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Wagner Magalhães da Rocha
Estudo sobre o comportamento tensão – deformação de um solo residual
Dissertação de Mestrado
Dissertação apresentada como requisito parcial para obtenção do grau de Mestre pelo Programa de Pós-graduação em Engenharia Civil do Departamento de Engenharia Civil da PUC-Rio.
Orientador: Prof. Vinod Kumar Garga
Rio de Janeiro
Março de 1975
Wagner Magalhães da Rocha
Estudo sobre o comportamento tensão- deformação de um
solo residual
Dissertação apresentada como requisito parcial para obtenção do título de Mestre pelo Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil da PUC-Rio. Aprovada pela Comissão Examinadora abaixo assinada.
Prof. Vinod Kumar Garga
Orientador University of Alberta e
Ex-Professor da PUC-Rio
Prof. Raymundo D’Araújo Costa IN MEMORIAM
Prof. Pedro Paulo Veloso IN MEMORIAM
Prof. José Eugenio Leal Coordenador Setorial do
Centro Técnico Científico – PUC-Rio
Rio de Janeiro, 26 de março de 2013.
Todos os direitos reservados. É proibida a reprodução total ou parcial do trabalho sem autorização do autor, do orientador e da universidade.
Wagner Magalhães da Rocha
Graduou-se em Engenharia Civil pela Universidade Federal de Minas Gerais (UFMG). Concluiu Mestrado em Engenharia Civil na Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro (PUC – RJ) em 1975. É professor da disciplina de Fundações e Estruturas de Contenção da UFMG.
Ficha Catalográfica
CDD: 624
Rocha, Wagner Magalhães da Estudo sobre o comportamento tensão-deformação de um solo residual / Wagner Magalhães da Rocha; orientador: Vinod Kumar Garga. – 1975. 83 f. ; 30 cm Dissertação (mestrado) – Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro, Departamento de Engenharia Civil, 1975. Inclui bibliografia 1. Engenharia civil – Teses. 2. Tensão. 3. Deformação. 4. Variação da elasticidade. 5. Anisotropia. I. Garga, Vinod Kumar. II. Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro. Departamento de Engenharia Civil. III. Título.
Para Vera, meus pais e irmãos.
Agradecimentos
A todos aqueles que colaboraram para a realização do presente trabalho
meus sinceros agradecimentos.
Em especial aos professores Sandro S. Sandroni, Franklin Antunes e ao
professor Vinod Kumar Garga, pela eficiente orientação.
Resumo
Rocha, Wagner Magalhães da; Garga, Vinod Kumar (Orientador). Estudo sobre o comportamento tensão – deformação de um solo residual. Rio de Janeiro, 1975. 83p. Dissertação de Mestrado - Departamento de Engenharia Civil, Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro.
Pretende-se neste trabalho mostrar alguns aspectos do comportamento
tensão x deformação de um solo residual. A variação da elasticidade com a
profundidade é mostrada, bem como sua importância na estimativa de recalques.
A anisotropia observada é analisada, concluindo-se pela não importância dessa
característica nas divergências apresentadas entre os recalques estimados e
medidos em fundações sobre solos residuais. A relação entre deformações
imediatas e a longo prazo é utilizada para interpretar o comportamento satisfatório
de fundações em solos residuais.
Palavras-chave
Aspectos do Comportamento Tensão x Deformação de um Solo Residual;
Variação da Elasticidade; Anisotropia; Relação entre Deformações imediatas e a
longo prazo.
Abstract
Rocha, Wagner Magalhães da; Garga, Vinod Kumar (Abstract). Studies on the Stress-Strain Behaviour of a Residual Soil. Rio de Janeiro, 1975. 83p. Dissertação de Mestrado - Departamento de Engenharia Civil, Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro.
It´s our intention to show in this work some aspects of stress-strain
behaviour of a residual soil. Elasticity-depth variation is shown as well as its
importance in settlement analysis. Analysing the observed anisotropy, it´s our
conclusion it does not have much importance in the disagreement between
estimated and measured settlements. The ratio between immediate and long-term
strains is used to show satisfactory behaviour of foundations on residual soils.
Keywords
Aspects of stress – Strain behaviour of residual soil; Elasticity – depth
variation; Anisotropy; Ratio between immediate and long term strain.
Sumário
1. Introdução 14 2. Definição do Problema
15
3. Fundamentos dos Métodos de Análise de Recalques
17
3.1 Método de Terzaghi 17 3.2 Método de Skempton e Bjerrum 17 3.3 Método de Trajetórias de Tensões 19 3.4 Métodos Elásticos 19 3.5 Método de Janbu 20 3.6 Métodos Empíricos 21 4. Características Geológicas Do Maciço
22
5. Ensaios de Caracterização
24
5.1 Granulometria 24 5.2 Peso Específico 25 5.3 Limites de Atterberg 25 5.4 Dados Geotécnicos do Perfil 26 6. Investigações Geotécnicas
27
6.1 Provas de Carga 27 6.2 Provas de Carga Vertical 27 6.3 Provas de Carga horizontal 28 6.4 Amostragem 29 6.5 Ensaios de Compressão Simples 30 6.6 Ensaios de Penetração Dinâmica e Estática 31 7. Apresentação e Análise dos Resultados
32
7.1 Ensaios de Compressão Simples 32 7.2 Provas de Carga 34 7.3 Comparação entre Resultados obtidos “In Situ” e em Laboratório Variação da Elasticidade com a Profundidade
36
7.4 Comparação entre Resultados dos Ensaios de Penetração 38 7.5 Efeito do Tempo de Aplicação do Carregamento 39 8. Conclusões
41
9. Referências Bibliográficas
42
10. Anexos
45
Lista de Figuras
Figura 1 – Placa Circular assente no semi-espaço elástico. 45
Figura 2 – Curva tensão x deformação obtida em ensaios triaxiais; módulo de deformação M (Janbu – 1967) -
45
Figura 3 – Variação do expoente “a” segundo o comportamento do solo (Janbu – 1967).
