MARIA ISABELA MARQUES DA CUNHA VIEIRA BELLO

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1 UNIVERSIDADE FEDERAL DE PERNAMBUCO CENTRO DE TECNOLOGIA E GEOCIÊNCIAS DEPARTAMENTO DE ENGENHARIA CIVIL MESTRADO EM ENGENHARIA CIVIL ESTUDO DE RUPTURA EM ATERROS SOBRE SOLOS MOLES - ATERRO DO GALPÃO LOCALIZADO NA BR-101- PE AUTORA: MARIA ISABELA MARQUES DA CUNHA VIEIRA BELLO ORIENTADOR: ROBERTO QUENTAL COUTINHO CO-ORIENTADOR: ALEXANDRE DUARTE GUSMÃO RECIFE, NOVEMBRO DE 2004

2 i ESTUDO DE RUPTURA EM ATERROS SOBRE SOLOS MOLES - ATERRO DO GALPÃO LOCALIZADO NA BR-101- PE Maria Isabela Marques da Cunha V. Bello DISSERTAÇÃO SUBMETIDA AO CORPO DOCENTE DO CURSO DE PÓS- GRADUAÇÃO DA UNIVERSIDADE FEDERAL DE PERNAMBUCO COMO PARTE DOS REQUISITOS NECESSÁRIOS À OBTENÇÃO DO GRAU DE MESTRE EM CIÊNCIAS EM ENGENHARIA CIVIL. Aprovada por: Recife, PE Brasil Novembro de 2004

3 ii B446e Bello, Maria Isabela Marques da Cunha Vieira. Estudo de ruptura em aterros sobre solos moles aterro do galpão localizado na BR PE / Maria Isabela Marques da Cunha Vieira Bello. - Recife: O Autor, xxiii. 207 folhas.: il.: fig.. graf.. tab. e fotos. Dissertação (mestrado) - Universidade Federal de Pernambuco. CTG. Engenharia Civil Inclui bibliografia e apêndices. 1. Mecânica dos solos (Engenharia Civil). 2. Argila Mole Aterro (Engenharia Civil). 3. Fundações (Engenharia Civil). I. Título. UFPE 624 CDD (21.ed.) BCTG/

4 iii O êxito se esconde atrás da próxima curva da estrada. Jamais saberei a que distância está, a não ser que dobre a curva. Og Mandino Dedico este trabalho ao meu pai, engenheiro Paulo Roberto Marques da Cunha, motivo de minha admiração e orgulho.

5 iv AGRADECIMENTOS A meus pais Paulo Roberto e Inez Marques da Cunha, pelo amor incondicional e pelo empenho e atenção na educação dos filhos; Ao meu esposo José Milton Vieira Bello Júnior pelo incentivo, companheirismo e cumplicidade em todos os momentos; e a sua família, a qual adotei também como minha; Aos meus filhos Vinícius e Helena, apenas por serem meus filhos, dando à minha vida um sentido de felicidade plena; Aos meus irmãos Paulo e Karina, pelos bons momentos em família; Ao Prof. Roberto Quental Coutinho, pela compreensão, apoio e orientação; Ao Prof. Alexandre Gusmão pela orientação, pelos dados cedidos e parceria realizada; Aos Profs. Armando Rego e José Orlando pela confiança e incentivo inicial; Ao Prof. Joaquim T. R. de Oliveira, pela colaboração e amizade; Ao Prof. Bernard Bulhões Genevois pela ajuda na utilização do Programa GEO SLOPE; Ao amigo e colega do curso de mestrado Marcelo Patriota pelas longas e produtivas discussões, pelos intermináveis estudos e trabalhos, e a sua família sempre receptiva e carinhosa; Aos colegas do GEGEP/UFPE (Grupo de Engenharia de Encostas e Planícies): Karina, Kalliny, João Barbosa, Marilia, Ana Patrícia, Everaldo, Fábio, Juliana, Allan e João Raphael pelo convívio e aprendizado; e a todos os funcionários da UFPE que de alguma forma se fizeram presente durante este trabalho.

6 v RESUMO Esta dissertação apresenta um estudo da ruptura de um aterro sobre solos moles ocorrida em um galpão na BR-101- PE, a partir de dados obtidos na consultoria da empresa Gusmão Engenheiros Associados Ltda. Foi feita uma revisão da literatura referente aos mecanismos de estabilidade de aterros sobre solos moles, incluindo os diferentes métodos de cálculo do fator de segurança e instrumentação relativa ao controle da estabilidade. Foram analisados 14 considerações, sendo 07 com superfície circular e 07 situações admitindo-se superfície não-circular. Cálculos do fator de segurança também foram efetuados através de métodos expeditos. Em função da geometria do aterro observada após a ruptura, foi possível determinar pontos de prováveis passagem da superfície de ruptura. Assim, além da análise de estabilidade de projeto, também foi realizada a retroanálise. Estudos foram efetuados com a consideração de ocorrência de fissuramento no aterro, procurando simular melhor a ruptura ocorrida. Na avaliação da resistência não drenada do solo de fundação foram utilizados os resultados de ensaios de palheta de campo, considerando-se correção proposta por BJERRUM (1972). Os valores do índice de plasticidade utilizados nesta correção foram estimados a partir do perfil de umidade natural obtido no SPT e através da Carta de Plasticidade, utilizando informações do Banco de Dados das argilas moles do Recife. Os valores de resistência não drenada utilizados foram as médias de cada faixa de profundidade, sendo considerados constantes por faixa. Todos os métodos utilizados nessa dissertação indicaram a instabilidade do aterro, com fatores de segurança próximos de um na condição de construção. Isto comprova que a consideração de recomendações da literatura técnica incluindo procedimentos de investigação e de análise permitiria a execução de um projeto adequado. Vale destacar ainda, a realização do cálculo adicional para implantação de uma berma de equilíbrio, bem como a consideração do efeito tridimensional nas extremidades do aterro.

7 vi ABSTRACT The thesis presents a study of the rupture of one embankment founded on soft soil occured in a BR-101- PE road, from data gotten in the consultoria of the Gusmão company Engineers Ltda Associates. A revision of referring literature to the mechanisms of stability of embankmens on soft ground was made, including the different methods of calculation of the security factor and relative instrumentation to the control of the stability. Software GEO SLOPE was used in the analysis / back analysis of the failura occurred. The security factor calculated by GEO SLOPE were comparated with FS obtained by methods expeditos. In function of the geometry of I fill with earth it observed the rupture after, was possible to determine probable points of ticket of the rupture surface. Thus, beyond the analysis of project stability, also retroanálise was carried through. Studies had been effected with the consideration of occurrence of fissuramento in fill with earth, looking for to simulate it the occured rupture better. In the evaluation of the drained resistance of the foundation ground the results of assays of field vane had not been used, considering themselves correction proposal for BJERRUM (1973). The values of the plasticity index used in this correction were determinated empirical from moisture contend profile obtained during the performing e SPT tests trought to the Letter of Plastic, using information of the soft Data Base of argilas of Recife. The values of undrained resistance used had not been the averages of each band of depth, being considered constant for band. All the methods used in this thesis had indicated the instability of embankment with factors of security next to one in the construction condition. This proves that the consideration of recommendations of literature technique including analysis and inquiry procedures would allow the execution of an adequate project. Valley to still detach, the accomplishment of the additional calculation for implantation of a balance berm, as well as the consideration of the three-dimensional effect in the extremities of the embankment

8 vii ÍNDICE CAPÍTULO I. INTRODUÇÃO CONSIDERAÇÕES INICIAIS OBJETIVOS DA DISSERTAÇÃO ESTRUTURA DA DISSERTAÇÃO 4 CAPÍTULO II. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA MODELOS DE ANÁLISE DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES INTRODUÇÃO ABORDAGEM TRADICIONAL SKEMPTON (1948) MODELO YLIGHT TAVENAS E LEROUEIL (1980) ADENSAMENTO SECUNDÁRIO LACERDA E MARTINS (1985) COMPORTAMENTO DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES PARA ANÁLISE DE ESTABILIDADE INTRODUÇÃO SIGNIFICADO DA ANÁLISE DA ESTABILIDADE TIPOS DE INSTABILIZAÇÃO MÉTODOS DE ANÁLISE DE ESTABILIDADE 20 (a) DETERMINAÇÃO DA ALTURA CRÍTICA DO ATERRO E/OU DO FATOR DE SEGURANÇA ATRAVÉS DA FORMULAÇÃO DA CAPACIDADE DE CARGA 22 (b) ANÁLISE DE ESTABILIDADE EMPREGANDO ÁBACOS SIMPLES 24 (b.1) ÁBACOS DE PILLOT e MOREAU (1973) 24 (b.2) ÁBACOS DE PINTO (1974) 25 (c) MÉTODOS DE EQUILÍBRIO LIMITE 26 (c.1) MÉTODO BISHOP SIMPLIFICADO 27 (c.2) MÉTODO JAMBU SIMPLIFICADO 30 (c.3) MÉTODO DE SPENCER 32

9 viii (c.4) MÉTODO DAS CUNHAS DESLIZANTES DETERMINAÇÃO DA RESISTÊNCIA NÃO DRENADA E USO EM PROJETOS DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES PROPOSTAS PARA DE OBTENÇÃO DA RESISTÊNCIA NÃO DRENADA 41 (a) ENSAIO DE PALHETA DE CAMPO 42 (b) ENSAIO TRIAXIAL 50 (c) CORRELAÇÕES CONTRIBUIÇÃO DA RESISTÊNCIA NO PRÓPRIO ATERRO NA SUA ESTABILIDADE 55 (a) MOBILIZAÇÃO DE RESISTÊNCIA NO CORPO DO ATERRO 56 (b) EFEITO DO FISSURAMENTO NA ESTABILIDADE DO ATERRO INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA EM ATERROS SOBRE SOLOS MOLES INSTRUMENTAÇÃO DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES QUANTO AO CONTROLE DA ESTABILIDADE 62 CAPÍTULO III. CASO EM ESTUDO INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA INTRODUÇÃO LOCALIZAÇÃO/ CARACTERÍSTICAS DA OBRA ASPECTOS GEOLÓGICOS E MORFOLÓGICOS DA ÁREA DE ESTUDO HISTÓRICO DA OBRA AVALIAÇÃO DOS DANOS PROGRAMA DE INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA INTRODUÇÃO INVESTIGAÇÕES DE CAMPO SPT AMOSTRAGEM DEFORMADA / INDEFORMADA ENSAIOS DE PALHETA 86 (a) ÂNGULOS DE ROTAÇÃO NA RUPTURA 87 (b) SENSIBILIDADE INVESTIGAÇÃO DE LABORATÓRIO 89

10 ix CARACTERIZAÇÃO ADENSAMENTO VERTICAL TRIAXIAIS UU E CIU COMENTÁRIOS ADICIONAIS 102 CAPÍTULO IV. ANÁLISE E AMPLIAÇÃO DE RESULTADOS 4.1. INTRODUÇÃO SÍNTESE DA CARACTERIZAÇÃO GEOLÓGICA DAS ARGILAS MOLES DO RECIFE PERFIS TÍPICOS ÍNDICES FÍSICOS MATÉRIA ORGÂNICA HISTÓRIA DE TENSÕES COMPRESSIBILIDADE RESISTÊNCIA NÃO DRENADA SENSIBILIDADE EXPERIÊNCIA LOCAL DE OBRAS DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES ANÁLISE E AMPLIAÇÃO DOS PARÂMETROS GEOTÉCNICOS CASO DE ESTUDO (ATERRO DO GALPÃO BR-101) ESTIMATIVA DOS VALORES DO LIMITE DE LIQUIDEZ E ÍNDICE DE PLASTICIDADE ESTIMATIVA DO OCR PARÂMETROS GEOTÉCNICOS DE COMPRESSSIBILIDADE OBTIDOS ATRAVÉS DE CORRELAÇÕES RESISTÊNCIA NÃO DRENADA - CORREÇÃO 129 CAPÍTULO V. ANÁLISE DE ESTABILIDADE RETROANÁLISE INTRODUÇÃO INFORMAÇÕES / DADOS UTILIZADOS EM UMA ANÁLISE DE ESTABILIDADE GEOMETRIA DA FUNDAÇÃO E DO ATERRO 140

11 x PROPRIEDADES DO MATERIAL DO ATERRO VALOR DA RESISTÊNCIA NÃO DRENADA DA FUNDAÇÃO FERRAMENTA DE TRABALHO PROGRAMA GEO-SLOPE ANÁLISE / RETROANÁLISE DA ESTABILIDADE - RESULTADOS OBTIDOS ANÁLISE DE ESTABILIDADE - PROJETO RETROANÁLISE COMPARAÇÃO ENTRE OS RESULTADOS DA SUPERFÍCIE DE RUPTURA PREVISTA E OBSERVADA ANÁLISE DA ESTABILIDADE EM TENSÕES TOTAIS ATRAVÉS DE MÉTODOS EXPEDITOS FORMULA DE CAPACIDADE DE CARGA MÉTODO DAS CUNHAS DESLIZANTES ÁBACOS DE PILLOT e MOREAU (1973) ÁBACOS DE PINTO (1974) AVALIAÇÃO DOS EFEITOS TRIDIMENSIONAIS INFLUÊNCIA NO CÁLCULO DO FATOR DE SEGURANÇA QUANDO DA CONSTRUÇÃO DE UMA BERMA DE EQUILÍBRIO INFLUÊNCIA NO VALOR DO FS QUANDO DA UTILIZAÇÃO DA CORREÇÃO DE Su PROPOSTA POR AAS et al. (1986) COMENTÁRIOS FINAIS 169 CAPÍTULO VI. CONCLUSÕES E SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS 171 REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS 175 APÊNDICE A 186 APÊNDICE B 192

12 xi LISTA DE FIGURAS CAPÍTULO II. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA Figura II.1. Modelo de análise e comportamento de aterros sobre solos moles comumente adotados na prática, propostos por SKEMPTON, (LEROUEIL et al, 1990). Figura II.2. Trajetória de tensões efetivas sobre o centro do aterro. (LEROUEIL et al, 1990). Figura II.3. Relação poro-pressão x tensão vertical total causada em um aterro. (LEROUEIL et al, 1990). Figura II.4. Relação profundidade x coeficiente de poro-pressão B solo com OCR<2,5. (LEROUEIL et al, 1990). Figura II.5. Variações típicas no Carregamento do aterro e Recalque com o tempo. (LEROUEIL et al, 1990). Figura II.6. Relação típica entre o Deslocamento horizontal máximo (Y m ) e Recalque (S) sob o aterro. (LEROUEIL et al, 1990). Figura II.7. Trajetória de tensões do adensamento secundário. (LACERDA e MARTINS, 1985). Figura II.8. Representação da compressão secundária no adensamento unidimensional. (LACERDA e MARTINS, 1985). Figura II.9. Classes de ruptura de aterros sobre solos moles (ALMEIDA, 1996). Figura II.10. Ábaco para cálculo de altura crítica de aterros (TERZAGHI, 1943). Figura II.11. Ábaco para análise de estabilidade de aterro sobre depósito com resistência constante com a profundidade (PILLOT e MOREAU, 1973). Figura II.12. Ábaco de PINTO para aterro sobre solo mole (MASSAD, 2003) Figura II.13. Análise de estabilidade de superfícies circulares pelo método de Bishop Simplificado. Figura II.14. Exemplo de cálculo pelo método de Bishop Simplificado (DNER/IPR, 1990). Figura II.15. Análise de estabilidade de superfícies não circulares pelo Método de Jambu Simplificado.

13 xii Figura II.16. Determinação do fator de correção fo do método Janbu Simplificado (BROMHEAD, 2000). Figura II.17. Exemplo de cálculo pelo método de Janbu Simplificado (DNER/IPR, 1990). Figura II.18. Análise de estabilidade pelo Método de Spencer. Figura II.19. Análise de estabilidade de aterros sobre argila mole Método das Cunhas Deslizantes. Figura II.20. Análise da estabilidade de um aterro sobre argila mole, em que a resistência que interessa é a resistência não drenada, Su da argila (PINTO, 2000). Figura II.21. Curvas de compressão para diferentes amostradores Clube Internacional - Recife/PE (OLIVEIRA et al., 2000) Figura II.22. Solicitações no terreno por efeito de carregamento na superfície; (a) tipos de solicitação; (b) resultados típicos para cada solicitação (PINTO, 2000). Figura II.23. Resultados de ensaios de compressão com diferentes velocidades e coeficientes de segurança para as respectivas resistências (PINTO, 2000). Figura II.24. Variação nas tensões cisalhalhantes, poro-pressão e fator de segurança durante e após a construção de um aterro (BISHOP e BJERRUM, 1960). Figura II.25. Resultados de Su Barragem de Juturnaíba trechos II, III-2 e V (COUTINHO et al., 1998c). Figura II.26. Fator de segurança, teórico na ruptura de aterros sobre solos moles (BJERRUM, 1972). Figura II.27. Fator de correção para ensaio de palheta de campo (BJERRUM, 1972; 1973). Figura II.28. Fator de correção para ensaio de palheta de campo (AZZOUZ et al., 1983). Figura II.29. Diagramas para a determinação da história de tensões e fator de correção para o ensaio de palheta de campo (AAS et al., 1986) Figura II.30. Fatores de correção obtidos a partir de retroanálise de aterros rompidos (COUTINHO, 2000; a partir de COUTINHO, 1986b), SANDRONI, 1993) e MASSAD (1999). Figura II.31. Esquemas de procedimento dos ensaios triaxiais UU e CU (COUTINHO, 2004). Figura II.32. Influência da qualidade da amostra na resistência ao cisalhamento de um solo (BALDI et al., 1988). Figura II.33. Tipos de incompatibilidade no comportamento tensão-deformação de um aterro e uma fundação (SOARES, 1981).

14 xiii Figura II.34. Curvas de mobilização de resistência com a variação de altura do aterro (SOARES, 1981). Figura II.35. Variação dos parâmetros estudados afetando o desenvolvimento das tensões no aterro e relação dos parâmetros da equação (SOARES, 1981). Figura II.36. Análise de estabilidade para o aterro nº 1 assumindo fissuras depois do desenvolvimento de tensões no aterro (SOARES, 1981). Figura II.37. Localização da superfície de ruptura ocorrida (COUTINHO, 1986). CAPÍTULO III. CASO EM ESTUDO INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA Figura III.1. Localização do depósito estudado. Figura III.2. Planta de situação e locação dos furos de sondagem, ensaio de palheta de campo e retirada de amostra. Figura III.3. Perfil típico de sondagem. Figura III.4. Mapa Geológico da Cidade do Recife (ALHEIROS et al., 1995). Figura III.5. Mecanismo de Escoamento Lateral do Terreno (GUSMÃO, 2000). Figura III.6. Evidências do Movimento Lateral do Terreno (GUSMÃO, 2000). Figura III.7. Evidências do Movimento Vertical do Terreno (GUSMÃO, 2000). Figura III.8. Perfil geotécnico típico e Umidade do SP-02. Figura III.9. Esquema geral do equipamento de palheta de campo. Figura III.10. Parâmetros geotécnicos de resistência do ensaio de palheta. Figura III.11. Curva típica Torque vs. Rotação Galpão BR 101. Figura III.12. Característica da amostragem do shelby e composição macroscópica da amostra. Figura III.13. Parâmetros geotécnicos de caracterização. Figura III.14. Curva granulométrica da amostra retirada. Figura III.15. Curvas tensão x deformação no adensamento vertical. Figura III.16. σ vo vs. profundidade. Figura III.17. Curva Tensão x Coeficiente de adensamento vertical. Figura IV.21. Ângulo de rotação na ruptura não corrigidos vs. profundidade para o local estudado.

15 xiv Figura IV.22. Sensibilidade do depósito argiloso estudado, segundo a classificação de SKEMPTON e NOYTHEY (1952). Figura III.18. Curva tensão-deformação ensaio UU. Figura III.19. Curva tensão-deformação ensaio CU. Figura III.20. Envoltória de resistência Ensaio triaxial UU. Figura III.21. Envoltória de resistência de Tensões Totais Ensaio triaxial CIU. Figura III.22. Envoltória de resistência de Tensões Efetivas Ensaio triaxial CIU. Figura III.23. Parâmetros geotécnicos de resistência Ensaios triaxiais UU e CIU e Ensaios de Palheta. CAPÍTULO IV. ANÁLISE E AMPLIAÇÃO DOS PARÂMETROS GEOTÉCNICOS Figura IV.1. Perfis geotécnicos típicos: (a) Planície do Recife (COUTINHO et al., 2000), (b) presente estudo. Figura IV.2. Carta de plasticidade Resultados de solos moles de Recife e de Juturnaíba (a partir de COUTINHO et al. 1998a). Figura IV.3. Resultados de ensaios de caracterização com a profundidade Clube Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997) Figura IV.4. Curvas W, δ, G e IP vs. TMO (COUTINHO, 1986). Figura IV.5. Perfil geotécnico com resultados de teor de matéria orgânica - Clube Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997) Figura IV.6. Resultados de σ vo, σ vp e OCR vs. profundidade Clube Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997) Figura IV.7. Resultados de σ vo, σ vp e OCR vs. profundidade Boa Viagem e Cajueiro (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997) Figura IV.8. Correlações estatísticas: (a) Cc vs. W (%), (b) e o vs. W(%). Figura IV.9. Comparação entre umidade retirada do Shelby e SPT- SESI-Ibura (COUTINHO et al 1998a). Figura IV.10. Parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade Clube Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)

16 xv Figura IV.11. Parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade Boa Viagem e Cajueiro (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997) Figura IV.12. Perfis de Su obtidos a partir de EPC, Ensaios UU-C, CIU-C, CPTU e DMT para as argilas moles de Recife (a partir de OLIVEIRA, 2000). Figura IV.13. Perfis de St obtidos a partir do ensaio de palheta de campo (OLIVEIRA, 2000). Figura IV.14. Perfil de umidade natural umidades médias Galpão BR-101. Figura IV.15. Posicionamento das faixas de valores das amostras do SPT do aterro do Galpão da BR-101 na carta de plasticidade (determinação do IP através do LL). Figura IV.16. Perfil de OCR estimado a partir do ensaio de palheta de campo EPC 01. Figura IV.17. Variação dos parâmetros de compressibilidade com a profundidade. Figura IV.18. Obtenção do fator de correção µ através do IP (BJERRUM, 1973). Figura IV.19. Correção da resistência não drenada conforme BJERRUM (1973). Figura IV.20. Correção da resistência não drenada conforme BJERRUM (1973), considerando a média da EPC1 e EPC2. Figura IV.21. Obtenção do fator de correção µ através do IP e σ vo (AAS et al., 1986). Figura IV.22. Correção da resistência não drenada conforme AAS et al. (1986). CAPÍTULO V. ANÁLISE DE ESTABILIDADE RETROANÁLISE Figura V.1. Localização da seção escolhida para análise de estabilidade, passagem da provável superfície de ruptura, e fissuramento do terreno. Figura V.2. Geometria adotada na análise de estabilidade em tensões totais admitindo superfície circular Programa GEO SLOPE Figura V.3. Geometria adotada na análise de estabilidade em tensões totais admitindo superfície planar Programa GEO SLOPE Figura V.4. Procedimento utilizado para a consideração do fissuramento do aterro. Figura V.5. Perfis de Su utilizadas na análise de estabilidade Galpão BR-101. Figura V.6. Definição de parâmetros de trabalho através do Programa GEO SLOPE. Figura V.7. Resumo dos resultados da análise de estabilidade de tensões totais (superfície circular) Programa GEO SLOPE Estudo do FSmín

17 xvi Figura V.8 Determinação dos pontos de passagem da provável superfície de ruptura seção transversal. Figura V.9. Resumo dos resultados da retroanálise de estabilidade de tensões totais (superfície circular) Bishop Simplificado - Programa GEO-SLOPE Estudo do FSmín. Figura V. 10. Resumo dos resultados da retroanálise de tensões totais (superfície planar) Spencer - Programa GEO SLOPE - Estudo do FSmín. Figura V. 11. Resumo e comparação dos resultados da análise e retroanálise de estabilidade de tensões totais (superfície circular) Bishop Simplificado - Programa GEO-SLOPE Estudo do FSmín. Figura V.12. Diferença na localização da superfície prevista e observada - 50% fissuramento aterro - Su sem correção. Figura V.13. Diferença na localização da superfície prevista e observada - 50% fissuramento aterro - Su corrigido. Figura V.14. Consideração da passagem da superfície de cisalhamento e do cálculo da Su de referência. Figura V.15. Análise tridimensional Estimativa do efeito das extremidades do aterro segundo AZZOUZ et al (1983) Figura V.16. Cálculo do Fator de Segurança admitindo a construção de berma de equilíbrio. Figura V.17. Fatores de correção obtidos a partir de retroanálise de aterros rompidos (COUTINHO, 2000; a partir de COUTINHO, 1986b), SANDRONI (1993) e MASSAD (1999), com pontos de Recife presente trabalho. APÊNDICE A Figura A.1. Figura A.2. Figura A.3. Figura A.4. Figura A.5. Curvas torque vs. rotação EPC1 a 7,0, 7,5 e 9,5m aterro BR101. Curvas torque vs. rotação EPC1 a 11,5, 12,5 e 13,5m aterro BR101. Curvas torque vs. rotação EPC1 a 14,5, 16,5 e 18,0m aterro BR101. Curvas torque vs. rotação EPC2 a 10,5, 11,0 e 12,0m aterro BR101. Curvas torque vs. rotação - EPC2 a 13,0 e 14,5m aterro BR101.

18 xvii APÊNDICE B Figura B.1. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Previsão da localização da superfície de ruptura - SEM FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR Figura B.2. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Localização da superfície de ruptura ocorrida - SEM FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR Figura B.3. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Previsão da localização da superfície de ruptura - SEM FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO/ SUPERFÍCIE CIRCULAR Figura B.4. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Localização da superfície de ruptura ocorrida - SEM FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR Figura B.5. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Previsão da localização da superfície de ruptura - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR Figura B.6. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Localização da superfície de ruptura ocorrida - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR Figura B.7. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Previsão da localização da superfície de ruptura - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR Figura B.8. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Localização da superfície de ruptura ocorrida - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR Figura B.9. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Previsão da localização da superfície de ruptura - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR (MÉDIA EPC1 E EPC2) Figura B.10. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Localização da superfície de ruptura ocorrida - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR (MÉDIA EPC1 E EPC2)

19 xviii Figura B.11. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Previsão da localização da superfície de ruptura - 100% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR Figura B.12. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Localização da superfície de ruptura ocorrida - 100% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE CIRCULAR Figura B.13. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Previsão da localização da superfície de ruptura - 100% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR Figura B.14. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Localização da superfície de ruptura ocorrida - 100% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE CIRCULAR Figura B.15. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Localização da superfície de ruptura ocorrida - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su SEM CORREÇÃO / SUPERFÍCIE PLANAR Figura B.16. Análise de estabilidade Programa GEO SLOPE Localização da superfície de ruptura ocorrida - 50% FISSURAMENTO DO ATERRO / Su CORRIGIDO / SUPERFÍCIE PLANAR

20 xix LISTA DE FOTOS CAPÍTULO III. CASO EM ESTUDO INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA Foto III.1. A - Detalhe do pilar; B - Descolamento da viga em relação ao pilar; C - Detalhe das fissuras na alvenaria junto ao pilar; D - Afundamento do bloco de fundação. Foto III.2. A, B - Abertura das juntas do piso próximo ao pilar; C - Detalhe afundamento do bloco e descolamento do piso; D - Detalhe da abertura das juntas do piso. Foto III.3. A, B - Vista geral e detalhe da separação pilar x alvenaria x viga; C, D- Levantamento de placa. Foto III.4. A, B - Movimento sofrido pelas estruturas metálicas. Foto III.5. A, B - Quebra do bloco de fundação; C, D - Aumento das fissuras no piso. Foto III.6. A, B, C, D, E - Visão geral da ruptura no galpão. Foto III.7. A, B - Visão geral da ruptura no galpão. Foto III.8. A, B - Afundamento do piso do galpão ponto A; Foto III.9. A - Vista lateral do galpão; B - Rachaduras no muro lateral; Foto III.10. A, B - Utilização da palheta de campo; C - Local do ensaio de palheta; Foto III.11. A - Local do ensaio SPT; B - Tubos de SPT; Foto III.12. Vista geral do local de estudo após um ano da ruptura. Foto III.13. A, B - Rebaixamento e fissuras no terreno; C - Muro de gabião danificado; D - Movimento do muro com flexão das placas de concreto.

21 xx LISTA DE TABELAS CAPÍTULO II. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA Tabela II.1. Tabela II.2. Tabela II.3. Principais métodos de análise de estabilidade de taludes. Vantagens e desvantagens dos ensaios de laboratório e de campo aplicados a argilas moles (ALMEIDA, 1996). Procedimentos recomendados na bibliografia para determinação de parâmetros de argilas moles (ALMEIDA, 1996 e COUTINHO et al., 2000). CAPÍTULO III. CASO EM ESTUDO INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA Tabela III.1. Cronograma das visitas ao local de estudo. Tabela III.2. Cronograma das sondagens realizadas no local de estudo. Tabela III.3. Resultados de ensaio de palheta de campo. Tabela III.4. Resultados dos ensaios de caracterização Tabela III.5. Parâmetros de compressibilidade obtidos a partir do ensaio de adensamento. Tabela III.6. Resultado do ensaio triaxial UU. Tabela III.7. Resultado do ensaio triaxial CU. CAPÍTULO IV. ANÁLISE E AMPLIAÇÃO DOS PARÂMETROS GEOTÉCNICOS Tabela IV.1. Perfis típicos da planície do Recife (FERREIRA et al., 1986). Tabela IV.2. Faixa de variação de valores e índices físicos por local investigado (COUTINHO E FERREIRA, 1988). Tabela IV.3. Valores de Su palheta, IP e umidade natural para argila/solos orgânicos brasileiros (ampliada de COUTINHO et al., 2000). Tabela IV.4. Correlações estatísticas solos orgânicos e argilas moles / médias - Recife (COUTINHO et al., 1998). Tabela IV.5. Sensibilidade de argilas mole Brasileiras (COUTINHO et al., 2000; OLIVEIRA, 2000). Tabela IV.6. Valores de limite de liquidez e índice de plasticidade estimados.

