,4 -153,5
setembro 17 98,5 26,2 0 72,4 -165,8
outubro 37 93,2 40,6 0 52,6 -77,7
novembro 139 80,1 80,1 0 0 0
dezembro 196 76,6 76,6 59,6 0 77,8
Anual 1345 1076,8 823,2 521,9 253,8 44,9
Por meio das análises apresentadas neste item, fica evidente a influência da sucção na
carga de ruptura das estacas nos solos porosos colapsíveis de Brasília, sendo que ao longo do
ano pode-se chegar a variações de até 62,5% na capacidade de carga de uma estaca, com a
geometria analisada nesta pesquisa.
-200-150-100-50
050
100150200
200 250 300 350 400
Carga de ruptura - Precarga (kN)
IHU
(ER)
Figura 4.41. Relação entre a carga de ruptura das estacas, sem o efeito do recarregamento, e o
Índice de umidade obtido com valores da evaporação real.
94
4.4. ENSAIOS SPT-T
No âmbito desta dissertação ensaios SPT-T foram realizados em janeiro, março e agosto
de 2002 no Campo Experimental de Fundações e Ensaios de Campo da Universidade de
Brasília. Os resultados obtidos serão usados na previsão da capacidade de carga a partir dos
métodos semi-empíricos. Eles complementam os resultados obtidos por Guimarães (2002).
A Tabela 4.3 apresenta os valores, para os meses de fevereiro, junho, agosto e outubro
de 2000, março de 2001 e janeiro, março e agosto de 2002, dos índices de resistência à
penetração (N), dos torques máximo e residual (Tmáx e Tres), dos índices de torque (TR), dos
atritos lateral (fs), das umidades (w) e dos valores de índices de vazios (e) e sucção (ua-uw)am
medidos em amostras oriundas do amostrador SPT obtidos nos ensaios SPT-T, executados
por Guimarães (2002).
Tabela 4.3 Resultados dos ensaios SPT-T obtidos por Guimarães (2002).
Profundidade (m) Data Parâmetro 1,5 2,5 3,5 4,5 5,5 6,5 7,5 8,5 9,5 10,5 11,5 12,5 N 2 2 2 2 4 6 9 7 10 13 15 16 Tmáx (N.m) 15 40 70 70 90 130 100 80 90 100 210 220 Tres (N.m) 10 35 60 60 70 100 50 50 55 50 150 150 TR 0,8 2,0 3,5 3,5 2,3 2,2 1,1 1,1 0,9 0,8 1,4 1,4 fs (kPa) 8,1 21,5 37,7 37,7 48,5 70,0 53,9 43,1 48,5 53,9 113,1 118,5
Fev/00
w (%) 27,7 30,6 32,3 32,5 32,0 30,4 29,3 29,0 27,9 (ua-uw)am 68,8 283,8 30,2 39,7 47,3 158,5 400,4 167,9 603,4 837,3 97,9 173,7
N 4 2 2 3 4 7 7 6 9 12 12 16 Tmáx (N.m) 10 20 45 65 95 70 70 45 100 200 200 250 Tres (N.m) 5 15 40 60 75 45 50 40 70 180 180 240 TR 0,3 1,0 2,3 2,2 2,4 1,0 1,0 0,8 1,1 1,7 1,7 1,6 fs (kPa) 5,4 10,8 24,2 35,0 51,2 37,7 37,7 24,2 53,9 107,7 107,7 134,6
Jun/00
w (%) 23,9 28,8 32,0 31,5 32,1 30,1 29,3 28,3 36,4 e 0,8 0,9 1,0 0,5 0,9 0,9 0,8 1,0 (ua-uw)am 968,4 467,6 41,7 40,1 26,3 372,5 252,2 166,8 95,7 23,0 5,6 8,0
N 4 2 3 3 4 5 5 5 9 38 Tmáx (N.m) 10 40 60 70 85 85 45 35 25 300 Tres (N.m) 5 25 45 55 70 75 30 20 15 220 TR 0,3 2,0 2,0 2,3 2,1 1,7 0,9 0,7 0,3 0,8 fs (kPa) 5,4 21,5 32,3 37,7 45,8 45,8 24,2 18,8 13,5 161,6
Ago/00
w (%) 18,3 26,8 31,1 30,6 30,6 29,4 27,6 26,7 22,1 e 0,9 0,9 0,9 1,0 0,9 0,8 0,8 0,8 0,7 (ua-uw)am 221,1 128,5 47,7 44,9 42,6 373,4 286,3 338,5 520,6
N 3 2 4 4 4 7 9 13 13 20 20 17 Tmáx (N.m) 10 30 80 80 80 110 90 70 210 310 310 270 Tres (N.m) 5 20 70 65 70 80 70 45 160 280 270 230 TR 0,3 1,5 2,0 2,0 2,0 1,6 1,0 0,5 1,6 1,6 1,6 1,6 fs (kPa) 5,4 16,2 43,1 43,1 43,1 59,2 48,5 37,7 113,1 166,9 166,9 145,4
Out/00
w (%) 20,1 24,6 26,7 30,4 30,7 28,1 27,7 26,9 33,6 e 0,9 1,0 0,8 0,8 0,9 1,0 1,0 1,0 0,9 (ua-uw)am 158,7 245,3 480,0 963,3 1133,7 273,1 278,9 67,1 18,5
N 2 2 3 3 3 5 7 11 16 13 Tmáx (N.m) 25 45 80 75 100 95 90 90 110 200 Tres (N.m) 15 35 70 60 80 80 60 45 80 180 TR 1,3 2,3 2,7 2,5 3,3 1,9 1,3 0,8 0,7 1,5 fs (kPa) 13,5 24,2 43,1 40,4 53,9 51,2 48,5 48,5 59,2 107,7
Mar/01
w (%) 26,6 26,8 31,2 30,6 30,9 30,0 28,1 27,0 35,1 e 1,0 0,9 0,9 1,0 0,8 0,9 0,8 0,8 1,0 (ua-uw)am 337,6 336,3 283,2 368,3 669,9 1190,1 1075,9 2322,4 629,7
95
Na Tabela 4.4 constam os mesmos parâmetros da Tabela 4.3, porém para os ensaios
realizados para esta dissertação. A Tabela 4.5 apresenta os valores médios e desvios padrão de
cada parâmetro dos ensaios executados por Guimarães (2002) e para esta dissertação.
Comparando-se estes valores com os obtidos por Guimarães (2002), observa-se que houve um
aumento considerável na média de todos os valores. Porém, observou-se uma redução no
valor de Tmáx/Tres.
Tabela 4.4 Resultados dos ensaios SPT-T realizados para esta dissertação.
Profundidade (m) Data Parâmetro 1,5 2,5 3,5 4,5 5,5 6,5 7,5 8,5 9,5 10,5 11,5 12,5 N 3 1 3 3 6 10 12 14 22 27 Tmáx (N.m) 35 50 90 9,0 12,0 16,0 12,0 11,0 30,0 32,0 Tres (N.m) 25 40 75 80 110 120 80 100 270 290 TR 1,2 5,0 3,0 3,0 2,0 1,6 1,0 0,8 1,4 1,2 fs (kPa) 18,8 17,8 44,5 44,5 60,6 82,5 61,9 59,2 161,6 172,3
Jan/02
w (%) 27,3 28,4 33,0 32,3 30,5 30,2 27,1 31,0 31,5 e 1,3 1,1 1,1 0,9 0,8 0,8 0,9 0,7 (ua-uw)am 124,0 145,5 238,6 619,3 668,3 1266,2 342,4 751,0
N 3 2 3 5 7 6 12 12 13 12 14 12 Tmáx (N.m) 30 55 75 130 140 140 180 130 120 200 180 190 Tres (N.m) 20 45 70 110 130 130 100 90 80 170 140 180 TR 1,0 2,8 2,5 2,6 2,0 2,3 1,5 1,1 0,9 1,7 1,3 1,6 fs (kPa) 15,5 27,2 37,1 70,0 70,7 73,8 94,8 68,5 64,6 107,7 94,8 100,1
Mar/02
w (%) 29,5 35,4 34,6 32,4 32,7 30,4 30,1 30,1 34,2 e 0,7 1,0 1,0 0,9 0,9 0,9 0,9 1,1 1,4 1,5 1,8 1,8 (ua-uw)am 1208,0 531,7 514,0 1086,4 871,4 943,5 930,9 858,7 833,3 654,1 624,7 639,0
N 8 2 3 6 9 8 11 10 12 18 Tmáx (N.m) 70 30 90 120 140 150 120 70 180 240 Tres (N.m) 65 25 80 100 120 100 70 45 160 200 TR 0,9 1,5 3,0 2,0 1,6 1,9 1,1 0,7 1,5 1,3 fs (kPa) 36,1 13,7 45,4 59,3 72,2 75,7 63,2 36,9 96,9 129,2
Ago/02
w (%) 18,1 28,1 28,7 28,6 30,4 29,2 27,9 27,6 29,1 e 0,5 0,8 1,0 0,9 0,8 0,8 1,0 1,2 1,2 1,6 (ua-uw)am 4552,0 1386,6 506,8 563,8 698,4 1247,0 996,3 1855,1 1014,7 1134,5
Tabela 4.5 Média e Desvio Padrão dos resultados dos ensaios SPT-T realizados por
Guimarães (2002) e para esta dissertação.
