A Figura 16.1 mostra exemplos de muros de arrimo de gravidade e de gravidade aliviada.

19 CAPÍTULO 16 (1) ESTRUTURAS DE ARRIMO 1. INTRODUÇÃO Sempre que se deseje vencer um desnível e não houver espaço para a construção de um talude, ou ainda, quando se deseje efetuar aberturas no terreno natural, para a implantação de galerias, por exemplo, há necessidade de construir estruturas de suporte que impeçam o desmoronamento do terreno. As estruturas de arrimo podem ser de vários tipos e proporcionam estabilidade de várias maneiras. Existem os muros de arrimo de gravidade, de gravidade aliviada, muros de flexão, muros de contraforte, cortinas de estacas prancha, cortinas de estacas secantes ou justapostas, cortinas de perfis metálicos (H ou I) combinados com pranchões de madeira, paredes diafragma e eventualmente partes de estruturas projetadas para outro fim, que têm por finalidade retenção como por exemplo os subsolos de edifícios e cortinas de pontes. Pode-se utilizar estruturas de arrimo em obras temporárias, como na abertura de valas para implantação de condutos e metrôs. Nestes casos, geralmente, introduzem-se os elementos da estrutura anteriormente à escavação e à medida que se processa a escavação, complementa-se a estrutura com os elementos adicionais: pranchões de madeira, estroncas, tirantes, etc. Completada a obra, procede-se ao reaterro da escavação e os ele mentos utilizados no escoramento podem ser retirados e reaproveitados. Em obras definitivas, como no caso dos muros de arrimo, é normal proceder-se à escavação, deixar um espaço livre atrás de onde será implantada a estrutura, para facilidade de trabalho, e, uma vez completada a estrutura, procede-se ao reaterro do espaço deixado livre. Deve-se frisar, entretanto, que estas não são regras gerais para estruturas temporárias e definitivas, havendo comumente exceções.. TIPOS DE ESTRUTURAS DE ARRIMO A Figura 16.1 mostra exemplos de muros de arrimo de gravidade e de gravidade aliviada. Figura 16.1 - Muros de arrimo de gravidade a) b) e de gravidade aliviada c) Os muros de gravidade dependem basicamente de seu peso para manter a estabilidade; suas dimensões são de tal ordem que não se desenvolvem tensões de tração em nenhuma seção. No caso de muros de gravidade aliviada o principio básico é o mesmo, só que por razões de economia substitui-se parte do muro pelo solo que atua sobre a base. Há necessidade de se reforçar o concreto. (1) Mecânica dos Solos Volume II- Orencio Monje Vilar & Benedito de Souza Bueno- Departamento de Geotecnia- Escola de Engenharia de São Carlos

130 Além da alvenaria e do concreto, pode-se construir muros de gravidade com o emprego de outros materiais. Os "crib-walls" (Figura 16.) são compostos de tarugos de madeira, concreto ou aço, formando gaiolas preenchidas posteriormente por solo. Figura 16. - a) "Crib-walls"; b) Gabiões Na regularização de córregos e saneamento de fundo de vales é comum o uso de gabiões (Figura 16.). Colocam-se pedras de mão, em gaiolas de arame, que acabam formando blocos. Estes colocados superpostos formam paredes verticais, capazes de suportar grandes deformações e proporcionar boa drenagem do solo arrimado. Outra estrutura que tem um comportamento determina do pelo seu peso próprio é a terra armada. Figura 16.3 - Terra Armada A terra armada é um material que conjuga solo e uma armadura de tração (tiras metálicas, fios, fibra de vidro, geotêxteis). Por um mecanismo de atrito cria-se uma pseudo-coesão que garante estabilidade ao maciço. O revestimento tem por finalidade impedir que o solo situado entre armaduras escoe e também proporcionar estética à estrutura. A utilização de seções delgadas de concreto armado ocorre nos muros de flexão e de contrafortes (Figura 16.4). Trabalham sob tensões de tração, daí a necessidade de utilizar-se concreto armado. Figura 16.4 - Muros de flexão a) e com contrafortes b).