46
Figura 4 – Acréscimo de Tensões devido ao carregamento (Janbu – 1967).
46
Figura 5 – Seção de uma parede do poço de testes. 47
Figura 6 – Sill de quartzo observado no poço de testes a 7,00 metros. 47
Figura 7 – Curvas granulométricas. 48
Figura 8 – Variação das porcentagens das frações areia, silte e argila com a profundidade.
49
Figura 9 – Variação dos limites de liquidez e plasticidade com a profundidade.
50
Figura 10 – Esquema da montagem para execução de provas de carga vertical.
51
Figura 11 – Conjuntos componentes do aparelho para provas de carga horizontal.
52
Figura 12 – Aparelho de prova de carga horizontal. 53
Figura 13 – Esquema de execução de prova de carga horizontal. 54
Figura 14 – Bloco de amostra indeformada preparado para ser retirado. 54
Figura 15 – Orientação das direções dos corpos de prova obtidos. 55
Figura 16 – Curvas tensão x deformação obtidas em ensaios de compressão simples com amostras compactadas.
56
Figura 17 – Localização das sondagens em relação ao poço de testes. 57
Figura 18 – Curvas tensão x deformação típicas dos ensaios de compressão simples.
58
Figura 19 – Curva tensão x deformação; definição do módulo secante Es. 59
Figura 20a – Variação do módulo secante horizontal com a profundidade.
60
Figura 20b – Variação do módulo secante a 30º com a profundidade. 61
Figura 20c – Variação do módulo secante a 45º com a profundidade. 62
Figura 20d – Variação do módulo secante a 60º com a profundidade. 63
Figura 21a – Variação do módulo secante vertical com a tensão de ruptura.
64
Figura 21b – Variação do módulo secante a 30º com a tensão de ruptura. 65
Figura 21c – Variação do módulo secante a 45º com a tensão de ruptura. 66
Figura 21d – Variação do módulo secante a 60º com a tensão de ruptura. 67
Figura 21e – Variação do módulo secante horizontal com a tensão de ruptura.
68
Figura 22 – Módulo secante em diagrama polar. 69
Figura 23 – Curva tensão x recalque típica de provas de carga. 70
Figura 24 – Curva tensão x recalque da prova de carga PC – IV. 71
Figura 25 – Variação do módulo inicial Ei obtido em provas de carga vertical e horizontal com a profundidade.
72
Figura 26a – Comparação entre o módulo inicial Ei obtido em provas de carga vertical e o módulo secante Es obtido em ensaios de compressão simples com corpos de prova verticais.
73
Figura 26b – Comparação entre módulo inicial Ei obtido em provas de carga horizontal e o módulo secante Es obtido de compressão simples com corpos de provas horizontais.
74
Figura 27 – Resultados dos ensaios de penetração dinâmica (S.P.T.). 75
Figura 28a – Resultados dos ensaios de penetração estática (Resistência de Ponta _ Rp).
76
Figura 28b – Resultados dos ensaios de penetração estática (Resistência de Ponta - Rp).
77
Figura 29 – Correlação entre índices de resistência á penetração (S.P.T.) e resistência de ponta Rp.
78
Figura 30a e 30b – Variação da porcentagem do recalque medido nas provas de carga com o tempo de aplicação do carregamento - PC- 2V.
79
Figura 30c e 30d – Variação da porcentagem do recalque medido nas provas de carga com o tempo de aplicação do carregamento - PC- 2V.
80
Figura 30e – Variação da porcentagem do recalque medido nas provas de carga com o tempo de aplicação do carregamento - PC- 2V.
81
Lista de Tabelas
Tabela 1 – Índices físicos do perfil até a profundidade de 8.00 m. 81
Tabela 2 – Módulos em Provas de Carga. 82
Siglas
PUC - Pontifícia Universidade Católica
S.P.T. - Standard Penetration Test
‘ Todo conhecimento humano começa com intuições,
Destas passa a conceitos e termina com idéias’.
(Immanuel Kant)
1
INTRODUÇÃO
Uma das linhas de Pesquisa atualmente em desenvolvimento na Pontifícia
Universidade Católica do Rio de Janeiro constitui-se no estudo dos solos
residuais.
Azevedo (1972), Miranda (1972), Sandroni (1973), Castro (1974),
Sheraphin (1974) e Campos (1974) são os trabalhos até então realizados,
abordando distintamente aspectos de compressibilidade, resistência ao
cisalhamento e caracterização desses solos.
O presente trabalho é objeto de pesquisas sobre o comportamento tensão x
deformação de um solo residual localizado no Campus da Universidade, situado
no bairro da Gávea, Rio de Janeiro.
As investigações geotécnicas constaram de: provas de carga sobre placas,
realizadas no interior de um poço de secção quadrada (1.50 m x 1.50 m) até a
profundidade de 8 metros, nas direções vertical e horizontal; ensaios de
compressão simples em amostras indeformadas; ensaios de penetração dinâmica
(S. P. T.) e estática (Deepsounding).
São abordados principalmente aspectos da não-homogeneidade,
anisotropia, deformações imediatas e dependentes do tempo de aplicação do
carregamento, e comparados os resultados obtidos “in situ” e em laboratório.
Apresenta-se uma breve revisão dos principais métodos de análise de
recalque cujos conceitos são utilizados na interpretação de alguns resultados.
Além das características geológicas e climáticas locais, são mostrados os
resultados dos ensaios de caracterização do maciço e os dados geotécnicos do
mesmo.
Em sua fase preliminar a pesquisa consistiu em se projetar e construir um
aparelho para a execução das provas de carga horizontais, e na construção das
instalações e dispositivos de reação das provas de carga verticais. Todos os
detalhes são mostrados posteriormente.