Profundidade (m) Data Parâmetro 1,5 2,5 3,5 4,5 5,5 6,5 7,5 8,5 9,5 10,5 11,5 12,5 N 4 2 3 4 5 7 9 10 13 19 15 15 Tmáx (N.m) 26 39 74 88 106 118 102 79 142 234 225 233 Tres (N.m) 19 30 64 74 91 91 64 54 111 196 185 200 TR 0,7 2,3 2,6 2,5 2,2 1,8 1,1 0,8 1,0 1,3 1,5 1,5 fs (kPa) 13,5 19,1 38,4 46,0 55,7 62,0 54,1 42,1 76,4 125,9 120,6 124,7
Média
w (%) 23,9 27,6 30,7 31,2 31,2 29,9 28,6 28,4 31,2 e 0,8 0,9 1,0 0,9 0,9 0,8 0,9 0,9 1,0 1,2 (ua-uw)am 1073,5 482,8 253,4 406,5 466,0 647,2 611,1 880,4 507,3 680,0 242,7 273,6
N 1,92 0,35 0,64 1,30 2,03 1,67 2,56 3,37 4,34 9,23 3,40 2,22 Tmáx (N.m) 20,4 11,6 15,3 24,5 24,0 32,5 40,2 31,5 85,1 74,6 58,0 35,0 Tres (N.m) 20,1 10,4 14,3 20,8 25,1 27,1 21,3 26,8 81,1 74,6 59,2 42,4 TR 0,41 1,23 0,53 0,52 0,52 0,41 0,19 0,20 0,45 0,37 0,17 0,10 fs (kPa) 10,49 5,51 7,28 12,28 11,04 15,99 20,79 16,64 45,83 40,19 31,81 19,76
Desvio Padrão
w (%) 4,54 4,90 2,94 1,33 0,90 0,83 1,05 1,48 4,71 e 0,21 0,10 0,18 0,10 0,09 0,14 0,09 0,16 0,25 0,42 (ua-uw)am 1593,9 420,8 219,8 425,3 431,8 426,3 350,3 857,8 343,0 408,9 334,0 327,2
96
Os perfis de resistência obtidos nos ensaios SPT realizados por Guimarães (2002) e os
realizados para esta pesquisa, encontram-se na Figura 4.42. Observa-se uma tendência
semelhante entre eles, porém com valores maiores no segundo caso.
0123456789
10111213
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 28 30 32 34 36 38 40
NPr
ofun
dida
de (m
)
fev/00 jun/00 ago/00 out/00mar/01 jan/02 mar/02 ago/02
Figura 4.42 Perfis de SPT do campo experimental.
De acordo com Guimarães (2002) o solo tem baixa resistência à penetração até 5,5m
(variando de 2 a 4) e pequeno crescimento de 6,5 a 8,5 m (valores próximos de 7), com
tendência a um crescimento maior a partir desta profundidade.
Verifica-se, nesta pesquisa, que o solo tem baixa resistência à penetração até 4,5 m
(valores entre 1 e 4), com uma tendência de crescimento até 8,5 m (valores entre 4 e 13) e a
partir desta profundidade apresenta um crescimento mais acentuado (12-27), excetuando-se o
ensaio realizado em março no qual a partir de 8,5 m apresenta um valor praticamente
constante, em torno de 13.Nas Figuras 4.43, 4.44 e 4.45 estão apresentados, respectivamente,
os perfis de umidade do solo durante a realização destes ensaios, pela autora e por Guimarães
(2002), dos índices de vazios e das sucções obtidos das amostras retiradas do amostrador
padrão do SPT e a partir das equações das curvas características (Tabela 3.1).
Na Figura 4.46a constam os valores de torque máximo ao longo da profundidade
obtidos nos ensaios realizados por Guimarães (2002) e pela autora. Nota-se uma mesma
tendência entre eles, com valores crescentes até 6,5 m (com média entre 26 e 118 N.m),
valores decrescentes desta profundidade até 8,5 m ( passa de 118 à 80 N.m) e grande
97
crescimento a partir desta profundidade (com média entre 80 e 233 N.m). No entanto, assim
como em relação ao índice de resistência à penetração, verifica-se valores de torque maiores
nos ensaios realizados pela autora. No ensaio realizado em março, a partir de 10,5 m o valor
do torque apresenta-se praticamente constante na faixa de 190 N.m. Na Figura 4.46b constam
os valores de torque residual ao longo do perfil de solo obtidos nos ensaios realizados por
Guimarães (2002) e pela autora.
0123456789
10111213
18 20 22 24 26 28 30 32 34 36 38
Umidade (%)
Prof
undi
dade
(m)
fev/00 jun/00 ago/00 out/00mar/01 jan/02 mar/02 ago/02
Figura 4.43 Perfil de umidade do campo experimental.
0
2
4
6
8
10
12
14
0,4 0,8 1,2 1,6 2,0e
Prof
undi
dade
(m)
jun/00 ago/00 out/00 mar/01jan/02 mar/02 ago/02
Figura 4.44 Perfil de índice de vazios do campo experimental obtidos do amostrador padrão
do SPT.
98
0
2
4
6
8
10
12
14
0 800 1600 2400 3200 4000 4800ua-uw (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
fev/00 jun/00 ago/00 out/00
mar/01 jan/02 mar/02 ago/02
0123456789
10111213
0 700 1400 2100 2800 3500ua-uw (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
fev/00 jun/00 ago/00 out/00mar/01 jan/02 mar/02 ago/02
a) b)
Figura 4.45 Perfil de sucção do campo experimental: a) obtidos do amostrador padrão do
SPT; b) obtidos por meio das curvas características determinadas por Guimarães (2002).
Na Figura 4.47 tem-se o valor do atrito lateral calculado através da fórmula de
Ranzini,1988 (Equação 2.16) ao longo da profundidade. Verifica-se um comportamento
semelhante ao apresentado pelo torque, conforme já esperado.
A Figura 4.48 apresenta os valores dos índices de torque ao longo da profundidade nos
ensaios realizados por Guimarães (2002) e para esta pesquisa. Segundo Guimarães (2002), os
valores de índice de torque apresentam tendência de crescimento até 3,5 m e valores médios
em torno de 2,5 até 5,5 m. A partir deste ponto a tendência é de queda até 9,5 m, apresentando
novamente crescimento e certa convergência para valores de índice de torque em torno de 1,5
para as demais camadas. Nos ensaios realizados em 2002, verificou-se pequenos valores de
TR até a profundidade de 2 m. A partir daí ocorre um ligeiro crescimento até 3 ou 4 m,
mantendo-se praticamente constante até 7 m. Entre esta profundidade e 8,5 m ocorre um
decréscimo. A partir de 8,5 m verifica-se um crescimento dos valores dos índices de torque de
0,9 a 1,4. Para o ensaio realizado em março, nota-se que a tendência de queda a partir de 2,5
m atinge 9,5 m, com um pequeno crescimento até 10,5 m. A partir de 10,5 m estes valores
99
convergem para 1,5, concordando com a tendência obtida por Guimarães (2002). Na Figura
4.49 tem-se a relação Tmáx/Tres com a profundidade, onde se verifica que as relações entre
torques máximo e residual são sempre maiores que os valores unitários, indicando perda de
resistência em todos os ensaios, sendo, porém, menores que 2, concordando com os valores
obtidos por Guimarães (2002) . Deve-se lembrar que, no torque residual, não é medida a força
necessária para cisalhar a amostra na base do amostrador.
0123456789
10111213
0 50 100 150 200 250 300 350Torque (N.m)
Prof
undi
dade
(m)
fev/00 jun/00 ago/00 out/00mar/01 jan/02 mar/02 ago/02
a)
0123456789
10111213
0 50 100 150 200 250 300 350
Torque Residual (N.m)
Prof
undi
dade
(m)
fev/00 jun/00 ago/00 out/00mar/01 jan/02 mar/02 ago/02
b)
Figura 4.46 Valores de torque máximo (a) e torque residual (b) obtidos nos ensaios SPT-T .
100
0123456789
10111213
0 25 50 75 100 125 150 175 200
fs (kPa)
Prof
undi
dade
(m)
fev/00 jun/00 ago/00 out/00mar/01 jan/02 mar/02 ago/02
Figura 4.47 Atrito lateral ao longo da profundidade.
0123456789
10111213
0 1 2 3 4 5 6TR
Prof
undi
dade
(m)
fev/00 jun/00 ago/00 out/00mar/01 jan/02 mar/02 ago/02
Figura 4.48 Índice de torque ao longo da profundidade.
101
0123456789
10111213
1,00 1,25 1,50 1,75 2,00
Tmáx/Tres
Prof
undi
dade
(m)
fev/00 jun/00 ago/00 out/00mar/01 jan/02 mar/02 ago/02
Figura 4.49 Relação entre torque máximo e residual ao longo da profundidade.
A análise do conjunto de resultados oriundos das medidas de torque mostram uma
relação direta com o perfil de solo, como será visto a seguir:
- Na Figura 4.42 até a profundidade de 3,5 m, N tende a não variar, passando a partir daí
a ocorrer um aumento até atingir 8 ou10 m e voltando em seguida a ser pouco influenciado
pela profundidade. Nos metros iniciais o solo se encontra bastante estruturado, o mesmo
ocorrendo na zona saprolítica a partir de 8 ou 10 m. Nos metros iniciais a estruturação se deve
à presença de matéria orgânica e ao maior teor em gibsita, enquanto que a partir de 8/10 m o
solo reflete a estrutura da rocha mãe.