22 xxi Tabela IV.7. Parâmetros de compressibilidade obtidos a partir de correlações geotécnicas propostas por COUTINHO et al. (2001), com perfil de umidade do ensaio SPT. Tabela IV.8. Parâmetros utilizados para correção de Su segundo BJERRUM (1973). Tabela IV.9. Parâmetros utilizados para correção de Su segundo AAS et al. (1986) Tabela IV.10. Comparação dos valores corrigidos de Su determinados através de BJERRUM (1973) e AAS et al. (1986) Tabela IV.11. Sensibilidade das Argilas (SKEMPTON e NORTHEY, 1952). CAPÍTULO V. ANÁLISE DE ESTABILIDADE RETROANÁLISE Tabela V.1. Resistências não drenadas utilizadas na análise de estabilidade Galpão BR-101. Tabela V.2. Hipóteses estabelecidas sobre considerações de resistência do aterro e da fundação. Tabela V.3. Resultados dos FSmín da análise de estabilidade superfície circular. Tabela V.4. Resultados dos FSmín da retroanálise de estabilidade superfície circular. Tabela V.5. Resultados dos FSmín da retroanálise de estabilidade superfície planar. Tabela V.6. Resumo dos FSmín calculados no Programa GEO SLOPE. Tabela V.7. Resumo dos valores de Su (retroanálise) e do FS obtidos através dos métodos expeditos utilizados. Tabela V.8. Comparação entre os FS calculados admitindo-se as correções de BJERRUM (1973) e AAS et al. (1986)

23 xxii SIMBOLOGIA c coesão Cc índice de compressão Cs índice de inchamento CIU-C ensaio de compressão triaxial (não drenado consolidado isotropicamente) eo índice de vazios inicial e σ vo índice de vazios para σ vo e σ vf índice de vazios para σ vf ε σ vo deformação específico para σ vo EPC ensaio de palheta de campo FS fator de segurança φ ângulo de atrito θ rup ângulo de rotação na ruptura Hc altura crítica do aterro Hadm altura admissível do aterro IP índice de plasticidade K 0 coeficiente de empuxo no repouso K E módulo do aterro LL limite de liquidez LP limite de plasticidade Nc fator de capacidade de carga OCR razão de pré-adensamento µ fator de correção aplicado ao EPC δ at peso específico do aterro δh máx deslocamento horizontal máximo δv máx deslocamento vertical máximo σ v acréscimo de tensão vertical efetiva R E, R F fatores de redução de resistência St sensibilidade Su resistência ao cisalhamento não drenada Su amolg. resistência ao cisalhamento não drenada no estado amolgada Su o resistência ao cisalhamento não drenada inicial

24 xxiii Su final resistência ao cisalhamento não drenada final Su corrig resistência ao cisalhamento não drenada corrigida σ' p tensão de pré-adensamento σ' vo tensão vertical efetiva de campo σ' 3f tensão principal efetiva menor, na ruptura TMO teor de matéria orgânica T máx torque máximo UU-C ensaio de compressão triaxial (não drenado e não consolidado) W N umidade natural

25 1 CAPÍTULO I INTRODUÇÃO 1.1. CONSIDERAÇÕES INICIAIS A ocupação de terrenos situados sobre espessos depósitos de solo mole tem se tornado cada vez mais comum nas cidades situadas nas baixadas brasileiras. Essa ocupação se dá nas fundações de edifícios, aterros de estradas, aeroportos, barragens, urbanização de áreas, etc. O estudo do comportamento desses aterros / fundações tem sido abordado por diversos autores nacionais (ORTIGÃO, 1980; COUTINHO, 1986; DNER/IPR, 1990; BORGES, 1991; COUTINHO et al., 1994; PINTO, 1994; ALMEIDA, 1996; LUCENA, 1997; NACCI, 2000; SCHINAID e NACCI, 2000; SPOTTI, 2000; ALMEIDA et al., 2001; CAVALCANTE, 2001, MASSAD, 2003) e internacionais (TAVENAS e LEROUEIL, 1980; MAGNAN e DEROY, 1980; LEROUEIL et al., 1990; LADD, 1991; MESRI et al., 1994; CUR, 1996), acumulando assim experiências para melhor entendimento dos solos moles sob a solicitação do carregamento. Quando simples depósitos, sem acompanhamento tecnológico, os aterros podem ser de constituição heterogênea e não devem ser utilizados como material de apoio de fundações. Ainda que se apresentem superficialmente com consistência ou capacidade adequadas, podem apresentar em camadas profundas, materiais imprevistos. A existência de pedaços de madeira em decomposição, embalagens e materiais semelhantes no corpo do aterro pode provocar a ocorrência de grandes deformações quando os aterros são carregados. Em geral o projeto de construção de aterros sobre solos moles deve apresentar fator de segurança adequado quanto à possibilidade de ruptura do solo de fundação durante e após construção; apresentar deslocamentos totais ou diferenciais, no fim ou após a construção, compatíveis com o tipo de obra; e evitar danos a estruturas adjacentes ou enterradas.

26 2 Para atender os requisitos acima é necessário o emprego de estudos e métodos para prever o comportamento da obra, e com isso adotar uma solução adequada na fase de projeto. A eficácia de uma previsão está aliada não só a adequação do método de análise empregado, mas também na determinação dos parâmetros do solo a utilizar nessa análise. Na análise de estabilidade de um aterro construído sobre uma argila mole, a principal variável e que mais influencia o fator de segurança calculado, é justamente a resistência de fundação, razão pela qual, maiores esforços são concentrados na sua avaliação através de ensaios de campo e laboratório. Deve ficar claro que a resistência não drenada (Su) não é um parâmetro único, visto que depende do tipo de ensaio utilizado, da velocidade de deformação, da orientação dos planos de ruptura, etc., cabendo ao projetista escolher o ensaio mais apropriado para o tipo de problema que está sendo analisado. Este trabalho apresenta um estudo referente ao problema de ruptura de um aterro sobre solo mole, no qual foi construído um galpão, localizado na BR-101, Dois Irmãos, Recife- PE. Devido à presença de uma espessa camada de solo mole, com até 12 metros de espessura, e à forma construtiva, houve a necessidade de se analisar a estabilidade à ruptura geral comumente considerada nos projetos de aterros sobre solos moles. Trata-se de uma parceria da Área de Geotecnia da UFPE DEC através do GEGEP com a consultoria profissional da Gusmão Engenheiros Associados, que devido à peculiaridade do caso e dos dados de investigação geotécnica existentes (ensaios de campo e laboratório), apesar de limitações existentes no projeto prático, tornou-se base para o desenvolvimento do presente trabalho procurando aliar a pesquisa a casos práticos, de forma a associar a formação de recursos humanos junto com o ganho de experiência local / regional. As análises de comportamento se basearam nas investigações geotécnicas de campo (SPT com umidade in situ; ensaio de palheta; amostragem indeformada tipo Shelby) e de laboratório (caracterização, adensamento vertical, triaxiais UU e CU). Face a limitação nos estudos de laboratório, um estudo adicional do comportamento de solos similares foi realizado utilizando sobretudo o Banco de Dados das argilas moles do Recife, obtendo informações geotécnicas na análise e complementação das investigações.

27 OBJETIVOS DA DISSERTAÇÃO O presente trabalho tem como objetivo principal o estudo da estabilidade e a conseqüente ruptura ocorrida no aterro sobre solo mole situado na BR-101 PE, através da utilização do programa computacional GEO SLOPE, com aplicação de métodos de análise de estabilidade propostos na literatura e discussão / avaliação de procedimentos para obtenção da caracterização geotécnica da área. Os objetivos específicos são: Análise e obtenção de resultados e experiências que venham a agregar os demais estudos relacionados ao tema, contribuindo com a experiência local e regional; Permanente atualização dos conhecimentos no tema de pesquisa, para que, através dos estudos desenvolvidos na presente dissertação, associado a modelos de previsão, se torne mais fácil a definição de projetos deste tipo; Melhor entendimento do mecanismo / comportamento de aterros sobre solos moles, quanto à estabilidade, através da comparação das análises de previsão, e a determinação da caracterização geotécnica a ser utilizada nesta análise; Estudo de casos práticos em solos similares encontrados na Cidade do Recife e em outras planícies brasileiras, visando à comparação / análise dos resultados / procedimentos utilizados; Análise da estabilidade com base nas informações obtidas e retroanálise da ruptura; Obter informações geotécnicas através do Banco de Dados, utilizando todo seu potencial na complementação das investigações, e utilizar correlações estatísticas empíricas de parâmetros geotécnicos, permitindo desta forma, melhoramento das análises e discussões dos dados do trabalho.

28 ESTRUTURA DA DISSERTAÇÃO Esta dissertação está subdividida em seis capítulos e dois apêndices. Os assuntos estão distribuídos da seguinte maneira: No presente capítulo (Capítulo I) está a INTRODUÇÃO, na qual se tem uma visualização geral do trabalho desenvolvido e seus objetivos. O Capítulo II refere-se aos tópicos da REVISÃO BIBLIOGRÁFICA. Inicialmente são apresentados os principais modelos de análise de aterros sobre solos moles sob a solicitação de um carregamento externo, e a trajetória de tensões propostas para diversas fases da construção do aterro. Em uma segunda etapa, o capítulo trata do comportamento de aterros sobre solos moles para análise de estabilidade, através do estudo dos mecanismos de estabilidade, métodos de análise, determinação da resistência não drenada do solo de fundação e fatores que afetam os resultados. O Capítulo III refere-se ao CASO EM ESTUDO INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA, incluindo localização / características da obra, histórico do processo de deslocamento que culminou na ruptura, avaliação dos danos, e programa de investigação geotécnica, consultoria realizada através da empresa Gusmão Engenheiros Associados e estudos complementados através da presente pesquisa. O Capítulo IV trata da ANÁLISE E AMPLIAÇÃO DE RESULTADOS, com apresentação de uma síntese de resultados de estudos desenvolvidos na Área de Geotecnia DEC/UFPE das características das argilas moles do Recife reunidas a partir do Banco de Dados, e resultados de parâmetros geotécnicos descritos na literatura brasileira. A partir desses estudos preliminares, será apresentada a adequação / ampliação dos parâmetros geotécnicos necessários na análise de estabilidade. O Capítulo V apresenta a ANÁLISE DE ESTABILIDADE RETROANÁLISE do local de estudo, utilizando a programa GEO SLOPE simulando diferentes situações, e também, métodos empíricos para uma estimativa inicial da estabilidade do solo de fundação. São detalhados os parâmetros e procedimentos utilizados nesta análise.

29 5 No Capítulo VI são apresentadas as CONCLUSÕES E AS SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS. Nos APÊNDICES A e B são apresentados respectivamente as curvas torque vs. rotação dos ensaios de palheta de campo, realizados através de equipamento da Área de Geotecnia DEC/UFPE, e os resultados obtidos da análise de estabilidade realizadas com o Programa GEO SLOPE.

30 6 CAPÍTULO II REVISÃO BIBLIOGRÁFICA 2.1. MODELOS DE ANÁLISE DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES INTRODUÇÃO As deformações que ocorrem em uma massa de solo quando esta é submetida a um carregamento dependem do estado de tensões aplicado, das propriedades do solo e da forma pela qual o estado de tensões é atingido. Alguns modelos de projeto são propostos na bibliografia para representar o comportamento de aterros sobre solos moles nas diversas fases de solicitação por carregamento externo (SKEMPTON, 1948; TAVENAS e LEROUEIL, 1980; LACERDA e MARTINS,1985) ABORDAGEM TRADICIONAL SKEMPTON (1948) A análise de aterros sobre solos moles tem sido tradicionalmente realizada considerando o comportamento da fundação em duas fases sucessivas (SKEMPTON, 1948), as quais estão apresentadas na Figura II.1. a) Durante a construção, devido à rápida velocidade de aplicação de carga e a baixa permeabilidade das argilas, prevalece uma resposta não drenada. As deformações são calculadas através da teoria da elasticidade. Quando a argila está saturada, o coeficiente de Poisson (ν u ) para carregamento não drenado é 0,5 e este valor é freqüentemente usado nas tabelas existentes. Sugere-se determinar o módulo de elasticidade da fundação (E u ) através de ensaios triaxiais CU, porém como sua seleção adequada é muito difícil pela sua dependência do nível de tensões e da trajetória de tensões, é prática convencional utilizar o módulo E u secante correspondendo para 50% da tensão desviatória máxima (E u50% ). As

31 7 poro-pressões são estimadas usando a teoria da elasticidade com o acréscimo de tensão octaédrica efetiva igual a zero ( σ oct =0; U= σ oct ) ou a teoria da elasticidade-plasticidade para a condição não drenada com a variação de volume nula ( V=0). As condições de estabilidade são analisadas utilizando um perfil da resistência não drenado (Su) com um método de tensões totais, que considera o ângulo de atrito interno do solo nulo (c=su; φ=0); b) Após o final da construção, o adensamento desenvolve-se com variações associadas às poro-pressões, tensões efetivas, deslocamentos e resistência disponível. Há, portanto, queda nas poro-pressões e aumento correspondente nas tensões efetivas e recalques. O cálculo de recalques e seu desenvolvimento com o tempo geralmente se baseia nos resultados de testes oedométricos, desprezando-se normalmente as deformações laterais. De acordo com este modelo, o projeto de um aterro sobre solo mole consiste em uma análise não drenada de deslocamento e condições de estabilidade durante a construção, e uma análise drenada da estabilidade ao longo prazo, e também dos recalques devido ao adensamento, desprezando-se as deformações horizontais. Figura II.1. Modelo de análise e comportamento de aterros sobre solos moles comumente adotados na prática, propostos por SKEMPTON, (TAVENAS e LEROUEIL, 1980).

32 8 Todavia, este modelo de previsão nem sempre é satisfatoriamente estabelecido. Comparações entre o comportamento previsto por este método com observações feitas através da instrumentação desde 1960 têm mostrado casos com resultados que apresentam diferenças significativas (TAVENAS e LEROUEIL, 1980) MODELO YLIGHT TAVENAS E LEROUEIL (1980) Este modelo baseia-se numa consideração de drenagem parcial durante a construção (LEROUEIL et al., 1978; TAVENAS e LEROUEIL, 1980; e LEROUEIL et al., 1990). LEROUEIL et al., (1978) observaram através do estudo de diversos aterros sobre solos moles o desenvolvimento do adensamento durante os primeiros estágios de carregamento. Esta drenagem parcial durante a construção influenciaria os métodos de análise de deslocamentos, acréscimos de poro-pressão e análise de estabilidade. Baseados na revisão de casos históricos e num modelo de comportamento de argilas moles denominado Ylight (TAVENAS e LEROUEIL,1980), que utiliza os conceitos de estado limite e estado crítico, os autores do modelo propõem uma nova abordagem do comportamento real de fundações argilosas durante e após a construção de aterros, apresentando os respectivos métodos de análise. Considerando um depósito de argila pré-adensada onde o solo situa-se sob o centro do aterro, cuja razão de pré-adensamento é menor que 2,5 (OCR<2,5) e as direções das tensões principais permanecem horizontal e vertical todo o tempo, a trajetória de tensão efetiva seguida durante e após a construção de um aterro estável é tal como O P A B D apresentado na Figura II.2. O período de construção correspondendo a O P A (para argilas pré-adensada) pode ser dividido em duas etapas: 1- Inicialmente, devido à argila encontrar-se, pré-adensada, o adensamento ocorre rapidamente, por apresentar uma permeabilidade maior ou, às vezes pelo solo não estar completamente saturado. Neste estágio, as poro-pressões geradas (B 1 ) no solo de fundação são baixas e a trajetória de tensões efetivas mostra uma resposta drenada (O P );

33 9 2- Quando as tensões efetivas alcançam a superfície de plastificação em P, usualmente no momento em que σ V = σ P, a argila se torna normalmente adensada, com menor permeabilidade e maior compressibilidade, levando o comportamento da fundação para a condição não drenada e a maiores respostas de poro-pressão (B 2 ), seguindo a trajetória de tensão efetiva P A na superfície de plastificação da argila. Após o final da construção (A ), durante a fase de consolidação primária, o adensamento a longo prazo conduz a um aumento nas tensões efetivas com a tensão total vertical permanecendo essencialmente constante seguindo uma trajetória tal como A B D. Segundo LEROUEIL et al. (1990), tal trajetória e a seqüência de respostas que ela revela pode ser usada para analisar todo o solo de fundação, embora aquela trajetória seja estritamente válida somente sob o centro do aterro. Segundo LEROUEIL et al. (1990), SKEMPTON e BJERRUM (1957), notaram corretamente que o carregamento até mesmo sob condições não drenadas, é acompanhado por um acréscimo de tensão efetiva vertical (uma trajetória tal como O U, Figura II.2.) que deveria ser levado em consideração no cálculo dos recalques ao longo do tempo. No entanto, LEROUEIL et al. (1990) mostraram que a análise do comportamento das fundações de diversos aterros instrumentados tem sugerido que a trajetória de tensões não segue, em geral como O U, mas é bastante próximo à O P A, de forma que na maioria dos casos, tem-se ao final da construção σ V =σ p. c', φ' σ'1 σ'3 2 K0 nc Y0 C' U' F' A' B' P' D' O' σ'vo σ'p σ'vo + σ'v σ'1+σ'3 2 Figura II.2. Trajetória de tensões efetivas sobre o centro do aterro. (LEROUEIL et al., 1990).

34 10 As poro-pressões na argila de fundação geradas durante a construção podem ser relacionadas ao aumento de carga vertical do aterro, como indicado na Figura II.3. Inicialmente, o acréscimo de poro-pressão U é muito mais baixo que σ V, devido à drenagem que ocorre nesta fase, e o coeficiente de poro-pressão B= U/ σ V varia com a profundidade de acordo com a Figura II.4. Essas medidas são consideradas em uma vertical situada no centro do aterro. u C' B1 = U = 1.0 σv Bf >1.0 F' ua B2=1.0 A' B1 σ'vcrit P' 0 σ'p-σ'vo σv crit σva = I γr Hr σv Figura II.3. Relação poro-pressão x tensão vertical total causada em um aterro. (LEROUEIL et al., 1990). Z/D 0 0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 Z D B1 Limite superior (construção rápida, argila mole saturada) Média Limite inferior (construção lenta, argila rígida ou não-saturada) OBS: A relação média entre B 1 = u/= σ V e Z/D pode ser representada pela equação: B 1 =0,6-2,4(Z/D-0,5) 2, onde: Z= profundidade do ponto para o qual B1 é Figura II.4. Relação profundidade x coeficiente de poro-pressão B solo com OCR<2,5. (LEROUEIL et al., 1990).

35 11 No ponto P da Figura II.3, a tensão vertical crítica, para a qual o depósito de argila ou parte deste se torna normalmente adensado, corresponde a uma altura crítica intermediária do aterro (ponto P ) e pode ser obtida através da Expressão (II.1). H nc σ ' p σ ' = I. γ (1 r VO B1 ) (II.1) Onde σ V0 = vertical efetiva inicial σ P = tensão de pré-adensamento no ponto sob consideração B 1 = coeficiente de poro-pressão no trecho pré-adensado γat = peso específico do material do aterro I = fator de influência de tensão calculado da teoria da elasticidade Acima desta altura crítica de aterro, ou seja, na fase seguinte do carregamento, é observado que o caminho de tensões segue a trajetória P A sob uma tensão efetiva vertical constante ( u=σ V, ou B 2 =1), ou seja, o acréscimo de tensão vertical total é transmitido às poropressões e, portanto, em nada acrescenta à tensão vertical efetiva. Já em relação às tensões horizontais efetivas, há uma diminuição devido à geração de poro-pressão. Como resultado, a poro-pressão no final da construção sob um aterro estável (ponto A, Figura II.3) é dada pela Expressão (II.2). u A = I. γr.h r (σ p - σ V0 ) (II.2) Quando a construção é levada à ruptura, a aproximação de ruptura local em F resulta numa geração rápida de poro-pressão (B f >1) devido à deformação da argila em direção a seu estado crítico, seguindo a trajetória de tensão F C, conforme Figura II.2. A estabilidade da fundação será garantida se as tensões efetivas durante a construção e a longo prazo permanecem abaixo da envoltória de Mohr-Coulomb da argila normalmente adensada. Considerando a trajetória de tensão seguida durante a ruptura (F C, Figura II.2), o cálculo de estabilidade será realizado por comparação das tensões cisalhantes aplicadas pelo aterro à fundação de solo com uma resistência ao cisalhamento a qual esteja apropriada a esta trajetória.

36 12 O recalque do solo de fundação durante a construção de um aterro e a longo prazo se desenvolve com a carga aplicada e com o tempo como mostrado na Figura II.5. Durante a fase inicial de construção, a fundação de argila está num estado pré-adensado e se comporta de uma maneira quase elástica com uma grande rigidez; os recalques permanecem pequenos (próximos à condição K 0 ) e aumentam linearmente com o aumento da carga do aterro (OP ). Acima de altura crítica (H nc ), a argila se torna normalmente adensada e começa a responder de uma maneira não-drenada; os recalques refletem a rigidez inferior da fundação nessas condições (P A ). Após o final da construção, durante a fase de adensamento primário, a tensão total vertical permanece essencialmente constante e a tensão efetiva vertical aumenta. O recalque ocorre a uma taxa decrescente com o tempo controlado pelo adensamento e características do creep da argila. Mesmo sem qualquer evidência experimental direta, segundo TAVENAS et al. (1979), pode ser assumindo que a trajetória de tensões efetivas segue A B D (Figura II.2). Observa-se que o aumento do recalque, geralmente conduz a parte do aterro se tornar submersa, abaixo do nível d água, e então reduzir a carga total aplicada, desde que a unidade de peso da porção submersa seja reduzida de peso específico do aterro (γat) para peso específico do aterro submerso (γat sub ). Os deslocamentos horizontais do solo de fundação sob o eixo do aterro mostram a mesma seqüência de fases de comportamento, conforme Figura II.6. Inicialmente os deslocamentos laterais gerados na fundação no seu estado pré-adensado e drenado são baixos por comparação com recalques (OP ), desde que a trajetória de tensão seguida esteja próxima ao estado K 0, que indica a posição de repouso. Em direção ao final da construção, quando a argila está respondendo de uma maneira não drenada normalmente adensada, o deslocamento horizontal aumenta à mesma velocidade que o recalque. Finalmente, a longo prazo, (A D ) o adensamento da fundação conduz ao desenvolvimento de deslocamentos horizontais os quais são muito mais baixos do que os recalques, com a relação Ym/S sendo em função da geometria e da margem de estabilidade do aterro e sua fundação. Do ponto de vista dos métodos de análise a serem utilizados, o aspecto mais importante deste comportamento é a existência de um período inicial durante o qual a fundação de argila pré-adensada responde de uma maneira drenada ou parcialmente drenada. É por esta

37 13 razão que é necessário reexaminar os métodos clássicos de análise de comportamento de aterros sobre solos moles durante a construção, porque esses métodos sistematicamente admitem que a argila se comporta de uma maneira não-drenada durante a construção. No caso de uma análise de estabilidade em aterros sobre solos moles construídos em uma única etapa, conforme utilizado no presente trabalho o modelo tradicionalmente adotado é o de SKEMPTON (1948), prevalecendo uma resposta não drenada. γrh γrh nc A' D 0 P' Tempo S A' D' Figura II.5. Variações típicas no Carregamento do aterro e Recalque com o tempo. (LEROUEIL et al., 1990). D' Ym A' S Ym 0 P' Final da camada mole S Figura II.6. Relação típica entre o Deslocamento horizontal máximo (Y m ) e Recalque (S) sob o aterro. (LEROUEIL et al., 1990).

38 14 TAVERNAS et al (1979) propõe a utilização de um método de correlações empíricas de recalque com deslocamentos horizontais, o qual correlaciona o recalque máximo S medido na linha de centro do aterro com o deslocamento horizontal máximo Y m medido na vertical sob o pé do aterro. Para aterros construídos em uma etapa, TAVENAS et al (1979) concluíram, a partir de cerca de 15 aterros com taludes da ordem de 1,5 a 2,5(H): 1,0(V), em depósitos com OCR<2,5 e sem drenos verticais, que existem dois estágios sucessivos de comportamento: a) parcialmente drenado, devido ao alto Cv inicial do solo sobre-adensado, os deslocamentos horizontais são inicialmente bem menores que os deslocamentos verticais, resultando na correlação Y m = (0,18±0,09) S; e b) não drenado, devido à passagem da argila à condição normalmente adensada com decréscimo de Cv, os deslocamentos horizontais passam a ser da mesma ordem de grandeza que os deslocamentos verticais, resultando na correlação: Y m =(0,9± 0,2) S. Durante o adensamento subseqüente à construção o deslocamento horizontal continua a aumentar linearmente com o recalque, resultando na correlação: Y m =(0,16± 0,02) S. Segundo LADD (1991) as correlações acima têm aplicabilidade limitada aos casos analisados por TAVENAS et al (1979). LADD enfatiza que desvios significativos dos padrões acima descritos podem ser encontrados no caso da existência de drenos verticais e principalmente no caso de carregamento em etapas e fundações experimentando grandes regiões de escoamento plástico. COUTINHO (1986) e COUTINHO et al. (1994) apresentam resultados e análises de deslocamento horizontais ocorridos ADENSAMENTO SECUNDÁRIO LACERDA e MARTINS (1985). A compressão secundária é um dos principais fatores citados na bibliografia (LEROUEIL et al., 1988; LEROUEIL, 1994; SCHMIDT e PACHECO, 1994) responsáveis pela diferença entre o comportamento previsto e o comportamento em campo durante o adensamento. A trajetória da compressão secundária está associada à dissipação de tensões cisalhantes sob uma mesma tensão efetiva vertical e o aumento correspondente da tensão efetiva horizontal.

39 15 Baseados em experimentos de laboratório, LACERDA e MARTINS (1985), sugeriram a trajetória correspondente ao adensamento secundário, complementando a trajetória de tensões apresentada por LEROUEIL et al. (1990), que engloba as fases durante e após a construção até o fim do adensamento primário, quando então a trajetória de tensões alcança a linha correspondente a K 0N. Admite-se que durante o adensamento primário, o coeficiente de empuxo no repouso de um solo normalmente adensado (K 0N ) permaneça constante, e que o caminho de tensões efetivas corresponde ao seguimento AB sobre a reta K 0N, conforme mostrado na Figura II.7, bem como a reta K f que representa a envoltória de ruptura. LACERDA e MARTINS (1985), baseados em evidências experimentais, HSIEH e KAVAZANGIAN (1985) e MESRI e CASTRO (1987), acreditam que a trajetória de tensões efetivas a ser percorrida durante o processo de adensamento secundário está sobre BC, com K 0 tendendo para 1, conforme Figura II.7. Considerando que durante a compressão secundária a tensão vertical efetiva permanece constante, e que toda a compressão esteja associada a um incremento de tensão efetiva octaédrica (p ), o único meio de aumentar p, provocando uma compressão adicional, seria através do aumento da tensão horizontal efetiva, ou seja, o aumento de K 0 ao longo da compressão secundária. Este mecanismo está mostrado na Figura II.8. q' p' = σ'v + σ'h q' = σ'v - σ'h 2 2 Linha KF Caminho de tensões efetivas no adensamento primário (oedométrico) B Linha K0 A σ'ha σ'va σ'hb σ'vb C p' Figura II.7. Trajetória de tensões do adensamento secundário. (LACERDA e MARTINS, 1985).

40 16 e A σ'vb = σ'vc C B E σ'h (t) F σ'hb = σ'hc p' = σ'v + 2σ'h 3 σ'vb = σ'vc σ'v Figura II.8. Representação da compressão secundária no adensamento unidimensional. (LACERDA e MARTINS, 1985). Um outro argumento para esse mecanismo, refere-se ao fato que, partindo-se do ponto A na Figura II.8. uma outra alternativa para atingir o ponto C seria permitir o adensamento até o ponto E e depois descarregamento até C. Neste caso seria gerada uma razão de sobreadensamento com o conseqüente aumento de K 0, fenômeno amplamente conhecido na mecânica dos solos. Segundo LACERDA e MARTINS (1985), em argilas normalmente adensadas, com K 0N <1, há em qualquer plano (com exceção do horizontal e vertical) tensões cisalhantes. Imagina-se que, em longo prazo as ligações entre as partículas não suportem as forças cisalhantes nos contatos. Com isso, as tensões cisalhantes ao longo de todos os planos da massa de solo vão se dissipando e tendendo a zero com o tempo. Isso faz com que a tensão horizontal efetiva σ H aumente ou ainda, que a tensão desviatória (σ V - σ H ) diminua, fenômeno conhecido como relaxação de tensões. O que levaria a concluir que o fenômeno cessa quando σ V = σ H, ou seja K 0 =1.

41 COMPORTAMENTO DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES PARA ANÁLISE DE ESTABILIDADE INTRODUÇÃO Alguns métodos, modelos e teorias são propostos na bibliografia para utilização na fase de projeto, quanto ao comportamento e controle de aterros sobre solos moles construídos em uma etapa, em relação à estabilidade do solo de fundação SIGNIFICADO DA ANÁLISE DE ESTABILIDADE O fator de segurança é uma relação entre valores de grandezas, ao longo da superfície potencial de deslizamento, que ocorreriam na ruptura e os valores destas grandezas necessárias ao equilíbrio do talude. A definição mais utilizada para este fator é a relação entre o esforço decorrente da resistência ao cisalhamento disponível do solo e ao esforço de cisalhamento necessário ao equilíbrio do talude, ao longo da superfície potencial de deslizamento. O comportamento dos solos saturados é determinado pelas tensões efetivas a que estiverem submetidos. As tensões efetivas refletem as forças que se transmitem de grão-a-grão, das quais resultam as deformações do solo e a mobilização da resistência. Esta resulta, principalmente, do atrito entre as partículas e do seu rolamento e re-acomodação, conseqüentes das forças transmitidas de partícula a partícula. Para o conhecimento das tensões efetivas, é necessário o conhecimento da pressão da água dos poros (poro-pressões), não só as devido ao nível d água e a redes de percolação, como também as resultantes do próprio carregamento. Quando as poro-pressões podem ser conhecidas com razoável precisão, como, por exemplo, pela observação do comportamento de obra semelhante, a análise por tensões efetivas é sempre preferível. Entretanto, como a estimativa das poro-pressões pode ser muito difícil, realizam-se, com freqüência, análises de estabilidade em termos de tensões totais atuantes.