131 Os muros de flexão são utilizados com razoável economia até alturas da ordem de 6,0 m; os contrafortes por introduzirem uma rigidez adicional na estrutura aplicam-se para alturas maiores que 8,0 m e/ou quando as solicitações são elevadas. As estacas prancha são peças de madeira, concreto armado ou aço que se cravam formando por justaposição as cortinas e se prestam para estruturas de retenção de água ou solo, podendo ser utilizadas tanto para obras temperarias quanto definitivas (Figura 16.5). Figura 16.5 - Estacas Prancha - a) algumas seções; b) em balanço; c) ancorada. O emprego de estacas prancha de madeira encontra-se hoje limitado a obras temporárias devido ao reduzido comprimento que apresentam e a pouca resistência a ciclos de umedecimento e secagem. As estacas de concreto apresentam maior resistência que as de madeira, no entanto os problemas de cravação também tornam o seu uso restrito, o que contribui cada vez mais para a utilização em larga escala das estacas prancha de aço. Dentre as inúmeras vantagens das estacas metálicas destacam-se: maior facilidade de cravação e recuperação, maior regularidade, melhor estanqueidade, grandes comprimentos (emenda). m dos problemas das estacas metálicas em obras definitivas é a corrosão; recomenda-se que sejam efetuados estudos da agressividade da água subterrânea e do solo envolvido. As estacas pranchas têm grande utilização em obras marítimas, podendo às vezes formar docas de ancoragem artificiais que avançam mar adentro. Neste caso, são cravadas duas filas de estacas prancha devidamente ancoradas em blocos sobre estacas e o espaço entre elas é preenchido por material granular previamente selecionado. Quanto ao método construtivo pode-se ter estacas prancha em balanço, em que a profundidade de cravação e suficiente para suportar os esforços laterais. Este tipo se aplica a desníveis pequenos (Figura 16.5 b). À medida que crescem as profundidades, passa-se a utilizar cortinas ancoradas e quanto ao método de cálculo pode-se ter cortinas de extremidade livre ou de extremidade fixa engastadas (Figura 16.6). A utilização de ancoragens permite uma redução das deformações laterais, dos momentos solicitaste e da profundidade de cravação da estaca; como alternativa para as ancoragens pode-se ter estacas prancha escoradas por estroncas. De uma maneira geral as estacas prancha são cravadas até a profundidade fixada em projeto e em seguida procede-se à escavação em estágios, quando vão sendo colocadas os elementos de suporte adicionais (estroncas, tirantes, etc.). Em obras urbanas, tipo vala-aberta, encontram grande aplicação os perfis metálicos cravados, combinados com pranchões de madeira.

13 Figura 16.6 - Estacas prancha de extremidade livre (a)e de extremidade fixa (b). T-reação devida à ancoragem; A-esforço sobre a cortina; R-empuxo passivo disponível; S-empuxo passivo reverso, necessário para obter engastamento. Esse tipo de escoramento segue a mesma linha de construção das estacas prancha, ou seja, cravação dos perfis, início da escavação até a cota de colocação do primeiro elemento estrutural adicional, prosseguimento da escavação até o próximo nível de entroncamento colocação da estronca, e assim sucessivamente até o fundo da escavação (Figura 16.7). No que se refere a escavações escoradas podemos ter ainda os seguintes tipos de escoramentos: estacas secantes, estacas justapostas e paredes diafragma. O método de construção para os três casos é basicamente o mesmo: primeiro, escavação do furo até a cota desejada (eventualmente as estacas podem ser também cravadas), estabilização do furo com lama tixotrópica e posterior concentragem. As estacas secantes e paredes-diafragma encontram maior aplicação quando se deseja impedir a migração de finos e/ou passagem de água; já as estacas justapostas são utilizadas para reter solos granulares acima do NA quando então se conta com a contribuição do arqueamento. Figura 16.7 - Escoramento em perfis metálicos é pranchões de madeira.