- As Figuras 4.43 e 4.46 apresentam formas semelhantes, ou seja, maior umidade maior
torque e vice versa. Este comportamento é distinto daquele verificado para os perfis de N,
pois enquanto N depende diretamente da tensão vertical e da sucção por ser executado em
amostra virgem, o SPT-T depende das tensões horizontais e, com exceção da ponta,
independe da sucção no contato solo-metal conforme mostrado por Guimarães (2002),
embora absorva o seu efeito no momento em que envolve o reflexo do estado de tensões ao
medir a tensão horizontal.
- Os perfis das Figuras 4.46 e 4.47 estão em acordo com os perfis mineralógicos
referentes aos teores de gibsita e caolinita (Figura 3.4), com os perfis de teor de argila, de
limite de liquidez e de limite de plasticidade (Figura 3.3) e com os valores de atividade do
solo apresentados no ítem 3.1.
102
Portanto, estes resultados mostram a coerência dos resultados e a necessidade de se
aprofundar o seu estudo de modo a melhorar sua acurácia e análise.
Nas Figuras 4.50 e 4.51 constam, respectivamente, as relações entre N e sucção, N e
pF/e, torque e sucção e torque e pF/e considerando-se as sucções determinadas utilizando as
equações das curvas características obtidas por Guimarães, 2002 (Tabela 3.1).
1
2
3
4
5
0 5 10 15 20 25 30N
u a-u
w (k
Pa)
fev/00 jun/00 ago/00 out/00 mar/01jan/02 mar/02 ago/02
y = 0,0987x + 1,2361R2 = 0,6022
0
1
2
3
4
5
0 5 10 15 20 25 30N
pF/e
fev/00 jun/00 ago/00 out/00mar/01 jan/02 mar/02 ago/02
Figura 4.50 Relação entre N e sucção e entre N e pF/e, com a sucção obtida da curva
característica.
1
10
100
1000
10000
0 5 10 15 20 25 30 35
Torque (N.m)
ua -
uw (k
Pa)
fev/00 jun/00 ago/00 out/00mar/01 jan /02 mar/02 ago/02
y = 0,0651x + 1,2721R2 = 0,4277
0
1
2
3
4
5
0 5 10 15 20 25 30 35Torque (N.m)
pF/e
fev/00 jun/00 ago/00 out/00mar/01 jan /02 mar/02 ago/02
Figura 4.51 Relação entre torque e sucção e entre torque e pF/e, com a sucção obtida da
curva característica.
Observa-se uma tendência de aumento de N com a sucção matricial normalizada porém,
não existe tendência definida de N e torque com a sucção matricial e do torque com a sucção
normalizada, confirmando as análises feitas por Guimarães (2002). Esta constatação é
importante pois comprova a importância da sucção normalizada e confirma a influência da
103
sucção nos resultados de SPT. Como o torque é realizado sobre a amostra já rompida, a
sucção considerada já não representa o estado do solo no contato metal/solo, o que justifica
em princípio a falta de tendência com a sucção normalizada.
Guimarães (2002) verificou em sua dissertação de mestrado uma tendência de aumento
do torque com a umidade do solo. Observando a Figura 4.52, que relaciona torque e umidade
para os três ensaios realizados pela autora e para os ensaios realizados por Guimarães (2002),
verifica-se a mesma tendência. Neste caso a água atuaria interferindo na adesividade solo-
metal.
0
50
100
150
200
250
300
350
18 20 22 24 26 28 30 32 34 36 38Umidade (%)
Torq
ue (N
.m)
Guimarães (2002) jan, mar e ago (2002)
Figura 4.52 Relação entre torque e umidade natural.
A Figura 4.53 apresenta as relações entre N e sucção (ua – uw) e entre N e pF/e para as
diferentes profundidades, onde verifica-se uma grande variação do ensaio que pode ser maior
que a possível variação devido a sucção.
Analisando os valores de resistência à penetração e sucção verifica-se que para 1,5 m
ocorre uma grande variação de sucção entre os meses de março de 2002 e agosto de
2000 (9,74 a 3209 kPa), no entanto, o N varia apenas de 2 para 4. O mês de agosto de 2002
apresentou sucção inferior aos valores de sucção dos meses de agosto e de outubro de 2000
(1778 kPa, 3209 kPa e 1958 kPa, respectivamente), porém o seu valor de índice de resistência
à penetração foi bastante superior aos outros dois (N = 8 em agosto 2002, N=4 em agosto de
2001 e N = 3 em outubro de 2000). Para 8,5 m verifica-se uma grande variação de N (5 a 14)
para uma baixa variação da sucção.
Entre 1 e 3 m, onde ocorrem as maiores variações de sucção ao longo do ano, os valores
de SPT são baixos, dificultando a avaliação da influência da sucção em seus valores. Entre 3 e
8,5 m, onde ocorrem as maiores variações dos índices de resistência à penetração, a variação
104
dos valores de sucção é baixa. Na Figura 4.54 têm-se a relação entre a sucção e N para a
profundidade de 10,5 m, onde percebe-se que para o horizonte de solo saprólitico é
significante a influência da sucção nos valores de N, corroborando com Guimarães (2002).
Deve-se, porém, realizar mais ensaios nesta camada para comprovar este fato.
1
10
100
1000
10000
0 5 10 15 20 25 30 35 40N
ua -
uw (k
Pa)
1,5 2,5 3,5 4,5 5,5 6,5 7,5 8,5 10,5
0
1
2
3
4
5
0 5 10 15 20 25 30 35 40
N
pF/e
1,5 2,5 3,5 4,5 5,5 6,5 7,5 8,5 10,5
Figura 4.53 Relação entre N e sucção e N e pF/e para as diferentes profundidades.
y = 32,45x - 80,157R2 = 0,5243
100300500700900
110013001500
10 15 20 25 30 35 40N
u a -
u w (k
Pa)
Figura 4.54 Relação entre N e sucção para a profundidade de 10m.
Segundo Décourt (1992) valores de TR entre 1,0 e 1,2 indicam solos estáveis , enquanto
valores de TR iguais ou superiores a 2,5 são indicativos de solos colapsíveis para as argilas
porosas da cidade de São Paulo. No caso do solo de Brasília, comprovadamente colapsível,
verificou-se valores de TR superiores a 2,5 apenas entre as profundidades 2,5 e 5,5 m.
105
Embora Guimarães et al.(2000) e Guimarães (2002) tenham observado que este critério não
deve ser utilizado para identificar os solos colapsíveis regionais, uma análise mais detalhada
da Figura 4.48 não invalida totalmente a proposta de Décourt (1992). A Figura 4.48 apresenta
valores menores, ou ligeiramente superiores a 1, para o 2º metro de sondagem, aumentando
até o 3º e 4º metro onde atinge valores entre 2 e 5, e se mostram relativamente estável até o 7º
metro de sondagem. Daí diminuem até o 8º metro, atingindo valores de Tr próximos de 1. Se
mantém constante até o 10º metro e a partir daí tende a aumentar. Ao se associar estas
variações ao perfil de alteração, percebe-se que efetivamente os 3 primeiros metros do perfil,
que são marcados pela presença de matéria orgânica e é profundamente intemperizado, não
concordam com Décourt (1992). No entanto ocorre uma concordância a partir desta
profundidade até a transição para o solo saprolítico. Nesta camada se atinge valores da ordem
de 1,5 e se trata de solo ligeiramente expansivos. Em síntese, saindo-se da zona ativa o
método apresentou coerência, devendo no entanto serem feitos estudos complementares para
sua efetiva comprovação para os solos regionais.
A Figura 4.55 apresenta as correlações entre os valores de índice de resistência à
penetração e o torque obtidos, respectivamente, nos ensaios realizados por Guimarães (2002)
e pela autora. Na Figura 4.56 consta as correlações obtidas quando consideradas as duas
campanhas de ensaios.
y = 10,182x + 38,515R2 = 0,7703
y = 12,223x + 10,841R2 = 0,716
0
50
100
150
200
250
300
350
0 5 10 15 20 25 30N
Torq
ue (N
.m)
Guimarães (2002) jan, mar e ago (2002)
Figura 4.55 Correlações entre o torque e o índice de resistência à penetração dos ensaios
realizados por Guimarães (2002) e pela autora .
106
y = 11,482x + 20,046R2 = 0,7356
0
50
100
150
200
250
300
350
0 5 10 15 20 25 30N
Torq
ue (N
.m)
Guimarães (2002) jan, mar e ago (2002)
Figura 4.56 Correlação entre o torque e o índice de resistência à penetração.
Nota-se que as correlações obtidas para o perfil de solo analisado são diferentes da
relação proposta por Décourt & Quaresma Filho (1991) e entre si, devido esses ensaios terem
sido realizados em épocas diferentes e o N depender da sucção. Portanto, apesar de se ter um
coeficiente de correlação razoável, estas correlações não devem ser usadas sem que se leve
em conta o efeito da sucção nos solos não saturados e da própria estrutura nos solos saturados,
uma vez que o torque reflete o estado de tensões e este depende da estrutura do solo.