42 18 Para análise em termos de tensões totais, realizam-se ensaios não drenados, procurando representar o problema específico, e analisam-se resultados em termos das tensões aplicadas. Admite-se, implicitamente, que as poro-pressões que surgem nestes ensaios são semelhante às poro-pressões que surgiriam no carregamento real no campo. Diversos autores (BISHOP e BJERRUM, 1960; BJERRUM, 1972 e 1973; e LADD e FOOTT, 1974), são partidários da análise da estabilidade em termos de tensões totais, pois esta análise se torna mais precisa por ser mais simples e pelo fato de seus dados serem mais facilmente determináveis. SCHEMERTMANN (1975 e 1977) critica esta posição considerando que a ruptura dos solos é controlada pelas tensões efetivas. ORTIGÃO (1980) e COUTINHO (1986) discutem e apresentam resultados referentes aos dois tipos de análises. Para se efetuar a análise da estabilidade em tensões totais de aterro sobre solos moles são necessários os seguintes dados: geometria de fundação e do aterro; peso específico aparente e parâmetros de resistência do material do aterro; perfil geotécnico da fundação; valor da resistência não drenada da fundação e sua variação com a profundidade, e o peso específico aparente total do solo da fundação; e método de cálculo e procedimentos para obtenção do fator de segurança mínimo. A resistência não drenada do solo de fundação (Su) é o parâmetro geotécnico mais importante a ser considerado em uma análise de estabilidade. Qualquer oscilação em seu valor pode comprometer a estabilidade da obra. E nas argilas moles, diversos fatores influenciam a Su em intensidade bem superior a 30% (PINTO, 1994). Análise de estabilidade geralmente é realizada utilizando métodos de fatias e com o apoio de programas de computador, através dos métodos de Bishop Simplificado, quando forem previstas superfícies potenciais de ruptura do tipo circular. Quando forem previstas superfícies potenciais de ruptura do tipo não circular os métodos mais utilizados são o de Spencer e/ou Morgenstern and Price, e para casos mais simples, o método de Janbu Simplificado tem sido indicado. Podem ser empregados alguns ábacos como: ábacos de Pilot e Moreau (1973), para aterros com altura superior a 3,0m, que consideram a resistência do aterro (φ at 0; c at = 0) e admitem o valor de Su da argila mole constante com a profundidade. No caso de aterros com altura inferior a 3,0m, dos ábacos de Pinto, que desprezam a resistência do aterro, mas admitem Su crescente com a profundidade.

43 19 Nos projetos de aterros sobre solos moles os fatores de segurança (FS) adotados na prática são da ordem de 1,5. Poderão ser adotados FS de até 1,3 apenas quando as deformações forem toleráveis, devendo tais valores serem justificados. No caso de solos muito moles, ou quando existirem significativas incertezas, é recomendado FS > 1,5 (COUTINHO, 2004). Se a altura máxima admissível do aterro calculada em (a) for igual ou superior à altura necessária em projeto, o aterro poderá ser construído em uma etapa sem alteração da geometria. Se for inferior, o aterro deverá ser construído em etapas ou com outra solução técnica adequada (ver exemplos em COUTINHO, 1986) TIPOS DE INSTABILIZAÇÃO Em aterros sobre solos moles são usualmente consideradas três classes de ruptura, como mostrado na Figura II.9 (JEWELL, 1982). (a) INSTABILIZAÇÃO INTERNA (b) INSTABILIZAÇÃO DE FUNDAÇÃO (c) INSTABILIZAÇÃO GLOBAL Figura II.9. Classes de ruptura de aterros sobre solos moles (JEWELL, 1982) (a) Instabilidade interna: ruptura apenas com deslocamento lateral do aterro; (b) Instabilidade da fundação: ruptura (ou extrusão) da fundação sob aterro intacto; (c) Instabilidade global: ruptura do conjunto aterro-fundação em superfície de ruptura bem definida.

44 20 Na instabilidade global, a análise de estabilidade do mecanismo de ruptura combinada é realizada através dos métodos de equilíbrio limite. No aterro são utilizados parâmetros efetivos (c e φ ) e, no solo de fundação, são utilizados os parâmetros em tensões totais. No caso da instabilidade da fundação, esta pode ser avaliada através de métodos simplificados de análise de estabilidade do solo de fundação, baseados na teoria de capacidade de carga TERZAGHI (1943) e na limitação das deformações plásticas (que podem ser prejudiciais às estruturas adjacentes). Exige o conhecimento apenas da resistência não-drenada do solo de fundação, razão pela qual é recomendada para aterros construídos em uma etapa MÉTODOS DE ANÁLISE DE ESTABILIDADE Quanto ao método de análise a ser empregado, existem desde o mais simples, para uma análise expedita, até o mais complexo, envolvendo o uso de computadores. DUNCAN e POULOS (1977) consideram cinco categorias em que se enquadrariam os métodos de avaliação da estabilidade: 1. Estimativa baseada somente na experiência com a mesma argila ou argila similar; 2. Análise através de fórmula simples de capacidade de carga; 3. Análise da estabilidade empregando ábacos simples; 4. Análise por método de equilíbrio limite; 5. Análise através do método dos elementos finitos. O método que utiliza a capacidade de carga e o método que emprega ábacos são de fácil aplicação e, por isso vantajosos para análise expedita, embora seja difícil, através dos mesmos, analisar geometrias complexas com ocorrência de vários materiais diferentes. A grande maioria das soluções usuais de análise da estabilidade se enquadra no método de equilíbrio limite. Neste método considera-se o equilíbrio de uma porção do talude delimitada pela superfície potencial de ruptura ao longo da qual se verifica a estabilidade. Admite-se que o estado de ruptura do solo seja definido pelo Critério de Mohr-Coulomb.

45 21 Estabelecendo as condições de equilíbrio do maciço delimitado, se determina a tensão cisalhante necessária ao equilíbrio após se estabelecer algumas hipóteses adicionais. Estas tensões cisalhantes comparadas com as tensões cisalhantes disponíveis, correspondentes à resistência dos solos, fornecem o valor do fator de segurança. A análise da estabilidade através do método dos elementos finitos é mais sofisticada. É possível considerar geometria e materiais quaisquer, permitindo-se admitir alguns fatores que foram desprezados pelos métodos anteriormente citados. O método de análise em elementos finitos emprega conceito de critério de escoamento dos materiais e suas leis de fluxo associadas. A informação principal fornecida por este método é de poder visualizar o mecanismo de ruptura do problema a partir do qual possam ser aplicados métodos mais imediatos de solução. O método das linhas de deslizamento considera as condições de equilíbrio, a condição de ruptura ou de escoamento dos materiais e as condições de fronteira. Para os casos de deformação são utilizadas diversas técnicas analíticas e/ou numéricas algumas vezes bastante sofisticadas, que tornam este método pouco utilizado na prática corrente. Segundo COUTINHO (1986), o método dos elementos finitos permite levar em conta a verdadeira geometria do problema, a estratificação da fundação, a interação entre aterro-fundação, e o comportamento não-linear e/ou anisotrópicos da argila. Comparações efetuadas (WRIGHT et al., 1973) entre os fatores de segurança obtidos pelos métodos de equilíbrio limite e pelo método de elementos finitos indicaram variações de 10% mostrando que os métodos convencionais de equilíbrio limite são suficientemente precisos para os interesses práticos. Desta forma, o método dos elementos finitos somente vem sendo aplicado neste tipo de problema, para a interpretação mais completa de dados da instrumentação e em projetos de grande porte. Os principais métodos empregados no cálculo de estabilidade de taludes são mostrados na Tabela II.1. e subdivididos em métodos lineares e não-lineares (DUNCAN e POULOS, 1977).

46 22 Tabela II.1. Principais Métodos de Análise de Estabilidade de Taludes MÉTODOS LINEARES (NÃO CONSIDERA FATIAS) MÉTODOS NÃO-LINEARES (CONSIDERA FATIAS) Taludes Infinitos Método de Culmann Método de Rendulic Método do Circulo de Atrito Método de Ordinary (Fellenius) Método de Bishop Método de Bishop Modificado Método de Spencer Método de Morgenstern e Price Método de Janbu Método de Sarma Método de Cunhas Uma ruptura de um aterro é sempre uma oportunidade de se aferir a metodologia empregada: o fator de segurança a ser obtido em uma análise a posteriori da ruptura deverá ser igual à unidade. A seguir serão apresentados de forma sucinta, alguns exemplos de métodos de análise de estabilidade indicados no item (a) DETERMINAÇÃO DA ALTURA CRÍTICA DO ATERRO E/OU DO FATOR DE SEGURANÇA ATRAVÉS DA FORMULAÇÃO DA CAPACIDADE DE CARGA Uma estimativa inicial da altura crítica H c de um aterro sobre argila mole pode ser feita baseando-se na teoria de capacidade de carga de TERZAGHI (1943). No caso de depósitos profundos, a altura crítica é calculada em relação à largura do aterro através da Equação (II.3) e a altura admissível calculada através da Equação (II.4). H H N S C U C = (II.3) γ AT N S C U adm = (II.4) FS γ AT FS Nc Su = γ Hc at (II.5)

47 23 Onde: N C = fator de capacidade de carga: N C =π+2=5,14 para aterros com a relação B/H<1,5 (B=largura média do aterro e H=espessura da camada de solo mole) S U = resistência não drenada representativa da camada de argila envolvida na ruptura γ at = peso específico do material do aterro No caso de aterros com largura média B da base grande em relação à espessura da camada H, ou seja, B/H>1,5, deve-se utilizar o ábaco indicado na Figura II.10 para a obtenção do valor do fator de capacidade de carga. N c δhc = Su 5 π + 2 B h Su 1,49 B h Figura II.10. Ábaco para cálculo de altura crítica de aterros (TERZAGHI, 1943). A altura do aterro será então H adm, considerando-se um determinado fator de segurança FS (geralmente de 1,5). O valor de H adm assim definido despreza os efeitos da inclinação do talude, da resistência do aterro e da variação de S U com a profundidade, mas pode ser útil em cálculos preliminares. DUCAN e POULOS (1977) consideram que apesar das limitações, a simplicidade dessa fórmula a torna útil para muitas situações práticas, e sua acurácia pode ser melhorada consideravelmente por meio de ajustamento com experiências. ORTIGÃO (1980) e COUTINHO (1986) utilizaram esta formulação (considerando N C =5,5) para retroanálise do valor de S U em campo, e os resultados obtidos apresentaram boa aproximação com os resultados médios obtidos do ensaio de palheta de campo.

48 24 (b) ANÁLISE DA ESTABILIDADE EMPREGANDO ÁBACOS SIMPLES (b.1) ÁBACOS DE PILLOT e MOREAU (1973) PILLOT e MOREAU (1973) desenvolveram vários ábacos, incluindo casos de aterros com bermas de equilíbrio onde a resistência da fundação é considerada constante e a resistência do aterro pode ser expressa de duas formas: (1) Considerando-o como material não coesivo (c = 0, φ 0); (2) Considerando coesão no aterro igual à metade da resistência da fundação (c = Su/2, φ 0). A Figura II.11. apresenta três ábacos para um aterro simples, com φ = 35º e três inclinações de taludes. 3,0 2,0 1,5 1V/1,5H N=0,4 N=0,3 3,0 2,0 1,5 1V/2H N=0,4 N=0,3 FS N=0,2 FS N=0,2 1,0 0,9 0,8 0,7 0,6 0,5 0 N=0,1 0,5 1 1,5 h/h 1,0 0,9 0,8 0,7 0,6 0,5 0 0,5 h/h N=0,1 1 1,5 3,0 2,0 1,5 1V/3H N=0,4 N=0,3 H n 1 FS N=0,2 1,0 0,9 0,8 0,7 0,6 0,5 1 N=0,1 h Su = Cte Figura II.11. Ábaco para análise de estabilidade de aterro sobre depósito com resistência constante com a profundidade (PILLOT e MOREAU, 1973).

49 25 Na retroanálise do aterro experimental de Sarapuí, ORTIGÃO (1980) considerou a resistência do aterro em ambas maneiras conforme citada acima. Os resultados encontrados foram praticamente idênticos. O valor da Su correspondente ao FS=1, foi bem próximo do valor médio dos ensaios de palheta de campo. (b.2) ÁBACOS DE PINTO (1966) O ábaco de PINTO (1966), mostrado na Figura II.12, para análise de estabilidade de aterro sobre depósito, consiste no cálculo do FS considerando o crescimento da resistência com a profundidade, que é uma característica comum nos depósitos de argilas moles. Esses ábacos não consideram a resistência do aterro, mas podem ser úteis no caso de aterros baixos, situação em que a parcela de resistência proporcionada pelos mesmos será relativamente pequena em comparação com a parcela devido à massa de argila. O autor considera os aterros como caracterizados pela altura H e pela projeção d do talude no eixo horizontal. A pressão que leva o terreno à ruptura é, segundo a Expressão (II.6): qr = N co c o (II.6) onde N co é o fator de carga e, c o é a coesão na superfície do terreno. O fator de carga é apresentado na forma de ábacos, onde se constata que: a) a solução de Fellenius é um caso particular dessa solução mais geral. Se c 1 =0 (coesão constante) tem-se N co =5,5; b) quanto menor o valor de D, espessura da camada de argila mole, maior o valor de N co, e maior a altura do aterro que se pode lançar sem que o solo se rompa; e c) para taludes bastante íngremes, em que d tende a 0, a altura crítica atinge o seu máximo valor. Só se pode tirar partido do crescimento linear da coesão com a profundidade na medida em que d > 0. Ademais o talude funciona como uma berma. Quando o talude for muito abatido, ou seja, d for grande, torna-se recomendado o uso de bermas por razões construtivas (PINTO, 1994).

50 26 Esses ábacos são citados por COUTINHO (1986), entretanto como a resistência de fundação é admitida crescente com a profundidade, o autor considerou seu uso inadequado para o trabalho desenvolvido pelo mesmo. PINTO (1994) comenta que ainda que se disponha de programas de fácil aplicação na análise de estabilidade, estes ábacos tem sido úteis em casos reais de projetos de aterros. a) aterro sem berma b) aterro com berma Figura II.12. Ábaco de Pinto para aterros sobre solos moles (PINTO, 1994). (c) MÉTODOS DE EQUILÍBRIO LIMITE A análise de estabilidade de aterros sobre solos moles é usualmente realizada usando-se vários métodos de equilíbrio limite. A maioria dos métodos enquadrados neste tipo considera a massa de solo dividida em fatias, nas quais as forças atuantes deverão satisfazer uma ou mais das seguintes condições: - equilíbrio de momentos; - equilíbrio de forças horizontais; - equilíbrio de forças verticais.

51 27 Os métodos de equilíbrio limite partem do seguinte pressuposto (MASSAD, 2003): - o solo se comporta como material rígido plástico, isto é, rompe-se bruscamente sem se deformar; - as equações de equilíbrio estático são válidas até a iminência da ruptura, quando, na realidade, o processo é dinâmico; - o coeficiente de segurança é constante ao longo da linha de ruptura, isto é ignoram-se eventuais fenômenos de ruptura progressiva. (c.1) MÉTODO BISHOP MODIFICADO O Método de Bishop Simplificado tem sido o mais utilizado para os casos de análises de estabilidade de aterros sobre argila mole onde a provável superfície de ruptura é circular, devido à acurácia de seus resultados e os erros serem em geral pequenos, apresentando várias vantagens sobre outros métodos mais sofisticados. O fator de segurança FS é calculado pelo quociente entre momento resistente e momento atuante conforme a Equação (II.10). O método de Bishop Simplificado admite a hipótese de superfície de ruptura circular, centrada num ponto O de raio R., e de uma massa deslizante dividida em fatias, não apresentando forças de cisalhamento entre elas (Figura II.13). É o mais utilizado, porque calcula o fator de segurança para qualquer tipo de solo, e é usado em comparação com outros métodos mais sofisticados. Quando se analisa o momento total de equilíbrio em relação ao ponto O, obtêm-se uma expressão para o fator de segurança, assumindo que as forças entre as fatias (Q) são horizontais. Para o caso de percolação não nula, têm-se através das condições de equilíbrio: Fy = 0 (somatório das forças verticais igual a zero) (II.7) M 0 = 0 (somatório dos momentos igual a zero) (II.8) Critério de ruptura: s = c' + ( σ u). tgφ' (II.9) s Resistências mobilizadas: τ ( s m ) = (II.10) FS

52 28 Equilíbrio de forças: P cosα + T. senα = W ( X R X ), sendo X X = 0. (II.11). C R = C Equilíbrio de momentos: W. Rsen. α = T. R (II.12) Então: FS = W i cibi + uibi tanφ cosαi tanφ i tanαi Wi senαi 1 + F (II.13) O fator de segurança é estabelecido conforme Equação (II.19): FS = 1 W senαi Cí. bi + ( Wi ui. bi). tgφí mαi (II.14) Onde: tgαi. tgφí mαi = cos αi. 1 + (II.15) FS R O α EL XL W b XR ER T P Figura II.13. Análise de estabilidade de superfícies circulares pelo Método de Bishop Simplificado. A Figura II.14 representa um caso típico de aterro com 5m de altura, dotado de uma berma de 2m de altura e 10m de largura, assentado sobre um depósito com nível d água na superfície do terreno e constituído de uma camada superficial de areia com 2 m de espessura, seguida de duas camadas de argila, sendo uma muito mole, com 2m de espessura e resistência não drenada constante e igual a 5 kpa, e a outra mais resistente, com

53 29 6m de espessura e resistência não drenada crescente linearmente com a profundidade (10 a 20 kpa). A posição do círculo de ruptura foi escolhida com 22m de raio, tangenciando o limite da camada argilosa inferior e dividido em 11 fatias, aproveitando os pontos de mudanças de camadas. (R = 22) α7α6 α11 α10 α9 α8 α5 α4 α3 α2 α NA=0 AREIA ARGILA h1=3,5 h2=2 h3= ATERRO Su (kpa) ARGILA 2 h4=4 10 AREIA Z (m) Z (m) Figura II.14. Exemplo de cálculo pelo Método de Bishop Simplificado (DNER/IPR, 1990). Atualmente, a análise de estabilidade é realizada em computadores através de programas de cálculo, possibilitando o uso de um número maior de fatias, fornecendo maior precisão. Em casos onde diferentes tipos de solos são envolvidos, a pressão vertical é calculada na base de cada fatia. Os problemas algumas vezes associados à solução matemática do método de Bishop Simplificado (WHITMAN e BAILEY, 1967) devem ser considerados. PALMEIRA e ALMEIDA (1979) discutiram a superação desses problemas para o caso específico de aterros sobre solos moles. ORTIGÃO (1980), no aterro Experimental da Sarapui, e COUTINHO (1986), no Aterro Experimental de Juturnaíba, utilizaram o método de Bishop Simplificado em suas análises de estabilidade (tensões totais e efetivas), com o auxílio de um programa de computador.

54 30 (c.2) MÉTODO DE JANBU SIMPLIFICADO Quando a heterogeneidade da fundação ou outras condições geométricas indicam a possibilidade de ocorrência de superfícies de ruptura não circulares, um dos métodos indicado para cálculo da estabilidade é o Método de Janbu Simplificado. A Figura II.15 mostra as forças e os momentos consideradas neste cálculo. EL b W XR XL ER T P α Figura II.15. Análise de estabilidade de superfícies não circulares pelo Método de Janbu Simplificado. As hipóteses simplificadoras consideram: - o equilíbrio das forças atuantes em cada fatia; - as forças laterais entre fatias (E L e E R ) são assumidas horizontais; - as forças cisalhantes atuantes nas laterais de cada fatia são nulas (X L =X R =0). Neste método, o cálculo é realizado de forma muito semelhante à do Método de Bishop Simplificado, tendo como diferença a introdução do fator de correção (fo) na expressão geral do fator de segurança (Equação II.17). O valor de fo, conforme Janbu, depende da relação d/le do tipo predominante do solo (Figura II.16). FS calc = corrig FS calc W i c ibi + uibi tanφ cosαi tanφ i tanαi Wi senαi 1 + F (II.16) FS = fo (II.17)

55 31 Figura II.16. Determinação do fator de correção fo do Método Janbu Simplificado BROMHEAD (2000). A Figura II.17 mostra um exemplo de um talude onde a superfície de ruptura não circular passa em sua maior parte na camada horizontal de menor resistência. L = 35m NA=0 AREIA α8=45-φ8/2=31 ARGILA 1 8 α7= d=9m h1=3,5 h2=2 h3=2 h4= α1=45 +φ1/2=55 α2=45 +φ2/2=89 0 α3=45 ATERRO Su (kpa) ARGILA 2 10 AREIA Z (m) Z (m) Figura II.17 Exemplo de análise de estabilidade pelo método de Janbu Simplificado (DNER/IPR, 1990).

56 32 (c.3) MÉTODO DE SPENCER Esse método pode ser aplicado a qualquer tipo de solo, sendo indicado para taludes nãohomogêneos com superfície de ruptura circular e não-circular. Fornece valores próximos ao de Bishop Modificado, por isso é pouco utilizado para superfícies circulares. É assumido que a ruptura ocorre pela rotação de um bloco de solo numa superfície cilíndrica centrada no ponto O (Figura II.18). Considera-se, para cada fatia, uma resultante Q das forças que são paralelas entre si. Essa resultante atua no centro da base da fatia e forma, com a horizontal, um ângulo de inclinação constante. Examinando o momento de equilíbrio e as forças de equilíbrio duas expressões são obtidas para o fator de segurança. F b F0 W Zi+1 h FM F1 θ (C/F)bsenα Z θ Q yn yn+1 N α T/F (N'tgφ)/F α N' φm W ubsecα Zi Q θ Zi+1 Figura II.18. Análise de estabilidade pelo Método de Spencer. Para determinar o FS por esse método, calcula-se separadamente esse fator por meio da Equação (II.18) e do momento dessas forças em torno do centro O da massa deslizante. Obtém-se um fator de segurança que atende ao equilíbrio das forças (FSf) e de outro que atende ao equilíbrio do momento (FSm). O valor do fator de segurança é aquele correspondente ao valor de θ que satisfaz as duas equações de equilíbrio mencionadas.

57 33 Arbitra-se um valor para θ, e calcula-se o FSf que satisfaz ΣQ = 0. c. b tgφ. senα +.( W cosα u. b.secα) Wsenα Q = FS FS tgφ (II.18) cos( α θ ) tg( α θ ) FS Calcula-se o FSm que satisfaz: ΣQ.cos(α-θ)=0. Repete-se o processo com outros valores até que FSf = FSm = FS. (c.4) MÉTODO DAS CUNHAS DESLIZANTES Consiste num método de simples aplicação (Equação II.19) e que se baseia no equilíbrio de forças horizontais apresentado nos manuais Corps of Engineers (1970) e NAVFAC (1971). FS = 0,5δ H at 2 (1 Ka) + 2CH cos(45 + φ / 2) / cos(45 + φ / 2) + Su(4D + L) δ H (0,5 + D) at (II.19) Onde: FS = fator de segurança H = altura do aterro c, φ, δ at = coesão, ângulo de atrito e peso específico do aterro. Ka = coeficiente de empuxo ativo do aterro, dado pela equação Ka = tan 2 (45 - φ/2) D = profundidade da superfície de ruptura L = comprimento do trecho horizontal da superfície de ruptura Os valores dos parâmetros D e L são obtidos conforme a Figura II.19. Na ruptura FS = 1 e, daí é possível obter Su pela equação acima. ORTIGÃO (1980) realizou a retroanálise de Su, considerando FS=1 na ruptura. O valor de Su calculado através desse método, se aproximou do valor médio representativo para toda a camada, conforme resultados dos ensaios de palheta de campo.

58 34 Lmín H 1 Nº da fatia 45º+φ /2 ATERRO Ka = tan2 (45-φ'/2) NT D 2 45º 3 4 SUPERFÍCIE DE RUPTURA L Figura II.19. Análise de estabilidade de aterros sobre argila mole Método das Cunhas Deslizantes. Além da retroanálise de valor de Su, é interessante também verificar a influência no fator de segurança, da geometria considerada para análise do aterro, pelo método das cunhas. As seguintes conclusões podem ser obtidas (ORTIGÃO, 1980): (1) FS diminui com o aumento de D, isto é, com a profundidade da superfície de ruptura; (2) FS aumenta com L, isto é, com o comprimento do trecho horizontal da superfície de ruptura DETERMINAÇÃO DA RESISTÊNCIA NÃO DRENADA E USO EM PROJETOS DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES. Na análise de estabilidade de um aterro construído sobre uma argila mole, é necessário conhecer a resistência do solo (tensão cisalhante de ruptura) no estado em que o solo se encontra. Como se mostra na Figura II.20, o problema é verificar se a resistência do solo ao longo de uma superfície hipotética de ruptura é suficiente para resistir à tendência de escorregamento provocada pelo peso do aterro. Na modelagem tradicionalmente adotada (SKEMPTON, 1948), uma eventual ruptura ocorreria antes de ocorrer drenagem

59 35 significativa. Portanto a resistência que interessa é aquela que existe em cada ponto do terreno, da maneira como ele se encontra. P Su Su Su Su Su Su Figura II.20. Análise da estabilidade de um aterro sobre argila mole, em que a resistência que interessa é a resistência não drenada, Su da argila (PINTO, 2000). A argila no estado natural se encontra sob uma tensão vertical efetiva que depende de sua profundidade, da posição do nível d água e do peso específico dos materiais que estão acima dela. Seu índice de vazios depende da tensão vertical efetiva e das tensões efetivas que já atuaram sobre ela, e de sua estrutura. Depende também, do adensamento secundário que o solo sofreu. As argilas sedimentares se formam com elevados índices de vazios. O comportamento tensão-deformação no carregamento axial de uma argila dependerá da situação relativa da tensão confinante perante a sua tensão de pré-adensamento. PINTO (2000) relata que não existem argilas sedimentares normalmente adensadas sob o ponto de vista de comportamento tensão-deformação, a não ser argilas que tenham sido carregadas muito recentemente, como, por exemplo, pela construção de um aterro, e que não tiveram tempo de desenvolver seus recalques por adensamento. A atração química entre as partículas de um solo pode provocar uma resistência independente da tensão normal atuante no plano e que constitui uma coesão real. A parcela de coesão em solos sedimentares, em geral, é muito pequena perante a resistência devido ao atrito entre os grãos. Entretanto, existem solos naturalmente cimentados por agentes

60 36 diversos, entre os quais os solos evoluídos pedologicamente, que apresentam parcelas de coesão real de valor significativo. As características da resistência não drenada de argilas moles são importantes para a análise das alternativas de obtenção do parâmetro de resistência a adotar para um projeto de aterro. O primeiro aspecto a considerar é que não existe um único valor de resistência não drenada de uma argila. Seu valor depende do modo de ruptura, da velocidade de deformação, da anisotropia, da temperatura, da história de tensões e da estruturação da argila, entre outros fatores (BJERRUM,1973; LADD et al., 1977). Sob o ponto de vista pragmático, o valor de resistência mais correto é aquele que confere um coeficiente de segurança igual a um, em análise por método bem definido, quando o aterro se encontra na situação de ruptura. A retro-análise de rupturas bem documentadas é o elemento básico para convalidar um procedimento de escolha de parâmetro. Diversas considerações devem ser feitas sobre a resistência não drenada e sua obtenção a partir de ensaios em relação aos fatores que afetam seu valor: a) Amostragem A operação de retirada do subsolo afeta a qualidade da amostra, inicialmente pela mudança do estado anisotrópico de tensões (σ v diferente de σ h ) no campo para o estado isotrópico. Perturbações mecânicas por ocasião da penetração do amostrador, da extração da amostra do próprio amostrador e da moldagem dos corpos de prova são inevitáveis. Elas são tanto maiores quanto mais sensitiva for a amostra. Em conseqüência, a resistência tende a ser menor do que a real de campo. O amolgamento das amostras utilizadas nos ensaios de adensamento pode fornecer parâmetros inconsistentes com a realidade. LUNNE et al. (1997) sugerem como parâmetro de quantificação e avaliação da qualidade da amostra a deformação específica correspondente a σ V0 dada pela Equação (II.20). e0 eσ ' VO ε σ ' = (II.20) VO 1+ e 0

61 37 Onde: e 0 = índice de vazios inicial e σ V0 = índice de vazios para σ V0 e σ VF = índice de vazios para σ VF A Figura II.21 apresenta curvas de adensamento de boa, média e má qualidade (OLIVEIRA et al., 2000), classificadas através de ε σ V0 (deformação específica para σ V0 ) de acordo com critério do N.G.I. (LUNNE et al., 1997). Pode-se observar nitidamente a diminuição da tensão de pré-adensamento e da razão de compressão com a diminuição da qualidade da amostra (aumento do valor de ε σ V0 ). Considerando a proposta de LUNNE et al.(1997) muito rigorosa para argilas moles do Recife, COUTINHO et al. (2001) a partir de experiência local, modificaram as faixas consideradas como de amostras satisfatórias e não satisfatórias. 0!,'!,'! ',! '! ',! Deformação Vertical (%) σ' vo '!, '! ',!,'! ',! '! Shelby-100 mm: 13,00 a 13,75 m Sherbrooke: 12,9 a 13,20 m Shelby-60 mm: 12,6 m(amorim Jr.,1975) Tensão Vertical Efetiva, σ' v (kpa) Figura II.21. Curvas de compressão para diferentes amostradores Clube Internacional - Recife/PE (OLIVEIRA et al., 2000) b) Estocagem Segundo PINTO (2000), a experiência tem mostrado que as amostras não conservam as tensões neutras negativas, mesmo que não haja drenagem. A perda da pressão neutra negativa decorre de um rearranjo estrutural das partículas, vencendo-se algumas das forças transmitidas pela água adsorvida. Caindo a pressão neutra negativa, diminui a tensão

62 38 confinante efetiva e, conseqüentemente, a resistência. À medida que a tensão efetiva vai diminuindo, o solo vai ficando mais sobre-adensado. A resistência e o índice de vazios são mais dependentes da tensão de pré-adensamento do que da tensão efetiva atuante. c) Anisotropia Numa situação como na Figura II.22 (a), ao longo da hipotética curva de ruptura, o solo apresenta resistências diferentes, dependendo da direção e do sentido do esforço aplicado e do deslocamento. Reconhece-se, em princípio três situações: a ativa, abaixo da área carregada, quando ocorre um aumento de tensão na direção da tensão vertical; a de cisalhamento simples, em que o deslocamento é paralelo ao plano horizontal; e a passiva, ao lado da área carregada, quando a solicitação é maior na direção da tensão horizontal. Ensaios específicos para cada uma destas situações podem ser feitos, sendo eles denominados de ensaios de compressão, de cisalhamento simples e de extensão, respectivamente para as três situações. A resistência numa situação de compressão triaxial é sempre superior à obtida em extensão triaxial, sendo a relação tanto maior quanto menos plástico for o solo, podendo esta relação ser superior a dois. Resultados de ensaios de diversas procedências plotados na Figura II.22 (b) mostram que as resistências são sensivelmente diferentes para as três situações, segundo a técnica empregada, em virtude das tensões induzidas. Para projeto, a resistência não drenada representativa a ser mobilizada seria, em princípio, uma média das três situações consideradas. Figura II.22. Solicitações no terreno por efeito de carregamento na superfície; (a) tipos de solicitação; (b) resultados típicos para cada solicitação (PINTO, 2000).