133 Figura 16.8- a) Paredes de estacas secantes e b) Estacas justapostas As paredes diafragma são construídas em painéis alternados com dimensões situadas entre 50 x 50 cm e 90 x 400 cm; a escavação é feita com caçamba tipo "clam-shell" e a concretagem é submersa afastando-se a lama bentonítica que estabiliza o furo. A Figura 16.9 esquematiza as diversas fases de construção de uma parede diafragma. Figura 16.9 - Parede Diafragma: a) execução de paredes guia; b) escavação com auxilio de lama; c) colocação de armadura; d) concretagem submersa; c) retirada dos tubos guia; f) secção. Completada a concretagem, dá-se início à escavação e a profundidade predeterminada acrescentam-se as estruturas adicionais (estroncas etc.). Tendo em vista os inconvenientes que o sistema de escoramento provoca dentro da vala, tem-se optado, alternativamente, pelo uso de tirantes ancorados. Conforme já citado, pode-se utilizar estruturas de estacas prancha em obras marítimas (docas, diques, ilhas de areia, ensecadeiras, etc.). No entanto, para estas obras o mais comum utilizar estacas pranchas especiais (em forma de arco) que se encaixam formando estruturas celulares. Cravam-se as estacas que formam as células e em seguida preenche-se com solo. Geralmente utilizadas para obras temporárias, trabalhem com coeficientes de segurança baixos e estão sujeitas a grandes deformações. O correto dimensionamento de cada uma das estruturas citadas requer que se verifique para cada tipo determinadas situações. Basicamente, para os muros (gravidade, gravidade aliviada, flexão, contrafortes, "crib-walls") deve-se calcular os coeficientes de segurança ao desligamento, ao tombamento, verificar a taxa de trabalho e a ruptura de todo o sistema; em se tratando de valas abertas, além do cálculo dos esforços horizontais propriamente dito, deve-se verificar a estabilidade de fundo da escavação, bem como o possível desenvolvimento de superfícies de ruptura.

134 Para o caso de solos argilosos pode ocorrer levantamento do fundo ("heave") e em se tratando de solos arenosos pode ocorrer piping, caso haja entrada de água pelo fundo da escavação. Quando se pode optar pelo material de preenchimento de estruturas de arrimo deve-se sempre evitar solos argilosos devido aos inúmeros problemas que estes podem causar, tais como deformações visco-elásticas, incertezas quanto aos desloca mentos necessários para produzir os estados de equilíbrio plástico e aumento de esforços devido à expansibilidade que se manifesta comumente nos solos finos. Um estudo sobre o comportamento insatisfatório de muros de arrimo mostrou que em 68% dos casos os muros estavam apoiados em argila e que 51 % dos muros tinham solos coesivos como reaterro. Regra geral, a correta determinação das cargas laterais atuantes sobre qualquer tipo de estrutura de arrimo depende das deformações a que estará sujeita essa estrutura. 3. ESTABILIDADE DE MUROS DE ARRIMO A determinação dos esforços laterais sobre muros de arrimo, pode ser feita por qualquer dos métodos tradicionais, desenvolvidos no capitulo anterior e que seja aplicável ao problema em questão. De qualquer forma, relembra-se que os esforços são decisivamente determinados pelas deformações em jogo e muitas vezes, dada a rigidez da estrutura, não ocorrem deformações suficientes para mobilizar os estados de equilíbrio plástico. Experimentos com areias densas realizados por Terzaghi mostraram que a distribuição linear de esforços, tal qual preconizado nas teorias tradicionais, tem chance de ocorrer quando o muro sofre um giro em torno do seu pé (Figura 16.l0 a). Para areias compactas basta que o topo do muro se desloque cerca de 0,001 da sua altura, para que o estado de tensões passe do repouso para o ativo. Como o deslocamento é muito pequeno, parece lícito supor que essa situação ocorre comumente nos muros de arrimo em balanço. Figura 16.10 - Distribuição dos esforços laterais em função da deformação da estrutura de retenção. Situação semelhante ocorre quando o muro tende a sofrer uma translação na horizontal. Inicialmente o diagrama tende a uma forma parabólica (Figura 16.10 b), com a resultante situada a meia altura; porém com pequenos deslocamentos (aa ) o diagrama passa a triangular (Figura 16.10 c), com a resultante posicionando-se no terço inferior do muro. Terzaghi assinala que em função dos pequenos deslocamentos necessários para atingir o estado de equilíbrio ativo, pode-se desprezar a