A Figura 4.57 mostra as relações entre o torque e o valor de N com a profundidade,
onde verifica-se uma tendência para as profundidades de 1 a 6 m e outra tendência entre 7 e
12 m, o que caracteriza a influência do grau de intemperismo sofrido pelo solo na relação
torque e N. Nas Figuras 4.58 e 4.59 constam as relações entre a tensão vertical e N e entre a
tensão vertical e o torque, respectivamente. Observa-se que N cresce com a tensão vertical e o
torque não apresenta uma razoável correlação com a tensão vertical, o que concorda com os
resultados obtidos por Guimarães (2002), sem que no entanto caracterize exatamente a mesma
relação.
Como observado, respectivamente, nas Figuras 4.50 e 4.58 os valores de N dependem
tanto da sucção normalizada em relação ao índice de vazios como da tensão vertical. Na
Figura 4.60 tem-se a relação entre o N e a soma da tensão vertical com a sucção em pF
normalizada em relação ao índice de vazios metro a metro, obtendo-se uma correlação melhor
que as obtidas nas Figuras 4.50 e 4.58 em que a tensão vertical e a sucção são tratadas de
modo isolado. Dando-se o mesmo tratamento ao torque (Figura 4.61) não se obtêm resultados
107
semelhantes, pois como visto as relações já não eram boas com a tensão vertical (Figura
4.59) e com pF/e (Figura 4.51).
y = 15,326x + 18,287R2 = 0,6867
y = 15,582x - 39,635R2 = 0,7457
0
50
100
150
200
250
300
350
0 5 10 15 20 25 30N
Torq
ue (N
.m)
1 a 6m 7 a 12m
Figura 4.57 Relação entre torque e N com a profundidade.
y = 1,6843e0,0142x
R2 = 0,7315
05
10152025303540
0 50 100 150 200Tensão vertical (kPa)
N
Guimarães (2002) jan, mar e ago (2002)
Figura 4.58 Relação entre N e tensão vertical.
108
0
50
100
150
200
250
300
350
0 50 100 150 200
Tensão Vertical (kPa)
Torq
ue (N
.m)
Guimarães (2002) jan, mar, ago (2002)
Figura 4.59 Relação entre torque e tensão vertical.
y = 3,3948x - 7,886R2 = 0,8218
02468
101214161820
2 3 4 5 6 7
(pFσ + pF(ua-uw))/e
N
Figura 4.60 Relação entre N e a soma da tensão vertical e a sucção normalizada em pF.
De acordo com a Figura 4.60 tem-se a Equação (4.3):
( )
3,3948 7,886pF pF ua uw
Ne
σ + − = − (4.3)
109
Onde,
pFσ + pF(ua-uw) é a soma da tensão vertical e sucção transformadas em pF;
e = índice de vazios.
y = 42,632x - 79,865R2 = 0,5452
0
50
100
150
200
250
300
350
0 2 4 6 8
(pFσ + pF(ua-uw))/e
Torq
ue (N
.m)
Figura 4.61 Relação entre o torque e a soma da tensão vertical e a sucção normalizada em pF
Para uma mesma profundidade os valores do índice de vazios e do peso específico do
solo seco são constantes, portanto a variação da tensão atuante no solo e da sucção dependem
apenas da variação do teor de umidade do solo. Por meio das equações das curvas
características apresentadas na Tabela 3.1, têm-se as equações da sucção em função da
umidade para cada profundidade. As tensões verticais são obtidas multiplicando-se o peso
específico do solo natural pela profundidade, o que permite também obtê-las em função da
umidade. Dessa forma têm-se as equações para cada profundidade relacionando N com teor
de umidade. Na Tabela 4.6 constam as equações de N para cada profundidade.
Tabela 4.6 Equações de N para cada profundidade
Profundidade (m) Equações 1 N=3,3948[log(129+129w’)+(-0,13629w+6,006)] – 7,886 2 N=3,3948 [log(233,1+233,1w’)+889,49(1,74w)(-1.5665)] – 7,886 3 N=3,3948 [log(348+348w’)+(-0,2492w+9,031)] – 7,886 4 N=3,3948 [log(462,6+462,6w’)+21,03e(-0,0797w)] – 7,886 5 N=3,3948 [log(582,2+582,2w’)+4.648,64(2,20w)(-1.8346)] – 7,886 6 N=3,3948 [log(702+702w’)+1.351,13(2,28w)(-1.5189)] – 7,886 7 N=3,3948 [log(830,2+830,2w’)+(-0,2381w+9,1874)] – 7,886 8 N=3,3948 [log(968,8+968,8w’)+(0,033585(w2)-1,9265w+29,197)] – 7,886
10 N=3,3948 [log(1.234,6+1.234,6w’)+(-0,00378(w^)+0,1539w+2,5796)] – 7,886
110
Sendo:
w’ = umidade (adimensional)
w = umidade (%)
A partir das fórmulas apresentadas na Tabela 4.6 foram calculadas para cada
profundidade os valores de N, para uma determinada faixa de variação de umidade (15 a
40%). Multiplicando os valores de umidade pelos índices de vazios plotou-se estes dados na
Figura 4.62. Nota-se uma melhor correlação para a linha de tendência logarítmica quando
comparada à correlação linear.
y = -0,4311x + 22,159R2 = 0,7933
-10
-5
0
5
10
15
20
25
0 20 40 60 80wxe
Nca
lcul
ado
y = -15,443Ln(x) + 60,975R2 = 0,8576
-10
-5
0
510
15
20
25
0 20 40 60 80wxe
Nca
lcul
ado
Figura 4.62 Relação entre a umidade transformada pelo índice de vazios e o N calculado.
De acordo com a Figura 4.62 tem-se:
- Relação linear :
N = -0,4311(w e) + 22,159⋅ (4.4)
- Relação logarítmica :
N = -15,443ln(w e) + 60,975⋅ (4.5)
Por meio das Equações (4.4) e (4.5) e utilizando-se os valores de umidade, quando da
realização dos ensaios de torque, e os valores de índices de vazios obtidos por Guimarães
(2002), calcularam-se os valores de N. Na Figura 4.63 constam as relações entre os valores de
N obtidos nos ensaios de SPT e os valores de N obtidos por meio das Equações 4.4 e 4.5.
111
Deste modo, verificam-se razoáveis correlações para as duas situações, preferindo-se a
utilização da correlação linear devido à sua maior simplicidade. Nestas figuras também
constam as faixas de variação que possuem 95% dos dados ensaiados.
y = 0,7123x + 2,1853R2 = 0,6511
0
5
10
15
20
0 3 6 9 12 15N
Nca
lculad
o-lin
ear
y = 0,7215x + 1,4202R2 = 0,6756
0
5
10
15
20
0 3 6 9 12 15N
Nca
lculad
o-lo
g
Figura 4.63 Relação entre N (obtido no ensaio SPT) e Ncalculado (obtido através das
Fórmulas 4.3 e 4.4).
Os resultados acima indicam a possibilidade de utilização da Equação (4.4) para a
previsão de N, a partir dos valores de umidade e de índices de vazios do solo, sendo no
entanto, necessário a realização de mais ensaios a fim de se chegar a uma conclusão
definitiva. De qualquer forma parece indispensável se associar os resultados dos ensaios de
campo em solos não saturados à umidade do solo e à distribuição pluviométrica ao longo do
ano. Tal associação permitirá a revisão dos métodos de determinação da capacidade de carga
ora existentes. A tentativa de ajuste dos coeficientes ora utilizados não resolvem o problema
como bem mostra as análises dos resultados segundo Rodrigues et al. (1998) e Peixoto
(2001).
4.4.1. Estimativa de K0 a Partir do SPT-T (Kt)
Os valores de KT foram obtidos de acordo com Guimarães (2002), ou seja, considerou-
se a tensão de cisalhamento atuante no amostrador igual ao atrito lateral calculado pela
fórmula de Ranzini, 1988 (Equação 2.16) utilizando o torque residual. Como nos ensaios de
cisalhamento metal-solo realizados por Guimarães (2002) notou-se a não existência de
coesão, a tensão horizontal foi obtida dividindo-se a tensão de cisalhamento pela tangente do
112
ângulo de atrito obtido no ensaio metal-solo. Obtida a tensão horizontal determinada no
ensaio SPT-T dividiu-se a mesma pela tensão vertical para obter o KT.
Na Figura 4.64 constam as relações entre a sucção, obtida da curva característica, e os
valores de KT, estimados a partir dos ensaios SPT, e entre a sucção e os valores de K0 obtidos
por Peixoto (2001). Como essas curvas apresentam formas semelhantes, defini-se a relação
entre K0 de laboratório e KT obtido nos ensaios SPT-T.
y = 2,3876x-0,3818
R2 = 0,9854y = 1,8055x-0,2506
R2 = 0,4328
0
0,5
1
1,5
2
1 10 100 1000 10000(ua-uw) kPa
Ko,
KT
Peixoto et al. 2001 Guimarães (2002)jan, mar, ago (2002)
Figura 4.64 Relação entre K0 e KT com a sucção.
Na Figura 4.65 tem-se a relação entre os valores de K0 e KT calculados pelas equações
apresentadas na Figura 4.64, mostrando a possibilidade de se estimarem valores de K0 a partir
de valores de KT, obtidos por meio de ensaios SPT-T. Deve-se, no entanto, realizar-se mais
ensaios a fim de validar esta proposta.
y = 1,0041x1,485
R2 = 1
01234567
0 1 2 3 4
kT calculado
K0 c
alcu
lado
Figura 4.65 Relações entre os valores de K0 calculados pelas equações apresentadas na Figura
4.64.