63 39 d) Tempo de solicitação Investigações de campo e laboratório mostraram que a resistência depende da velocidade de carregamento (ou do tempo ocorrido entre o início do carregamento e a ruptura). Ensaios de BJERRUM (1972), assim como de ORTIGÃO (1980) e COUTINHO (1986) com solos da Baixada Fluminense, mostram que a resistência varia cerca de 10 a 15% por ciclo de variação do tempo de carregamento; quando a solicitação é feita num tempo 10 vezes mais longo, a resistência é 10 a 15% menor. Este fenômeno é explicado por BJERRUM (1972) com base na não permanência definitiva de ligações argila-argila no complexo de forças transmitidas entre as partículas do solo. Por esta razão, o efeito é tão mais sensível quanto mais argiloso é o solo. A Figura II.23 estão apresentadas, esquematicamente, resultados de ensaios de compressão não drenada de uma argila com velocidades diferentes, expressas pelo tempo decorrido até a ruptura. Observa-se que quanto mais lento o carregamento, menor a resistência não drenada. Entretanto é importante verificar o efeito do adensamento com o tempo, ou seja, havendo drenagem, as tensões efetivas aumentam, conseqüentemente aumenta o valor da resistência não drenada. Figura II.23. Resultados de ensaios de compressão com diferentes velocidades e coeficientes de segurança para as respectivas resistências (PINTO, 2000).

64 40 Mantida a condição de não-drenagem, construindo-se um aterro rapidamente, a ruptura só ocorre para alturas do aterro maiores do que a altura que provoca ruptura se a construção for lenta, ou que, construindo-se um aterro com uma altura definida, o coeficiente é tanto maior quanto mais rápida a construção. Se um carregamento é feito rapidamente, sem ruptura, passa a ocorrer uma deformação lenta, que pode levar à ruptura em data posterior, se o adensamento que se segue ao carregamento não vier elevar a resistência, antes que a ruptura ocorra. Isto porque, logo após a construção rápida, dois fatores passam a ocorrer: de um lado as ligações argila-argila passam a se desfazer lentamente, de outro, a dissipação da pressão neutra diminui o índice de vazios e aumenta a resistência. A longo prazo a estabilidade será aumentada, mas a curto prazo, ela poderá ser diminuída. Ver Figura II.24. NT=NA Argila mole Su, C' e φ ATERRO P H σ H Tc TEMPO τ Tc TEMPO µ µo NA Tc TEMPO FS FScrít Tc TEMPO Figura II.24. Variação nas tensões cisalhalhantes, poro-pressão e fator de segurança durante e após a construção de um aterro (BISHOP e BJERRUM, 1960).

65 41 É importante também lembrar sobre a possível variação ao longo de seções longitudinal e/ou transversal da resistência não drenada em um trecho de solos moles. COUTINHO et al. (1998c) citam que na Barragem de Juturnaíba, os resultados dos ensaios de palheta de campo realizados em áreas muito próximas são concordantes. Já em áreas distantes a 100 m, a variação de Su é bem visível (Figura II.25). Ao longo da profundidade, verifica-se a tendência de aumento da Su. A camada superficial, mostra-se endurecida, devido à um possível ressecamento natural, mostrando claramente o adensamento da camada devido ao peso próprio e uma possível drenagem, já que existe uma camada drenante inferior à camada mole. Figura II.25. Resultados de Su da Barragem de Juturnaíba trechos II, III-2 e V. (COUTINHO et al., 1998c) PROPOSTAS PARA OBTENÇÃO DA RESISTÊNCIA NÃO DRENADA Verifica-se que a variação da resistência com a profundidade tem grande influência no valor do fator de segurança. A obtenção do perfil de variação da resistência não drenada pode ser feita através de ensaios de laboratório (de compressão triaxial tipo UU e CIU, de extensão, de cisalhamento simples), através de ensaios de campo (palheta, piezocone, dilatômetro, pressiômetro) e por meio de correlações. No caso dos ensaios de laboratório, o amolgamento das amostras pode levar à obtenção de S U menores que os obtidos em

66 42 amostras de boa qualidade, levando assim a uma subestimativa da altura máxima admissível, sendo favorável à segurança e contra a economia. a) ENSAIO DE PALHETA DE CAMPO O ensaio de palheta de campo tem sido aplicado para a obtenção da resistência não drenada (Su) utilizada na análise de estabilidade de aterros sobre solos moles. O valor mais representativo de resistência não drenada a ser utilizado em projeto é aquele que confere um coeficiente de segurança igual a 1, em análise por método bem definido, quando o aterro se encontra na situação de ruptura. São vários os trabalhos representativos ligados a esse tema, desenvolvidos no Brasil. Podese citar COLLET (1978), ORTIGÃO (1988), ORTIGÃO e COLLET (1988), SANDRONI (1993), NASCIMENTO (1998), COUTINHO et al. (2000), OLIVEIRA (2000). A resistência não drenada é determinada a partir do máximo torque obtido com a rotação da palheta. As hipóteses simplificadoras consideradas para o cálculo de Su são as seguintes (COLLET, 1978 e OLIVEIRA, 2000): 1. Não ocorre drenagem logo após a cravação da palheta, nem durante a realização do ensaio; 2. As operações de cravação da palheta não causam perturbações na argila que é considerada indeformada; 3. É considerada uma superfície de ruptura cilíndrica em torno da palheta, com diâmetro e altura iguais ao da palheta; 4. A resistência é suposta a mesma, tanto na superfície vertical como nas horizontais, ou seja, o solo é considerado isotrópico; 5. A resistência é considerada inteiramente mobilizada a um mesmo tempo em todas as superfícies. Portanto não é admitida a existência de ruptura progressiva; 6. As tensões de cisalhamento são consideradas uniformemente distribuídas, nas superfícies vertical e horizontal, durante a ruptura.

67 43 A resistência não drenada indeformada e amolgada foram calculadas utilizando a interpretação convencional do ensaio, utilizando a Expressão (II.21), onde T máx (knm) é o torque máximo e D (m) é o diâmetro da palheta. Su = 0,86. T π. D máx 3 (II.21) Na dedução desta expressão assume-se uma distribuição uniforme de tensões ao longo das superfícies de ruptura horizontal e vertical circunscrita à palheta e considera-se a relação altura / diâmetro da palheta igual a 2. O valor da sensibilidade (S t ) da argila é dado pela relação S indef /S amolg. Dentre os principais fatores que influenciam diretamente as hipóteses consideradas para o cálculo de Su destacam-se: distribuição das tensões cisalhantes ao longo das superfícies de ruptura, efeitos da inserção da palheta, efeito da velocidade de rotação da palheta, anisotropia dos solos quanto à resistência ao cisalhamento, ocorrência de ruptura progressiva, forma e dimensão da superfície de ruptura, efeito do comprimento da haste fina, efeito do número de lâminas e dimensões da palheta, efeito do atrito. Vários pesquisadores têm constatado a tendência do ensaio de palheta de campo em superestimar a resistência mobilizada na ruptura, nas argilas das fundações de aterros, e têm sugerido fatores de correção para serem aplicados aos valores de Su obtidos com estes ensaios, considerando assim efeitos de anisotropia do solo, do tempo de ruptura, da ruptura progressiva, tridimensionais, etc. Segundo LARSSON (1980), em 1957 HANSBO identificou a necessidade de corrigir os valores do ensaio, tendo sugerido fatores de correção em função do limite de liquidez do solo. PILLOT (1972) analisou a ruptura de 5 aterros construídos sobre solos distintos (silte de baixa plasticidade, silte muito plástico e argilas muito plásticas), normalmente adensados com alguns casos de pré-adensamento (provavelmente devido ao efeito do adensamento secundário), nos quais ensaios de palheta de campo foram realizados. Os fatores de segurança (FS) obtidos em sua análise apresentaram, na ruptura, valores superiores a 1, exceto no caso do solo com baixa plasticidade (IP=6%), o qual foi inferior a 1. Através das correlações estabelecidas por PILLOT é possível corrigir os valores de Su

68 44 (fator de correção=1/fs), os quais são superestimados devido ao efeito de um ou mais dos seguintes fatores: anisotropia quanto as propriedades mecânicas, ruptura progressiva da fundação e tempo de ruptura. BJERRUM (1972; 1973) analisou uma série de 14 casos de ruptura de aterros, nos quais ensaios de palheta de campo foram utilizados para obter o Su, e verificou que coeficientes de segurança maiores que 1 ocorriam nestes aterros que haviam rompido, sendo tanto maiores quanto maior o IP do solo. Estes dados estão apresentados na Figura II.26, e como pode ser visto, há uma grande dispersão. Através de uma abordagem empírica, sugeriu a aplicação de um fator de correção (µ=1/fs) aos valores de Su obtidos com o ensaio de palheta de campo (Figura II.27). BJERRUM (1973) atribuiu esta correção ao efeito da anisotropia quanto à resistência e o tempo de carregamento até a ruptura (ou da velocidade de deformação), sendo este fator, segundo o autor, o mais importante. DASCAL e TOURNIER (1975), estudando a ruptura de um aterro com fundação em argila marinha mole, sensível, verificaram a necessidade de realizar uma terceira correção (além daquelas referentes aos efeitos da anisotropia e do tempo) a qual deveria considerar o fenômeno da ruptura progressiva do solo de fundação. LARSSON (1980) compara a correção proposta por BJERRUM com valores correspondentes a aterros por ele estudado. O fator de correção (µ) obtido por LARSSON foi calculado comparando os resultados de Su obtidos a partir de uma correção empírica (Equação II.22). com dados de HANSBO, 1957, para argilas escandinavas, e com resultados de Su obtidos a partir dos casos de campo (retro-análise de aterros rompidos). LARSSON comenta que nenhum destes fatores de correção pode ser usado de maneira generalizada. Su palheta = σ P (0,08+0,55IP) (II.22) TAVENAS e LEROUEIL (1980) compilaram todos os casos históricos disponíveis até 1979 relativos a rupturas de aterros sobre solos moles. Os autores comentam que embora a correlação proposta por BJERRUM (1973) represente uma média de todos estes dados, há uma grande dispersão, e que esta é provavelmente devido aos diferentes tipos de equipamentos e procedimentos de ensaios (palheta, LL e LP).

69 45 Figura II.26. Fator de segurança, teórico na ruptura de aterros sobre solos moles (BJERRUM, 1972) Figura II.27. Fator de correção para ensaio de palheta de campo (BJERRUM, 1972; 1973).

70 46 AZZOUZ et al. (1983) propuseram um novo fator de correção para o ensaio de palheta, no qual consideraram a participação da resistência lateral (efeito tridimensional end effects ), que não foi considerada na análise de BJERRUM. Os autores realizaram análises tridimensionais em 18 casos históricos de rupturas de aterros, incluindo 7 casos considerados por BJERRUM (1972). Os resultados obtidos são mostrados na Figura II.28. As análises tridimensionais destes 18 casos mostraram que a consideração da resistência lateral geralmente aumenta o fator de segurança em %. Figura II.28. Fatores de correção para o ensaio de palheta de campo (AZZOUZ et al., 1983) AAS et al. (1986) comentam que a dispersão dos dados obtidos por BJERRUM (1973) reside no fato do mesmo não ter feito distinção entre argilas que foram submetidas a diferentes histórias de tensão. AAS et al. sugeriram então uma correção para o ensaio de palheta de campo (µ) baseada na relação de resistência Su palheta / σ V0, onde σ V0 é a tensão vertical efetiva atuante no campo. A Figura II.29 apresenta os resultados destes estudos, na qual, os pontos plotados representam casos históricos bem documentados, os quais ilustram a aplicabilidade do método. Os autores propuseram uma

71 47 única relação entre µ e Su palheta /σ V0 válida para as argilas normalmente adensadas e uma outra válida para as argilas verdadeiramente pré-adensadas, e recomendam o uso de µ=1 (limite superior) para argilas com Su palheta /σ V0 menor que 0,2 e µ=0,25-0,30 para Su palheta / σ V0 maior que 1. Segundo AAS et al. (1986) casos históricos registrados (LADD, 1975; VIVATRAT, 1978) indicam que o fator de correção para o ensaio de palheta de campo pode diminuir com o aumento do OCR, para argilas verdadeiramente pré-adensadas. CHANDLER (1988), através da análise de dados de WIESEL (1973), TORSTENSSON (1977) e ROY e LEBLANC (1988), já apresentados anteriormente, propôs um fator de correção (µ R ) para considerar o efeito da velocidade de deformação, a ser aplicado ao EPC. Este fator de correção é função do IP do solo e do tempo decorrido até a ruptura. Atualmente, há um consenso internacional no que diz respeito à necessidade de corrigir o ensaio de palheta de campo para utilização em projetos de aterros e escavações em solos moles (OLIVEIRA, 2000). ORTIGÃO et al. (1983) propôs, inicialmente, que ensaios realizados no aterro experimental do IPR, na Baixada Fluminense não fossem corrigidos, considerando que este aterro rompeu ao ser atingida a altura de 2,8m. Os resultados mostraram que um coeficiente de segurança próximo a 1 foi obtido quando a resistência da fundação foi considerada igual à média dos valores do ensaio de palheta de campo, e a resistência do corpo do aterro foi reduzida para levar em conta a trinca ocorrida. Tal fato indicou que a correção de BJERRUM não se aplicava às condições ocorrentes no aterro estudado (PINTO, 1992). Posteriormente surgiram discussões acerca deste caso. ALMEIDA (1985) justifica a consideração da ruptura na altura de 2,5m, quando as primeiras trincas forem notadas, na qual o coeficiente de segurança passaria a 1,15, este valor ainda sendo baixo perante às análises de BJERRUM, podendo ser atribuível, segundo o autor, ao aumento da resistência não drenada, que teria ocorrido durante o período de 1 mês de construção do aterro.

72 48 Figura II. 29. Diagramas para determinação da história de tensões (acima) e fator de correção para o ensaio de palheta de campo (abaixo) (AAS et al, 1986). COUTINHO (1986), em estudos realizados no aterro experimental de Juturnaíba, também na Baixada Fluminense, comenta que a ruptura ocorreu quando a altura do aterro atingiu 6,85m. Novamente, neste caso, a melhor compatibilidade de parâmetros com a situação de ruptura foi conseguida com valores médios de resistência obtidos pelo ensaio de palheta, sem nenhuma correção. Vale salientar que, algumas camadas do subsolo apresentavam teores elevados de matéria orgânica. Estes solos costumam apresentar permeabilidades elevadas, que podem ter provocado algum adensamento adicional da fundação, em virtude do tempo de construção do aterro (35 dias). PINTO (1992) relata que na escavação experimental de Itaipu, Baixada Fluminense, foi realizada uma análise de ruptura em termos de tensões totais, a qual mostrou concordância para os valores de resistência determinados com o EPC, com correção (SANDRONI et al., 1984).

73 49 SANDRONI (1993) discute sobre a necessidade de se considerar, neste caso, a participação da resistência lateral, nos solos moles propostos por AZZOUZ et al. (1983). Um FS3D = 1,43 mostrou-se satisfatório, indicando a necessidade de correção. O autor comenta sobre os últimos dois casos apresentados acima, que em ambos, a fundação contém turfas, e BJERRUM (1973) não incluiu as turfas em seu universo de casos. Desta forma, o autor comenta que estes dois casos não oferecem base para que se argumente a favor ou contra a aplicação da correção de Bjerrum. O autor defende a aplicação da correção proposta por AZZOUZ et al. (1983) e enfatiza que o valor do IP a ser utilizado, para obter o valor da correção a aplicar aos resultados do ensaio de palheta, deve ser obtido em ensaios sem secagem prévia da amostra, registrando sua insatisfação quanto ao projeto de aterros sobre solos moles utilizando ensaios de palheta. ALMEIDA (1998) apresenta um caso no qual foi utilizado, para perfil de resistência de projeto, valores corrigidos de EPC, utilizando a correção de AZZOUZ et al. (1983). O autor comenta que, durante a construção, a concentração de carga em um trecho do aterro provocou uma ruptura localizada. A análise desta ruptura conduziu a um fator de segurança igual a 1,03, sugerindo o perfil de projeto adotado foi realístico. ALMEIDA (1996) recomenda o uso da correção de BJERRUM (1973) nos resultados de Su obtidos a partir de ensaios de palheta, para aplicação em projetos de aterros sobre solos moles. Os estudos até o momento parecem indicar que esta correção não deve ser aplicada em depósitos com predominância de argilas turfosas/solos orgânicos (COUTINHO, 1986b); MASSAD (1999) apresenta um caso de ruptura na Baixada Santista. Tratava-se de um aterro com 3,2m de altura, talude 1:1, apoiado sobre uma camada de argila SFL (Sedimentos Flúvio-Lagunares) com cerca de 30m de espessura. A Su e σ vo foram obtidos através do ensaios de palheta de campo e adensamento respectivamente. Por meio de retroanálise da ruptura, o autor verificou que a correção de Su proposta por BJERRUM (1973) é indicada para este caso (Figura II.30). OLIVEIRA (2000) e COUTINHO et al. (2000) concordam que os resultados obtidos através do EPC sejam corrigidos, e que, na ausência de uma correção local, seja utilizada a correção proposta por BJERRUM (1973), visto que há uma vasta experiência internacional (incluindo o Brasil) em relação ao uso dessa correlação. A Figura II.30 ilustra este fato, apresentando fatores de correção calculados a partir de retroanálises de aterros rompidos, mostrando que para Juturnaíba (solo orgânico) a correção não seria necessária (µ=1). A

74 50 figura apresenta também os casos de Sarapuí e de Gramacho, os quais, segundo os moldes propostos por AZZOUZ et al. (1983) (SANDRONI, 1993), apresentam FS> (na ruptura), justificando então a correção. Em síntese, na experiência brasileira também parece ser consenso a utilização de correção nos resultados de ensaios de palheta de campo para uso em projetos de aterros sobre solos moles (argilas siltosas / inorgânicas ou inorgânicas). Em relação a trabalhos internacionais, CHANDLER (1988) e LEROUEIL e JAMIOLKOWSKI (1991), por exemplo, recomendam correção tipo BJERRUM (1973). Figura II.30. Fatores de correção obtidos a partir de retroanálise de aterros rompidos (COUTINHO, 2000; a partir de COUTINHO, 1986b, SANDRONI, 1993 e MASSAD, 1999). b) ENSAIOS TRIAXIAIS Se a opção for a realização de ensaios de laboratório, eles devem ser de compressão triaxial adensado não-drenado (CU), com corpos de prova re-adensados à condição anisotrópica de campo, e submetidos a compressão e á extensão, que representam duas das condições de solicitação no plano de ruptura. A média dos três resultados seria a resistência de projeto (PINTO, 1994).

75 51 O ensaio triaxial é um dos mais versáteis ensaios para a determinação de parâmetros de resistência ao cisalhamento e deformabilidade de solos (SOARES, 1997). O objetivo de um programa de ensaios triaxiais em argilas moles é a determinação de Su, bem como o estabelecimento de parâmetros de resistência ao cisalhamento efetivos (c e φ ) e o módulo de Young drenado não drenado (Eu). O ensaio triaxial não-adensado e não-drenado (UU) em argila mole saturada caracteriza-se por não permitir variações volumétricas durante a aplicação tanto de pressão de confinamento como de desvio. O objetivo deste ensaio é determinar os valores de Su e Eu. A Figura II. 31 apresenta as diferenças nos procedimentos dos ensaios triaxiais UU e CU. Figura II.31. Esquemas de procedimento dos ensaios triaxiais UU e CU (COUTINHO, 2004). A principal qualidade do ensaio UU é a sua simplicidade e rapidez de execução. A principal deficiência é o fato do ensaio se iniciar com uma tensão média efetiva (p o ) menor do que o valor da tensão efetiva média do campo. A magnitude desta redução depende de Ko (SKEMPTON e SOWA, 1963), mas também da perturbação da estrutura do solo gerada durante a amostragem, sobretudo quando se trata de argilas moles. Como resultado, a trajetória de tensão seguida no ensaio triaxial UU (Figura II.32) é muito diferente da trajetória de tensão seguida no ensaio triaxial onde houve a restituição das tensões efetivas de campo (BALDI, et al., 1988). Quanto maior a perturbação, maior o desvio das trajetórias de tensão do ensaio UU. A amostra de pior qualidade apresenta

76 52 menor Su, menor Eu e menor tensão de pré-adensamento. Na utilização de ensaios triaxiais UU, deve-se adotar a melhor técnica de amostragem disponível; caso contrário, as diferenças em relação às condições in situ podem ser muito grandes, de modo a impedir sua utilização para determinar Su (BALDI et al., 1988). LADD e DE GROOT (2003) comentam que nos ensaios UU com alta qualidade de amostra, o valor de Su pode também ser alto (cerca de 25,50%), se as amostras, estiverem amolgadas, a Su pode facilmente diminuir de valor (também cerca de 25 a 50%). ALMEIDA e MARQUES (2004) relata que o ensaio triaxial UU tem sido pouco usado em função do efeito do amolgamento nos valores de Su. Ensaios triaxiais CU tem sido adotados apenas em obras de maior importância, em função de custos e prazos envolvidos. In situ Amostras com tubos: Alta qualidade Baixa qualidade Figura II.32. Influência da qualidade da amostra na resistência ao cisalhamento de um solo (BALDI et al., 1988). FERREIRA e AMORIM JÚNIOR (1982) comente que o método USALS (Undrained Strenght at Large Strains), proposto por LA ROCHELLE et al (1981), é baseado no princípio de que a resistência mobilizada na ruptura do aterro teste é aproximadamente igual à resistência não drenada residual ou à resistência não drenada de grande deformações, medidas em ensaios consolidados isotropicamente, não drenados (CIU) ou não consolidados não drenados (UU) com cerca de 15% de deformação. A concepção da mecânica dos solos no estado crítico CAM-CLAY é baseada na teoria da plasticidade, onde há uma relação interdependente entre a resistência, a tensão efetiva e a umidade. O modelo é simples, apenas duas constantes são requeridas para representar a resistência não drenada de um solo para algum grau de pré-adensamento (OCR). Esses parâmetros são: o ângulo de atrito efetivo (φ ), e o parâmetro de poropressão no estado

77 53 crítico (Λ o ), que pode ser obtido experimentalmente, por resultados de um ou mais ensaios triaxiais consolidados não drenados. Com aproximação, ATKINSON e BRANSKY (1978) sugeriram para o parâmetro a expressão: Λ o =1-Cs/Cc, onde Cs e Cc sendo os respectivos parâmetros convencionais obtidos no ensaio de adensamento. Em ensaios triaxiais (CIU), o valor de Λ o pode ser determinado para solos normalmente adensados e pré-adensados usando uma boa aproximação de tensão efetiva. O método SHANSEP, introduzido por LADD e FOOTT (1974), objetiva minimizar os efeitos de perturbação da amostra sobre as propriedades mecânicas de solos, e considerar também os efeitos da anisotropia e tempo de obtenção da Su. Este método baseia-se na hipótese de que as argilas naturais (sem estrutura) possuem comportamento normalizável. O princípio básico de método é relacionar a resistência ao cisalhamento não drenada com a razão de pré-adensamento a partir de ensaios em que são utilizados corpos de prova com diferentes níveis de pré-adensamento, aplicados no laboratório. Este método aplica níveis de tensões de reconsolidação consideravelmente maiores do que a tensão de préadensamento, visando apagar os efeitos de amostragem (SOARES, 1997). Esta fase é seguida de uma expansão em condições Ko para reproduzir o valor de OCR de campo (quando OCR>1). A seguir, os corpos de prova são levados à ruptura em condições não drenadas. Através da normalização de Su dos diferentes ensaios com relação às respectivas tensões efetivas verticais, é feita uma estimativa de resistência ao cisalhamento de campo. c) CORRELAÇÕES A resistência não drenada pode ser obtida a partir de ensaios oedométricos em amostras de boa qualidade através da relação Su = 0,22σ vm, sugerida por MESRI (1975) e desenvolvida posteriomente por TRAK et al. (1980), através do conceito do estado crítico CAM CLAY e SHANSEP. MESRI (1975) associou µ = f(ip) e Su/σ vm = f(ip) a dados da análise de BJERRUM (1972), mostrando que a resistência não drenada na ruptura de um aterro é independente do

78 54 índice de plasticidade. A relação Su (palheta)/σ vm é praticamente constante e igual a 0,22 com o índice de plasticidade. Neste caso, Su é adotada como resistência de projeto. Na realidade este coeficiente corresponde a uma média para todas as argilas, mas superestima a resistência para argilas de baixa plasticidade e subestima para argilas de alta plasticidade. Com base nas retro-análises, pode-se considerar este coeficiente variando de 0,16 para solos não plásticos a 0,29 para IP = 100. (PINTO, 1992). FERREIRA e AMORIM JÚNIOR (1982) relatam que, considerando que a análise dos problemas de estabilidade, na maioria dos casos, ocorre em solos coesivos com OCR entre 1 e 2, parece que o Método SHANSEP usa o valor constante de Su/σ vm muito próximo ao encontrado por MESRI (1975). Os mesmos autores em seus estudos em depósitos de argila mole do Recife fazem as seguintes conclusões quanto à estimativa da resistência não drenada quando comparada aos resultados de palheta de campo: - A partir da relação Su = 0,22σ vm, os resultados foram bastantes próximos, havendo maior aproximação com os valores de Su min e Su médio. - A partir do CAM CLAY, os resultados foram pouco superiores, mesmo para os valores de Su min com cerca de 25% para maiores diferenças. - Pela relação Su = 0,22σ vm, e pelo CAM CLAY, as resistências foram muito próximas havendo quase que completa superposição entre as faixas de valores. Com bases em valores de correlações de ensaios de compressão e extensão triaxial em corpos de prova adensados isotropicamente, considerando que a média deles é a que deve ser usada em projetos e levando ainda em consideração o efeito do sobre adensamento, JAMIOLKOWSKI et al. (1985) apresentou a correlação (II.23): Su/σ vo = (0,23 ± 0,04). (OCR) 0,8 (II.23) Fórmulas desse tipo, com base em ensaios de corpos de prova adensados isotropicamente e rompidos por compressão, sobre solos da Baixada Santista são apresentados por MASSAD (1994).

79 55 No desenvolvimento de um projeto de aterro sobre solos moles, o projetista utiliza-se de mais de uma fonte de dados. Neste sentido, as correlações são sempre úteis. Em especial, elas são muito convenientes para projetos de construção por etapas, permitindo prever o ganho de resistência nas diversas fases de construção (PINTO, 1994) CONTRIBUIÇÃO DA RESISTÊNCIA DO PRÓPRIO ATERRO NA SUA ESTABILIDADE O fissuramento observado no aterro é também uma indicação adicional além dos ensaios, da existência de certa coesão do material e, é provocada pela diferença de rigidez entre o aterro e a fundação. CHIRAPUNTU e DUNCAN (1975) analisando casos de ruptura de aterros verificaram que os estudos de suas estabilidades geralmente superestimam o fator de segurança. Estas discrepâncias entre cálculos e a realidade advêm de três principais fontes de erros: - Erros decorrentes da imprecisão dos métodos de análise; - Erros decorrentes da consideração incorreta da resistência ao cisalhamento da fundação; - Erros decorrentes da consideração incorreta da contribuição da resistência do próprio aterro. As diferenças entre os valores do fator de segurança dos diversos métodos de análise da estabilidade que satisfazem a todas as condições de equilíbrio são menores do que 5% (WRIGHT, 1969). Isto significa que existe uma boa equivalência entre os métodos de análise. As duas outras fontes de erro anteriormente citadas refletem uma não equivalência do modelo com a realidade. Cada modelo considera que ao longo da superfície de ruptura se mobiliza toda a resistência de cisalhamento do solo. Então se ao longo do corpo do aterro não houver na ruptura mobilização total da resistência, é porque o modelo não reflete a realidade. Altera-se o modelo ou, como é mais conveniente na prática, ajustam-se as contribuições da resistência da fundação e do aterro ao modelo escolhido. Os aterros sobre solos moles geralmente são de pequena altura, e nessas condições o conhecimento da resistência ao cisalhamento da fundação é de importância primordial, pois que a maior parte da superfície de ruptura aí se desenvolve. A condição crítica na

80 56 análise da estabilidade destes aterros é a que ocorre no final de sua construção, e então se usa a resistência ao cisalhamento não drenada da fundação (Análise φ=0). Geralmente a contribuição da resistência do próprio aterro na sua estabilidade é menor do que a prevista no modelo por duas razões. Inicialmente porque a mobilização de resistência no corpo do aterro é menor do que a da fundação, e ainda porque o aterro pode vir a fissurar diminuindo ainda mais esta contribuição. a) MOBILIZAÇÃO DE RESISTÊNCIA NO CORPO DO ATERRO A desigualdade de mobilização de resistência no aterro e na fundação decorre das diferenças nas características tensão-deformação destes materiais. Em geral o aterro é mais resistente e atinge a ruptura em uma deformação menor do que a do material de fundação (Figura II.33). σ 1 σ 2 Aterro Fundação Tipo A Curva tensão-deformação para o aterro mais resistente que a fundação. Na ruptura, a deformação do aterro menor que a fundação. σ 1 σ 2 Fundação Aterro Tipo B Curva tensão-deformação para o aterro mais resistente que a fundação. Na ruptura, a deformação do aterro maior que a fundação. σ 1 σ 2 Fundação Aterro Tipo C Curva tensão-deformação para o aterro menos resistente que a fundação. Na ruptura, a deformaçãodo aterro maior que a fundação. ε Figura II.33. Tipos de incompatibilidade no comportamento tensão-deformação de um aterro e uma fundação (SOARES, 1981). Para quantificar estas mobilizações para três diferentes comportamentos típicos dos dois materiais CHIRAPUNTU e DUNCAN (1975) realizaram um estudo por elementos finitos.

81 57 A Figura II.34 mostra para um aterro com três alturas diferentes, as curvas de mesma mobilização de resistência. Os resultados indicam que a percentagem de resistência mobilizada no aterro é muito menor do que na fundação, ou seja, a ruptura ocorre inicialmente na fundação. Para este aterro a ruptura inicia-se embaixo do centro do aterro e o círculo crítico da análise da estabilidade passa por esta zona de ruptura local. Admitindo resistências de pico para os dois materiais encontra-se para o fator de segurança o valor 1,80. Considerando a resistência da fundação correspondente à deformação de ruptura do aterro este fator diminui para 1,70. Para os valores de resistência correspondente a mobilização média de resistência do aterro e fundação, o cálculo do fator de segurança indica 1,44. H = 6 ft 20% 40% 20% H = 12 ft 20% 40% 50% 40% H = 18 ft 20% % Local de Cisalham ento Círculo Crítico 90 Figura II.34. Curvas de mobilização de resistência com a variação de altura do aterro (SOARES, 1981).