135 primeira etapa (Figura 16.10 b), quando se trata de muros em balanço e admitir distribuição linear de esforços. Caso o muro gire em torno de seu topo, as deformações na parte superior serão insuficientes para atingir o estado de equilíbrio plástico (Figura 16.10 d). Entretanto, na parte inferior, os deslocamentos já são suficientes para atingir o estado de equilíbrio limite. As partículas de areia da parte superior, por causa da restrição lateral, tendem a movimentar-se para baixo, porém a essa tendência de movimento contrapõem-se tensões de cisalhamento na parte de solo contígua à superfície de desligamento. Como conseqüência, a tensão vertical na parte inferior da cunha é menor do que a tensão vertical em repouso, que corresponde ao peso de solo sobrejacente. Disso resulta, um diagrama parabólico com tensões altas próximo à superfície e baixas próximo ao pé do muro (Figura 16.10 d). Este fenômeno de transferência de cargas na massa de solo, de um nível que passou pela ruptura, para outro nível contínuo, fora da zona de ruptura, recebe o nome de arqueamento. O arqueamento condiciona uma série de comportamentos observados nos solos, sobretudo nos granulares, como por exemplo, na distribuição de esforços sobre valas escoradas (item 4) e na capacidade de carga de estacas. Outra situação na qual a distribuição de esforços não é linear ocorre quando as extremidades inferior e superior do paramento estão impedidas de se deslocar, porém, com possibilidade de flexão na parte central (Figura 16.10 e). Novamente, por efeito de arqueamento, o diagrama assume uma forma dupla parabólica com esforços menores onde os deslocamentos são maiores. Exemplo clássico de tipos de estruturas sujeitas a restrições desse tipo refere-se a cortinas de contenção em pontes e subsolos de edifícios. Estas estruturas estando apoiadas sobre fundações pouco deformáveis terão a sua parte superior impedidas de deslocar pela presença das lajes. Deve-se chamar a atenção para o caso de a estrutura ser bastante rígida, o que poderá impedir deformações apreciáveis e gerar um estado de esforços próximo do repouso. Chama-se a atenção também para o caso dos solos pré-adensados que podem apresentar coeficientes de empuxo maiores que a unidade. A Figura 16.11 mostra sugestões para a definição das dimensões de muros de arrimo, segundo Bowles (l977). Figura 16.11 - Sugestões de medidas para dimensionamento de muros de arrimo.