113
Nas Figuras 4.66a e 4.66b constam as relações entre os valores de KT e pF transformada
pelo índice de vazios totais e entre os valores de KT e pF transformada pelo índice de vazios
interagregados, respectivamente. Nas relações com e x pF as tendências de variação de KT
não ficam bem definidas (Figura 4.66a). No entanto, ao se considerar os índices de vazios
interagregados na transformação de pF se percebe que os valores de KT se agrupam e entre 3 e
7 m ema x pF se mantém-se em torno de 1, enquanto KT varia de 0,3 a 1,9. As Figuras 4.34 e
4.35 mostram que ema diminui com a profundidade e portanto o produto ema x pF parece
constituir uma situação de equilíbrio no perfil de solo.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
2,0 2,2 2,4 2,6 2,8 3,0 3,2 3,4 3,6 3,8 4,0
e x pF
KT
1m 2m 3 a 7m
a)
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
0,0 0,4 0,8 1,2 1,6 2,0 2,4 2,8 3,2 3,6 4,0ema x pF
KT
1m 2m 3 a 7 m
b)
Figura 4.66 a) Relação entre KT e sucção em pF normalizada em relação ao índice de vazio
total. b) Relação entre KT e sucção em pF normalizada em relação ao índice de vazio
interagregado.
114
4.5. PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS POR MEIO DE
MÉTODOS QUE UTILIZAM ENSAIOS SPT E SPT-T
No item 2.5 foram apresentados os métodos de previsão de capacidade de carga de
estacas utilizando os ensaios SPT e SPT-T que serão usados nesta análise. Os valores das
cargas de ruptura obtidas por estes métodos serão comparados com os resultados das provas
de carga. As análises de cada um dos métodos estão apresentadas a seguir, sendo que os
parâmetros utilizados são os mesmos adotados por Guimarães (2002).
No Distrito Federal, para as estacas escavadas mecanicamente, geralmente se despreza a
ponta, devido a dificuldade de limpeza da base. Guimarães (2002) verificou para a Estaca 1,
em célula de carga existente em sua ponta, valor desprezível da parcela de ponta. Além disso,
o mesmo autor determinou as capacidades de carga das estacas com base nos parâmetros de
resistência desprezando-se a ponta e obteve valores próximos dos resultados das provas de
carga. Por isso, nesta dissertação, inclui-se nas Tabelas 4.7 a 4.12 e 4.14 a 4.22 a relação
Pl/PC para avaliar a adequabilidade dos métodos semi-empíricos de previsão da capacidade de
carga de estacas.
4.5.1. Décourt-Quaresma (1978)
Neste método são utilizados os resultados obtidos nos ensaios SPT e os parâmetros
α = 0,6, β = 0,65 e K = 250 kPa (Guimarães, 2002). Nas Tabelas 4.7 e 4.8 têm-se os
resultados das capacidades de carga e a relação com os resultados das provas de carga,
obtidos por Guimarães (2002) e pela autora, respectivamente.
Tabela 4.7. Resultados obtidos pelo método Décourt e Quaresma (1978) conforme
Guimarães (2002).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
1 Fev/00 118 92 210 270 0,4 0,8
2 Ago/00 112 67 179 320 0,3 0,6
3 Out/00 143 124 267 290 0,5 0,9
4 Mar/01 123 120 243 260 0,5 0,9
5 Jun/00 120 78 198 310 0,4 0,6
Média 123 96 219 290 0,4 0,8
115
Tabela 4.8. Resultados obtidos pelo método Décourt e Quaresma (1978).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
4 Jan/02 155 170 325 240 0,6 1,4
1A Mar/02 151 131 282 330 0,5 0,9
1B Ago/02 165 117 282 300 0,6 0,9
Média 157 139 296 290 0,5 1,0
Comparando-se os resultados da carga de ruptura total calculada por este método com a
carga de ruptura obtida a partir da prova de carga , vê-se que os resultados obtidos por este
método foram sub-dimensionados para a estaca 1 e super-dimensionado para a estaca 4.
Observa-se que os valores aqui obtidos foram superiores aos obtidos por Guimarães (2002),
apresentando uma relação média mais satisfatória.
4.5.2. Décourt-Quaresma (1978), Utilizando Coeficientes Propostos por Rodrigues et al.
(1998)
Neste método serão utilizados os resultados obtidos nos ensaios SPT e os parâmetros α
e β, sugeridos por Rodrigues et al. (1998) para os solos de Brasília, e os coeficientes K
propostos por Décourt (1996) utilizados por Guimarães (2002), ou seja, α = 0,9, β = 0,85 e
K=250 kPa. Nas Tabelas 4.9 e 4.10 têm-se os resultados das capacidades de carga e a relação
com os resultados das provas de carga obtidos por Guimarães (2002) e pela autora,
respectivamente.
Tabela 4.9 Resultados obtidos pelo método Décourt e Quaresma (1978) utilizando
coeficientes propostos por Rodrigues et al (1998) conforme Guimarães (2002).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
1 Fev/00 155 138 293 270 0,6 1,1
2 Ago/00 147 101 248 320 0,5 0,8
3 Out/00 187 186 372 290 0,6 1,3
4 Mar/01 160 180 340 260 0,6 1,3
5 Jun/00 158 117 274 310 0,5 0,9
Média 161 144 305 290 0,6 1,1
116
Tabela 4.10 Resultados obtidos pelo método Décourt e Quaresma (1978) utilizando
coeficientes propostos por Rodrigues et al (1998).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
4 Jan/02 203 254 457 240 0,8 1,9
1A Mar/02 198 196 394 330 0,6 1,2
1B Ago/02 216 175 391 300 0,7 1,3
Média 206 209 415 290 0,7 1,4
Neste caso, verificou-se que a carga de ruptura total foi super-dimensionada,
concordando com os dados obtidos por Guimarães (2002), porém apresentando coeficientes
mais elevados. No entanto, a parcela lateral foi sub-dimensionada, necessitando adaptar estes
coeficientes, pois a carga de ruptura nestas estacas deve-se principalmente ao atrito lateral,
não tendo praticamente resistência de ponta.
4.5.3. Décourt (1996)
Neste método serão utilizados o Neq (Torque/1,2) obtidos nos ensaios de torque e os
parâmetros α = 0,6, β = 0,65 e K=250 kPa, conforme Guimarães (2002). Nas Tabelas 4.11 e
4.12 têm-se os resultados das capacidades de carga e a relação com os resultados das provas
de carga obtidos por Guimarães (2002) e pela autora, respectivamente.
Tabela 4.11 Resultados obtidos pelo método Décourt (1996) conforme Guimarães (2002).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
1 Fev/00 150 80 230 270 0,6 0,9
2 Ago/00 122 31 153 320 0,4 0,5
3 Out/00 143 109 252 290 0,5 0,9
4 Mar/01 151 85 237 260 0,6 0,9
5 Jun/00 120 74 184 310 0,4 0,6
Média 137 63 211 290 0,5 0,7
117
Tabela 4.12 Resultados obtidos pelo método Décourt (1996).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
4 Jan/02 181 156 337 240 0,8 1,4
1A Mar/02 199 127 326 330 0,6 1,0
1B Ago/02 183 109 292 300 0,6 1,0
Média 188 131 319 290 0,6 1,1
Assim como verificado por Guimarães (2002), os resultados obtidos por este método
apresentam as mesmas características do método de Décourt e Quaresma (1978).
4.5.4. Aoki-Velloso (1975)
Neste método são utilizados os resultados obtidos para os ensaios CPT por meio de
correlações com SPT, e os parâmetros F1 = 3 e F2 = 6 sugeridos por Aoki e Velloso (1975) e
utilizados por Guimarães (2002). No cálculo da capacidade de carga foram considerados os
coeficientes apresentados na Tabela 4.13.
Tabela 4.13. Coeficientes utilizados no método de Aoki-Velloso (1975)
Profundidade (m) F1 F2 α (%) K (MPa)
1 a 5,5m
5,5 a 8,5
acima de 8,5
3
3
3
6
6
6
2,0
2,2
3,0
0,80
0,55
0,40
Nas Tabelas 4.14 e 4.15 têm-se os resultados das capacidades de carga e das relações
com os resultados das provas de carga obtidos por Guimarães (2002) e pela autora,
respectivamente.
Observa-se que os resultados obtidos por este método foram sub-dimensionados para
parcela lateral e total, exceto a carga de ruptura da estaca 4, apresentando as mesmas
características do método Décourt e Quaresma (1978), porém com parcela lateral menor,
Estes resultados concordam com os valores obtidos por Guimarães (2002), porém apresentam
118
relações entre carga lateral e carga de ruptura obtida por meio de provas de carga mais
elevados.
Tabela 4.14 Resultados obtidos pelo método Aoki-Velloso (1975) conforme
Guimarães (2002).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
1 Fev/00 69 112 182 270 0,3 0,7
2 Ago/00 64 82 146 320 0,2 0,5
3 Out/00 93 151 244 290 0,3 0,8
4 Mar/01 76 147 223 260 0,3 0,9
5 Jun/00 70 95 165 310 0,2 0,5
Média 74 117 192 290 0,3 0,7
Tabela 4.15 . Resultados obtidos pelo método Aoki-Velloso (1975) .