82 58 Para determinar os valores de Su que levam ao valor unitário do fator de segurança para o início da ruptura do aterro, CHIRAPUNTU e DUNCAN (1975) mantiveram a mesma mobilização de resistência média para a fundação, e diminuíram sucessivamente a mobilização do aterro. As diferenças no valor do fator de segurança não são grandes para o aterros com semelhança nas características tensão-deformação do aterro e da fundação. Notou-se que a relação entre resistências do aterro (Se) e da fundação (Sf) influencia nas porcentagens de mobilização que devem ser empregadas no estudo da estabilidade. CHIRAPUNTU e DUNCAN (1975) utilizaram o estudo anterior para propor fatores de redução a empregar em função do valor desta relação de resistência. b) EFEITO DO FISSURAMENTO NA ESTABILIDADE DO ATERRO O fissuramento do aterro pode reduzir significadamente o fator de segurança de aterros sobre solos moles porque a resistência cisalhante do aterro é reduzida a zero ao longo da fissura. As fissuras do aterro decorrem do trincamento devido à secagem e às altas tensões de tração provocada pelos recalques diferenciais e deslocamentos horizontais superficiais da fundação. CHIRAPUNTU e DUNCAN (1975) comentam o efeito da forma de distribuição dos recalques do aterro. Os recalques máximos ocorrem próximo ao centro do aterro e o levantamento máximo próximo ao seu pé. O levantamento no pé do aterro é da ordem de dois terços do recalque máximo. O aterro expulsa o solo de fundação abaixo de sua base provocando um levantamento próximo ao pé do aterro. O recalque diferencial entre o pé e o centro do aterro provoca a flexão do aterro com o aparecimento de tensões de tração no aterro próximo ao contato com a fundação. Tensões de tração surgem também nas proximidades do centro do aterro pela expulsão do solo de fundação. Os autores sugerem para se estimar a altura do aterro (HT) quando surge a primeira fissura a Equação II.24, utilizando os dados conforme Figura II.35. H T = 5,1 S γ E us K K F E 0,75 W D 0,25 (II.24)

83 59 Os autores verificaram ainda que as fissuras em aterros se propagam ao longo de toda a sua altura, e então sugerem que se deva incluir o fissuramento total para aterros com altura maior do que a expressão citada. Para verificar a influência do fissuramento no fator de segurança, análises de estabilidade foram executadas usando quatro hipóteses: aterros sem fissuras, aterros com fissuras, aterros com fissuras preenchidas com água e aterro com resistência nula. W Peso específico do aterro = γ e Módulo do aterro = K E Resistência na superfície = S US Módulo da fundação= K F Tipos de perfis de resistência considerado na análise Linha 1 Linha 2 Linha 3 Linha 4 D N T H T NT S = γ E US Linha 5 K E = K F =1 1, W/D Figura II.35. Variação dos parâmetros estudados afetando o desenvolvimento das tensões no aterro e relação dos parâmetros da equação (SOARES, 1981). Admitir resistência nula é muito conservativo para o aterro e não realista para representar o fissuramento. O fator de segurança neste caso é sempre menor do que o fator quando se admite o aterro com fissuras. Os resultados da análise de estabilidade utilizando as três primeiras hipóteses a um caso típico são mostrados na Figura II.36.

84 60 Verifica-se que o fator de segurança se reduz quando se considera a ocorrência de fissuras e se reduz ainda mais quando essas fissuras estiverem preenchidas com água. O desenvolvimento de fissuras causa um decréscimo súbito no fator de segurança podendo levá-lo à ruptura. Destes resultados os autores sugerem que a análise de estabilidade de aterros com alturas menores do que H T deve ser efetuada sem considerar o fissuramento, e acima deste valor admitindo fissuramento total ATERRO Nº 1 Altura onde as tensões se desenvolvem FS Aterro intacto Aterro com fissuras Aterro com fissuras preenchidas por água Cálculo assumindo aterro intacto 8 H T FS 6 Diminuição do FS devido à fissura 4 2 Cálculo assumindo aterro com fissuras (sem água) Altura do aterro Figura II.36. Análise de estabilidade para o aterro nº 1 assumindo fissuras depois do desenvolvimento de tensões no aterro (SOARES, 1981).

85 INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA EM ATERROS SOBRE SOLOS MOLES Uma bateria de ensaios, composta de ensaios de campo e laboratório, possibilita uma caracterização relativamente completa do material, assim como uma determinação precisa da estratigrafia do terreno (NACCI, 2000). JAMIOLKOWSKI et al (1985) preconizam a utilização de ensaios de laboratório juntamente com os ensaios de campo para a determinação de parâmetros já que, informações obtidas de diversas técnicas de ensaios permitem a comparação de resultados e obtenção de informações complementares que, embora muitas vezes redundantes, aumentam o grau de confiabilidade dos parâmetros de projeto. ALMEIDA e MARQUES (2004) comentam que em função da dificuldade de se obter amostras de boa qualidade, dos cronogramas de obras e custos, a prática geotécnica no Rio de Janeiro tem sido mapear a área com ensaios de campo, utilizando-se ensaios de laboratório comparados com ensaios de campo somente em áreas mais críticas. Para fins ilustrativos, apresenta-se na Tabela II.2 um breve comparativo das vantagens e desvantagens dos ensaios de laboratório e de campo aplicados a argilas moles e na Tabela II.3 apresentam-se os procedimentos recomendados na bibliografia para determinação de parâmetros de argilas moles. Tabela II.2. Vantagens e desvantagens dos ensaios de laboratório e de campo aplicados a argilas moles (ALMEIDA, 1996). Tipo de ensaio VANTAGENS DESVANTAGENS Laboratório Campo Condições de contorno bem definidas Condições de drenagem controladas Trajetória de tensões conhecidas durante o ensaio Natureza do solo identificável Solo ensaiado em seu ambiente natural Medidas contínuas com a profundidade (CPT, CPTU) Ensaiado maior volume de solo Geralmente mais rápido que ensaio de laboratório Amolgamento em solos argilosos Pouca representatividade do volume ensaiado Em condições análogas é, em geral mais caro que os ensaios de campo Condições de contorno mal definidas (exceção: pressiômetro auto perfurante) Condições de drenagem desconhecidas Modos de deformação e rupturas diferentes da obra Natureza do solo não identificada.

86 62 Tabela II.3. Procedimentos recomendados na bibliografia para determinação de parâmetros de argilas moles (COUTINHO e BELLO, 2004). Parâmetro Geotécnico Procedimento Recomendado Procedimento Alternativo e Observações Perfil geotécnico preliminar (camada, NA, etc.) Estratigrafia História de tensões (OCR) Coeficiente de empuxo em repouso (ko) Parâmetros de compressibilidade Coeficiente de adensamento Coeficiente de permeabilidade Resistência não drenada SPT com determinação de umidade natural através do perfil Piezocone Ensaios oedométrico Pressiômetro autocravante (PMT); dilatômetro (DMT) Ensaio oedométrico Dissipação com piezocone Piezocone e/ou permeabilidade in situ Combinação de ensaios de campo (CPTU, Vane) e laboratório (triaxial UU e CIU) Umidade deve ser determinada pelo menos a cada metro (COUTINHO et al., 1998) Amostragem integral de pequeno diâmetro (LACERDA E SANDRONI, 1993) Considerar qualidade de amostragem Palheta de campo utilização da correlação Su = f(ocr) (COUTINHO et al. 1998) Dilatômetro (COUTINHO et al., 1998) Ensaio caro; usar correlação ko= f(ocr) para avaliar resultado do DMT Considerar qualidade de amostragem Uso de correlações a partir da umidade natural (COUTINHO et al., 1998) Ensaio oedométrico não necessariamente confiável Ensaio oedométrico para obter k=f(índice de vazios) Usar correlação Su= f(ocr) para avaliar resultados Parâmetros de resistência em tensões efetivas Ensaio triaxial adensado não drenado - Módulo de elasticidade Eu Ensaio triaxial adensado não drenado (com descarregamento / recarregamento) Considerar qualidade da amostragem; diagramas Eu/Su= f(ip,ocr) podem auxiliar 2.4. INSTRUMENTAÇÃO DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES QUANTO AO CONTROLE DA ESTABILIDADE A instrumentação é uma ferramenta importante para o acompanhamento do comportamento de uma obra de engenharia geotécnica. Em se tratando de aterros sobre solos moles, os principais objetivos de uma instrumentação podem ser: detecção do perigo iminente, obtenção de informação vital durante a construção, avaliar o comportamento da medida corretiva, melhorar o método construtivo, avaliação de modelos e de mecanismos de comportamento. A estimativa de parâmetros de comportamento do solo é normalmente revestida de considerável dificuldade. Ensaios de laboratório são sujeitos a amolgamento, e ensaios de

87 63 campo, devido às complexas condições de contorno, são interpretados normalmente através de métodos semi-empíricos. Os parâmetros geotécnicos estimados geralmente apresentam dispersões consideráveis, especialmente aqueles que regem o processo de adensamento, tornando-se, portanto necessário o uso da instrumentação. O bom desempenho de aterros requer monitoramento em todas as fases, controlando as dissipações das poro-pressões, a evolução dos recalques, os deslocamentos horizontais e prevenindo-se de algum problema que venha afetar a estabilidade. É mais freqüente utilizar a instrumentação em aterros sobre solo mole para monitorar o progresso de adensamento e determinar o tempo de estabilização do aterro. Duas razões básicas são consideradas para se instrumentar um aterro: - Verificar se o aterro se comporta dentro dos limites previstos em projeto; - Acompanhar e predizer o comportamento de um aterro que já exiba sinais de ruptura. As técnicas de observação do comportamento sobre solos moles incluem a seleção do tipo e a determinação da quantidade de instrumentos a serem utilizados, sua localização e instalação, a aquisição de dados, a análise e a interpretação dos resultados. Ver mais ORTIGÃO (1980), COUTINHO (1986), DNER / IPR (1990), CAVALCANTE (2001). No caso de aterro experimental para estudar a estabilidade (aterro construído até a ruptura) as dimensões devem ser adotadas, visando dirigir a ruptura para o lado do aterro a ser instrumentado. Por outro lado, é comum concentrar vários instrumentos de medidas numa única seção transversal principal, procurando-se obter o máximo possível de informações sobre o comportamento da massa de solo durante a construção. É importante que essa seção instrumentada esteja localizada junto ao eixo de simetria transversal de massa de solo em ruptura. A instrumentação no aterro experimental da Barragem de Juturnaíba (COUTINHO, 1986) teve o objetivo de acompanhar o desenvolvimento de poro-pressões na vizinhança da superfície de ruptura e sob o centro do aterro, observar os deslocamentos verticais e horizontais na base do aterro, bem como deslocamentos horizontais em profundidade, e localizar a superfície de ruptura Figura II.37.

88 64 Figura II.37. Localização da superfície de ruptura ocorrida (COUTINHO, 1986). Para observação dos possíveis deslocamentos, após o projeto e execução do aterro recomenda-se a utilização do inclinômetro. Sua função é detectar variações na inclinação do tubo guia com a vertical, em relação a uma leitura inicial, obtendo-se, a partir daí, o deslocamento horizontal em qualquer ponto. As leituras sendo feitas a intervalos constantes, podem ser integradas para obter um perfil vertical de deslocamentos horizontais. O extensômetro magnético na versão horizontal também pode ser utilizado. O uso do inclinômetro e do extensômetro magnético horizontal servirá também para detecção de possíveis superfícies de ruptura. Nesta detecção são sugeridos indicadores de superfície de ruptura, que consistem em tubos de plástico, enfraquecido através de sulcos a cada 20 cm e instalado em um furo de sondagem. Em muitos casos é ainda utilizado como instrumento de controle o vane test (palheta), antes e depois do adensamento da argila para avaliar o ganho de resistência atribuída a alguma solução de estabilização do aterro. Para determinar a variação da poro-pressão em solos de baixa permeabilidade, o instrumento utilizado é o piezômetro. De acordo com o princípio de operação, são classificados como hidráulico, pneumático ou elétrico, sendo mais indicado os dos tipos pneumático e elétricos em virtude do seu tempo de resposta. Isto é especialmente importante quando variações rápidas de poro pressões ocorrem no solo.

89 65 CAPÍTULO III CASO EM ESTUDO INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA 3.1. INTRODUÇÃO O caso em estudo é referente ao problema de ruptura ocorrida em um aterro sobre solo mole. Trata-se de um consultoria profissional da Gusmão Engenheiros Associados, que devido à peculiaridade do caso e dos dados de investigação geotécnica tornou-se base para o desenvolvimento do presente trabalho. Serão apresentados neste capítulo, a localização, as principais características da área de estudo, um breve histórico dos problemas ocorridos antes do colapso, avaliação dos danos e investigações geotécnicas realizadas, e os resultados básicos dos ensaios realizados (campo e laboratório) LOCALIZAÇÃO /CARACTERÍSTICAS DA OBRA O terreno com cerca m 2 está localizado na Avenida Recuperação na Br-101, Dois Irmãos, Recife-PE, conforme Figura III.1. Foram construídos 3 galpões, sendo um de grande porte com alvenarias de fechamento lateral (50 x 40m), onde ocorreu a ruptura. A Figura III.2 mostra a posição dos galpões, bem como as locações dos furos de sondagem, amostragem e ensaio de palheta. Os galpões foram projetados em estruturas pré-moldadas de concreto armado, cujos pilares têm fundação superficial tipo bloco isolado de pedra rachão. O piso foi projetado com uma laje armada de 15 cm de espessura, assente diretamente no terreno. As sondagens realizadas antes da ruptura (Tabela III.2) mostram um perfil composto inicialmente por uma camada de aterro de argila silto-arenosa, mal compactado, com cerca de 6m de espessura. Abaixo do aterro observa-se uma camada de argila siltosa, muito mole

90 66 a mole com espessura próxima de 1,0m. A partir daí, segue-se uma camada de turfa com argila orgânica, muito mole a mole, com cerca de 12 m de profundidade. Após os 12m e até o limite das sondagens (cerca de 30m de profundidade), segue-se uma camada de argila siltosa, média a rija. O nível d água situa-se em torno de 3,75m de profundidade. Os resultados do SPT mostram nº de golpes variando de N= P a 1. Na Figura III.3 pode-se observar o perfil de sondagem adotado como referência para o presente trabalho, por se tratar do local onde foi retirada amostra para realização de ensaios de laboratório e amostras de umidade natural. Figura III.1. Localização do depósito estudado.

91 67 SP-02 (Empresa 3) SP-01 (Empresa 3) SP-03 (Empresa 3) SP-02 (Empresa 1) GALPÃO MAIOR - ruptura GALPÃO MENOR ADMINISTRAÇÃO STAND DE VENDAS EPC-01 SP-01 (Empresa 2) SP-01(Empresa 1) EPC-02 SP-02 AM -01 (Empresa 2) SP-03 (Empresa 1) LEGENDA SP-sondagem à percurssão SV-palheta de campo AM-amostra indeformada GUARITA FAIXA DE ROLAMENTO MACEIÓ BR-101 FAIXA DE ROLAMENTO Figura III.2. Planta de situação e locação dos furos de sondagem, ensaio de palheta de campo e retirada de amostra.

92 68 0 SP-01 (Empresa 1) SP-01 (Empresa 2) SP-02 (Empresa2) SP-03 (Empresa 1) 5 10 Profundidade (m) Aterro de areia fina e média Argila siltosa de consistência mole Areia fina e média compacta Fragmento de coral Turfa com argila orgânica Argila siltosa de consistência média Distância Horizontal (m) Figura III.3. Perfil típico de sondagem.

93 ASPECTOS GEOLÓGICOS E MORFOLÓGICOS A planície sedimentar do Recife apresenta uma rica história de deposição, traduzida em uma ampla variedade de tipos de depósitos, onde as características geotécnicas estariam intimamente relacionadas com os agentes que controlam a erosão e deposição que, no caso do ambiente compreendido pela Cidade do Recife, foram água (rio e mar), vento, gravidade e organismos. A Figura III.4 apresenta o mapa geológico da Cidade do Recife. O depósito que é objetivo de estudo caracteriza-se geologicamente por estar compreendido no domínio dos dois terraços marinhos originados durante a última transgressão (Período Pleistocênico) e a última regressão (Holocênico) do mar, sendo formado em ambiente flúvio-lagunar e de mangue, localizando-se em posição mais baixa, relacionando-se com a atuação de antigos canais de maré, que cortam e ligam os terraços, recebendo também, provavelmente, sedimentos finos e não-consolidados oriundos de zonas de retrabalhamento do Barreiras e da Formação Cabo (ALHEIROS, 1995). Pedologicamente, os solos desenvolvidos em ambientes flúvio-lagunares e de mangue, geralmente se apresentam segundo horizontes Glei ou Sálicos. Os solos classificados como Glei ocorrem em áreas baixas, com relevo plano, geralmente nas porções terminais de alguns rios, apresentando perfil com seqüência A-C, estando o lençol d água presente muito próximo à superfície, havendo má drenagem e acúmulo de matéria orgânica. Os solos indiscriminados de mangue (Sálicos), ocorrem no litoral, geralmente próximos às desembocadura de rios, sob a influência do movimento das marés. São solos não ou muito pouco desenvolvidos, gleizados, mal drenados, com alto conteúdo de sais provenientes da água do mar (que atuam como aceleradores da sedimentação do material argiloso) e de compostos de enxofre, que se formam nestas áreas sedimentares baixas e alagadas, onde há ocorrência de matéria orgânica, proveniente da decomposição de plantas de mangues e de outras atividades biológicas. Os solos gleizados caracterizam-se também por serem originados, geralmente, a partir de sedimentos argilo-arenosos não consolidados em mistura com sedimentos orgânicos do período Holoceno. A importância da ação antrópica na conformação atual do depósito é sentida principalmente, na realização de sucessivos aterros, realizados no propósito de se preparar o terreno tendo em vista a sua utilização como suporte a fundações de edifícios e outras

94 70 obras de engenharia. A iniciativa em se aterrar o terreno está em consonância com a secular e generalizada prática dos aterros na cidade do Recife, que teve início durante a colonização holandesa, estimando-se o volume total de aterro mobilizado em 25 milhões de metros cúbicos ao longo de quatro séculos (GUSMÃO FILHO, 1995). Figura III.4. Mapa Geológico da Cidade do Recife (ALHEIROS et al., 1995) A região estudada pode ser situada na unidade morfológica denominada Planícies Baixas, onde estão incluídas as planícies marinhas e flúvio-marinhas quartenárias. As planícies flúvio-marinhas se apresentam nas embocaduras dos rios principais, sendo geralmente colmatadas por material argiloso, onde ocorrem os manguezais HISTÓRICO DA OBRA No início da construção o terreno já se encontrava aterrado com restos de metralhas e lixo. Regularizou-se então o terreno através de um aterro compactado com cerca de 1m de espessura. Para conter o terreno, foi executado um muro de arrimo de gabião com altura variável entre 3 e 6m. Durante a execução de terraplenagem, houve um deslizamento em

95 71 um dos cantos do terreno, com a expulsão de parte da argila mole e turfa para o terreno vizinho. Também foram observadas várias trincas no terreno paralelas ao muro de arrimo, que foram vedadas naquela ocasião. Durante a construção do galpão de grande porte, foi observado o surgimento de várias fissuras nas alvenarias de fechamento, e também houve uma abertura das juntas de dilatação do piso. Em função desses fatos, foi solicitado a Gusmão Engenheiros Associados uma avaliação destes problemas, bem como recomendações de medidas atenuadoras e/ou corretivas AVALIAÇÃO DOS DANOS As principais conclusões do levantamento dos danos, através de inspeção local, realizada na primeira solicitação do proprietário a Gusmão Engenheiros Associados, são: a) Foram observadas evidências de que o terreno apresenta duas componentes de deslocamento: - Componente vertical, representada pelo recalque das camadas argilo-turfosas moles, devido ao peso próprio do aterro e da estrutura. - Componente horizontal, devido ao escoamento lateral destas camadas na direção no desnível do terreno (Figura III.5.). b) A estrutura está sentindo a repercussão destes movimentos do terreno, com o surgimento de trincas no terreno, bem como a abertura de juntas no piso, que são indícios do movimento lateral da edificação (Figura III.6.). Já o deslocamento das alvenarias dos pilares de concreto é um indício da ocorrência de recalques (Figura III.7.). Tendo em vista o diagnóstico dos danos observados foram propostas duas soluções distintas para combater os dois movimentos identificados: - Para o movimento vertical foi sugerido o reforço de fundações através de estacas metálicas. - Para o movimento horizontal foi sugerida a execução de bermas no fundo do terreno.

96 72 Figura III.5. Mecanismo de Escoamento Lateral do Terreno (GUSMÃO, 2000) Figura III. 6. Evidências do Movimento Lateral do Terreno (GUSMÃO, 2000)

97 73 Figura III.7. Evidências do Movimento Vertical do Terreno (GUSMÃO, 2000) Como as soluções reparadoras eram extremamente onerosas em função do porte da obra, foi proposto observar e monitorar o desempenho da obra durante algum tempo (6 meses), e após esse período definir a necessidade de intervenções. Para acompanhar os movimentos, recomendou-se a realização do monitoramento do terreno e das estruturas durante o período de observação, através da instalação de pinos nos pilares e marcos superficiais no terreno, com controle periódico de topografia. Entretanto, por decisão do proprietário, não houve acompanhamento nem nenhum tipo de monitoramento do local. Os pontos onde exibiam fissuras e rachaduras foram fechados com argamassa. Durante este período ocorreu a ruptura do terreno em grandes proporções, sendo possível a localização da provável superfície de ruptura. Novamente foi solicitado à Gusmão Engenheiros e Associados, uma avaliação dos danos ocorridos no local após o movimento. A empresa então, realizou ensaios de campo e laboratório que são os apresentados nesta dissertação. O proprietário, por sua conta, quebrou e retirou o piso de concreto, reaterrou o local com uma camada de pó de pedra, outra camada de brita, completando com a metralha do antigo piso. Após um ano do ocorrido, já foram observadas evidências de um outro processo de ruptura no local de estudo, visto que após o primeiro deslizamento, reaterrou-se o local com objetivo de nivelamento, e o submeteu a altos índices de carregamento sem proporcionar de fato, um aumento significativo na capacidade de suporte do solo mole.

98 74 Tabela III.1. Cronograma das visitas ao local de estudo. VISITAS DATA VERIFICAÇÕES OBSERVAÇÕES / SOLUÇÕES 1 a 30/março/ Abertura das juntas do piso - Fissura nos pilares - Rachadura no bloco dos pilares - Fissuras e deslocamento da alvenaria Fechamento das aberturas e trincas com argamassa. Não houve acompanhamento e monitoramento do local, como foi proposto. 2 a 04/setembro/ Agravamento dos sinais de ruptura 3 a 06/setembro/ Ruptura do aterro Retirada da alvenaria e do telhado para aliviar cargas. Previsão de realização de ensaios de campo e laboratório e um estudo do movimento 4 a 02/outubro/ Realização do ensaio SPT e retirada da amostra para ensaios de laboratório Resultados servem de base para o presente trabalho. 5 a 09/outubro/ Realização do ensaio de palheta 6 a 05/outubro/ Sinais de uma segunda ruptura Reaterro do local com aplicação de cargas elevadas e construção da cobertura em estrutura metálica (decisão do proprietário) São observadas fissuras no piso exatamente no mesmo local da primeira ruptura.

99 75 1 a VISITA 31/março/2000 A B C D Foto III. 1. A - Detalhe do pilar; B - Descolamento da viga em relação ao pilar; C - Detalhe das fissuras na alvenaria junto ao pilar; D - Afundamento do bloco de fundação.

100 76 A B D C Foto III.2. A, B - Abertura das juntas do piso próximo ao pilar; C- Detalhe afundamento do bloco e descolamento do piso; D- Detalhe da abertura das juntas do piso.

101 77 2 a VISITA 04/setembro/2000 B A D C Foto III.3. A, B - Vista geral e detalhe da separação pilar x alvenaria x viga; C, D - Levantamento de placa.

102 78 A B Foto III.4. A, B - Movimento sofrido pelas estruturas metálicas. A B C Foto III.5. A, B - Quebra do bloco de fundação; C, D - Aumento das fissuras no piso. D

103 79 3 a VISITA 06/setembro/2000 A B C D E Foto III. 6. A, B, C, D, E - Visão geral da ruptura no galpão.

104 80 A B Foto III. 7. A, B - Visão geral da ruptura no galpão. A B Foto III.8. A, B Afundamento do piso do galpão ponto A. A B Foto III.9. A Vista lateral do galpão; B Rachaduras no muro lateral

105 81 4 a VISITA 02/outubro/2000 A B Foto III.11. A - Local do ensaio SPT; B - Tubos de SPT. 5 a VISITA 09/outubro/2000 B A C Foto III. 10. A, B - Utilização da palheta de campo; C - Local do ensaio de palheta.

106 82 6 a VISITA 05/outubro/2003 Foto III.12. Vista geral do local de estudo após um ano da ruptura. A B C D Foto III.13. A, B - Rebaixamento e fissuras no terreno; C - Muro de gabião danificado; D - Movimento do muro com flexão das placas de concreto.

107 PROGRAMA DE INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA INTRODUÇÃO Para o desenvolvimento do projeto de reparação dos danos da ruptura, foram realizadas investigações geotécnicas de campo e de laboratório. As investigações de campo englobaram sondagem a percussão tipo SPT (8 furos) realizados em campanhas diferentes, com retirada de umidade natural (1 furo), amostragem indeformada em shelby de 4 de diâmetro (01 amostra), e ensaios de palheta de campo (02 furos). As investigações de laboratório constaram de ensaios de caracterização, adensamento vertical e resistência (triaxiais UU e CIU). A Figura III.2 apresenta a locação das investigações geotécnicas de campo. Os ensaios de laboratório e de palheta de campo foram realizados pelo Laboratório de Solos e Instrumentação da UFPE, por solicitação da Empresa Gusmão Engenheiros Associados. As sondagens SPT foram realizadas por diferentes empresas (ver Tabela III.2). A autora dessa dissertação não participou diretamente da realização desses ensaios. Neste item são organizados e agrupados, com discussão inicial, todos os parâmetros geotécnicos fornecidos, para que posteriormente eles possam ser ampliados e preparados para a realização das análises. É importante lembrar que, os dados obtidos na fase de investigação geotécnica forneceram a base para o presente estudo, e que o trabalho inicial se tratava de uma consultoria técnica e não um trabalho voltado à pesquisa, portanto apresentando algumas limitações, como por exemplo, a retirada de uma única amostra indeformada. Entretanto, o simples procedimento de determinação de umidade natural através do SPT e a determinação da resistência não drenada através do ensaio de palheta de campo, junto com uma análise e ampliação das informações, forneceram ferramentas importantes à realização desse estudo, e possibilitou a ampliação dos dados.

108 INVESTIGAÇÕES DE CAMPO SPT Campanhas de sondagem a percussão foram realizadas no local a fim de se obter o perfil e seções transversais do terreno sempre constituindo importante ferramenta na análise de problemas geotécnicos. Foram executadas 8 sondagens de reconhecimento à percussão, sendo que 6 furos no período em que o terreno exibia sinais de colapso, e mais 2 furos executados após a ruptura. Tabela III.2. Cronograma das sondagens realizadas no local de estudo. SONDAGEM FUROS DATA Observações Empresa 1 SP1, SP2 e SP3 18/09/1997 Realizada para a construção do aterro e muro de gabião Empresa 2 SP1, SP2 e SP3 28/06/1999 Realizada na primeira solicitação a Gusmão Engenheiros Associados* Empresa 3 SP1 e SP2 02/08/2000 Após a ruptura * Os estudos de avaliação de danos e soluções para as reparações foram realizados utilizando esta sondagem. A campanha de sondagem realizada após a ruptura pela Empresa 3, especificamente o furo SP-02, forneceu resultados que serão utilizados nesta dissertação. Visando melhor definição do perfil geotécnico e possíveis análises através de correlações, foi feita a determinação da umidade natural das amostras de argila coletadas no bico do amostrador padrão em um dos furos realizados (SP-02). A execução da sondagem e a determinação do índice de resistência à penetração (N) foram feitos segundo o que dispõe a Norma NBR-6484/80, que trata do Método de Brasileiro de Execução de Sondagens de Simples Reconhecimento.