2
DEFINIÇÃO DO PROBLEMA
Um dos principais problemas da Mecânica dos Solos é o estudo do
comportamento tensão x deformação de um maciço quando solicitado por um
carregamento. A teoria da elasticidade clássica tem sido empregada, embora
limitada pelas hipóteses básicas introduzidas e que na maioria das vezes não
correspondem ao comportamento real dos solos. O maciço é considerado um
semi-espaço elástico homogêneo e isotrópico, isto é, possuindo parâmetros
elásticos E e µ constantes em qualquer profundidade ou direção.
É muito comum na natureza, entretanto, a ocorrência de solos em que a
“elasticidade” varia com a profundidade, limitando assim o emprego da teoria
clássica.
Em certos depósitos sedimentares ocorre a variação linear em função da
pressão de terra efetiva, tendo Gibson (1967) apresentado uma solução para esses
casos. Outras importantes contribuições sobre o efeito da não – homogeneidade na
distribuição de tensões e deformações foram apresentadas:
Som (1968); Gibson, Brown e Andrews (1971); Gibson e Sills (1972);
Brown e Gibson (1972).
Diversos trabalhos têm sido realizados objetivando o conhecimento da
variação das características elásticas dos solos “in situ” por meio de provas de
carga:
Hanna e Adams (1967); Soderman, Kim, MiIigan (1967); Burland e Lord
(1971); Hobbs e Dixon (1971); Wakeling (1971); Lake e Simons (1971); Garga e
Quin (1974); etc.
A influência da anisotropia na distribuição de tensões e deformações em
um semi- espaço elástico parece não ter sido convenientemente estudada. Barden
(1963) apresentou uma solução teórica estudando o efeito, apresentada e discutida
nesse trabalho.
Dos solos residuais, muito pouco se conhece quantitativa ou mesmo
qualitativamente sobre a sua não-homogeneidade.
16
Sowers (1963) chama atenção para a necessidade de pesquisas sobre essas
características, o que constitui-se num dos objetivos do presente trabalho.
Azevedo (1972) mostra que os recalques em solos residuais estimados por
diferentes métodos são em geral superiores aos recalques medidos. Serão
discutidos os principais fatores que influem nesses resultados.
3
FUNDAMENTOS DOS MÉTODOS DE ANÁLISE DE
RECALQUES
3.1
Método de Terzaghi
A Teoria Terzaghi permite calcular os recalques por adensamento de um
maciço saturado com auxílio de resultados de ensaios de compressão confinada.
No caso em que a espessura da camada compressível é pequena em relação
às demais da área carregada, ou seja, as deformações horizontais desprezíveis, o
emprego do método apresenta resultados satisfatórios.
O método admite ∆ e ∆ o recalque é estimado pela fórmula:
= mv.Δs’.dz eq. (1)
recalque total por adensamento
mv – coeficiente de compressibilidade
∆ ’ – acréscimo de pressão efetiva
∆ – acréscimo da pressão neutra
– espessura da camada compressível
3.2
Método de Skempton e Bjerrum
No caso mais geral, em que as dimensões de área carregadas são tais que
as deformações horizontais não são desprezíveis o método anterior não se aplica,
pois ∆ ∆ Skempton e Bjerrum (1957) propuseram um método separando os
recalques em dois componentes: ײrecalque imediatoײ, no qual as deformações
ocorrem em condições não drenadas, para argilas saturadas; ײrecalque por
18
adensamentoײ no qual as deformações ocorrem devido à dissipação do excesso de
pressão neutra.
O ײrecalque imediatoײ é estimado pela Teoria da Elasticidade; para placa
circular rígida estima-se pela fórmula:
²)1(4 u Eu
dqu
eq. (2)
d - diâmetro de placa
q- pressão de contato
µu- coeficiente de Poisson em condições não drenadas
Eu- módulo de Elasticidade em condições não drenadas
Skempton e Bjerrum propuseram o emprego dos parâmetros A e B, para
estimar o excesso de pressão neutra induzido pelo carregamento, dado pela
equação.
∆ B[∆ 3 + ∆ (∆ 1- ∆ 3) ] eq. (3)
As variações ∆ 1 e ∆ 3 em qualquer ponto abaixo do centro da área
carregada são estimadas pela Teoria da Elasticidade e os parâmetros em
laboratório.
Mantendo a aplicabilidade do ensaio de compressão de compressão
confinada na determinação de mv, o ײrecalque por adensamentoײ é estimado pela
expressão:
z
va dzum0
.. eq. (4)
na qual é uma função da forma da superfície carregada, da profundidade da
camada compressível e do parâmetro A.
O método é, entretanto inconsistente, pois as deformações são
consideradas unidimensionais (Lambe - 1964).
19
3.3
Método de Trajetórias de Tensões
Lambe (1964) propôs o método no qual a análise é feita em função de
resultados de ensaios triaxiais. Consiste em se selecionar um ou mais pontos
abaixo da área carregada e estimar a trajetória de tensões imposta pelo
carregamento, admitindo a distribuição pela teoria da elasticidade. Promovem-
se ensaios triaxiais com amostras obtidas nos pontos considerados, seguindo a
trajetória de tensões estimadas. Com as deformações obtidas nos ensaios estimam-
se os recalques na fundação por meio de uma integração simples, da fórmula:
2
1
21.,
z
z
vzz dz eq. (5)
21 ,zz – recalque da camada entre z1.z2 (Fig.1)
v – deformação medida no ensaio triaxial
3.4
Métodos Elásticos
A estimativa do recalque imediato pela teoria da elasticidade já foi
anteriormente descrita no método de Skempton e Bjerrum. Para se estimar o
recalque total é necessário definirem-se os parâmetros E e µ apropriados às
condições drenadas. O recalque é dado pela equação (2), com os parâmetros
acima definidos. O uso da equação (2) implica em se admitir o meio homogêneo e
isotrópico.
Gibson (1967) apresentou uma solução considerando o semi-espaço
dotado de módulo de elasticidade crescente linearmente com a profundidade.
Barden (1963) investigou a influência da anisotropia. Esses aspectos são
posteriormente comentados.