136 O projeto estrutural do muro consiste em apenas uma das etapas do projeto global. Os esforços laterais podem gerar situações de instabilidade, seja por desligamento da estrutura ou tombamento. A Figura 16.1 ilustra os esforços a observar na verificação ao desligamento e ao tombamento de um muro de arrimo. A parcela horizontal do empuxo deve ser comparada com todos os esforços resistentes e que na Figura 16.1 são: - coesão e atrito na base: a resistência que se desenvolve entre muro e solo pode ser colocada semelhantemente à envoltória de resistência dos solos S = C a + f N Onde: C a - força de adesão solo muro (Ca = ca. B) f - coeficiente de atrito empuxo passivo (E p) Evidentemente o empuxo ativo a considerar será composto de todas as ações que possam atuar sobre o muro: solo, água, sobrecargas, etc. Figura 16.1 - Esforços em um muro de arrimo-verificação ao deslizamento e ao tombamento. O Fator de Segurança ao deslizamento é definido como: E FS = ph + c a E B + f N' Ah N' = N U Devido a vários problemas que podem ocorrer com a coesão, recomenda-se utilizar em solos argilosos como adesão solo-muro C a = (0,5 a 0,75)c limitando-se esse valor a um máximo de 5 tf /m. Para concreto lançado fresco sobre o solo, pode-se tomar f = tg φ. Dentre as forças que se devem incluir em N, esta E Av, componente vertical do empuxo. Caso não se possa garantir que o solo situado frente ao muro venha a permanecer durante a vida útil da obra não se deve considerar a sua contribuição. Normalmente, procura-se obter os seguintes fatores de segurança: FS > 1,5 - areias FS >,0 argilas O deslizamento geralmente constitui a situação mais critica para muros sobre solos arenosos. Caso haja camadas de menor resistência subjacentes ao solo de apoio do muro, deve-se considerar a possibilidade de deslizamento por essa camada. O Fator de Segurança ao tombamento é calculado considerando-se os momentos em relação ao pé do muro (ponto A Figura 16.1).

137 W a + Ep c FS = E b a Procura-se geralmente um FS mínimo de 1,5. Os problemas maiores que podem advir pela tendência ao tombamento resultam da possibilidade de a parte anterior da base do muro destacar-se do solo, vindo a diminuir a estabilidade geral. Por essa razão procura-se fazer com que a resultante dos esforços caia dentro do núcleo central (terço médio) da base do muro. Quando a resultante apresenta excentricidade, desenvolvem-se esforços não uniformes no solo de fundação: caso a resultante se situe fora do terço médio, aparecerão tensões de tração. As tensões que se desenvolvem na fundação são (Figura 16.13): Figura 16.13 - Esforços no Solo de Fundação Assim, outro aspecto a considerar na estabilidade de um muro de arrimo reside na tensão aplicada ao solo. Deve-se verificar a capacidade de carga do solo de fundação e compará-la com as tensões aplicadas, devendo resultar um fator de segurança satisfatório. Em geral procura-se obter valores mínimos de FS de e 3, para solos arenosos e argilosos, respectivamente. Pode-se utilizar, sendo necessário, estacas como fundação, lembrando que as estacas estarão sujeitas a esforços horizontais. Quanto a recalques, costuma-se aceitar valores relativamente elevados, desde que estes recalques não interfiram com estruturas apoiadas sobre os muros ou próximos deles. Uma última verificação consiste na possibilidade de ruptura de todo o talude, incluindo o muro (Figura 16.14). A verificação da estabilidade quanto à ruptura de todo o sistema pode ser feita por um dos processos desenvolvidos no capítulo 14. Figura 16.14 - Exemplos de superfícies de escorregamento