109 85 COUTINHO et al. (1988a) recomenda a determinação da umidade pelo menos a cada metro. ALMEIDA e MARQUES (2004) relatam ser prática corrente a coleta de amostras deformadas através de amostradores SPT ou shelby de pequeno diâmetro (5cm) para a determinação de índices físicos a cada metro. Essa prática permite mapear grandes áreas a baixos custos, compartimentando áreas de mesmos índices físicos, correlacionando-os com parâmetros de resistência e compressibilidade. A Figura III.8. apresenta o perfil típico incluindo os resultados de umidade correspondente a sondagem SP-02. Observa-se através desse perfil, um aumento significativo no valor do teor de umidade a partir da profundidade de cerca de 7,0m, atingindo o seu máximo valor aos 9,0m de profundidade, na camada de turfa com argila orgânica. A partir daí, verifica-se um decréscimo de umidade, tornando-se praticamente constante na camada de argila orgânica aos 12,0m. O perfil correspondente foi adotado como perfil típico para ser apresentado com os demais perfis geotécnicos, nas próximas figuras, isto porque neste furo foi coletada a amostra indeformada para realização de ensaios de laboratório, podendo-se fazer comparações com os parâmetros obtidos a partir da umidade verificada no SPT e por estar localizado na área de ruptura do aterro. 0 SP-02 5 Aterro 0 UMIDADE (%) NA W(%) SPT /33 1 Argila orgânica 5 Profundidade(m) /34 1/34 P/24 1/31 P/108 Turfa com argila orgânica P/141 P/134 P/131 Argila orgânica siltosa 15 1/ Areia média siltosa 20 Figura III.8. Perfil geotécnico típico vs. resultados de umidade natural do SP-02

110 AMOSTRAGEM DEFORMADA / INDEFORMADA Os processos de amostragem do solo foram desenvolvidos em conformidade com a Norma NBR (Coleta de Amostras Indeformadas em Solos de Baixa Consistência em Furos de Sondagem). Foi coletada apenas 01 amostra indeformada em tubo tipo shelby de 4 de diâmetro nas profundidades de 11,00 a 11,40 m, para realização de ensaios laboratoriais de caracterização, adensamento e resistência, e 15 amostras deformadas através do furo de sondagem SP-02 entre as profundidades de 6,00 a 20,10m, para determinação da umidade natural. A obtenção de amostras de boa qualidade é de fundamental importância, para estimativa de parâmetros coerentes com a realidade do solo. Amostras de má qualidade podem causar a subestimativa de parâmetros de compressibilidade (C C e σ P ) e de parâmetros de resistência (S U ), como mostrou OLIVEIRA (2003) em sua tese de doutorado ENSAIOS DE PALHETA Foi utilizado um equipamento de palheta elétrico (Figura III.9), seguindo os procedimentos a partir de NBR (1989), NASCIMENTO (1998) e OLIVEIRA, 2000). Foram executadas, na argila mole, 02 perfurações, fazendo um total de 32,00m de profundidade, totalizando 24 ensaios realizados (indeformado + amolgado). Desses ensaios, 14 foram realizados na vertical EPC1 localizada fora da área de ruptura, e 10 ensaios na vertical EPC2, localizada dentro da área rompida. A locação dos ensaios está apresentada na Figura III.2. Um tripé de sondagem à percussão foi utilizado como equipamento auxiliar na realização dos ensaios. Nos primeiros metros de cada furo foi usado um trado manual padrão do tipo helicoidal, como instrumento de perfuração para atravessar a camada superficial do aterro, quando a partir daí foi utilizada a lavagem através de circulação d água, até que fosse

111 87 atingida a camada de argila. A velocidade de rotação utilizada, tanto no ensaio indeformado quanto no ensaio amolgado, foi de 6º/min. A profundidade máxima atingida em cada furo foi função das dificuldades operacionais encontradas, da capacidade do equipamento e do perfil geotécnico da área. A resistência não drenada indeformada e amolgada foram calculadas utilizando a interpretação convencional do ensaio, utilizando a Expressão (III.1), onde T máx (knm) é o torque máximo e D (m) é o diâmetro da palheta, conforma já descrito no Capítulo II. Na dedução desta expressão assume-se uma distribuição uniforme de tensões ao longo das superfícies de ruptura horizontal e vertical circunscrita à palheta e considera-se a relação altura / diâmetro da palheta igual a 2. O valor da sensibilidade (S t ) da argila é dado pela relação S indef /S amolg. Figura III.9. Esquema geral do equipamento de palheta de campo (NASCIMENTO, 1998 e OLIVEIRA, 2000).

112 88 Na Tabela III.3 estão os resultados numéricos da resistência não drenada, da resistência não drenada amolgada e da sensibilidade, obtidos no ensaio de palheta de campo para os dois furos. A Figura III.10 apresenta o perfil geotécnico contendo Su indef e Su amolg e a sensibilidade da argila S Uindef / S Uamolgado ao longo da profundidade. Tabela III.3. Resultados de ensaio de palheta de campo Furos EPC1 EPC2 Prof. Rotação Torque S U EPC Rotação Torque Amolg. S U Amolg. (m) (Graus) (Nm) (kpa) (Graus) (Nm) (kpa) Sensibilidade 7, ,81 24, ,21 19,15 1,29 7, ,12 68, ,38 21,32 3,23 9, ,85 37, ,42 6,40 5,90 11, ,90 24, ,66 2,65 9,37 12, ,37 17, ,66 1,65 10,50 13, ,71 17, ,24 1,23 14,31 14, ,32 26, ,40 1,40 18,74 16, ,94 38, ,74 2,73 14,21 18, ,75 57, ,91 3,90 14,76 10, ,49 29,40-11, ,09 32,98 6 6,84 6,82 4,84 12, ,07 25, ,26 8,23 3,16 13, ,40 25, ,36 12,32 2,06 14, ,46 20, ,28 16,23 1,26 S u(indef) (kpa) S u(amolgado) (kpa) St =S u(indef.) /S u(amolg.) EPC1 EPC EPC1 EPC EPC1 EPC2 Profundidade (m) / /34 1/34 P/24 1/3 Aterro Argila orgânica turfa com argila orgânica P/ P/141 P/134 P/13 1/39 Argila orgânica siltosa Areia média Figura III.10. Parâmetros geotécnicos de resistência do ensaio de palheta.

113 89 O perfil de Su na vertical EPC1 obtido para o local de estudo, através de ensaios de palheta de campo, apresenta comportamento descontínuo entre 6 e 9m de profundidade, ou seja, o Su cresce dos 7 aos 7,5m; aos 7,5m o Su diminui até 12,5m; e volta a crescer até os 18m. A forte presença de raízes e materiais ainda em fase de decomposição, provavelmente faz com que a resistência aumente exatamente neste ponto, não sendo de fato, a resistência da camada considerada. Já na vertical EPC2, o valor de Su indeformada se mantém decrescente com a profundidade em todo o trecho ensaiado (10,5 a 14,0m), e a Su amolgada apresenta uma grande queda no trecho entre 10,5 a 11,0 m, e um aumento progressivo a partir desta profundidade até o fim do ensaio. As curvas (torque vs rotação) obtidas nos ensaios realizados na vertical EPC1 e na profundidade de 12,5m (indeformado e amolgado) são mostradas na Figura III.11. As demais curvas podem ser visualizadas no Apêndice A desta dissertação. A maioria dessas curvas apresentam uma forma típica de ensaios de boa qualidade. Como pode ser visto o comportamento de pico é bem visível. Na curva da Figura A.1 (EPC1-7,0m) e A.3 (EPC1-18,0m) ocorre queda mais brusca da resistência após atingir a ruptura. Isto pode ser explicado pelo fato do depósito de argila apresentar certa rigidez, ocorrendo um amolecimento do solo a uma maior velocidade. O comportamento atípico das curvas nas Figuras A.2 (EPC1-13,5m) e A.4 (EPC1-14,5m) pode ser provavelmente explicado pelo pouco aperto dado às hastes internas, quando da colocação das mesmas. As curvas apresentam inicialmente certa inclinação (até que as roscas sejam efetivamente apertadas), quando a partir daí assumem outra inclinação. No ensaio representado na Figura A.3 (EPC - 18,0m) a mesa de torque no início não estava totalmente presa, e isto explica o fato da dispersão no valor de Su indeformada (bem visível). As Figuras A.1 (EPC1-9,5m) e A.2 (EPC1-11,5m) apresentam curva com forma explicada pela presença de turfa na profundidade ensaiada. Na vertical EPC2-10m no ensaio indeformado, as castanhas não prenderam. No EPC2-14,0m, a Su indeformada provavelmente está com amolgamento, pois na tentativa de cravar os 0,50m suspendeu-se a cravou-se a palheta umas três vezes.

114 90 As curvas Torque vs. Rotação amolgado não apresentam comportamento de pico, sendo o torque amolgado sempre crescente com o ângulo de rotação, como tem sido observado na Literatura. Figura III.11. Curva típica Torque vs. Rotação Galpão BR 101. É importante lembrar que alguns problemas operacionais do ensaio de palheta de campo, em Recife, onde a profundidade e espessura dos depósitos argilosos são grandes, podem comprometer alguns resultados (OLIVEIRA, 2000). A partir de certa profundidade, há dificuldade de se cravar o equipamento para o avanço da profundidade, devido ao atrito entre as hastes de extensão externas e o solo ensaiado. O parafuso contido na parte inferior da mesa de torque, o qual é utilizado para fixá-la na haste externa, precisa estar bem fixo. a) ÂNGULOS DE ROTAÇÃO NA RUPTURA Ensaios de boa qualidade podem ser caracterizados por ângulo de rotação da palheta, medidos no instante da ruptura (θ rup ), inferiores a 30º (ALMEIDA, 2000 a partir de OLIVEIRA, 2000). Como pode ser observado na Tabela III.12 os θ rup para a grande maioria dos ensaios realizados apresentam valores menores que 30º. Na Figura III.12 são plotados os ângulos de rotação na ruptura vs. profundidade observados nos ensaios realizados neste estudo.

115 EPC1 EPC2 5 Profundidade (m) Ângulo de Rotação na Ruptura (graus) Figura III.12. Ângulo de rotação na ruptura não corrigidos vs. profundidade para o local estudado. É de se esperar que para solos mais resistentes, obtenham-se ângulos maiores, pois a distorção angular das hastes de extensão é também maior (OLIVEIRA, 2000). O aumento da profundidade também provoca maiores distorções angulares das hastes, e como conseqüência, maiores θ rup. Este fato não mostrou-se significativo nos resultados obtidos neste trabalho. b) SENSIBILIDADE É possível verificar os resultados da sensibilidade nos dois furos realizados plotados versus a profundidade no depósito argiloso do local de estudo (Figura III.13) obtendo-se o perfil de S t. O depósito estudado apresenta sensibilidade de baixa a alta na vertical SVP01 e de média a baixa para a vertical SVP02, conforme classificação de SKEMPTON e NORTHEY (1952), representada na Tabela III.4, confirmando de fato, essa tendência nas argilas moles do Recife.

116 92 Assim, pode-se considerar que a influência da sensibilidade dos solos moles do depósito estudado é fator importante na análise de comportamento. Após a ruptura, sua resistência é provavelmente bem menor do que a resistência inicial. Isto se deve ao fato de que, após rompido, há uma quebra no arranjo estrutural desses solos, levando-os a um processo similar a um amolgamento e conseqüentemente a um pico de resistência menor. Ou seja, o terreno não suportará a construção posterior de aterros ainda que com sobrecargas menores. Tabela III.4. Sensibilidade das Argilas (SKEMPTON e NORTHEY, 1952) SENSIBILIDADE S t Baixa 2 4 Média 4 8 Alta 8 16 Muito alta > baixa média alta muito alta 5 EPC1 EPC2 profundidade (m) Sensibilidade Figura III.13. Sensibilidade do depósito argiloso estudado, segundo a classificação de SKEMPTON e NOYTHEY (1952).

117 INVESTIGAÇÕES DE LABORATÓRIO CARACTERIZAÇÃO Os ensaios de caracterização foram realizados para a amostra retirada no furo 01, constando das seguintes determinações: análise granulométrica com sedimentação, limites de Atteberg (liquidez (LL) e plasticidade (LP), índice de plasticidade (IP) e limite de contração), umidade natural (Wn), peso específico natural (γ) e dos grãos (δ), determinação do teor de matéria orgânica (TMO), ph e condutividade realizados de acordo com as metodologias descritas nas normas e métodos da ABNT. A Figura III.14. representa a composição macroscópica da amostra e na Tabela III.5 estão os resultados do ensaio de caracterização. ÁGUA AMOSTRA 1 (11,00 a 11,40 m de profundidade) MATÉRIA ORGÂNICA GRÃOS SAÍS Turfa + argila mole orgânica, altamente plástica, com grau de contração elevado em períodos de grande estiagem. Possui propriedades expansivas. Contém matéria orgânica e considerável presença de sais. Figura III.14. Característica da amostragem do shelby e composição macroscópica da amostra. Tabela III.5. Resultados dos Ensaios de Caracterização AMOSTRA 1 - Furo 01 (PROFUNDIDADE 11,00 11,40 m) COMPOSIÇÃO GRANULOMÉTRICA (%) PEDREGULHO 00 UMIDADES (%) 11,91 PESO ESPECÍFICO (kn/m 3 ) AREIA GROSSA 01 UMIDADE NATURAL (Wn) 223 AREIA MÉDIA 01 LIMITE DE LIQUIDEZ (LL) 76 ENSAIOS QUIMÍCOS AREIA FINA 04 LIMITE DE PLASTICIDADE (LP) 57 Teor de Matéria Orgânica (%) 67 SILTE 27 ÍNDICE DE PLASTICIDADE (IP) 19 ph 6,66 ARGILA 67 LIMITE DE CONTRAÇÃO (LC) 37 Condutividade (µs/cm) (Presença de sais) 1640

118 94 A Figura III.15. apresenta os perfis dos parâmetros de caracterização com a profundidade, incluindo o perfil de umidade obtido com amostras do ensaio SPT. O pesos específicos foram estimados para a camada do aterro (γ aterro =18 kn/m 3 ), para as duas camadas de argila orgânica siltosa (γ argila = 14 kn/m 3 ) e para camada de areia siltosa (γ argila = 18 kn/m 3 ). Na camada de turfa com argila orgânica, o valor de γ argila = 11,9 kn/m 3 foi determinado no ensaio de caracterização. A curva granulométrica da amostra retirada é apresentada na Figura III.16, podendo-se verificar a alta percentagem de argila e silte. SPT-02 UMIDADES (%) PESO ESPECÍFICO ,0 0,5 1,0 1,5 2,0 0 5 W(%) SPT02 7 LL /33 1 NA Aterro Argila orgânica siltosa 5 LP Wn 5 1 Profundidade (m) 10 1/34 1/34 P/24 1/31 turfa com argila orgânica P/ P/141 P/134 P/131 1/39 Argila orgânica siltosa Areia média siltosa Figura III.15. Parâmetros geotécnicos de caracterização. Curva Granulométrica % Que Passa AREIA ARGILA SILTE AREIA FINA A.!!!!!! MÉDIA!!!! PEDREGULHO GR!!!!.!!!!!!!!!!! Furo 01 - amostra 01 Argila 67% Silte 27% Areia Fina 04% Areia Média 01% Areia Grossa 01% Pedregulho 00% 0 0,001 0,01 0, Diâmetro (mm) Figura III.16. Curva granulométrica da amostra.

119 95 Observa-se que a umidade natural da amostra retirada aos 11m de profundidade é bem superior ao limite de liquidez LL. Isto provavelmente ocorreu devido à realização de secagem prévia ao ar livre das amostras de argila orgânica antes da realização dos ensaios de determinação do LL, subestimando assim os resultados, conforme mencionado em COUTINHO e FERREIRA (1988). O índice de plasticidade foi também bem menor do que o esperado, apresentando valor de 19%. Infelizmente o laboratório não atendeu as recomendações da literatura, seguindo o procedimento estabelecido na Norma Brasileira. Segundo ALMEIDA e MARQUES (2004) a determinação do LL deve ser feita sem secagem em estufa, pois as argilas orgânicas brasileiras, com a secagem em estufa, os valores de LL são cerca de 10 a 30% menores do que sem secagem. Como o LP é pouco afetado, o valor de IP é também afetado nessa ordem. SANDRONI (1993) comenta que a diferença entre os valores de IP obtidos com e sem secagem prévia nas argilas moles orgânicas, costuma ser muito grande. O autor relata como exemplo Gramacho RJ, onde o IP sem secagem é de 115% ao passo que, com secagem, é de 43%, em média, sendo esta diferença excepcionalmente alta ADENSAMENTO VERTICAL O ensaio de adensamento com drenagem vertical foi realizado na amostra indeformada retirada aos 11,0m de profundidade, em corpos de prova com diâmetro de 8,74 cm, área de 60 cm 2 e altura de 2 cm, em equipamento do tipo Bishop, com anel fixo. Foram aplicados estágios de carregamento de 5kPa a 320 kpa, com razão de incremento de tensão σ V /σ V =1, com tempo de duração de 24 horas. O procedimento e método de cálculo empregados foram os recomendados na literatura para a realização do ensaio oedométrico convencional. A Figura III.17. apresenta a curva tensão-deformação resultante dos ensaio de adensamento vertical, e os seus respectivos parâmetros: índice de compressão (C C ) e de inchamento (C S ), índice de vazios inicial (e 0 ) e tensão de pré-adensamento (σ VM ).

120 96 Com objetivo de qualificar a amostra, de acordo com o proposto por LUNNE et al. (1997), (ver também COUTINHO et al, 2000), foi determinada a deformação correspondente à tensão vertical efetiva inicial da amostra (ε σ V0 ). Observa-se a baixa qualidade da amostra, com valores de ε σ V0 = 13,7% (de pobre a muito pobre) para a amostra do adensamento vertical (Expressão III.1). eo eσ vo 4,564 3,800 ε σ vo = = = 0,137 = 13,7% (III.1) 1 + e 5,564 o 6 Curva Índice de Vazios Vs Pressão 5 e o =4,564 Índice de Vazios 4 3 eσ vo= 3,80 2 ) ) ) ) ) ) ) ) ) σ VM =42,5 kpa σ ) vo =59,8kPa ) ) ) e o =4,564 e σ vo =3,80 σ vo =59,8kPa σ vm =42,5 kpa Cc=1,9 CR=34,5% Cs=0,30 SR=5,39% Wn=223,19% S=100% ε σ vo =13,7% OCR=0, Pressão em (kpa) Figura III.17. Curvas tensão x deformação no adensamento vertical. As tensões efetivas iniciais foram calculadas, considerando-se o peso específico de cada camada, e admitindo a sobrecarga do aterro e o nível d água (Figura III.20). O cálculo do OCR (σ vm / σ vo ) foi feito para o ensaio, utilizando o valor encontrado para σ vm (42,5kPa) obtido no ensaio de adensamento, e o valor estimado de σ vo (59,8kPa). Observa-se claramente (Figura III.18) o efeito do amolgamento na tensão de pré-adensamento obtida na amostra, a qual apresentara-se inferior à tensão vertical efetiva indicando um falso subadensamento da argila (OCR=0,71).

121 97 A estimativa do coeficiente de adensamento foi feita através do Método de TAYLOR, para t 90 no gráfico raiz do tempo ( t ) versus deformação, através da Expressão (III.2). c T H t v90 d v = (III.2) 90 Sendo: T v90 = 0,848 para o caso de drenagem vertical (TERZAGHI, 1943); H d = altura de drenagem = meia altura do corpo de prova drenagem vertical. 0 SP-01 σ vo NA Aterro 1 1 1/ 33 Argila 1 orgânica / 34 1/ 34 P/2 1/ 3 turfa com argila 10 P/10 15 P/14 P/13 P/13 1/ 3 Argila orgânica siltosa Areia média 20 Figura III.18. σ vo vs. profundidade A Figura III.19 apresenta a curva de coeficientes de adensamento vertical versus a tensão vertical efetiva média ) Cv (m2/seg.) 10 ) ) ) 5 ) ) ) ) ) Pressão em (kpa) Figura III.19. Curva Tensão x Coeficiente de adensamento vertical.

122 98 Na Tabela III.6 podem ser vistos os resultados dos parâmetros de compressibilidade obtidos a partir do ensaio de adensamento. Tabela III.6 Parâmetros de compressibilidade obtidos a partir do ensaio de adensamento COEFICIENTE DE ADENSAMENTO - Cv Profundidade (m) 11,00 11,40 Pressão média ( kpa) Coeficiente de adensamento (m 2 /seg) ENSAIO DE PERMEABILIDADE - k Índice de vazios médio Coeficiente de permeabilidade (m/seg) 3,8 16,549 4,472 6, ,856 4,398 3, ,039 4,277 2, ,820 4,069 2, ,243 3,731 0, ,189 3,209 0, ,768 2,589 0, ,619 2,034 0, ,346 1,647 0,010 Característica da amostra FURO 01- amostra 01 Indeformada tubo amostrador de 4. Tipo Fixo - com dimensões de : Característica do anel de adensamento Diâmetro: 8,74 cm Altura : 2,0 cm Área : 60 cm 2 Condição de ensaio INUNDADO Pressão de inundação (kpa) 2,5 Profundidade (m) 11,00 11,40 Umidade inicial de moldagem (%) 223,19 Grau de saturação inicial de moldagem (%) 100 Massa específica aparente úmida inicial de moldagem (kn/m 3 ) 11,91 Índice de vazios inicial 4,564 Índice de compressão (Cc) 1,900 Índice de expansão (Cs) 0,300 Índice de vazios final 1,768 Pressão de Pré-adensamento (kpa) 45, TRIAXIAIS UU E CIU Foram realizados ensaios de compressão triaxiais UU e CIU para definição da resistência na condição não drenada (Su) e drenada (c φ ), respectivamente. Os cálculos e procedimentos do ensaio UU foram feitos de acordo com BISHOP e HENKEL (1962). Os ensaios CIU foram executados segundo COUTINHO (1986). O cisalhamento dos corpos de prova foi realizado em prensa com velocidade igual a 0,77 mm/min,, com aplicação de pressões confinantes variando de 50 a 400 kpa. A Tabela III.7 mostra os resultados dos ensaios triaxiais UU e a Figura III.20 apresenta curvas tensão-deformação do ensaio.

123 99 Tabela III.7. Resultado do Ensaio Triaxial UU Profundidade (m) CP Umidade inicial (%) Su média (kpa) 11,00 11, , , , ,51 Angulo de atrito interno ( 0 ) 20 0 Tensão Desvio (kpa) Pressões confinantes 50 kpa 100 kpa ' ) ) ))))))) ) ) ) ) & & ) ) & & & & & & &&&&&& ''''''''' &&&& && ) & & & & & & & & & & & & && ) ))) ' ' ' ' ' ' ' ' ) )) ' & & && &&& ) ' '' ) ' ''' 150 kpa 200 kpa 0 &) ' Deformação esp. axial (%) Figura III.20. Curva tensão-deformação ensaio triaxial UU. TENSÃO CISALHANTE (kpa) TENSÃO NORMAL (kpa) Figura III.21. Envoltória de resistência Ensaio triaxial UU. coesão = 20 kpa âng. atrito = 0º

124 100 A Tabelas III.7 mostra os resultados dos ensaios triaxiais CIU. A Figura III.22 apresenta curvas tensão-deformação típicas do mesmo ensaio e a Figura III.23 mostra as envoltórias de tensões efetivas do ensaio CIU, obtidas a partir do ponto correspondente à ruptura. Observa-se que as curvas-deformação do dois ensaios possuem um pico de resistência entre 5 e 10% de deformação e que a partir daí há uma pequena queda de resistência com aumento das deformações. Tabela III.7. Resultado do Ensaio Triaxial CIU Profundidade (m) 11,00-11,40 CP Umidade inicial (%) , , , ,51 Su média (kpa) Tensão Total Ângulo de atrito interno ( 0 ) c (kpa) Tensão Efetiva Ângulo de atrito interno ( 0 ) Tensão Desvio (kpa) Pressão Neutra (kpa) 200 Pressões confinantes 50 kpa 100 kpa 200 kpa 400 KPa ' ) & & & & &&&&&&&&& 150 & & & & & & & & & & & & & && && & &&&& & & & & & & & 100 & && &&& ) ) ) ) ) ) ) ) ))))))))) 50 & & &&& ) )))) ''''' ' ' ' &) )))) ' ' ''''''''''''' ' 0 &) ' Pressões confinantes 50 kpa 100 kpa 150 kpa 2 kpa ' ) & & 200 & & & & && && &&&& &&&&&&& & & &&& & && & &&& & && & & &&&& & &&&& & & &&&&& 100 )))))) ) )))) ) ) ) ) ) ) ) ) )) )) )) '''' '''''''' ''''''''''' 0 ' Deformação. esp. axial (%) Figura III.22. Curvas tensão-deformação e Curvas poro-pressão-deformação do ensaio CIU

125 101 TENSÃO CISALHANTE (kpa) âng. atrito = 30º coesão = 12 kpa TENSÃO NORMAL (kpa) Figura III.23. Envoltória de resistência de Tensões Efetivas Ensaio triaxial CIU. Os parâmetros de resistência obtidos nos ensaios triaxiais UU e CIU, incluindo os resultados obtidos nos ensaios de palheta de campo são mostrados na Figura III.24. Observa-se que a resistência não drenada para os ensaios triaxiais UU apresentou valor muito próximo (Su = 20 kpa) ao obtido no ensaio de palheta no solo natural realizada na mesma profundidade da retirada da amostra. S u(palheta) (kpa) St =S u(indef.) /S u(amolg.) φ' (º), c' (kpa) Aterro EPC1 EPC2 Triaxial UU EPC1 EPC2 ângulo de atrito coesão / 33 Argila orgânica 1 silt osa / 34 1/ 34 P/24 1/ 31 turfa com argila orgânica P/108 P/ P/134 P/131 1/ 39 Argila orgânica silt osa Areia média silt osa Figura III.24. Parâmetros geotécnicos de resistência Ensaios triaxiais UU e CIU e Ensaios de Palheta.

126 COMENTÁRIOS ADICIONAIS O procedimento de amostragem e moldagem de corpo de prova adotado pelo Laboratório de Solos e Instrumentação da UFPE parece explicar as diferenças de resultados em alguns ensaios. O material do topo do shelby (cerca de 15 cm) foi recolhido para ensaio de adensamento e caracterização, e o material final (cerca de 25cm) foi recolhido para o ensaio triaxial e granulometria. As extremidades vedadas por parafina são desprezadas. Desta maneira, a amostra do Galpão BR-101 apresentou-se com duas fases constituídas por solos diferentes O material do topo do shelby foi caracterizado por turfa, com umidade de 223% e TMO = 67%, o material do final do shelby foi caracterizado por argila orgânica com umidade em torno de 117% (Figura III. 25). Turfa 0,15 Argila orgânica 0,25 Figura III.25. Materiais encontrados na amostra do Shelby Observando o perfil de umidade do local de estudo (Figura III.4), verifica-se que aos 11,0 a 11,40, onde o shelby foi retirado, constitui uma zona de transição, ou seja, há um decréscimo na umidade natural, sendo este fato, também evidenciado no shelby. Quanto ao TMO, verifica-se que o resultado de 67% é um valor alto, entretanto condizente com a descrição de turfa e com a umidade de 223% apresentada, porém não é condizente com a descrição de matéria orgânica e com a umidade de 117% apresentada no material dos últimos 25 cm do shelby. A curva granulométrica é relativa ao material do final do shelby, e não da turfa, já que para este material, a determinação da granulometria não é possível.

127 103 CAPÍTULO IV ANÁLISE E AMPLIAÇÃO DOS PARÂMETROS GEOTÉCNICOS 4.1. INTRODUÇÃO O objetivo deste capítulo é analisar e ampliar os dados iniciais fornecidos por Gusmão Engenheiros Associados, conforme apresentados no capítulo anterior, a fim de permitir a adequada utilização no presente trabalho. É importante ressaltar que se tratava inicialmente de um trabalho prático não voltado à pesquisa e com limitações relacionadas às investigações geotécnicas, e conseqüentemente à obtenção de parâmetros. Inicialmente será apresentada uma síntese de resultados de estudos desenvolvidos na Área de Geotecnia DEC/UFPE das características das argilas moles do Recife reunidas a partir do Banco de Dados (COUTINHO e OLIVEIRA, 1994, COUTINHO et al., 1998a), e alguns resultados de parâmetros geotécnicos descritos na literatura brasileira. A partir desses estudos, será apresentada a adequação / ampliação dos parâmetros geotécnicos necessários para a análise de estabilidade do depósito do Galpão da BR-101 a ser realizada no Capítulo V SÍNTESE DA CARACTERIZAÇÃO GEOLÓGICA DAS ARGILAS MOLES DO RECIFE A cidade do Recife apresenta uma área plana que se formou no período Quaternário com a influência das águas salinas e doces. Os depósitos de argilas moles orgânicas podem ser encontrados em aproximadamente 50% da área da planície do Recife, formada no período Holocênico com uma idade máxima de cerca de anos. O nível do solo é próximo do nível do mar e os depósitos de solos moles, em geral, estão quase totalmente abaixo do nível d água.

128 104 Devido ao interesse prático, as argilas moles do Recife vem sendo sistematicamente estudadas por vários autores através da elaboração de dissertações de mestrado, tese de doutorado e publicação de artigos técnicos nacionais e internacionais (TEIXEIRA, 1972; AMORIM JR., 1975; FERREIRA, 1982; COUTINHO, 1988; COUTINHO e FERREIRA, 1988; OLIVEIRA, 1991; COUTINHO e OLIVEIRA, 1994 e 1997; PEREIRA, 1997; COUTINHO et al., 1998; COUTINHO et al., 1999; COUTINHO et al., 2000; OLIVEIRA, 2000, OLIVEIRA, 2002). Em função dos problemas de engenharia dos solos moles e para dar suporte à comunidade geotécnica, um Banco de Dados dos Solos Moles de Recife foi desenvolvido pelo GEGEP- UFPE (Grupo de Engenharia Geotécnica de Encostas e Planície), sob a coordenação do Prof. Roberto Quental Coutinho. Este Banco de Dados contém informações geotécnicas de cerca de 50 locais, incluindo dois locais de pesquisa. Totalizam cerca de 400 linhas que incluem informações geotécnicas de identificação, caracterização, adensamento e resistência. Também estão inclusas correlações estatísticas gerais dos parâmetros geotécnicos dos solos de Recife e dos locais de pesquisa. As informações geotécnicas são geralmente obtidas através de ensaios de laboratório e ensaios de campo realizados pela universidade para pesquisa e projetos práticos de engenharia de fundações e aterros sobre solos moles. O programa padrão de ensaios de laboratório consiste em caracterização, adensamentos com incrementos de carga e triaxiais de compressão. O perfil de SPT e outras informações são obtidas através de empresas privadas. Nos locais de pesquisa (Clube Internacional e SESI-Ibura), onde se requer investigações mais detalhadas, são realizados ensaios complementares de laboratório e um programa de ensaios de campo tais como: Piezocone, Dilatômetro de Marchetti, Pressiômetro de Ménard e Palheta de Campo. O universo do Banco de Dados dos solos de Recife, com dados de ensaios de laboratório e campo, está sendo ampliado através do cadastramento, locação e análise de casos de problemas práticos nos solos moles de Recife. Vale salientar que a utilização de procedimentos, como uso de correlações estatísticas locais a partir da umidade de campo obtidas no SPT, já é prática do GEGEP-UFPE, possibilitando a ampliação de problemas práticos, tornando-os trabalhos de pesquisa,

129 105 através de parcerias firmadas com empresas de engenharia, trazendo aprendizado e experiência profissional local. Pode ser citada a dissertação de mestrado de CAVALCANTE (2001), onde foi realizada uma análise de comportamento de aterros sobre solos moles de encontro de ponte Alagoas, através de previsão de recalques e instrumentação, também parceria com Gusmão Engenheiros Associados. No sentido de atender os objetivos de análise e ampliação dos parâmetros geotécnicos obtidos, alguns tópicos de interesse para o entendimento e análise do problema em estudo, serão descritos a seguir PERFIS TÍPICOS FERREIRA et al. (1986) destacam a ocorrência de dois tipos básicos de perfis com presença de argila mole: tipo I e tipo II (ver Tabela IV.1). COUTINHO e FERREIRA (1988), apresentam e discutem resultados com a profundidade para seis dos depósitos investigados de argilas-solos orgânicos moles do Recife. Os locais estudados correspondem a uma distribuição bastante ampla da área da planície do Recife. Tabela IV.1. Perfis Típicos da Planície do Recife (FERREIRA et al., 1986) SOLO Perfil tipo IA Perfil tipo IB Perfil tipo II Faixa de espessura (m) Faixa de espessura (m) SOLO Faixa de espessura (m) obser- mais valor obser- mais valor obser- mais valor vada freq. médio vada freq. médio vada freq. médio Aterro Areia ,7 5, ,4 7,0 Argila , Areia Limite de sondagem Aterro Argila Areia Limite de sondagem A Figura IV.1 apresentada por COUTINHO et al. (2000) mostra quatro perfis geotécnicos típicos com solos moles da planície do Recife. Podem ser observadas uma camada superior de aterro / areia, a estratificação dos depósitos de solos moles, e a existência de areias argilosas e/ou solos orgânicos. Em geral, a consistência das argilas é mole, mas camadas com consistência média também ocorrem. O nível d água normalmente é localizado entre 0 e 2m de profundidade.