20
3.5
Método de Janbu
Janbu (1967) apresentou um método de estimativa de recalques baseado no
conceito de módulo de deformação (M). Esse parâmetro é definido como a
inclinação da tangente à curva tensão x deformação obtida em ensaios de
compressão confinada ou triaxial com relação 31 / constante (figura (2).
Após extensa pesquisa Janbu estabeleceu três tipos de comportamento,
enquadrando todos os materiais, desde rochas até solos de grande porosidade. O
módulo de deformação M é dado pela expressão:
M= m.pa ( ) 1-a eq.(6)
M - número do módulo
a - expoente da tensão
p’ - pressão vertical efetiva
Pa – pressão de referência = 10 tf / m2
O expoente da tensão varia de 0 a 1 em função do comportamento do solo
(figura 3).
O número do módulo m é obtido por meio da expressão:
10ln.
1 0
cc
em
eq. (7)
0e – índice de vazios inicial
cc – índice de compressão
O recalque de uma fundação apoiada sobre uma camada de espessura H
obtém-se pela integração seguinte:
H
0 dz. sendo, eq. (8)
21
pp
p
0
0
'
'
M
dp '
eq. (9)
0'p – pressão efetiva devida á sobrecarga existente a uma profundidade Z
∆p – acréscimo de pressão efetiva devido á fundação a uma profundidade Z
A distribuição de tensões no método de Janbu é estimada por uma
aproximação da teoria da plasticidade, por consideração das tensões cisalhantes
verticais ao longo das faces da fundação,( figura. 4).
O acréscimo de tensões ∆p obtém-se por:
LB
BLzqp n .
)(
z
v dzt0
.. eq. (10)
tv – tensão cisalhante vertical
B,L – largura e comprimento da fundação
O método apresenta uma solução geral tv em função da profundidade z e do
ângulo de atrito
tv
3.6
Métodos Empíricos
Existem diversos métodos empíricos estabelecendo correlações entre
recalque e ensaios de placa, ensaios de penetração dinâmica e ensaios de
penetração estática.
Embora em uso na prática brasileira, tais métodos ainda carecem de algum
fundamento, especificamente no caso dos solos residuais, fugindo, portanto ao
objetivo do trabalho sua apresentação.
4
CARACTERÍSTICAS GEOLÓGICAS DO MACIÇO
O intemperismo constitui-se no conjunto de processos que ocasionam a
decomposição dos minerais das rochas pela ação dos agentes atmosféricos e
biológicos. Os processos de decomposição são complexos e dependem da
natureza da rocha matriz, das condições climáticas, da umidade e da temperatura (
Vargas – 1917).
Resultantes da ação do intemperismo originam-se os solos que, quando
encontrados no local de sua formação, denominam-se solos residuais.
As “características herdadas” como textura, forma dos minerais, e
coloração, vão sendo transformadas com o desenvolvimento do intemperismo,
passando o material a apresentar novas “características adquiridas”.
Os solos residuais são denominados jovens quando conservam a
orientação dos minerais de rocha original; correspondem à “Zona Intermediária”
do perfil definido por Sowers (1963).
O mesmo autor define a “Zona Superior” como sendo aquela em que o
intemperismo apresenta-se no mais avançado estágio, não se identificando mais as
características da rocha original. A “Zona Parcialmente Intemperizada”,
sobrejacente à rocha, é definida pela presença de veios e blocos de rochas
envolvidos por material decomposto.
O embasamento da região (bairro da Gávea- Rio de janeiro) é constituído
por plagioclásio-quartzo-biotita gnaisse do pré- cambriano, coloração escura,
passando a tipos ricos em granada denominado Gnaisse-kinzigítico. É freqüente a
ocorrência de intrusões de pegmatito sob a forma de sills e diques.
O clima quente e úmido, com intensa precipitação no verão, é um dos
fatores que aceleram os processos de decomposição das rochas, apresentando
como produto final espessos mantos de intemperismo.
O perfil estudado é constituído desde a superfície por um solo residual
jovem, em avançado grau de intemperismo, evidenciado pela presença de
feldspato, biotita e granada quase totalmente intemperizados.
23
A figura no5 mostra uma secção de escavação realizada, cuja característica
se repete até a profundidade de 9m. Não ocorre a ″Zona Superior″ definida por
Sowers, anteriormente descrita.
A grande ocorrência de concreções, observadas na figura 5 como pontos
escuros, permite identificar-se a rocha de origem como sendo Gnaisse-
Kinzigítico. A análise mineralógica, qualitativa e semi-quantitativa das
concreções, revelou as seguintes porcentagens em volume:
Fragmentos de quartzo, matéria orgânica e mica unidos por óxidos de ferro....... 50%
Quartzo... ............................................................................................................... 35%
Granada.................................................................................................................. 5%
Agregados cauliníticos envolvidos por óxido de ferro........................................... 10%
A 7 metros constatou-se a presença de um sill de quartzo, observado na
figura 6. Como será mostrado posteriormente, a granulometria do material nessa
região apresentou-se bastante diferente do restante do perfil.
Atualmente se dispõe de sondagens até a profundidade de 10 metros, não
sendo portanto conhecida a espessura do manto intemperizado. Pelas observações
locais e principalmente da escavação, supõe-se ser superior a 20 metros.
5
ENSAIOS DE CARACTERIZAÇÃO
Realizaram-se ensaios de granulometria, peso específico e limites de
Atterberg, com 8 amostras obtidas de metro em metro ao longo do poço escavado
para execução dos testes.
5.1
Granulometria
A fim de padronizar o procedimento, adotou-se em todos os ensaios a
mesma rotina, e tomou-se sempre a mesma quantidade de material. O
peneiramento foi feito com 1.500 gramas de amostra seca ao ar e a sedimentação
com 70 gramas da mesma, passando na peneira n40 (0.42mm). Usou-se como
agente dispersor o hexametafosfato de sódio na concentração de 45.7 gramas por
litro; o tempo de repouso foi de 24 horas e dispersão mecânica feita durante 15
minutos.