138 Finalmente chama-se a atenção para os benefícios que um sistema de drenagem interna propicia: a saturação do maciço, com elevação das pressões neutras, aumentará consideravelmente os esforços sobre o muro. Terzaghi lembra que mesmo sistemas de drenagem rústicos já proporcionam uma boa proteção contra os efeitos nocivos da água. A Figura 16.15 ilustra exemplos de filtros utilizados em muros de arrimo. Figura 16.15 - Exemplos de sistemas de drenagem em muros de arrimo. Caso se utilizem solos siltosos ou argilosos, como material de reaterro, além das dificuldades já apontadas no item 1, deve-se esperar aumento de esforços devido à água, mesmo existindo um eficiente sistema de drenagem. Em épocas de intensa precipitação, o nível de água tardará a baixar, pois devido à baixa permeabilidade desses solos, a água fluirá muito lentamente para o dreno. 4. ESCAVAÇÕES ESCORADAS Os escoramentos utilizados em escavações tais como valas e sub-solos de edifícios, podem ser, basicamente flexíveis ou rígidos. No primeiro tipo enquadram-se as cortinas de estacas prancha e similares e no segundo as paredes diafragma. A escolha de um tipo ou de outro fica determinado, fundamentalmente, pelas deformações permissíveis do escoramento. Uma vez definido o tipo de parede, deve-se definir o tipo de escoramento a empregar. O mais comum é utilizar estroncas, porém devido a problemas tais como largura da vala, circulação interior e deslocamentos da parede pode-se optar por tirantes ancorados no solo. A conjugação de perfis metálicos (H ou I) com pranchões de madeira, suportados por estroncas a diferentes profundidades, é um dos tipos de escoramento flexível mais utilizado e dele trataremos a seguir. Devido à natureza das deformações que surgem quando de sua execução, os esforços laterais a considerar nesse tipo de estrutura diferem dos fornecidos pelas teorias tradicionais. Completada a cravação dos perfis, inicia-se a escavação, que prossegue até a colocação do primeiro nível de estroncas. É razoável supor-se deformações praticamente nulas devido à pequena altura de escavação e o estado de tensões fica determinado pela condição em repouso. A Figura 16.16 ilustra as diversas etapas de construção. Ao prosseguir a escavação até a profundidade do segundo nível de estroncas, a rigidez da primeira estronca impede deslocamentos da parte superior do escoramento, porém a profundidade da escavação gera esforços laterais suficientes para provocar um deslocamento dos perfis para dentro da escavação (Figura 16.16.c). A rigidez da estrutura II e mesmo qualquer pré-compressão são incapazes de reconduzir o terreno a seu estado original de tensões, porém pode alterar os esforços na região próxima.

139 Figura 16.16 - Esforços sobre escavações escoradas. a) perfil cravado; b) escavação e colocação do primeiro nível de estroncas; c) segundo nível de estroncas; d) demais níveis de estroncas. À medida que continua a escavação, mais se acentuam os deslocamentos, de forma que quando se atinge o fundo da vala o escoramento se encontra na posição ab e normalmente nos níveis inferiores esses deslocamentos são suficientes para mobilizar a situação de equilíbrio plástico ativo de Rankine. Nesses escoramentos, passa-se então de uma situação de equilíbrio elástico, próximo à superfície, a uma situação de equilíbrio plástico a maiores profundidades e os diagramas de esforços laterais têm uma forma diferente da especificada nas teorias tradicionais. Verifica-se assim, que os esforços a considerar no dimensionamento de escoramentos de valas dependem fundamentalmente das deformações originadas durante o processo construtivo. Interferem nessas deformações o tempo decorrido entre a escavação e a colocação das estroncas, a forma de colocação das estroncas e as variações de temperatura. O problema de determinação dos esforços sobre escoramentos tem sido contornado através da adoção de diagramas empórios. Tais diagramas são originários de medidas feitas em obras, basicamente das forças que atuavam nas estroncas de escoramentos em valas dos metrôs de Munique, de Chicago e de Oslo. A partir dos esforços medidos criaram-se diagramas envolventes para vários tipos de solos; tais diagramas fornecem geralmente valores conservadores. A Figura 16.17 mostra diagramas envolventes para vários tipos de solos. Figura 16.17 - Esforços laterais para dimensionamento dos elementos de escavações escoradas.