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
4 Jan/02 109 207 316 240 0,5 1,3
1A Mar/02 102 160 262 330 0,3 0,8
1B Ago/02 113 143 256 300 0,4 0,9
Média 108 170 278 290 0,4 1,0
4.5.5. Aoki-Velloso (1975), Utilizando Coeficientes Propostos por Rodrigues et al. (1998).
Neste método serão utilizados os resultados obtidos nos ensaios SPT e os parâmetros F1
e F2, sugeridos por Rodrigues et al. (1998) para os solos de Brasília e utilizados por
Guimarães (2002), ou seja, F1 = 1,7 e F2 = 3,35. Os valores de α e K estão apresentados na
Tabela 4.13.
Nas Tabelas 4.16 e 4.17 têm-se os resultados das capacidades de carga e a relação com
os resultados das provas de carga obtidos por Guimarães (2002) e pela autora,
respectivamente.
Neste caso, conforme verificado por Guimarães (2002), observa-se que a parcela lateral
da carga de ruptura continua sub-dimensionada. Guimarães (2002) observou que em alguns
119
casos a carga de ruptura total da estaca é sub-dimensionada e em outros superdimensionados,
o que não ocorreu nas estacas ensaiadas pela autora. Devido ao sub-dimensionamento do
atrito lateral, sugere-se a alteração do coeficiente α.
Tabela 4.16 Resultados obtidos pelo método Aoki-Velloso (1975) utilizando coeficientes
propostos por Rodrigues et al. (1998) conforme Guimarães (2002).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
1 Fev/00 124 198 323 270 0,5 1,2
2 Ago/00 115 145 259 320 0,4 0,8
3 Out/00 166 267 433 290 0,6 1,5
4 Mar/01 136 259 395 260 0,5 1,5
5 Jun/00 125 168 293 310 0,4 0,9
Média 133 207 341 290 0,5 1,2
Tabela 4.17 Resultados obtidos pelo método Aoki-Velloso (1975) utilizando coeficientes
propostos por Rodrigues et al. (1998).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
4 Jan/02 195 366 561 240 0,8 2,3
1A Mar/02 183 282 465 330 0,6 1,4
1B Ago/02 202 252 454 300 0,7 1,5
Média 193 300 493 290 0,7 1,7
4.5.6. Alonso (1996).
Neste método são utilizados os resultados obtidos nos ensaios SPT-T e dos parâmetros
α = 1,7 e β = 17,5 kPa/N.m, conforme Guimarães (2002). Nas Tabelas 4.18 e 4.19 têm-se os
resultados das capacidades de carga e a relação com os resultados das provas de carga obtidos
por Guimarães (2002) e pela autora, respectivamente.
Comparando os valores de carga de ruptura lateral e total calculados por este método,
verifica-se um sub-dimensionamento do atrito lateral e super-dimensionamento da carga de
120
ruptura. Os valores obtidos para a parcela lateral foram mais satisfatórios que os obtidos
utilizando-se dados do SPT, ao contrário dos valores da parcela total.
Tabela 4.18. Resultados obtidos pelo método de Alonso (1996) conforme Guimarães (2002).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
1 Fev/00 178 65 243 270 0,7 0,9
2 Ago/00 128 25 153 320 0,4 0,5
3 Out/00 164 135 299 290 0,6 1,0
4 Mar/01 179 82 261 260 0,7 1,0
5 Jun/00 125 71 197 310 0,4 0,6
Média 155 75 230 290 0,5 0,8
Tabela 4.19. Resultados obtidos pelo método de Alonso (1996).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
4 Jan/02 216 223 439 240 0,9 1,8
1A Mar/02 254 108 362 330 0,8 1,1
1B Ago/02 223 135 358 300 0,7 1,2
Média 231 155 386 290 0,8 1,3
Guimarães (2002), observou um sub-dimensionamento das parcelas lateral e total ao
utilizar este método, apresentando, porém, valores mais satisfatórios que os métodos que
utilizam dados do SPT.
4.5.7. Camapum de Carvalho et al. (1998)
Neste método serão utilizados os resultados obtidos nos ensaios SPT-T, e para o cálculo
da parcela lateral será utilizado o coeficiente αt = 1,35, conforme Guimarães (2002). A
parcela de ponta será calculada por meio do método Décourt e Quaresma (1978) utilizando os
coeficientes sugeridos por Rodrigues et al. (1998).
121
Nas Tabelas 4.20 e 4.21 têm-se os resultados das capacidades de carga e a relação com
os resultados das provas de carga obtidos por Guimarães (2002) e pela autora,
respectivamente.
Tabela 4.20 Resultados obtidos pelo método de Camapum de Carvalho et al. (1998)
conforme Guimarães (2002).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
1 Fev/00 408 138 546 270 1,5 2,0
2 Ago/00 295 101 395 320 0,9 1,2
3 Out/00 377 186 562 290 1,3 1,9
4 Mar/01 411 180 591 260 1,6 2,3
5 Jun/00 288 117 404 310 0,9 1,3
Média 356 144 500 290 1,2 1,7
Tabela 4.21. Resultados obtidos pelo método de Camapum de Carvalho et al. (1998).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
4 Jan/02 496 254 750 240 2,1 3,1
1A Mar/02 582 196 778 330 1,8 2,4
1B Ago/02 512 175 687 300 1,7 2,3
Média 530 209 739 290 1,8 2,5
Analisando os dados de Guimarães (2002) verifica-se que este método apresenta um
super-dimensionamento e uma grande variação devido aos dados obtidos no torque. Através
dos dados obtidos nos ensaios realizados para esta dissertação verificou-se um super-
dimensionamento das parcelas lateral e total, com coeficientes mais elevados que os de
Guimarães (2002).
4.5.8. Peixoto. (2001).
Neste método serão utilizados os resultados obtidos nos ensaios SPT-T e no cálculo da
parcela lateral serão utilizados os coeficientes sl = 1,40 e Fl=1,3 para Tmáx/N < 1 ou Fl = 0,7
122
para Tmáx/N > 1, conforme Guimarães (2002). A parcela de ponta será calculada por meio do
método Décourt e Quaresma (1978).
Nas Tabelas 4.22 e 4.23 têm-se os resultados das capacidades de carga e a relação com
os resultados das provas de carga obtidos por Guimarães (2002) e pela autora,
respectivamente.
Tabela 4.22 Resultados obtidos pelo método de Peixoto (2001) conforme Guimarães (2002).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
1 Fev/00 302 92 394 270 1,1 1,5
2 Ago/00 252 67 319 320 0,8 1,0
3 Out/00 308 124 431 290 1,1 1,5
4 Mar/01 337 120 457 260 1,3 1,8
5 Jun/00 232 78 310 310 0,7 1,0
Média 286 96 382 290 1,0 1,3
Tabela 4.23 . Resultados obtidos pelo método de Peixoto (2001).
Calculado Estaca Data
Pl (kN) PP (kN) Pr (kN)
PC (kN)
Prova de Carga Pl/PC Pr/PC
4 Jan/02 407 170 577 240 1,7 2,4
1A Mar/02 423 131 554 330 1,3 1,7
1B Ago/02 430 117 547 300 1,4 1,8
Média 447 139 586 290 1,5 2,0
Guimarães (2002) verificou que, na média, este método fornece bons resultados com
baixo coeficiente de variação, o que pode ser explicado pelo fato do coeficiente Fl relacionar
torque e N. No entanto, para os ensaios realizados para esta dissertação, verificou-se um
superdimensionamento do atrito lateral.
Conforme Guimarães (2002) o método superdimensiona a capacidade de carga das
estacas, o que confirmou-se nos ensaios realizados para esta dissertação, porém com
coeficientes mais elevados. Peixoto (2001) afirma que os coeficientes obtidos são apenas uma
sugestão inicial.
123
Analisando os diversos métodos e considerando que regionalmente despreza-se a
parcela de ponta , verifica-se que há um subdimensionamento da parcela de atrito lateral, com
exceção dos métodos de Camapum de Carvalho et al. (1998) e Peixoto (2001). Portanto,
necessita-se de uma reavaliação dos coeficientes de correlação, mesmo porque estes dois
últimos superdimensionam a capacidade de carga da estaca. Recomenda-se, em estacas
escavadas a trado, desprezar a parcela de ponta, pois o contato na ponta é questionável.
As relações entre as cargas de ruptura, tanto total quanto lateral, obtidas através de
provas de carga e as calculadas pelos diversos métodos, apresentaram valores mais elevados
para os dados obtidos nos ensaios realizados pela autora do que nos ensaios realizados por
Guimarães (2002).
Com os valores das capacidades de carga lateral, de ponta e total das estacas ensaiadas e
com os valores de sucção em pF, normalizada em relação ao índice de vazios, ao longo do
fuste e na base, obtiveram-se as Figuras 4.67, 4.68, e 4.69. Os valores de capacidade de carga
foram obtidos por meio de métodos que utilizam dados do SPT, utilizando-se os valores de N
obtidos por meio da Equação (4.4).
Não se fez uso dos métodos que utilizam dados de SPT-T porque o torque é realizado
sobre a amostra já rompida, ou seja, a sucção considerada já não representa o estado do solo
no contato metal/solo e, portanto, não apresentaria tendência entre os valores de capacidade
de carga e os valores de sucção.