130 106 Profundidade (m) NA Aterro Areia / Argila Argila Orgânica Siltosa (1) Argila Orgânica Siltosa (2) Argila/Areia 0 Clube Internacional NA Aterro Turfa Argila Orgânica Siltosa (1) Argila Orgânica Siltosa (2) Areia Argilosa SESI-Ibura NA Aterro Argila Siltosa Argila Orgânica Argila Arenosa Argila Orgânica Argila Arenosa Areia Boa Viagem NA Areia Argilosa Solo Orgânico Areia Cajueiro / /34 1/34 P/24 1/31 P/108 P/141 P/134 P/131 1/39 1 NA Aterro Argila orgânica siltosa turfa com argila orgânica Argila orgânica siltosa 6 Areia média siltosa 6 Galpão BR-101 (a) Figura IV.1. Perfis geotécnicos típicos; (a) Planície do Recife (COUTINHO et al., 2000), (b) presente estudo. (b) O perfil do local estudado na presente dissertação apresenta uma espessa camada de aterro com cerca de 6m, seguindo de solos moles saturados com SPT (N= P a 1) com aproximadamente 13m de espessura. Como pode visto na Tabela IV.1 não existe uma classificação para perfis com camada de argila entre 10 a 15m de espessura. Neste caso específico o perfil estudado seria enquadrado entre os perfis IA e IB, sendo mais próximo do IB. Considerando que o perfil tipo IB possui maiores espessuras observadas, fica como sugestão neste trabalho, ampliar o seu intervalo (de 15 a 25m para 10 a 25m) de forma a não haver mais intervalo entre os perfis IA e IB. Em relação aos perfis representativos da Planície do Recife apresentados na Figura IV.1(a), pode-se verificar uma boa concordância com que o perfil do Galpão BR-101 (local de estudo), quanto a espessura, consistência e classificação das camadas de solos moles. Variação significativa no perfil obtido tem sido observada na planície do Recife em pequenas distâncias. Entretanto, parece existir tendência de que, à medida que se desloca do litoral para o interior a espessura da camada de argila tende a crescer. Os valores do ensaio de SPT obtidos nas sondagens catalogadas apresentam um máximo de 4 e em geral entre 0 e 2 golpes independente do tipo de perfil (COUTINHO et al, 2000)

131 ÍNDICES FÍSICOS A Figura IV.2 apresenta a carta de plasticidade com os resultados de ensaios de laboratório para argilas moles/média e solos orgânicos /turfas do Recife. Resultados do depósito de solos moles de Juturnaíba RJ são também são mostrados. Os solos foram divididos em quatro grupos: areia, silte, argilas orgânicas, e turfas/solos orgânicos, usando a ferramenta de criação de subgrupo (COUTINHO e LACERDA, 1987). Na carta foram incluídas proposta de intervalos para argilas orgânicas e inorgânicas e turfas. Pode ser observado nesta carta que os resultados das argilas moles/médias de Recife estão em torno da linha A, com limite de liquidez (W L ) variando entre 23% a 235% e o índice de plasticidade (IP) variando entre 5 e 148%. Os resultados dos solos orgânicos de Recife e Juturnaíba estão abaixo da linha A e em torno dos intervalos propostos na literatura. O W L está entre 175 e 235% e IP entre 40 e 120% (Recife). Os valores de umidade natural (W N ) encontram-se entre 18 e 215% (argilas moles/médias) e entre 180 e 800% (solos orgânicos /turfas) (COUTINHO et al. 1998a). Figura IV.2. Carta de Plasticidade Resultados de solos moles de Recife e de Juturnaíba (COUTINHO et al. 1998a) A Tabela IV.2. mostra a faixa de variação de valores de índices físicos dos seis locais investigados por COUTINHO e FERREIRA (1988). Observa-se que, para as argilas

132 108 orgânicas, em geral, o teor de argila se situa na faixa de 20 a 80%, sendo mais freqüente em torno de 50%; a umidade natural apresentando-se na faixa de 30 a 110%; o limite de liquidez em geral próximo da umidade natural, sendo em algumas profundidades pouco inferior à umidade; entretanto, quando nesses casos os ensaios forem também realizados sem secagem prévia, o limite de liquidez apresentou-se superior; o índice de plasticidade em geral mostrou-se na faixa de 20 a 60% apresentando um aumento significativo, em alguns casos, quando da sua obtenção sem secagem prévia; a massa específica do solo e dos grãos se situando na faixa de 14 a 19 kn/m 3 e 25,1 a 26,8 kn/m 3 respectivamente. Os depósitos de solos orgânicos-turfas apresentaram maiores umidades naturais (valor máximo da ordem de 500%), limites de consistência, quando possível de determinação e menores massas específica ρ e ρ s (10 a 15kN/m 3 e 17 a 22 kn/m 3 ). È importante salientar que esses locais foram investigados em uma época em que se utilizava secagem prévia nas amostras. Hoje para ensaios realizados no Laboratório de Solos da UFPE não se recomenda mais esse procedimento. Tabela IV.2. Faixa de Variação de Valores e Índices Físicos por Local Investigado (COUTINHO e FERREIRA, 1988). Local Madalena I-16C Bongi II-16G Boa Viagem III-28A Caxangá IV-9A Estância V-21A Cajueiro VI-37A Profundidade ensaiada Análise granulométrica (%) Limites de consistência (%) (m) areia silte argila WL IP W (%) e o , , , , Índices físicos 1,06-2,42 0,71-1,93 0,86-2,33 ρ (kn/ m 3 ) 14,7-17,7 16,2-19,5 14,3-19,1 ρ s (kn/ m 3 ) 25,7-26,5 25,9-26,7 25,0-26,7 0,72-3,38 2,22-14,39 2,65-9,33 13,1-19,8 11,0-14,7 11,0-12,0 18,9-26,1 24,6-26,5 18,0-19,6

133 109 Para um depósito de argila orgânica com perfil tipo IA situado na mesma área da cidade do local do depósito de estudo COUTINHO e FERREIRA (1988) determinaram valores de LL variando entre 75 a 405%, IP entre 41 a 218% e umidade natural ente 70 a 461%. Infelizmente, como no local de estudo os ensaios de caracterização foram realizados com secagem prévia da amostra de solo, os resultados de IP obtidos no estudo inicial não podem ser comparados de forma adequada com os resultados apresentados na Figura IV.2. Entretanto, será apresentado mais adiante a metodologia empregada na obtenção desse parâmetro neste estudo. A Figura IV.3 apresenta o perfil geotécnico com os resultados de ensaios de caracterização dos dois depósitos de pesquisa (Clube Internacional e SESI Ibura). Pode-se verificar um grande número de ensaios realizados nestes locais. No depósito do SESI a umidade natural é bem próxima do limite de liquidez, entretanto no Clube Internacional verificam-se maiores diferenças entre 6-16m de profundidade. Provavelmente, neste local os ensaios de caracterização foram realizados com secagem prévia, já que se trata de uma investigação mais antiga. (Clube Internacional) SESI - Ibura Figura IV.3. Resultados de ensaios de caracterização com a profundidade Clube Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)

134 MATÉRIA ORGÂNICA A quantidade (teor) e a qualidade (tipo e grau de decomposição) da matéria orgânica condicionam fortemente o comportamento dos solos orgânicos. A umidade natural dos solos cresce com a presença da matéria orgânica, devido à grande capacidade de absorção de água da matéria orgânica. Esta, quando pouco decomposta (textura fibrosa) apresenta os maiores valores. Os solos denominados normalmente de turfas (solos altamente orgânicos de origem vegetal), quando puras e saturadas geralmente tem unidade entre 500 e 1.500%, podendo ocorrer valores maiores e grande variabilidade erraticamente dentro de pequenos comprimentos. COUTINHO (1986) em seus estudos no aterro experimental de Juturnaíba, indica que a densidade desses solos orgânicos tem sido observada decrescer hiperbolicamente com o aumento da matéria orgânica, variando entre a densidade do mineral (da ordem de 2,7) e a densidade da matéria orgânica (da ordem de 1,4). Os valores da massa específica são menores que os solos minerais, devido à baixa densidade da MO e a forte presença da água. O índice de vazios dos solos orgânicos podem ser extremamente elevados (3 a 20), tendo a turfa fibrosa os maiores valores. O referido autor correlaciona o teor de matéria orgânica, obtidos pelos métodos químicos e de perda por aquecimento, com o teor de umidade, da massa específica, da densidade dos grãos e do índice de plasticidade (Figura IV.4). Na classificação geral do LPC (PERRIN, 1974; MAGNAN, 1968), os solos orgânicos são separados em três grupos: 1 solos pouco orgânicos, 3<TMO<10%, incluídos na classe de solos finos; 2 solos medianamente orgânicos, 10<TMA<30% e; 3 solos muito orgânicos, TMO>30%. Os dois últimos formando a Classe dos Solos Orgânicos. Os solos normalmente denominados de turfas estariam neste grupo. MASSAD (1994) comenta que ao longo de toda a costa brasileira tem sido reportados, em argilas moles, baixos teores de MO, entre 3 a 10%, como ocorre no Rio de Janeiro, no Recife e em Vitória ES.

135 111 Figura IV.4. Curvas W,δ, G e IP vs. TMO (COUTINHO, 1986) Perfil geotécnico com resultados de teor de matéria orgânica para o Clube Internacional e SESI-Ibura são apresentados na Figura IV.5. No depósito do Clube Internacional o TMO foi obtido através do método químico do dicromato de potássio, com resultados na camada 1 entre (1,0±1,5%) e na camada 2 entre (3,7±1,7%). No depósito do SESI, o TMO foi obtido através do método químico do dicromato de potássio e pelo método da queima, com resultados na camada 1 entre (6,9±1,4%) e na camada 2 entre (4,5±1,7%). Os solos dos dois depósitos se enquadraria segundo a classificação geral do LPC como pouco orgânicos.

136 112 (Clube Internacional) (SESI-Ibura) Figura IV.5 Perfil geotécnico com resultados de teor de matéria orgânica Clube Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997). Os solos moles do depósito do Galpão estudado seriam em princípio, enquadrados de acordo com a classificação acima citada, como solo muito orgânico. Entretanto, como TMO=67% (muito alto) e W N =223%, o solo seria denominado de turfa. Conforme comentado no final do Capítulo III, isto indica que particulamente onde o corpo de prova foi retirado no shelby para determinação do TMO, o solo indicou ser turfa. Já no corpo de prova retirado para realização de ensaios triaxiais, a umidade determinada foi cerca de 117% (pequena para ser indicando ser turfa) HISTÓRIA DE TENSÕES A costa brasileira comporta-se de forma homogênea do nordeste ao sul, sendo possível mostrar relações de afinidade entre os solos nela ocorrentes, desde que se trabalhe com parâmetros adimensionalizados (MASSAD, 1994). O autor comenta que, nesse contexto, a pressão de pré-adensamento apresenta-se como papel decisivo, o que recoloca a origem geológica como questão central.

137 113 Resultados de ensaios oedométricos ao longo de diversos estudos evidenciaram que em geral as argilas moles/médias e as turfas/solos orgânicos de Recife são ligeiramente préadensadas (OCR<3,0) ou levemente normalmente consolidadas (OCR<1,3). Valores de OCR maiores do que 3,0 podem ser encontrados na crosta ressecada (COUTINHO et al., 1998). A Figura IV.6 apresenta resultados de pressão vertical efetiva inicial (σ vo ), pressão de préadensamento (σ vp ) e OCR vs. profundidade dos depósitos representativos de argila do Recife situados no Clube Internacional e SESI-Ibura respectivamente. Pode-se observar que o depósito do Clube Internacional apresenta uma crosta pré-adensada (OCR de 1,3 a 2,9) e é geralmente subdividida em duas ou mais camadas, com tendência de diminuição do OCR com a profundidade até os 11m até tornar-se basicamente normalmente adensada com OCR=1. COUTINHO e OLIVEIRA (1994) comenta que o ressecamento da parte superior do depósito, o efeito do tempo (adensamento secundário) devido ao peso próprio do material e possivelmente a variação do nível d água freático podem ser causas de préadensamento no depósito. A presença eventual de uma camada de aterro bastante antiga entretanto, pode interferir nos resultados anteriores. (Clube Internacional) (SESI-Ibura) Figura IV.6. Resultados de σ vo, σ vp e OCR vs. profundidade Clube Internacional e SESI- Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)

138 114 O depósito do SESI-Ibura apresenta a camada 1 como normalmente adensada e levemente pré-adensada, apresentando valores de OCR, em geral, menores que 3,0. Já a camada 2 apresenta valores de OCR menores que 1. Possíveis causas deste subadensamento observado podem ser a dificuldade na amostragem e/ou acolocação de um aterro recente (últimos anos), o qual gerou um excesso de poro-pressão, que devido a baixa permeabilidade das camadas argilosas, pode ainda não ter sido totalmente dissipado (OLIVEIRA, 2000). A Figura IV.7 apresenta também, de maneira a ampliar os conhecimentos em vários locais de pesquisa na cidade do Recife, resultados de σ vo, σ vp e OCR vs. profundidade para os depósitos do Bairro de Boa Viagem e Cajueiro. Em geral esses depósitos são normalmente adensados, conforme tendência geral das argilas moles do Recife, com o segundo local apresentando valores de OCR maiores (1,5 a 3). (Boa Viagem) (Cajueiro) Figura IV.7. Resultados de σ vo, σ vp e OCR vs. profundidade Boa Viagem e Cajueiro (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997) Mesma tendência nos valores de OCR ocorre no local de estudo. Neste local a camada inicial de solo mole (cerca de 2m) apresenta-se pré-adensada (OCR~3,9), com diminuição do OCR com a profundidade. O aterro antigo com cerca de 6m de altura possivelmente é a causa do pré-adensamento.

139 COMPRESSIBILIDADE COUTINHO et al. (1998a) apresenta correlações estatísticas obtidas para as argilas moles de Recife-PE, através da quais podem-se estimar os parâmetros de compressibilidade C C, C S e e 0 a partir da umidade natural do solo W (%), utilizando todos os resultados do Banco de Dados para aplicação em pesquisas e problemas práticos. Pode-se observar uma maior dispersão para o subgrupo de solos orgânicos/turfas, o que se deve provavelmente à baixa qualidade de algumas amostras. As Figuras IV.8 apresentam graficamente duas correlações da Tabela IV.3. (a) (b) Figura IV.8. Correlações estatísticas: (a) Cc vs. W (%), (b) e o vs. W(%).(COUTINHO et al. 1998a). Tabela IV.3. Correlações estatísticas solos orgânicos e argilas moles / médias Recife (COUTINHO et al. 1998a). Solo Correlação Equação r 2 Desvio Padrão Argilas / Argilas Orgânicas W 200 % e Solos Orgânicos / Turfas W 200% e e 0 vs. W(%) e 0 = W C C vs. W(%) C C = W C C vs. e 0 C C = e C S vs. W(%) C S = W C S vs. e 0 C S = e e 0 vs. W(%) e 0 = W C C vs. W(%) C C = W C C vs. e 0 C C = e C S vs. W(%) C S = W C S vs. e 0 C S = e

140 116 O valor da umidade é utilizado para esta correlação, por ser este parâmetro facilmente obtido no campo através do ensaio de SPT. A Figura IV.9 mostra que os resultados de umidade obtidos com o procedimento padrão de laboratório, a partir de amostras de SPT são bem próximos dos resultados a partir de amostras shelby. Figura IV.9. Comparação entre umidade retirada do Shelby e SPT- SESI-Ibura (COUTINHO et al 1998a). COUTINHO e FERREIRA (1988) apresenta e comenta os valores de eo, Cc, Cs obtidos nos ensaios oedométricos para 4 depósitos estudados. Os valores de índice de vazios inicial (e o ) estão entre 0,5 e 5,25 (argilas moles/médias) e entre 3,45 e 14,4 (turfas/solos). O índice de compressão (Cc) está no intervalo entre 1,0 e 2,8 (argilas moles/médias), e entre 1,4 e 6,8 (turfas/solos orgânicos) que é um valor muito alto. Os valores do índice de recompressão (Cs) estão entre 0,02 e 0,46 (argilas moles/médias) e entre 0,11 e 0,85 (turfas/solos orgânicos). O coeficiente de adensamento vertical (Cv) está entre 20 e 70x10-8 m 2 /s no trecho pré-consolidado e 10x10-8 m 2 /s no trecho normalmente consolidado. A Figura IV.10 apresenta os parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade para os dois depósitos de estudo (ver também Figura IV.11 para os depósitos de Boa Viagem e Cajueiro). Pode-se verificar que no depósito do Clube Internacional como no do SESI-Ibura, o índice de vazios inicial (e o ), o índice de compressão (Cc) e o índice de compressão (Cs) apresentam valores maiores na primeira camada. O índice de compressão, por exemplo, da camada 1, é em média cerca de 2 vezes o da camada 2.

141 117 (Clube Internacional) (SESI-Ibura) Figura IV.10. Parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade - Clube Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997) Boa Viagem Cajueiro Figura IV.11. Parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade Boa Viagem e Cajueiro (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)

142 118 No depósito do Galpão da BR-101, os parâmetros de compressibilidade apenas foram determinados através de ensaios de adensamento aos 11,0m de profundidade. A construção de um perfil é possível a partir de correlação utilizando o perfil de umidade natural a partir do ensaio de SPT, conforme mostrado mais adiante RESISTÊNCIA NÃO DRENADA Resultados de Su obtidos através do ensaio de palheta de campo para outras argilas moles brasileiras, juntamente com os resultados de argilas do Recife, podem ser vistas na Tabela IV.4. Essa tabela resume também características de umidade natural e índice de plasticidade destes solos. Em geral as argilas moles brasileiras apresentam resistência não drenada (Su) variando entre 5 a 60 kpa. (faixa típica: 5 a 30 kpa). O depósito de argila mole do Recife situada no Clube internacional apresenta um dos maiores resultados de Su (de 34 a 56 kpa) sendo classificado como de consistência média, em relação ao Su, apesar de ser classificada como mole pelo SPT (N=2 a 4). Tabela IV.4. Valores de Su palheta, IP e umidade natural para argila/solos orgânicos brasileiros (COUTINHO et al., 2000; OLIVEIRA, 2000). Local Faixa Su(kPa) IP (%) W N (%) Referência Recife-PE (Clube Intern.) OLIVEIRA (2000) Recife-PE (SESI- Ibura) OLIVEIRA e COUTINHO (2000) Jurtunaíba-RJ (aterro experimental) COUTINHO (1986b) Jurtunaíba-RJ (Barragem- Trechos II e V.) COUTINHO et al. (1988c) Jurtunaíba-RJ (Barragem- Trecho III-2.) COUTINHO et al. (1988c) Sarapuí-RJ ORTIGÃO e COLLET (1986) Porto Alegre-RJ SOARES (1997) Barra da Tijuca-RJ LACERDA e ALMEIDA (1995) Itaipu-RJ SANDRONI et al. (1984) Santos-SP MASSAD (1988) Sergipe SANDRONI et al. (1997) Enseada Cabritos-BA BAPTISTA e SAYÃO (1998) João Pessoa-PB CONCEIÇÃO (1997) a partir de SOARES (1997)

143 119 A Figura IV.12. mostra o perfil de Su obtidos com diferentes ensaios dos dois locais de pesquisa da Área de Geotecnia DEC/UFPE. É possível observar uma boa concordância, entre esses ensaios, podendo-se assim, obter um perfil médio a ser utilizado na prática de projeto (OLIVEIRA, 2000), com as devidas considerações técnicas adequadas. Perfis de Su obtidos através de ensaios de palheta de campo para outras argilas brasileiras, assim como comparações com outros perfis obtidos através de ensaios de laboratório (UU- C, CIU-C e método SHANSEP), e outros ensaios de campo (CPTU, DMT e PMT) e de expressões teóricas (estados críticos, Cam-Clay e Cam-Clay Modificado) são apresentados em COUTINHO et al. (2000). Estes autores mostram resultados para argilas de Sarapuí- RJ, Juturnaíba-RJ, Barra de Tijuca RJ, Porto Alegre RS e Recife-PE. Os autores comentam que os perfis obtidos pelos diferentes procedimentos são em geral, similares entre si. Figura IV.12. Perfis de Su obtidos a partir de EPC, Ensaios UU-C, CIU-C, CPTU e DMT para as argilas moles de Recife (a partir de OLIVEIRA, 2000).

144 120 Os resultados de Su obtidos através do ensaio de palheta de campo realizado no Galpão BR-101 apresentados no Capítulo III, encontram-se na faixa dos valores de Su encontrados nas argilas moles brasileiras apresentadas na Tabela IV.4, ou seja, valores entre 18 a 40 kpa. Estudos mais detalhados quanto a consideração da resistência a ser utilizada na análise de estabilidade serão mostrados mais adiante SENSIBILIDADE A sensibilidade das argilas é uma característica de grande importância, pois indica que, se a argila vier a sofrer uma ruptura, sua resistência após esta ocorrência é bem menor. PINTO (2000) relata que os solos argilosos orgânicos das baixadas litorâneas brasileiras são exemplo disto. A argila orgânica presente é de tão baixa resistência que só pode suportar aterros com altura máxima de cerca de 1,5m. Tentando-se colocar aterros com maiores alturas, ocorrerá ruptura. A argila, ao longo da superfície de ruptura, ficará amolgada. Como esta argila tem uma sensitividade da ordem de 3 a 4, sua resistência cai a um terço ou a um quarto da inicial. O terreno após rompido não suporta mais do que 0,5m de aterro. A sensibilidade pode ser atribuída ao arranjo estrutural das partículas, estabelecido durante o processo de sedimentação, arranjo este que pode evoluir ao longo do tempo pela interrelação química das partículas ou pela remoção de sais existentes na água em que o solo se formou pela percolação de águas límpidas (PINTO, 2000). COUTINHO (1986) encontrou um valor médio de St=10 (sensibilidade alta), com forte dispersão, para argila/solos orgânicos sob o aterro experimental de Juturnaíba. ORTIGÃO (1993) e SCHNAID et al. (1998) comentam que, no Brasil a sensibilidade de depósitos argilosos tem variado entre baixa e média de acordo com a classificação de SKEMPTON e NORTHEY (1952). COUTINHO et al. (2000) e OLIVEIRA (2000) comenta que as argilas do Recife apresentam-se como uma das mais sensíveis dentre as argilas estudadas no Brasil, apresentando St variando de 4,5 a 15,8 (Tabela IV.5)

145 121 Tabela IV.5. Sensibilidade de argilas mole Brasileiras (COUTINHO et al., 2000; OLIVEIRA, 2000) Local Média Variação Referência Recife-PE (Clube Intern.) Cam. 1 6,4 4,5-11,8 OLIVEIRA (2000) Cam. 2 13,0 9,2-15,8 OLIVEIRA (2000) Recife-PE (SESI- Ibura) Cam. 1 6,1 4,7-8,2 OLIVEIRA (2000) Cam. 2 10,9 7,8-14,4 OLIVEIRA (2000) Aracajú, SE 5,0 2-8 ORTIGÃO (1988)* João Pessoa, PB CONCEIÇÃO (1977)** Jurtunaíba, RJ (aterro experimental) COUTINHO (1986b) Jurtunaíba, RJ (Barragem-Trechos II, V e III-2) - 4,8 COUTINHO et al. (1986c) Santa Cruz, RJ 3,4 - ARAGÂO (1975)* Sarapuí, RJ 4,4 2-8 ORTIGÃO e COLLET (1986) Sepetiba, RJ 4,0 - MACHADO (1988)* Barra da Tijuca, RJ 5,0 - LACERDA e ALMEIDA (1995) Ilha dos Amores-Baixada Santista, SP - 2,3-5,4 ÁRABE (1986) Santos, SP MASSAD (1988) Cubatão, SP TEIXEIRA (1988)* Florianópolis, SC 3,0 1-7 MACCARINI et al. (1988)* Porto Alegre, RS 4,5 2-8 SOARES (1997) Rio Grande, RS 2,5 - A partir de LACERDA e ALMEIDA (1995) *a partir de ORTIGÃO (1993); ** a partir de SOARES (1997) A sensibilidade da camada 1 do depósito do Clube Internacional (Figura IV.13) apresenta uma descontinuidade entre os 10 e 11m de profundidade, tendo seus valores decrescente com a profundidade e variando de 4,5 a 11,8. Na camada 2 seus valores são crescentes com a profundidade, apresentando uma faixa típica de 9,2 a 15,8. No SESI o aumenta da sensibilidade é aproximadamente linear com a profundidade na segunda camada. A camada 1 apresenta valores de S t variando de 4,7 a 8,2 e a camada 2 de 7,8 a 14,4 (OLIVEIRA, 2000). Conforme verificado no Item III, a sensibilidade do local de estudo, apresenta-se em geral, de média a alta com valores variando de 3 a 15, sendo crescente com a profundidade, em concordância com os depósitos já estudados na cidade do Recife.

146 122 Figura IV.13. Perfis de St obtidos a partir do ensaio de palheta de campo (OLIVEIRA, 2000). 4.3 EXPERIÊNCIA LOCAL DE OBRAS DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES Exemplo de outras obras construídas na Cidade do Recife de aterros executados sobre solos moles podem ser encontradas em (COUTINHO et al., 2001) - Ampliação do Metrô / Recife, (COUTINHO et al., 2004) - Ruptura do aterro do Canal Tejipió / Lagoa do Araçá, Recife, e resumidamente em COUTINHO e BELLO (2004). Esse tipo de estudo se mostra importante para melhor compreender o comportamento desses solos em região próximas ao local de estudo, bem como os procedimentos de obtenção de parâmetros geotécnicos complementares semelhantes ao caso estudado. Os dois exemplos anteriores confirmam a importância da determinação do teor de umidade natural nas amostras coletadas ao longo do perfil do SPT para o estudo da estratigrafia, e previsão preliminar dos parâmetros geotécnicos através da aplicação de correlações empíricas para estimativa dos coeficientes de compressibilidade das camadas moles, além de consultas realizadas ao Banco de Dados.

147 ANÁLISE E AMPLIAÇÃO DOS PARÂMETROS GEOTÉCNICOS CASO DE ESTUDO (ATERRO DO GALPÃO BR-101) ESTIMATIVA DOS VALORES DO LIMITE DE LIQUIDEZ E ÍNDICE DE PLASTICIDADE. Como visto no capítulo anterior, o valor da umidade natural apresentou-se muito superior ao do limite de liquidez (LL) determinado. Isto provavelmente ocorreu devido à realização de secagem prévia ao ar livre das amostras de argila orgânica antes da realização dos ensaios de determinação do LL e do índice de plasticidade (IP), subestimando assim os resultados. Fez-se necessário estimar o IP, uma vez que, este índice é utilizado diretamente nas correções da resistência não drenada do ensaio de palheta de campo proposta por BJERRUM (1972) e AAS et al. (1986) que serão utilizadas nos trabalhos que se seguem. De posse do perfil de umidade natural obtido a partir do ensaio de SPT (Figura IV.14), pode-se estimar o limite de liquidez, bem próximo da umidade da argila (FERREIRA, 1982). Assim sendo, o limite de liquidez foi considerado neste trabalho, igual a umidade natural. Através da carta de plasticidade apresentada por COUTINHO et al., (1988a) com os resultados de ensaios de laboratório para argilas moles/média do Recife e de depósitos orgânicos brasileiros (Juturnaíba RJ), e com os valores de LL estimadas a partir da umidade natural obtida no local de estudo, foi possível plotar os valores do limite de liquidez estimado vs. índice de plasticidade, conforme a classificação do solo que constitui cada camada. Os valores do LL foram posicionados na em torno de cada linha correspondente ao tipo de solo, podendo então, ser estimado o valor do IP para cada ponto, conforme verificado na Figura IV.15. Esses valores estimados de acordo com a descrição de cada camada podem ser visto na Tabela IV.6.

148 124 0 SPT02 Umidade (%) Umidades médias e IP (%) aterro 7 8 NA W(%) SPT02 Wn IP /33 1 Argila orgânica siltosa 5 5 Profundidadem) /34 Turfa com 1/34 argila orgânica P/24 1/ P/ P/141 P/13 P/131 1/39 Argila orgânica siltosa Areia siltosa 20 Figura IV.14. Perfil de umidade natural umidades médias Galpão BR Figura IV.15. Posicionamento das faixas de valores de umidades das amostras do SPT do aterro do Galpão da BR-101 na carta de plasticidade (determinação do IP através do LL).

149 125 Tabela IV.6. Valores de limite de liquidez e índice de plasticidade estimados. Profundidade (m) Descrição da camada Wn (%) = LL (%) IP (%) 6 7,2 Argila orgânica siltosa ,2-10 Turfa com argila orgânica ,1 Turfa com argila orgânica ,1-14 Argila orgânica siltosa Argila orgânica siltosa ,1 Argila orgânica siltosa A extrapolação dos estudos realizados para outros depósitos de solos moles similares, principalmente alguns depósitos da cidade do Recife-PE, mostrou ser de vital importância nessa dissertação, visto que não se dispunha de alguns dados necessários para o desenvolvimento do trabalho ESTIMATIVA DO OCR A história de tensões do solo constitui-se um fator indispensável à análise de comportamento de depósitos argilosos. Tradicionalmente obtida em ensaios de adensamento, é possível estimar OCR através de ensaios de palheta de campo. MAYNE e MITCHELL (1988) desenvolveram um banco de dados com resultados de ensaio de palheta de campo e ensaios edométricos, incluindo também propriedades índices, de 96 argilas diferentes (incluindo, inclusive, em depósito do Rio de Janeiro, definindo uma correlação geral para estimar valores de OCR a partir de ensaios de palheta de campo. Os depósitos estudados apresentavam: 1<OCR<40; 3%<IP<300%; 1,6kPa<Su palheta <380kPa e sensibilidades variando de 2 até valores indeterminadamente altos. A equação proposta é: Su palheta 0,48 OCR = 22. IP.. (IV.1) σ ' vo A Mecânica dos Solos dos Estados Críticos, assim como o Método SHAMSEP, mostraram que a resistência não drenada normalizada (Su/ σ VO ) aumenta com o aumento do OCR.