140 Observar que os diagramas aparentes apresentados referem-se exclusivamente aos esforços devido ao solo. Havendo água e/ou sobrecargas a sua contribuição também deve ser levada em conta. Devido a problemas de plastificação do solo junto ao fundo das escavações em argila e consequentes levantamentos de fundo, Terzaghi e Peck sugerem um número de estabilidade (N): N H = γ c Para valores de N superiores a 6 é provável uma ruptura pela base e para N variando entre 3 e 4 tem-se o início de formação de zonas de plastificação, com movimentos significantes do solo. O fator de redução m da expressão K = 1 - m A 4 c γ H (argilas moles e médias) oscila entre 0,4 e 1,0. Segundo as medições efetuadas nas argilas de Oslo (normalmente adensadas, aparentemente) e Chicago (ligeiramente pré-adensadas) é provável que m = 1,0 em argilas pré-adensadas e m < 1,0 nas argilas normalmente adensadas, sempre quando N > 4 e a camada de argila seja suficientemente espessa para que se desenvolva integralmente a zona plástica. No dimensionamento estrutural dos perfis, pode-se considerá-los como uma viga continua com a parte superior em balanço e intermediariamente apoiado nas estroncas e a parte inferior em balanço ou com as condições de apoio determinadas pela profundidade de embutimento do perfil (ficha). Um processo rápido para determinação dos esforços sobre as estroncas está representado na Figura 16.18. Figura 16.18 - Processo simplificado para determinação dos esforços nas estroncas. As estroncas são elementos submetidos à compressão e ao peso próprio. Em escavações estreitas os momentos devidos ao peso próprio são pequenos, porém em escavações largas isso pode ter grande interferência, sendo necessário pensar em apoios e contraventamentos para essas estroncas o que diminui o espaço útil dentro da escavação. Nestas situações tem-se utilizado, sempre que possível, tirantes ancorados no solo, como se representa na Figura 16.19.

141 Figura 16.19 - Sistemas alternativos de apoio. a) tirantes ancorados; b) escoras. Outra alternativa, esta mais simples consiste na colocação de escoras apoiadas no fundo da escavação. A distribuição de esforços adotada para o metrô de São Paulo aparece nas Figuras 16.0 e 16.1, para solos arenosos e solos argilosos respectivamente. Figura 16.0 - Distribuição de esforços para solos arenosos Metrô de São Paulo. No presente caso, considera-se que o solo onde está embutido o perfil proporcione um apoio situado a 60% do comprimento da ficha. Cargas adicionais, tais como devidas a fundações de edifícios, devem ser incluídas. Figura 16.1 - Distribuição de esforços para solos argilosos. Metrô de São Paulo.

14 No caso de solos argilosos admite-se a possibilidade de abertura de tração até uma profundidade z o determinada por z o 1 c =,67 γ 1 K A A profundidade da fenda assim calculada deverá ser limitada a 3,0 m e o peso de solo, até a profundidade z o é tomado como uma sobrecarga. Além disso, deve-se supor a fenda preenchida por 1 água o que resulta um esforço adicional de γ W z o. Na verificação da estabilidade da pranchada, um dos aspectos a considerar refere-se à profundidade da ficha to. Para facilitar essa verificação pode-se, na adoção do diagrama equivalente, considerar o empuxo ativo como atuante em toda a extensão do perfil (h + to), conforme se mostrará no próximo item. 5. ESTABILIDADE DAS ESCAVAÇOES ESCORADAS Além do cálculo estrutural das partes componentes do escoramento, é necessário realizar outras verificações: - profundidade de embutimento da ficha - estabilidade do fundo da escavação (levantamento e piping ) - escorregamento de todo o sistema - deslocamentos da parede. 5.1 - Verificação da Ficha Nas paredes de perfil metálico com pranchões, estes descem somente até o fundo da escavação, formando uma parede continua. Abaixo do fundo, seguem apenas os perfis, sendo necessário verificar o empuxo passivo disponível para garantir o apoio do perfil. Uma forma de cálculo proposta por Weissenbach, considerando perfil com aba b o = 30 cm e espaçamento entre L > l,50 m, é dada pelas expressões. E = 7,0 - areia úmida p t o E = 3,5 - areia submersa p t o t o - comprimento da ficha Variando essas condições, introduzem-se fatores de correção, f 1 -devido ao solo; f - devido ao perfil e f 3 - devido ao espaçamento entre perfis: f 1 solo,0 - marca em blocos (c > 1,0 tf /m ) 1,5 - areia (Dr > 70%) 0,6 - silte e argila b - (b - largura da aba do perfil - cm) f = 30 L - (L - espaçamento entre perfis - m) f 3 = 1,50