Nas Figuras 4.67 e 4.68 observam-se razoáveis tendências entre os valores de sucção
normalizado e os valores de capacidade de carga. Esse resultado já era esperado, pois quando
se utiliza os valores de N obtidos por meio da Equação (4.4), eliminam-se os erros de
dispersão dos ensaios SPT. Além disso, os valores de N e de capacidade de carga utilizados
são funções de uma mesma variável (pF). As equações obtidas e seus coeficicentes de
correlação são apresentadas em seguida:
Décourt-Quaresma (1978)
29,318 ( ) 79,63rP pF fuste base= + −∑ (4.6)
R2 = 0,9008
16,15 ( ) 22,065lP pF fuste= −∑ (4.7)
R2 = 0,5841
Décourt-Quaresma (1978) com coeficientes de Rodrigues (1998)
124
40, 25 ( ) 104, 27rP pF fuste base= + −∑ (4.8)
R2 = 0,8619
21,101 ( ) 28,587lP pF fuste= −∑ (4.9)
R2 = 0,5902
y = 40,25x - 104,27R2 = 0,8619
y = 29,318x - 79,63R2 = 0,9008
y = 53,096x - 199,62R2 = 0,7097
y = 29,634x - 109,01R2 = 0,7081
200
250
300
350
400
450
500
10 11 12 13
ΣpF/e (base+fuste )
Pr (k
N)
Decourt-Quaresma (1978) Decourt-Quaresma (1978) - Rodrigues (1998)Aoki -Veloso (1975) Aoki -Veloso (1975) - Rodrigues (1998)
Figura 4.67 Relação entre a carga de ruptura total e o somatório da sucção em pF
normalizada em relação ao índice de vazios.
y = 16,15x - 22,065R2 = 0,5841
y = 21,101x - 28,587R2 = 0,5902
y = 13,545x - 46,107R2 = 0,6146
y = 24,332x - 83,609R2 = 0,6071
0
50
100
150
200
250
9 10 11 12 13ΣpF/e (fuste)
P l (k
N)
Decourt-Quaresma (1978) Decourt-Quaresma (1978) - Rodrigues (1998)Aoki -Veloso (1975) Aoki -Veloso (1975) - Rodrigues (1998)
Figura 4.68 Relação entre a parcela lateral da carga de ruptura e o somatório da sucção em pF
normalizada em relação ao índice de vazios.
125
Aoki–Veloso (1975)
29,634 ( ) 109,01rP pF fuste base= + −∑ (4.10)
R2 = 0,7081
13,545 ( ) 46,107lP pF fuste= −∑ (4.11)
R2 = 0,6146
Aoki–Veloso (1975) com coeficientes de Rodrigues (1998)
53,096 ( ) 199,62rP pF fuste base= + −∑ (4.12)
R2 = 0,7097
24,332 ( ) 83, 609lP pF fuste= −∑ (4.13)
R2 = 0,6071
0
50
100
150
200
250
300
350
1,80 1,90 2,00 2,10 2,20pF/e(base)
Pp (k
N)
Decourt-Quaresma (1978) Decourt-Quaresma (1978) - Rodrigues (1998)Aoki -Veloso (1975) Aoki -Veloso (1975) - Rodrigues (1998)
Figura 4.69 Relação entre a parcela de ponta da carga de ruptura e o somatório da sucção em
pF normalizada em relação ao índice de vazios.
Observa-se que o método Décourt–Quaresma (1978) apresenta melhores correlações
entre a carga de ruptura total e a sucção normalizada. Ao contrário, o método Aoki-Veloso
correlaciona melhor a carga de ruptura lateral e a sucção normalizada. A carga de ruptura de
ponta não apresentou uma tendência razoável.
126
Com o intuito de verificar a confiabilidade dessas relações calcularam-se os valores de
Pr e Pl a partir das equações (4.6) a (4.13). Determinaram-se, também, os valores das cargas
de ruptura obtidas a partir das provas de carga corrigidas em relação à ΣpF/e, conforme
Figura 4.39. As Figuras 4.70 e 4.71 apresentam, respectivamente, as relações entre esses
valores.
200
250
300
350
400
450
500
200 250 300 350 400 450 500Pr - Prova de Carga estimado (kN)
Pr -
estim
ado
(equ
açõe
s) -
kN
Decourt-Quaresma (1978) Decourt-Quaresma (1978) - Rodrigues (1998)Aoki -Veloso (1975) Aoki -Veloso (1975) - Rodrigues (1998)
Figura 4.70 Relação entre os valores de carga de ruptura estimados pela correlação da Figura
4.39 e pelas Equações 4.6, 4.8, 4.10 e 4.12.
0
50
100
150
200
250
200 225 250 275 300 325 350 375 400 425 450 475 500
Pr - Prova de Carga estimado (kN)
P l -
estim
ado
(equ
açõe
s) -
kN
Decourt-Quaresma (1978) Decourt-Quaresma (1978) - Rodrigues (1998)Aoki -Veloso (1975) Aoki -Veloso (1975) - Rodrigues (1998)
Figura 4.71 Relação entre os valores da parcela lateral da carga de ruptura estimados pela
correlação da Figura 4.39 e pelas Equações 4.7, 4.9, 4.11 e 4.13.
127
As Figuras 4.72 e 4.73 relacionam os valores de Pr e Pl, determinados pelos diversos
métodos analisados nesta dissertação e os valores de carga de ruptura obtidos por
extrapolação das curvas carga- recalque das provas de carga realizadas.
Verifica-se que os métodos Décourt-Quaresma (1978) e Aoki-Velloso (1975)
subdimensionam os valores de carga de ruptura total, enquanto que ao se utilizarem os
coeficientes propostos por Rodrigues et al (1998) ocorre um superdimensionamento.
200
250
300
350
400
450
500
200 250 300 350 400 450 500Pr - Prova de Carga real (kN)
Pr -
estim
ado
(kN
)
Decourt-Quaresma (1978) Decourt-Quaresma (1978) - Rodrigues (1998)Aoki -Veloso (1975) Aoki -Veloso (1975) - Rodrigues (1998)
Figura 4.72 Relação entre os valores de carga de ruptura obtidos das provas de carga e dos
métodos que utilizam dados dos ensaios SPT.
50
100
150
200
250
200 250 300 350 400 450 500Pr - Prova de Carga real (kN)
P l -
estim
ado
(kN
)
Decourt-Quaresma (1978) Decourt-Quaresma (1978) - Rodrigues (1998)Aoki -Veloso (1975) Aoki -Veloso (1975) - Rodrigues (1998)
Figura 4.73 Relação entre os valores da parcela de ponta da carga de ruptura obtidos das
provas de carga e dos métodos que utilizam dados dos ensaios SPT.
128
Nas Figuras 4.70 e 4.71, ao se estimarem os valores das cargas de ruptura, pretendia-se
eliminar as dispersões dos ensaios SPT e das provas de carga e, assim, obter melhores
relações entre as cargas de ruptura estimadas a partir dos ensaios SPT e as cargas de ruptura
obtidas nos ensaios de provas de carga. No entanto, os resultados esperados não foram
obtidos, o que simplesmente confirma o fato de que a influência da sucção nos valores de N
não está sendo considerada por estes métodos. Dada a variação da sucção ao longo do ano em
perfis de solos não saturados e sua conseqüente influência no comportamento do solo, torna-
se necessário introduzir nos métodos de dimensionamento coeficientes que incorporam sua
influência.
Nas Figuras 4.74 a 4.76 os resultados de provas de carga referenciadas como
“Diorgenes” se referem a resultados obtidos e ainda não publicados pelo Engenheiro
Diorgenes Batista Gonçalves.
Na Figura 4.74 tem-se a relação entre as capacidades de carga das estacas determinadas
pelos métodos que utilizam dados dos ensaios SPT, com o N obtido diretamente dos ensaios,
e o IHU (ER). Na Figura 4.75 tem-se esta mesma relação, porém com o N estimado pela
Equação (4.4), que leva em conta a influência da sucção sobre o valor de N. Verifica-se que
no primeiro caso ocorre uma maior diferença entre os valores estimados por esses métodos e
os valores obtidos pelas provas de carga, devido a dispersão dos ensaios SPT minimizada ao
se utilizar uma linha de tendência.
-200
-150
-100
-50
0
50
100
150
200
250
100 150 200 250 300 350Capacidade de Carga / N-SPT (kN)
IHU
(ER)
Décout-Quaresma(1978) Aoki-Veloso(1975)
Prova de Carga Prova de Carga (Diorgenes)
Figura 4.74 Relação entre capacidade de carga determinada pelos métodos que adotam dados
do SPT, com o N obtido em ensaio, e IHU (ER).
129
Na Figura 4.76 tem-se a relação entre as capacidades de carga das estacas determinadas
pelos métodos que utilizam dados dos ensaios SPT-T e o IHU (ER). Neste caso, a grande
dispersão dos resultados ocorre devido o torque não ser influenciado pela sucção.
-200
-150
-100
-50
0
50
100
150
200
250
100 150 200 250 300 350
Capacidade de Carga / N estimado (kN)
IHU
(ER)
Décourt-Quaresma(1978) Aoki-Veloso(1975)
Prova de Carga Prova de Carga (Diorgenes)
Figura 4.75 Relação entre capacidade de carga determinada pelos métodos que adotam dados
do SPT, com o N estimado pela Equação (4.4) e IHU (ER).