150 126 Vale registrar que não se defende que o OCR palheta substitua OCR laboratório, mas que possa ser utilizado em algumas situações tais como: - quando da falta de amostras de boa qualidade, as quais não possibilitem a obtenção de resultados satisfatórios em laboratório; - em grandes áreas de estudo (ex.: estradas, barragens, grandes aterros, etc.) onde nem sempre é possível realizar amostragem em toda a área de interesse. Aplicando-se a referida equação para o EPC 01 depósito estudado, a fim de se obter o perfil de OCR a partir das médias da Su corrig, verifica-se um aumento do OCR no primeiro metro da camada argilosa com tendência de diminuição do OCR com a profundidade (Figura IV.16), indicando ser argilas levemente normalmente adensadas (OCR<1,3), estando em geral, de acordo com o comportamento já visto das argilas do Recife. 0 OCR EPC1 5 profundidade (m) Figura IV.16. Perfil de OCR estimado a partir do ensaio de palheta de campo EPC 01. LADD e DE GROOT (2003) recomendam o ensaio de palheta de campo, com valores de Su corrigidos segundo BJERRUM (1972) para estimar os valores de OCR, utilizando correlação de CHANDLER (1988) onde se requer o IP do solo, sendo indicada para depósitos homogêneos (mínimo de conchas e zonas de areia) e para palheta com lâminas retangular e finas com velocidade de rotação de 6º/min e desprezando o atrito nas hastes.

151 127 O ensaio de palheta de campo mostrou ser uma boa ferramenta para a estimativa do OCR dos depósitos de argila mole do Recife. Os resultados obtidos são estimulantes para o uso de EPC para a estimativa de tal parâmetro (COUTINHO et al., 2000; OLIVEIRA, 2000) PARÂMETROS GEOTÉCNICOS DE COMPRESSIBILIDADE OBTIDOS ATRAVÉS DE CORRELAÇÕES A variação dos parâmetros de compressibilidade com a profundidade obtidos no ensaio de adensamento e também os parâmetros geotécnicos (e 0, CR e SR) obtidos através de correlações geotécnicas propostas por COUTINHO et al. (2001) a partir do perfil de umidade do ensaio SPT, são mostrados na Figura IV.17. Observa-se de uma forma geral uma boa aproximação entre os parâmetros e o e SR obtidos através dos ensaios e das correlações. No caso do parâmetro CR observa-se que, os valores obtidos através da correlação estatística (CR= 36,49%) apresentam-se em média 6% vezes superiores a média obtida no ensaio de laboratório (CR= 34,15%). σ'vo eo CR (%) SR (%) Correlações W(%) Adens. vertical Correlações W(%) Adens. vertical Correlações W(%) Adens. vertical 8 Aterro / 3 3 Argila orgânica siltosa / 34 1/ 34 turfa com argila P/24 orgânica 1/ 31 P/ P/141 P/134 Argila P/131 orgânica 1/ 39 silt osa Areia média silt osa Figura IV.17. Variação dos parâmetros de compressibilidade com a profundidade. A Tabela IV.7 apresenta os parâmetros de compressibilidade obtidos a partir de correlações geotécnicas propostas por COUTINHO et al. (2001), com perfil de umidade do ensaio SPT, para o depósito estudado. Pode-se observar que:

152 128 - O trecho compreendido entre 7,62m e 11,58m apresenta valores maiores de Cc, o que indica de fato, a presença da turfa, ou seja, uma camada de um material mais compressível que a argila orgânica. - A amostra apresentou um valor da pressão de pré-adensamento muito inferior ao esperado. Isto pode confirmar que a amostra seja de má qualidade. No trabalho desenvolvido não foi realizada estimativa de recalques, não sendo esses parâmetros diretamente utilizados. Entretanto, o uso essas correlações ressalta a importância da determinação da umidade natural ao longo do perfil de SPT, quando não de dispõe de amostras de boa qualidade. Tabela IV.7. Parâmetros de compressibilidade obtidos a partir de correlações geotécnicas propostas por COUTINHO et al. (2001), com perfil de umidade do ensaio SPT. media prof. W(%) e 0 Cc Cs Cr(Cc/1+eo)) Sr(Cc/(1+eo) 6,49 34,86 0,978 0,39 0,07 7,08 1,26 7,13 46,95 1,268 0,56 0,093 56,30 9,30 7,62 274,08 5,507 2,83 0, ,40 40,60 8,48 334,18 6,402 3,08 0,46 307,50 46,00 9,50 244,93 4,929 2,72 0, ,80 37,90 10,53 151,44 3,775 2,03 0, ,60 29,20 11,58 151,11 3,768 2,02 0, ,20 29,10 12,64 70,33 1,829 0,89 0,138 89,10 13,80 13,80 70,95 1,844 0,90 0,139 89,90 13,90 15,30 72,19 1,873 0,92 0,141 91,70 14,10 16,55 68,12 1,776 0,86 0,134 86,00 13,40 17,63 68,42 1,783 0,86 0,134 86,40 13,40 18,62 68,25 1,779 0,86 0,134 86,10 13,40 19,38 16,30 1,532 0,13 0,035 13,40 3,50 19,88 13,10 0,455 0,09 0,029 8,90 2,90

153 RESISTÊNCIA NÃO DRENADA - CORREÇÃO Os valores de Su admitidos são as médias de cada faixa de profundidade e foram considerados constantes por faixa, preocupando-se em uma boa aproximação entre os intervalos considerados, conforme permitido no programa GEO SLOPE a ser utilizado posteriormente na análise de estabilidade (Capítulo V). É importante também observar que, embora se tenha divido o perfil em subcamadas, a resistência admitida é apenas a média de alguns pontos. Isto faz com que, por exemplo, a superfície de ruptura tenda a tangenciar o intervalo de menor resistência e não exatamente o ponto de menor resistência. Para correção da resistência não drenada obtida a partir do ensaio de palheta de campo, foi decidido utilizar inicialmente a proposta de BJERRUM (1973) com aplicação do fator de correção µ determinado a partir do valor de IP (Figura IV.18). O procedimento de correção da EPC1 e da média da EPC1 e EPC2 são mostradas respectivamente na Figura IV.19 e IV.20. A Tabela IV.8 apresenta os valores de Su sem correção e a Su com aplicação do fator de correção do referido autor, e o resumo dos valores dos parâmetros estimados (LL e IP). 1,2 1,0 0,95 µ 0,85 0,8 0,70 0,65 0,6 0, ÍNDICE DE PLASTICIDADE, % Figura IV.18. Obtenção do fator de correção de BJERRUM (1973), através do índice de plasticidade. Pode-se verificar uma pequena diferença entre o perfil de Su obtido pelo EPC1 e o perfil de Su obtido pela média do EPC1 e EPC2, mostrando ser insignificante. Essa simulação foi realizada porque o EPC2 estava inserido dentro da área rompida. Entretanto, por motivos

154 130 operacionais, não foi possível a obtenção da Su ao longo de toda a profundidade. Então, admitiu-se que ao longo de um perfil longitudinal, não há grandes variações na Su, e adotou-se os valores da EPC1 como referencial, utilizando-os na análise da estabilidade. Tabela IV.8. Parâmetros utilizados para correção do valor de Su segundo BJERRUM (1973) Profundidade (m) LL (%) IP (%) µ Su (Kpa) Su corrigido (kpa) 6 7, ,95 37,36 35,49 7, ,65 40,91 26, , ,70 26,11 18,63 12, ,85 18,32 15, ,85 27,18 23, , ,85 41,52 35,29 Su(palheta) (kpa) EPC1 EPC2 Sumédio (kpa) EPC1 µ (Bjerrum) µ S ucorrigido (kpa) EPC Figura IV.19. Correção da resistência não drenada conforme BJERRUM (1973)

155 131 S u(palheta) (kpa) Sumédio (kpa) µ (Bjerrum) S ucorrigido (kpa) média EPC1 e EPC2 média EPC1e EPC2 µ média EPC1 e EPC Figura IV.20. Correção da resistência não drenada conforme BJERRUM (1973), considerando a média da EPC1 e EPC2. A resistência não drenada, é de fato, o parâmetro mais importante a ser utilizado em uma análise de estabilidade, visto que, ela interfere diretamente no cálculo do fator de segurança. Assim, além da correção de BJERRUM (1973), utilizou-se também, a correção proposta por AAS et al (1986), com a finalidade de comparar os resultados dos valores de Su corrig obtidos nas duas correções. Baseados nos dados apresentados na Tabela IV.9., pode-se verificar os valores de Su corrig para a referida correção. O procedimento de correção da EPC1 é mostrado na Figura IV.21. Os valores do fator de correção foram determinados na Figura IV.22. A comparação dos resultados de Su corrig através das duas correções mencionadas está apresentado na Tabela IV.10. Nota-se que o fator de correção de ASS et al. (1986) é menor do que o fator de correção de BJERRUM (1973), levando conseqüentemente a valores de Su corrig também menores. Isto provavelmente se deve ao fato de que a correção proposta por ASS et al. (1986) considera as diferentes histórias de tensão de cada camada de argila. Pode-se notar que as maiores diferenças nos valores de S ucorrig estão nas primeiras e nas últimas camadas, definidas como pré-adensada. Assim, é de se esperar que o fator de segurança a ser calculado na análise de estabilidade seja menor.

156 132 Figura IV.21. Obtenção do fator de correção de AAS et al. (1986), através do índice de plasticidade e do σ vo. Tabela IV.9. Parâmetros utilizados para correção de Su segundo AAS et al. (1986). Profundidade IP Su (kpa) σ vo Su/σ vo OCR µ (m) (%) Su corrigido (kpa) 6 7,2 37,36 50,00 0, ,90 0,38 14,19 7, ,91 55,00 0, ,20 0,40 16, ,1 26,11 60,75 0, ,82 0,70 18,28 12, ,32 63,43 0, ,92 0,80 14, ,18 66,4 0, ,30 0,72 19, ,1 41,52 69,90 0, ,89 0,45 18,68

157 133 Su(palheta) (kpa) EPC1 EPC2 Sumédio (kpa) EPC1 µ (AAS et al) µ S ucorrigido (kpa) EPC Figura IV.22. Correção da resistência não drenada conforme AAS et al (1986) Tabela IV.10. Comparação dos valores corrigidos de Su determinados através de BJERRUM (1973) e AAS et al.(1986). Profundidade (m) IP (%) OCR Su (kpa) µ BJERRUM (1973) Su corrig (kpa) BJERRUM (1973) µ AAS et al. (1986) Su corrig (kpa) AAS et al. (1986) 6 7,2 18 3,90 37,36 0,95 35,49 0,38 14,19 7, ,20 40,91 0,65 26,59 0,40 16, ,1 80 0,82 26,11 0,70 18,63 0,70 18,28 12, ,92 18,32 0,85 15,58 0,80 14, ,30 27,18 0,85 23,01 0,72 19, ,1 40 1,89 41,52 0,85 35,29 0,45 18,68 Vale ressaltar que a resistência não drenada a ser utilizada na análise de estabilidade obedecerá à correção proposta por BJERRUM (1973), por ser a tradicionalmente utilizada na literatura brasileira.

158 ESTUDO DAS CORREÇÕES DE BJERRUM (1973) E AAS et al. (1986) NOS DOIS DEPÓSITOS DE PESQUISA DE ARGILAS MOLES DA UFPE/DEC (CLUBE INTERNACIONAL E SESI-IBURA) Este estudo tem como objetivo verificar a utilização das correções de BJERRUM (1973) e AAS et al. (1986), nas argilas moles do Recife, especificamente nos depósitos das duas Áreas de pesquisa da UFPE/DEC. Os resultados de Su dos ensaios de palheta de campo foram os apresentados em OLIVEIRA (2000), sendo utilizado como referência a média das três campanhas realizadas em cada local (Tabela IV.11). Tabela IV.11 Variação da resistência não drenada com a profundidade ensaios de palheta de campo (OLIVEIRA, 2000) Local Prof. (m) Regressão / Média Erro Padrão (EP) Clube Internacional SESI-Ibura 7,0 < Z < 11,0 Su = 3,5 Z +13,51 EP = 2,13 11,0 < Z < 16,0 Su = 1,91 Z +22,38 EP = 3,12 16,0 < Z < 22,2 Su = 2,08 Z +2,81 EP = 3,67 5,0 < Z < 8,0 Su = -2,09 Z +34,12 EP = 2,78 8,0 < Z < 11,5 Su = 17,41 EP = 1,43 11,5 < Z < 19,0 Su = e 1,42 +0,11Z - Os valores de IP determinados nos dois depósitos foram considerados constantes ao longo de cada camada de solo mole. No Clube Internacional, para a camada 1 (6 a 16m de profundidade) o IP variou de 70,4±13,4% e para a camada 2 (16 a 26m) o IP variou de 33,0±5,7%. No SESI-Ibura, o IP variou de 95,8±15,2% para a camada 1 (4 a 11,5) e de 53,4,0±6,1% para a camada 2 (11,5 a 21m). A pressão efetiva devido ao peso das terras (σ' vo ) utilizada para o depósito do Clube Internacional foi a média dos valores correspondente aos níveis d água 1,00 m e 1,70 m, apresentados em COUTINHO e OLIVEIRA (1997). Para o depósito do SESI foram adotados os valores de COUTINHO et al. (1999). Os valores obtidos para o fator de correção (µ) nas duas propostas estão apresentados nas Tabelas IV.12 e IV.13 respectivamente para Clube Internacional e do SESI-Ibura. As Figuras IV.23 e IV.24. apresentam em conjunto estes resultados juntamente com os valores de Su corrigida para os dois depósitos.

159 135 Verifica-se que, os valores de µ de AAS et al. (1986) nos dois locais de pesquisa são de fato, menores do que os valores de µ de BJERRUM (1973). No depósito do Clube Internacional, em princípio ocorreu coerência de resultados em todas as profundidades, em geral com pequena diferença. Entretanto no depósito do SESI-Ibura existe uma grande diferença nos resultados entre 5 e 6m de profundidade, não sendo esta diferença aparentemente explicável. Nesta faixa de profundidade o OCR=1,5, indica camada préadensada, sendo da mesma maneira sua posição gráfico de AAS et al. (1986). As causas prováveis desse pré-adensamento (ver OLIVEIRA, 2000), não indicam ser este depósito verdadeiramente pré adensado como definido pelos autores AAS et al. (1986). No Clube Internacional, na faixa de 7,0 a 10,0 m de profundidade, o OCR apresenta valores altos, variando de 1,50 a 2,25 (bem maiores do que o OCR do SESI), porém o gráfico de AAS indica uma camada normalmente adensada. No local de estudo da presente dissertação, quanto à correção de AAS, pode-se observar fato semelhante ao que ocorreu no SESI-Ibura, ou seja, fator de correção bem menor nas primeiras camadas (Figura IV.25). No local de estudo o valor de OCR na primeira camada (entre 6 a 7,2m) é de 3,9, indicando provável camada verdadeiramente pré-adensada. Na segunda camada (entre 7,2 a 10m) o OCR é igual a 1,2, ou seja, bem menor do que o OCR da camada anterior. Entretanto essas duas camadas por possuírem valores de Su/σ' vo bem próximos, serão tratadas na proposta igualmente como verdadeiramente pré-adensadas e terão valores do fator de correção muito próximos. Na Figura IV.21 correspondente as curvas de correção da proposta de AAS et al. (1986). Pode-se notar que valores de Su/σ' vo maiores do que 0,5 conduzem a diferenças significativas entre as curvas correspondentes as situações de normalmente e verdadeiramente pré-adensadas. Pelos estudos apresentados nos dois locais de pesquisa, juntamente com o aterro do Galpão BR-101, os resultados em geral, foram satisfatórios, entretanto parecendo necessitar de estudos mais detalhados quanto a aplicação da correção de AAS et al. (1986) nos depósitos de solos moles do Recife. A diferença entre as duas correções irá interferir diretamente no cálculo do fator de segurança FS, conforme será apresentado no capítulo seguinte.

160 136 Tabela IV.12 Resultados das correções da resistência não drenada (ASS et al., 1986 e BJERRUM, 1973) - Clube Internacional PROFUN DIDADE Su σ' v0 Su/σ' v0 IP OCR AAS BJERRUM (MÉDIO) µ Su corr POS. µ Su corr m kpa kpa % kpa GRÁFICO kpa 7,0 38, ,51 70,4 2,25 0,635 24,14 NA 0,71 26,99 8,0 41, ,52 70,4 2,05 0,630 26,15 NA 0,71 29,47 9,0 45, ,53 70,4 1,80 0,625 28,13 NA 0,71 31,96 10,0 48, ,54 70,4 1,50 0,620 30,08 NA 0,71 34,44 11,0 43, ,46 70,4 1,41 0,670 30,40 NA 0,71 30,81 12,0 45, ,45 70,4 1,41 0,680 30,80 NA 0,71 32,16 13,0 47, ,45 70,4 1,41 0,680 32,10 NA 0,71 33,52 14,0 49, ,45 70,4 1,41 0,680 33,40 NA 0,71 34,88 15,0 51, ,43 70,4 1,41 0,690 35,21 NA 0,71 36,23 16,0 36, ,29 70,4 1,41 0,810 29,23 NA 0,71 32,84 17,0 38, ,29 33,0 1,08 0,810 30,92 NA 0,91 34,73 18,0 40, ,30 33,0 1,08 0,760 30,59 NA 0,91 36,63 19,0 42, ,30 33,0 1,08 0,760 32,17 NA 0,91 38,52 20,0 44, ,30 33,0 1,08 0,760 33,75 NA 0,91 40,41 21,0 46, ,30 33,0 1,08 0,760 35,33 NA 0,91 42,31 22,0 48, ,29 33,0 1,08 0,810 39,34 NA 0,91 43,41 22,2 48, ,29 33,0 1,08 0,810 39,68 NA 0,91 44,58 Tabela IV.13 Resultados das correções da resistência não drenada (ASS et al., 1986 e BJERRUM, 1973) - SESI- Ibura PROFUN DIDADE Su σ' v0 Su/σ' v0 IP OCR AAS BJERRUM (MÉDIO) µ Su corr POS. µ Su corr m kpa kpa % kpa GRÁFICO kpa 5,00 23, ,82 95,8 1,50 0,365 8,64 PA 0,67 15,86 6,00 21, ,72 95,8 1,25 0,390 8,42 PA 0,67 14,46 7,00 19, ,61 95,8 1,19 0,615 11,99 NA (ENV) 0,67 13,06 8,00 17, ,51 95,8 1,0 0,635 11,05 NA 0,67 11,66 9,00 17, ,48 95,8 1,05 0,658 11,36 NA 0,67 11,66 10,00 17, ,46 95,8 1,05 0,670 11,66 NA 0,67 11,66 11,00 17, ,45 95,8 0,70 0,680 11,84 NA 0,67 11,66 12,00 15, ,36 53,4 0,90 0,740 11,46 NA 0,79 12,23 13,00 17, ,36 53,4 0,80 0,740 12,79 NA 0,79 13,66 14,00 19, ,36 53,4 0,85 0,740 14,28 NA 0,79 15,25 15,00 21, ,37 53,4 0,90 0,735 15,83 NA 0,79 17,02 16,00 24, ,36 53,4 0,90 0,740 17,79 NA 0,79 19,00 17,00 26, ,38 53,4 1,0 0,730 19,60 NA 0,79 21,21 18,00 29, ,40 53,4 0,95 0,700 20,97 NA 0,79 23,67 19,00 33, ,42 53,4 0,95 0,695 23,24 NA 0,79 26,42

161 Su (kpa) Su µ 0 0,5 1 BJERRUM AAS Su corrig BJERRUM AAS Profundidade (m) Figura IV.23. Resultados das correções da resistência não drenada (ASS et al., 1986 e BJERRUM, 1973) - Clube Internacional 0 Su (kpa) Su µ 0 0,5 1 BJERRUM AAS Su corrig BJERRUM AAS 5 Profundidade (m) Figura IV.24. Resultados das correções da resistência não drenada (ASS et al., 1986 e BJERRUM, 1973) - SESI- Ibura

162 138 Su(palheta) (kpa) EPC1 S umédio (kpa) EPC1 µ 0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 BJERRUM AAS S ucorrigido (kpa) BJERRUM AAS 5 profundidade (m) Figura IV.25. Resultados das correções da resistência não drenada (ASS et al., 1986 e BJERRUM, 1973) - Local de estudo.

163 139 CAPÍTULO V ANÁLISE DE ESTABILIDADE - RETROANÁLISE 5.1. INTRODUÇÃO O objetivo deste capítulo é o estudo da estabilidade do aterro do galpão BR-101, a fim de conhecer as condições de ruptura ocorrida no local. A análise de estabilidade em tensões totais realizada no referido aterro sobre solos moles é composta de duas etapas: análise de estabilidade (fase de projeto) e retroanálise. Nas duas etapas foram consideradas hipóteses quanto à correção do valor da resistência não drenada da fundação utilizando a proposta de BJERRUM (1973), e percentagem de fissuramento do aterro, procurando simular as condições de ruptura ocorrida. É importante ressaltar que, dificuldades são esperadas na realização da retroanálise, visto que as informações existentes na investigação são limitadas. Serão apresentados os resultados das análises e retroanálises, utilizando o Programa GEO SLOPE, com aplicação dos métodos de Bishop Simplificado, Spencer, Janbu e Morgenstern-Price, conforme tipo de superfície considerada (circular e planar). Uma avaliação simplificada de estabilidade foi realizada utilizando alguns métodos empíricos propostos na literatura, sendo os resultados comparados entre si. No final do capítulo serão apresentados os estudos realizados para avaliar os efeitos tridimensionais do aterro, a influência no cálculo do fator de segurança quando da construção de uma berma de equilíbrio e quando da correção da resistência não drenada segundo proposta de AAS et al. (1986).

164 INFORMAÇÕES / DADOS UTILIZADOS EM UMA ANÁLISE DA ESTABILIDADE Para se efetuar uma análise da estabilidade em tensões totais de aterro sobre solos moles são necessários os seguintes dados: (a) Geometria da fundação e do aterro. (b) Peso específico aparente e parâmetros de resistência do material do aterro. (c) Perfil geotécnico da fundação. (d) Peso específico aparente total do solo da fundação, valor da resistência não drenada da fundação e sua variação com a profundidade. (e) Forma provável da superfície potencial de ruptura, método de cálculo e procedimentos para obtenção do fator de segurança mínimo. (f) Definição do FSmín a ser adotado no projeto GEOMETRIA DA FUNDAÇÃO E DO ATERRO A seção utilizada na análise da estabilidade do aterro do Galpão da BR-101 foi selecionada a partir da observação de campo, onde as fissuras no terreno seguiam longitudinalmente cerca de 200m, e se conheciam os pontos de afundamento e levantamento, ou seja, início e fim da superfície crítica (Figura V.1). A geometria adotada está apresentada na Figura V.2. Foi considerada a altura do aterro de 6,0m como crítica, ou seja, correspondente à ruptura. O muro de gabião foi considerado apenas como contenção do aterro, não atuando como peso. A geometria da fundação foi considerada a partir do perfil de resistência não drenada obtido pelo ensaio de palheta de campo, conforme visto no capítulo anterior. As camadas foram estabelecidas a partir dos intervalos de Su calculados. Através do Programa GEO SLOPE, foi possível estabelecer camadas de diferentes solos com subcamadas com diferentes resistências.

165 141 <9,3m> <10,1m> <10,1m> Segue por aproximadamente 200 metros Seção escolhida como típica para análise de estabilidade Levantamento do piso do galpão <36m> Levantamento do terreno após muro de gabião Muro de gabião Fissuras no terreno Figura V.1. Localização da seção escolhida para análise de estabilidade, passagem da provável superfície de ruptura, e fissuramento do terreno.

166 142 Um estudo foi também realizado para avaliar a estabilidade correspondente à superfície de ruptura observada. Assim, foram traçadas algumas superfícies (circulares e planares) de cálculo representativas dos pontos de ruptura observados. Na consideração da superfície planar foram tomados como base os resultados obtidos nos estudos para superfície circular. Desta forma o centro foi locado no centro do FSmín (circular) e foram traçadas as superfícies planares (Figura V.3) 1, aterro arenoso argila orgânica siltosa turfa com argila orgânica turfa com argila orgânica argila orgânica siltosa argila orgânica siltosa argila orgânica siltosa Figura V.2. Geometria adotada na análise de estabilidade em tensões totais admitindo superfície circular Programa GEO SLOPE. distancia , aterro arenoso argila orgânica siltosa turfa com argila orgânica turfa com argila orgânica argila orgânica siltosa argila orgânica siltosa argila orgânica siltosa distancia Figura V.3. Geometria adotada na análise de estabilidade em tensões totais admitindo superfície planar Programa GEO SLOPE.

167 PROPRIEDADES DO MATERIAL DO ATERRO As propriedades do material do aterro foram estimadas a partir da literatura considerando as condições do aterro, havendo esta necessidade pela falta de obtenção de amostras do aterro e realização de ensaios. Os valores considerados foram: γ at = 18kN/m 3, c = 10kN/m 2, φ =30º) Segundo BJERRUM (1973), duas hipóteses de mobilização de resistência ao cisalhamento são geralmente utilizadas na prática. Se não existe perigo na formação de um fissuramento longitudinal vertical na parte central do aterro, a utilização da resistência total do aterro seria justificável. Contudo, se condições são tais que um fissuramento é observado ou existe apreensão para tal, pode ser assumido que, no caso do material ligeiramente coesivo, uma fissura pode desenvolver-se ao longo de todo o aterro, eliminando a resistência nesse trecho. No presente trabalho, como o aterro tem altura de 6,0m, é pouco provável o fissuramento total. Assim, a forma que parece mais representativa é considerar um fissuramento parcial e da ordem de 50%. Contudo, buscando verificar a influência no fator de segurança, da ocorrência do fissuramento ao longo do aterro durante o processo de ruptura, também foi considerado aterro sem fissuras e aterro totalmente fissurado, para posterior comparação entre eles (Figura V.4). COM RESISTÊNCIA DO ATERRO O SEM RESISTÊNCIA DO ATERRO O SEM RESISTÊNCIA DO ATERRO O A A A B C C B C a) Considerando-se 0% de fissuramento do aterro b) Considerando-se 50% de fissuramento do aterro c) Considerando-se 100% de fissuramento do aterro Figura V.4. Procedimento utilizado para a consideração do fissuramento do aterro.

168 VALOR DA RESISTÊNCIA NÃO DRENADA DA FUNDAÇÃO A principal variável e que mais influencia no valor do fator de segurança calculado, é justamente a resistência não drenada fundação, razão pela qual, maiores esforços foram concentrados na sua avaliação. Na análise de estabilidade realizado no presente trabalho, foram utilizados os resultados de resistência não drenada obtidos nos ensaios de palheta de campo e corrigidos segundo proposta de BJERRUM (1973), conforme já comentado no capítulo anterior. A proposta de AAS et al (1986) será utilizada mais adiante, a fim de avaliar a sua influência no valor do FS. Como o programa GEO SLOPE admite várias camadas com características geotécnicas diferentes, considerou-se os valores de Su como as médias de cada faixa de profundidade, sendo constantes por faixa. Os cálculos e observações referentes aos procedimentos de cálculo e correção de Su estão mostrados no Capítulo IV. A Tabela V.1 mostra os valores médios de Su admitidos para cada faixa de profundidade. Os perfis de resistência a serem utilizados na análise de estabilidade estão apresentados na Figura V.5. Tabela V.1. Resistências não drenadas utilizadas na análise de estabilidade Galpão BR RESISTÊNCIA NÃO DRENADA UTILIZADA NA ANÁLISE DE ESTABILIDADE (Su) Profundidade (m) Su (kpa) Su corrigido (kpa) 6 7,2 37,36 35,49 7, ,91 26, ,1 26,11 18,63 12, ,32 15, ,18 23, ,1 41,52 35,29

169 145 0 Su(palheta) (kpa) Sumédio (kpa) S ucorrigido (kpa) EPC1 EPC2 EPC1 EPC (a) Valore medidos - ensaio de palheta (b) Valores médioscamadas consideradas (c) Valores corrigidoscamadas consideradas Figura V.5. Perfis de Su utilizados na análise de estabilidade Galpão BR FERRAMENTA DE TRABALHO - PROGRAMA GEO-SLOPE O GEO-SLOPE é um programa que usa a teoria de equilíbrio limite para calcular o FS. De formulação simples, o programa permite uma análise rápida tanto para problemas simples, como mais complexos de estabilidade de taludes. Também possibilita o uso de uma variedade de métodos de cálculo para determinar o FS. O programa oferece a possibilidade de modelar tipos heterogêneos de solo, estratigrafias e superfícies de deslizamento complexas, condições de poro-pressões e sucção variáveis com diferentes modelos teóricos de solos (Figura V.6). O programa dispõe de parâmetros estatísticos para a análise da estabilidade. Como existe um grau de incerteza associado à entrada de parâmetros, o GEO-SLOPE tenta conciliar as incertezas por meio da análise probabilística de Monte Carlo. Outro meio do programa é o

170 146 cálculo das tensões, utilizando-se a análise por elementos finitos que pode ser adicionado ao cálculo com equilíbrio limite para uma avaliação mais completa da análise da estabilidade do aterro. Figura V.6. Definição de parâmetros de trabalho através do Programa GEO SLOPE. O GEO-SLOPE representa graficamente os resultados da tensão cisalhante do solo como uma função da tensão normal ou como uma função da inclinação da base da lamela: para cada lamela da superfície crítica de deslizamento, o cálculo das forças atuantes pode ser mostrado como um diagrama de corpo livre ou um polígono de forças com seus respectivos valores numéricos. Por fim, tal programa ainda representa o gráfico da coesão e da força cisalhante, na base de cada lamela da superfície, numa forma de conferir a aceitabilidade dos resultados. O GEO-SLOPE compõe-se de três subprogramas: SLOPE/ DEFINE, para entrada de dados referentes ao programa a ser analisado; SLOPE SOLVE, para cálculo do FS; e o SLOPE COUNTOR, para visualização e análise dos resultados.