Observou-se uma discordância entre as curvas correspondentes ao
peneiramento e as obtidas na sedimentação, fato relatado anteriormente (Castro –
1974). A ocorrência não deve restringir a solos residuais; Bowles (1970) a
observa como inerente à metodologia empregada.
Adotou-se como correta a curva de peneiramento até a peneira
n200(0.74mm) e a sedimentação a partir de 4 minutos, interpolando-se o
trecho intermediário. O procedimento parece ser razoável uma vez que o regime
de sedimentação nos instantes iniciais pode não ser laminar, devido à agitação da
proveta, invalidando a aplicação da lei de Stokes, e a permanência do densímetro
no interior da proveta modifica as condições iniciais de sedimentação.
Na figura 7 encontram-se as curvas de granulometria enumeradas de
acordo com a profundidade da amostra. Nota-se uma mudança mais sensível da
granulometria na profundidade de 7 metros, devido à presença do sill de quartzo,
anteriormente mencionado.
25
Na figura 8 é mostrada a variação das frações mecânicas argila, (< 2
micras), silte e areia com a profundidade. O gráfico evidência a ação do
intemperismo profundo, com a fração da argila aproximadamente constante
exceto a 6 e 7 metros. Como já foi dito, é comum no embasamento da região a
presença de intrusões, o que revela existência de caminhos preferenciais de
percolação da água e a conseqüente ação do intemperismo.
5.2
Peso Específico
Executaram-se os ensaios com 50 gramas da fração utilizada no ensaio de
sedimentação.
Para fins comparativos, foram realizados paralelamente ensaios utilizando-
se a amostra natural destorroada e passando na peneira no10, tendo sido
encontrados resultados diferindo de menos 1% daqueles. A deaeração foi
promovida mediante aplicação de vácuo durante 15 minutos. Os valores obtidos
são apresentados na figura 8; correspondem ao peso específico referido à
temperatura de 20o C e representam a média de duas determinações, diferindo de
no máximo 0.009g/cm3.
5.3
Limites de Atterberg
Na figura 9 são mostrados os limites de liquidez (LL), plasticidade (LP) e
umidade natural (W). As amostras de 6 e 7 metros não apresentaram plasticidade,
concordando com o ensaio de granulometria que revelou nestas profundidades
uma percentagem de argila da ordem de apenas 5%. A umidade natural
apresentou-se sempre inferior ao limite de plasticidade, caracterizando o estado
semi-sólido em que freqüentemente são encontrados os solos residuais, (Vargas -
1970).
Os valores determinados pelo referido autor concordam com aqueles da
figura 9.
26
As observações de Sowers (1963) foram verificadas nos ensaios
realizados: deslizamento ao invés de fluência do solo no aparelho de Casagrande e
a extrema dificuldade na obtenção de cilindros de 1mm de diâmetro na
determinação dos limites de plasticidade. Seraphin (1974) constatou que o
deslizamento do solo na determinação do limite de liquidez não se verificava
quando o ensaio era realizado com teores de umidades decrescentes.
Tem sido objeto de discussões o significado dos limites de Atterberg de
solos residuais. Vargas (1971) sugere o uso dos resultados apenas em termos
comparativos, não devendo ser interpretados como valores absolutos e
independentes da forma com se conduzem os ensaios.
A metodologia é a mesma utilizada para solos sedimentares, e, constitui-se
em importante aspecto a se pesquisar, o significado dos limites
convencionalmente e determinados, e uma possível modificação nos métodos de
ensaios para solos residuais.
5.4
Dados Geotécnicos do Perfil
O solo residual em estudo apresenta alternadamente camada de areia
siltosa pouco argilosa e silte arenoso pouco argiloso, pertencente aos grupos SM,
ML e MC do Sistema Unificado de Classificação.
A tabela I mostra os valores calculados, a partir de 120 observações, do
peso específico natural ( ), grau de saturação (S) e de índice de vazios (e).
6
INVESTIGAÇÕES GEOTÉCNICAS
6.1
Provas de Carga
Foram executadas 16 provas de carga no interior de um poço de secção
quadrada de 1,50m x 1,50m, convenientemente escavado e protegido, entre as
profundidades de 1 e 8 metros.De metro em metro realizaram-se 2 provas de carga
(vertical e horizontal),sobre placa de diâmetro 30cm,observando-se sempre, em
cada par de provas de carga, o centro das placas no mesmo nível.As dimensões da
escavação foram fixadas em função da placa, segundo critério de Terzaghi,
eliminando-se assim o efeito da profundidade. Protegeu-se a escavação com uma
cobertura de 3,50 x 3,50m.
6.2
Provas de Carga Vertical
a- Instalação e Equipamentos
As cargas foram aplicadas por meio de um macaco hidráulico para 10
toneladas, reagindo contra uma viga I de 12” ancorada no solo, transmitindo-as à
placa por um conjunto de tubos de 4” acoplados por flanges. “Para a ancoragem
do sistema de reação foram executadas duas estacas de concreto, escavadas a
trado de diâmetro 20 cm, contendo no núcleo um ferro de ¾” provido de alça,
solidarizados à viga por cabos de aço. A fim de minimizar a excentricidade,
colocou-se entre a placa e a extremidade inferior da tubulação uma esfera de aço.
A regularização da superfície de contato da placa foi feita aplicando-se
gesso nas irregularidades.
As cargas foram controladas por meio de manômetro (precisão 250 gf
/cm2) e as deformações medidas com extensômetros (precisão 0.01 mm)
instalados em pontos diametralmente opostos sobre a placa (figura 10).
28
Desprezou-se o peso de tubulação uma vez que a máxima tensão
produzida, isto é, a 8m de profundidade, é de apenas 0,1kgf /cm2.
b- Procedimento
O carregamento obedeceu a uma seqüência de 4 ciclos de compressão e
descompressão.