-200
-150
-100
-50
0
50
100
150
200
250
0 200 400 600 800Capacidade de Carga (kN)
IHU
(ER)
Alonso (1996) Camapum de Carvalho (1996)Peixoto (2001) Prova de CargaProva de Carga (Diorgenes)
Figura 4.76 Relação entre capacidade de carga determinada pelos métodos que adotam dados
do SPT-T e IHU (ER).
130
5. CONCLUSÕES
5.1. CONCLUSÕES
A mineralogia e química do solo interfere na interação solo-estrutura. Para a profundidade de
7 m as envoltórias de resistência na interação solo-solo e solo-microconcreto praticamente
coincidem. Na profundidade de 9 m, a resistência na interface solo-solo é superior à
resistência na interface solo-microconcreto. Os valores de sucção, em ambas profundidades,
são superiores na interface solo-microconcreto.
Os resultados dos ensaios de cisalhamento direto cíclico confirmam os das provas de carga,
ou seja, quando ocorre a ruptura por processo de colapso, ocorre um ganho de resistência no
recarregamento, sendo que este ganho é maior nos primeiros ciclos. O ganho de resistência
devido ao colapso dar-se-ia até um determinado limite por aumento no número de contatos no
plano de ruptura.
O recarregamento das estacas aumenta a resistência do solo, sendo este aumento mais
evidente para pequenos recalques. A partir de um certo nível de recalque, o ganho de
resistência do solo devido ao recarregamento tende a zero.
A carga de ruptura da estaca tende a crescer linearmente com o aumento da sucção,
evidenciando a influência da sucção na carga de ruptura das estacas nos solos porosos
colapsíveis de Brasília. Ao longo do ano, pode-se chegar a variações de até 62,5% na
capacidade de carga de uma estaca, com a geometria analisada nesta pesquisa.
Obtém-se uma boa tendência com os valores de IHU(ER) mensal e os resultados das provas
de carga, retirando-se o efeito do recarregamento. Diante disto, fica evidente a possibilidade
de estimativa da carga de ruptura a partir de dados pluviométricos de uma determinada região.
O modelo de transformação da curva característica proposto por Camapum de Carvalho e
Leroueil (2000) como modelo de normalização apresentou resultados coerentes com o
esperado, mostrando a importância de se levar em conta as características físicas e estruturais
131
do solo na definição e aplicação das curvas características. Este fato foi verificado quando se
utilizaram as equações de sucção em função da saturação e índice de vazios na análise de
diversos ensaios, onde se obtiveram boas correlações. No entanto, deve-se fazer mais estudos
para possíveis extrapolações das equações para outras camadas de solos colapsíveis.
A sucção influencia os resultados do SPT, porém não apresenta influência sobre o torque, pois
este ensaio é realizado sobre a amostra já rompida. A influência da sucção nos resultados do
SPT é mais evidente para o horizonte de solo saprolítico. Ao relacionar os dados do SPT com
o somatório da tensão vertical com a sucção em pF normalizada em relação ao índice de
vazios, verifica-se uma melhor relação do que quando a tensão vertical e a sucção são tratadas
de modo isolado.
Ocorre a possibilidade de se estimarem os valores de N a partir dos valores de umidade e de
índice de vazios do solo, sendo, no entanto, necessário a realização de mais ensaios a fim de
validar esta proposta. Mais importante que isso no entanto, é que se deve levar em conta a
influência do estado do solo (w e e) nos valores de N.
Os métodos de cálculo de capacidade de carga baseados no SPT sub-dimensionam o
carregamento, principalmente o lateral. Quando se utilizam coeficientes regionais, as
correlações melhoram ou, em alguns casos, provocam um superdimensionamento. Além
disso, a influência da sucção nos valores de N, obtidos em ensaios SPT, não é considerada por
estes métodos, o que leva a discrepâncias em relação aos valores oriundos das provas de
carga.
Os métodos baseados no SPT-T, com exceção de Alonso (1996), apresentam um
superdimensionamento da parcela lateral da carga de ruptura. O método de Alonso (1996)
apresenta um sub-dimensionamento para a parcela lateral, porém com valores mais
satisfatórios que os obtidos utilizando dados do SPT.
Ao relacionar as capacidades de carga das estacas determinadas pelos métodos que utilizam
dados dos ensaios SPT, com o N obtido diretamente dos ensaios, e o IHU (ER), ocorre uma
maior diferença entre os valores estimados por esses métodos e os valores obtidos pelas
provas de carga, devido a dispersão dos ensaios SPT, minimizada ao se utilizar uma linha de
tendência. No caso em que se relacionam as capacidades de carga das estacas determinadas
132
pelos métodos que utilizam dados dos ensaios SPT-T e o IHU (ER), a grande dispersão dos
resultados ocorre devido o torque não ser influenciado pela sucção.
5.2. SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS
Apesar de se ter verificado uma possível relação da variação de sucção com o SPT, o estudo
foi realizado praticamente apenas na camada porosa. Nesta camada tem-se pouca variação de
sucção e baixos valores de SPT. Portanto, sugere-se estudar esta influência na camada de
horizonte saprolítico.
Diante da possibilidade de estimativa de N a partir dos valores de umidade e índice de vazios,
recomenda-se a execução de mais ensaios SPT para validar esta proposta.
A utilização de SPT-T para estimar o valor de K0 na camada porosa do Distrito Federal pode
ser uma valiosa ferramenta. No entanto, recomenda-se a realização de mais ensaios de
laboratório e campo com o intuito de verificar e validar esta proposta.
Recomenda-se a execução de provas de carga instrumentadas a fim de se separar a influência
da parcela lateral e de ponta na carga de ruptura da estaca. Dessa forma, tentar propor novos
coeficientes de correlações que melhor representem o solo do Distrito Federal para os
métodos de previsão de capacidade de carga com base em ensaios SPT e SPT-T,
preferencialmente levando-se em conta o efeito da sucção.
Propõe-se a execução de provas de carga com a inundação do solo, a fim de melhor
quantificar a influência da sucção na capacidade de carga das estacas.
Recomenda-se a realização de repetidas provas de carga em uma mesma estaca, a fim de se
obterem mais dados para uma melhor quantificação da influência do recarregamento na
capacidade de carga de estacas escavadas em solos porosos colapsíveis.
Sugere-se a realização de ensaios de cisalhamento direto na interação solo-microconcreto, em
diversas profundidades, nas condições saturada e natural, a fim de verificar a influência da
sucção na tensão de cisalhamento da interação solo-microconcreto.
133
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139
APÊNDICE A: RESULTADOS DOS ENSAIOS DE CISALHAMENTO DIRETO CÍCLICO
140
0
5
10
15
0 100 200 300Tensão de Cisalhamento (kPa)
Des
loca
men
to H
orizo
ntal
(m
m)
1 º Ciclo 2 º Ciclo
2 m – 50 kPa
0
10
20
30
0 50 100 150 200Tensão de Cisalhamento (kPa)
Des
loca
men
to
Hor
izont
al (m
m)
1º Ciclo 2 º Ciclo 3º Ciclo
6 m – 50 kPa
05
10152025
0 100 200 300 400Tensão de Cisalhamento (kPa)
Des
loca
men
to
Hor
izont
al (m
m)
1 º Ciclo 2 º Ciclo 3 º Ciclo
6 m – 200 kPa
05
1015202530
0 50 100 150 200Tensão de Cisalhamento (kPa)
Des
loca
men
to
Hor
izont
al (m
m)
1 º Ciclo 2 º Ciclo 3 º Ciclo
10 m – 200 kPa
05
10152025
0 100 200 300Tensão de Cisalhamento (kPa)
Des
loca
men
to
Hor
izont
al (m
m)
1 º Ciclo 2 º Ciclo 3 º Ciclo
10 m – 350 kPa
Figura A-1. Relação entre tensão de cisalhamento e deslocamento horizontal nos ensaios de cisalhamento cíclico na condição natural.
141
0
5
10
15
0 20 40 60Tensão de Cisalhamento (kPa)
Def
orm
ação
H
orizo
ntal
(mm
)
1º Ciclo 2º Ciclo
2 m – 50 kPa
05
10152025
0 50 100 150 200Tensão de Cisalhamento (kPa)
Def
orm
ação
H
orizo
ntal
(mm
)
1º Ciclo 2º Ciclo 3º Ciclo
2 m – 200 kPa
05
10152025
0 50 100 150 200Tensão de Cisalhamento (kPa)
Def
orm
ação
H
orizo
ntal
(mm
)
1º Ciclo 2º Ciclo 3º Ciclo
6 m – 200 kPa
0
10
20
30
0 50 100 150Tensão de Cisalhamento (kPa)
Def
orm
ação
H
orizo
ntal
(mm
)
1º Ciclo 2º Ciclo 3º Ciclo
10 m – 200 kPa
05
1015202530
0 50 100 150 200Tensão de Cisalhamento (kPa)
Def
orm
ação
H
orizo
ntal
(mm
)
1º Ciclo 2º Ciclo 3º Ciclo
10 m – 350 kPa Figura A-2. Relação entre tensão de cisalhamento e deslocamento horizontal nos ensaios de
cisalhamento cíclico na condição saturada.