143 Para espaçamentos usuais entre perfis (L = 1,50 a,00 m) é comum admitir-se a parede como contínua até o fim do perfil. Assim o empuxo passivo a considerar pode ser calculado pelas teorias tradicionais. Na verificação da ficha procura-se um fator de segurança mínimo de 1,5. Quando no ajuste do diagrama consideram-se os esforços como atuantes em toda a extensão do perfil, o fator de segurança da ficha é dado por (Figura 16.). Figura 16. - Verificação do fator de segurança da ficha Assim, no calculo dos esforços sobre o perfil (viga continua apoiada em A, B, C, D) desprezase a parcela E A, a qual se considera que atue diretamente 'sobre o apoio da ficha. Quando houver três ou mais níveis de estroncas as reações sobre as estroncas situadas entre 0,5H e 0,75H são majoradas de 30% devido às simplificações assumidas dos esforços. na determinação 5. - Estabilidade do Fundo A estabilidade de fundo da escavação foi analisada por Terzaghi que considerou a capacidade de carga do solo, quando solicitado por uma "sapata corrida" de largura B, tal qual se esquematiza na Figura 16.3. Nesse estudo são abordadas valas com solo coesivo (φ = 0) e arenosos (c = 0). Apresenta-se a seguir uma dedução englobando as duas analises de Terzaghi para solo com coesão a atrito. Para um solo genérico, pode-se definir a carga na "sapata" de largura B, devida ao solo como: Q B = W - E A tg φ - c H A capacidade de carga para uma sapata de largura B é dada por σ RH = c N c + q. N q + γ B Ng N c N q Nγ - fatores de capacidade de carga q - sobrecarga (q = γ. t o - ficha aumenta estabilidade pelo acréscimo de sobrecarga)

144 Figura 16.3 - Estabilidade de fundo de uma escavação Terzaghi considerou que a carga máxima (Q RH ) que o solo pode suportar à profundidade H, para uma sapata de largura B é: ' RH Q = Q RH onde: - = B (c Nc + q Nq + g B N γ ) Q RH Assim o Fator de Segurança quanto à ruptura de fundo é dado por ' Q FS = Q RH B B(c N = c + q N W - E A q + γ tg φ B N - c H γ ) Como a largura B é desconhecida, busca-se o menor fator de segurança fazendo-se variar B. Em geral procura-se obter um valor mínimo de 1,5. Os gráficos da Figura 16.4 fornecem o fator de segurança para a estabilidade de fundo de escavações em argilas.

145 Figura 16.4 - Estabilidade contra levantamento de fundo em solos coesivos (NAVFAC DM- 7, 1971). No caso a, a espessura da camada é tal que é possível o desenvolvimento total da superfície de ruptura e, no caso b existe uma camada mais resistente impedindo a formação da superfície de ruptura total. Em solos arenosos, em presença de água, o fluxo para dentro da escavação, pela base, tenderá a promover o aparecimento de areia movediça. Há necessidade, portanto, de impedir que as pressões neutras geradas superem o peso total de pressões neutras geradas superem o peso total de solo no fundo da escavação. O controle dá percolação de água, o aumento da ficha e a colocação de filtros são medidas que auxiliam a garantir a estabilidade do fundo da escavação. Gráficos que fornecem fatores de segurança contra "piping" em escavações em areia, bem como a profundidade da ficha para evitar piping, são apresentados em NAVFAC-DM-7 (l971) e reproduzidos também em Winterkorn and Fang (l975). 5.3 - Escorregamento Geral Outra verificação necessária refere-se a possibilidade de ruptura de todo o sistema por escorregamento (Figura 16.5).