1° Ciclo - compressão correspondente à sobrecarga de terra aliviada; nas
profundidades em que essa é menor que 0,9 kgf /cm2, adotou-se arbitrariamente
esse valor;
2o Ciclo - descompressão;
3° Ciclo - recompressão até o limite do 1° e em seguida até a pressão máxima,
com acréscimo entre dois estágios inferior a 2 kgf/cm2; a pressão máxima variou
de 8 a 10 kgf / cm2, e em dois ensaios atingiu 5kgf/cm2;
4° Ciclo- descompressão em estágios correspondentes à recompressão.
As deformações foram medidas nos tempos sucessivos de
0,1,2,4,6,8,10,15,20,25,30... minutos, decorridos após a aplicação do estágio de
carga até a estabilização. Adotou-se como critério de estabilização a ocorrência de
três leituras consecutivas iguais.
Para pressões inferiores a 2kgf /cm2, a duração mínima de cada estágio foi
de 10 minutos, entre 2 e 4kgf /cm2 de 40 minutos, e para pressões superiores, foi
de 1 hora.
6.3
Provas de Carga Horizontal
a- Aparelhagem
Para execução das provas de carga horizontal, foi projetado e construído
um aparelho especial semelhante ao aparelho apresentado por Vold (1967). O
dispositivo é constituído por três conjuntos mostrados na figura 11. O primeiro
29
deles compõe-se de uma placa circular de diâmetro 30 cm e 1.25cm de espessura,
à qual foram adaptados três tubos de aço de diâmetro interno 2,2cm e 90 cm de
comprimento, e um tubo de aço de diâmetro externo 6cm e 92cm de
comprimento, o qual transmite as cargas ao centro da placa. O conjunto
intermediário compõe-se de duas placas de diâmetro 30 cm e 1.25cm de
espessura, contendo três furos de 21mm, placas essas soldadas a uma mola em
espiral de 21 cm de comprimento e espiras de 2,5cm de diâmetro. O terceiro
conjunto é constituído por uma placa com as mesmas dimensões das demais
placas do aparelho, acoplada a um macaco hidráulico de capacidade para 10 tf e
solidarizada a três hastes de diâmetro 2cm e 65cm de comprimento. O aparelho
montado em condições de uso é visto na figura 12, e na figura 13 apresenta-se um
desenho esquemático de uma prova de carga horizontal. A finalidade de mola é
minimizar a perda de carga devida à deformação do solo e permitir a transmissão
gradativa dos esforços, evitando choques bruscos. A vantagem apresentada pela
prova de carga horizontal é a não necessidade do sistema de reação necessário na
prova de carga vertical, uma vez que as próprias paredes de escavação oferecem a
reação desejada.
b- Procedimento
Embora a prova de carga horizontal possa ser realizada bilateralmente,
optou-se pela medição de deformações em apenas uma das placas. Deveu-se isso à
dificuldade de se prepararem as duas superfícies de contato rigorosamente
paralelas, imposta pelas dimensões do poço. Os demais critérios de procedimento
foram os mesmos já descritos no parágrafo anterior.
6.4
Amostragem
Foram obtidas amostras indeformadas em blocos cúbicos de 30 cm de
aresta. A 20 cm abaixo do nível de cada par de provas de carga foram
retirados dois blocos escavando-se cuidadosamente em torno dos mesmos. Os
30
blocos foram parafinados, acondicionados em caixotes, envolvidos por serragem e
transportados para a câmara úmida.
Vargas (1969) descreve o processo como o mais eficiente na obtenção de
amostras indeformadas, de solos residuais que ocorrem acima do lençol freático,
quer pela qualidade das amostras obtidas, como também pela facilidade da
escavação de poços, desprovidos de escoramentos, a grandes profundidades. Na
figura 14 vê-se um bloco escavado já preparado para ser parafinado, antes de ser
retirado.
6.5
Ensaios de Compressão Simples
Realizaram-se inicialmente 8 ensaios com corpos de prova de 2,5” x 5”
(diâmetro x altura), moldando-se no torno paralelepípedos de 3” x 3” x 5,5”,
obtidos nos blocos de amostras indeformadas. Face à grande quantidade de
material não aproveitada, inerente ao processo, optou-se pela adoção de corpos de
prova de 2,5” x 2,5”, realizando-se um total de 123 ensaios. Os corpos de prova
foram preparados cravando-se suavemente nos blocos um amostrador de parede
fina, simultaneamente à talhagem promovida com espátula cortante. O processo
permite a obtenção de elementos de dimensões bastante precisas e faces planas
rigorosamente paralelas.
A não uniformidade das condições de tensão nesses ensaios é sabido
dever-se ao atrito desenvolvido entre o solo e o aparelho (Lee-1968). Foi corrigida
adaptando-se no aparelho, base e topo de alumínio de diâmetros 3,5″ e superfícies
lisas, utilizando-se entre cada uma dessas peças e o corpo de prova duas
membranas de borracha lubrificadas com silicone. Rowe e Barden (1964)
mostraram que o procedimento elimina os efeitos de atrito, e, corpos de prova de
altura igual ao diâmetro comportam-se de maneira semelhante àqueles de altura
igual ao dobro do diâmetro.
A fim de estudar efeitos de anisotropia obtiveram-se corpos de provas nas
direções vertical, horizontal, 30°, 45°, 60° conforme a figura 15. Os ensaios foram
do tipo deformação controlada; a velocidade da ordem de 0.3% por minuto,
estabelecida estudando-se a influência da mesma nos ensaios com corpos de prova
31
compactados na unidade natural, tendo sido verificado ser o efeito, sobre o
módulo de deformação, desprezível para velocidade da ordem de 0.1% a 0.5%
(figura 16).
Em todos os ensaios foram determinados o peso específico natural,
umidade do corpo de prova, e registradas observações sobre as características da
superfície de ruptura.
6.6
Ensaios de Penetração Dinâmica e Estática
Completando as investigações geotécnicas, realizaram-se 4 sondagens com
penetração estática (Deepsounding ).
O ensaio de penetração Dinâmica consiste em se cravar 45 cm, um
amostrador padronizado, por meio de golpes sucessivos de um peso de 65 kg
caindo de 75 cm de altura, registrando-se um número de golpes correspondentes à
penetração, do amostrador em 3 intervalos de 15 cm.
O ensaio de penetração estática consiste na determinação de resistência
oferecida pelo solo à cravação de um cone de 10 cm2 de área e com aresta
formando um ângulo de 60° com a horizontal, (resistência de ponta), e à cravação
do cone solidarizado às hastes (resistência total).
Na figura 17 apresenta-se a localização das sondagens realizada.
7
APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS
7.1
Ensaios de Compressão Simples
As curvas obtidas nos ensaios de compressão simples enquadram-se numa
das três curvas típicas mostradas na figura 18.
A- Curvas em que o ײpicoײ é bem definido.
B- Curvas em que não ocorre o ײpicoײ.
C- Curvas apresentando pontos de inflexão e ײpicoײ.
O comportamento definido pela curva C foi constatado em 40% dos
ensaios; é possível tratar-se de uma característica do material, e não inerente ao
ensaio como se supôs inicialmente. Em igual proporção registrou-se o
comportamento pela curva A. Em sua maioria, as curvas assemelham-se portanto
às de argilas pré- adensadas, pelo ײpicoײ de ruptura.
As observações dos corpos de prova após cada ensaio revelaram que na
maioria das vezes a superfície de ruptura não se apresentou plana; a inclinação
média em relação à vertical foi da ordem de 15° a 25° embora em alguns ensaios,
aproximadamente verticais, e em geral cortando o corpo de prova desde o topo até
a base. Sempre que o corpo de prova apresentou superfícies de fraqueza visíveis, a
ruptura deu-se segundo essas; a não ser quando tais superfícies eram horizontais,
constituindo-se em um plano principal. Os planos preferenciais de ruptura são
geralmente identificados pelo contraste de minerais, definindo uma superfície de
fraqueza no contato.
As deformações de ruptura variaram de 1% a 4%,sendo que em 120
observações, 90% variaram de 1,5% a 2,5%.
O módulo de elasticidade Es ( módulo secante), determinado no ensaio de
compressão simples, pode ser definido como numericamente igual à inclinação da
33
secante à curva tensão x deformação, reta esta que passa pela origem e pelo ponto
correspondente à metade da tensão de ruptura (Hanna e Adams -1967) – figura 19.
As figuras 20a, 20b, 20c, 20d apresentam a variação do módulo Es com a
profundidade nas diferentes direções ensaiadas.
Os limites da relação Es (vertical) / Es (direção) calculados a partir da
média de três ensaios foram as seguintes:
Es (V) / Es (H) = 0.7 a 2.1. Valor médio 1.
Es (V) / Es (30° ) = 0.7 a 1.3 valor médio 0.9
Es (V) / Es (45° ) = 0.6 a 1.2 valor médio 1.0
Es (V) / Es (60° ) = 0.8 a 1.7 valor médio 1.1
O módulo secante vertical, apresentou-se portanto, em valores médios,
maior que o módulo secante horizontal e a 60°, menor que o módulo a 30° e
aproximadamente igual ao módulo a 45°. Hanna e Adams (1967) em argilas pré-
adensadas de Londres observaram o módulo vertical ligeiramente inferior ao
módulo horizontal e a 45°, com os dois últimos aproximadamente iguais. A
conclusão dos referidos autores era de se esperar, uma vez que o pré-adensamento
desenvolve uma maior resistência a deformações na direção horizontal.
Nesse aspecto o comportamento do solo residual estudado diferiu do
comportamento de um solo pré-adensado.
Nas figuras 21a, 21b, 21c, 21d, 21e são mostrados os gráficos de variação
do módulo Es com a tensão de ruptura σr. Em todas as direções ensaiadas observa-
se uma tendência de aumento do módulo secante com resistência à compressão
simples. A relação Es (25 a100) σr abrange todos os ensaios realizados. Bjerrum
(1964) registra o Es ( 125 a 250) σr para argilas normalmente adensadas de
Noruega; Hanna e Adams (1967) para argilas pré-adensadas no Canadá
verificaram Es = ( 50 a 200 ) σr , resultado esse semelhante àquele obtido no solo
residual estudado.Os resultados dos ensaios são também mostrados no gráfico
polar (figura 22) cujo objetivo é apresentar a variação do módulo Es com a
direção ensaiada.
34
7.2
Provas de Carga
O comportamento tensão x recalque obtido em provas de carga pode ser
representado pela curva ideal mostrada na figura 23. No primeiro ciclo de carga a
curva apresenta um trecho linear para pressões ligeiramente superiores à
sobrecarga aliviada q0, exibindo uma curvatura no fim do ciclo. A curva da figura
24 refere-se à prova de carga PC-1V.
Definiu-se o “Módulo de elasticidade inicial Ei,” a partir da equação (2)
abaixo transcrita explicitando o parâmetro desejado; adotou-se µ = 0,3, valor esse
a ser justificado posteriormente.
²)1(4
.
0
0
dq
Ei
eq. (10)
No segundo ciclo de carga definiu-se o ″Módulo de elasticidade na
recompressão″ a partir da equação:
²)1(
4
.
1
0
dq
Er
eq.(11)
Na Tabela II estão reproduzidos os valores de e obtidos. O módulo
inicial apresentou-se sempre menor que o módulo da recompressão, evidenciando
que, para o nível de tensões adotado na definição dos parâmetros, desenvolve-se
um aumento da ″resistência às deformações ″ no carregamento cíclico.
Os módulos de elasticidade acima definidos estão relacionados pela
expressão seguinte:
= (1.3 a 2.5) Ei eq. (12)
Soderman, Kim e Milligan (1967) em pesquisa semelhante em argilas
glaciais pré-adensadas obtiveram
1.5 eq. (13)
35
Burland e Lord (1971) realizaram provas de carga sobre placa profunda de
30cm de diâmetro em rocha decomposta (chalk), tendo obtido o módulo inicial
maior que o módulo de recompressão. Comentam os autores que o fato se deveu
ao atrito desenvolvido entre a placa sobre o solo. Os referidos autores mediram o
módulo de elasticidade E através das deformações da fundação de um tanque, o
qual comparado com o módulo de elasticidade na recompressão apresentou a
relação:
0.5 eq. (14)
tendo sido definido no trecho elástico da curva tensão x deformação.
Na opinião do autor o módulo inicial deve aproximar-se mais do módulo
na condição virgem do solo, uma vez que o primeiro ciclo constitui na verdade
uma recompressão até o limite da sobrecarga e, quanto maior o número de ciclos
de carregamento aplicados, o módulo de recompressão tende a aumentar. Por isso,
os resultados doravante apresentados referem-se ao módulo inicial.
Os valores do módulo inicial Ei vertical e horizontal são comparados na
figura 25. A dispersão de alguns resultados revela a heterogeneidade do maciço,
embora se deva ressaltar que muitas críticas possam ser feitas aos métodos
utilizados no campo e sua interpretação analítica, posteriormente comentada neste
trabalho. A relação Ei (vertical) / Ei (horizontal) = 0.4 a 2.4. é compatível com a
relação obtida entre ensaios de laboratório verticais e horizontais, apresentados no
item anterior (figura 16a).
O efeito da anisotropia foi discutido por Barden (1963), que verificou serem os
recalques devidos a carregamentos superficiais afetados somente em 25%, dentro
da variação E (H) / E(V) =1.5 a 2.5. È possível, portanto, que a anisotropia
apresentada pelo solo residual não seja um fator de grande importância na
estimativa de recalques.
36
7.3
Comparações entre Resultados Obtidos “in situ” e em Laboratório -
Variação da Elasticidade com a Profundidade
O módulo Ei obtido no campo comparado com obtido no laboratório é
apresentado nas figuras 26a e 26b. Em 70% das observações a relação Ei / Es
variou de 1.5 a 9.5 e em 90% variou de 1.5 a 15. Os resultados mostram que a
adoção do módulo secante Es obtido no laboratório na determinação de recalques,
constituiu-se em um procedimento conservador.
Em termos quantitativos os resultados apresentam sensíveis discordâncias,
verificadas também por outros autores. Hanna e Adams (1967) atribuíram como
principais causas das divergências:
a) Limitação da teoria de distribuições de tensões;
b) Inexato conhecimento das condições iniciais das tensões efetivas existentes
no maciço;
c) Amolgamento das amostras na retirada e no preparo dos corpos de prova;
d) Variabilidade do maciço.
É provável que nos solos residuais a última causa tenha maior influência;
os ensaios de laboratórios revelaram freqüentes variações no comportamento de
corpos de prova obtidos no mesmo bloco de amostra indeformada, e na mesma
direção, evidenciando assim variações do maciço de ponto para ponto. A menor
divergência observada nos resultados de laboratório deve-se ao grande número de
ensaios realizados, mostrando assim que a “média” apresenta uma tendência de
uniformização e segundo Vargas (1970) é representativa:
Os resultados apresentados na figura 25 evidenciam:
a) Variação do módulo de elasticidade ″in situ″(vertical e horizontal) com a
profundidade não obedece a uma tendência de aumento, constância ou
diminuição;
37
b) A relação entre os módulos ″in situ″ vertical e horizontal varia
aleatoriamente, não se observando também qualquer tendência (ver
comentário) a seguir:
Esta análise revela a dificuldade de um dos principais problemas da
Mecânica dos Solos, que se constitui na extrapolação de resultados de provas de
carga sobre placas para a estimativa de recalques. Considerando-se duas placas de
diâmetros 1d e 2d submetidas à mesma pressão q, despertariam no solo os
recalques 1 e 2 . Através da equação (10) chega-se à expressão seguinte:
2
1
2
1
d
d
eq.(15)
Entretanto a experiência tem mostrado que,com o aumento da área de
contato a relação que se verifica é da forma:
2
1
2
1
d
d
eq. (16)
em que < 1 . Gibson (1967) estudou o efeito do aumento da elasticidade
linearmente com a profundidade, tendo mostrado que, com o aumento da área de
contato, o recalque sob a mesma pressão diminui em função da lei de variação de
elasticidade. É importante, pois, observar que para fundações de grandes
dimensões, a variação do módulo de elasticidade governa predominantemente os
recalques ocorridos. Som (1968) mostrou que a estimativa pode ser feita com
satisfatória precisão, admitindo-se a distribuição de tensões no maciço
considerado homogêneo, tomando-se o módulo real nas diversas profundidades
envolvidas.
Esta deve ser, portanto a orientação a ser seguida na solução dos
problemas de recalques em solos residuais, para fundações de grandes dimensões:
a) estimar as tensões no maciço considerado homogêneo;
b) determinar o módulo ao longo da profundidade da zona de influência das
tensões;
c) calcular os recalques nas diferentes profundidades com os valores das tensões
calculadas e dos módulos determinados.
38
Os resultados mostrados na figura 25, somados às considerações acima
permitem concluir, tentativamente, ser a variação de elasticidade dos solos
residuais uma das principais causas das divergências entre os recalques medidos e
observados.
Há ainda a se considerar que a aplicação dos métodos elásticos é aceitável,
quando a solicitação permanece no regime elástico do solo. Parte-se então dessa
premissa, o que pode não ser representativo em certos casos, por exemplo, no caso
de fundações que possam sofrer deformações maiores que as fundações
convencionais, onde admitem-se em geral recalques máximos da ordem de 25mm.
Cabe a aqui então ressaltar a importância que futuramente poderá assumir o
método de Janbu cujos conceitos foram anteriormente apresentados.
Comentário
Na opinião do autor, a variação de elasticidade nos solos residuais depende
fundamentalmente do grau de intemperismo e, consequentemente, da
natureza e características da rocha matriz, e das condições climáticas. Os
horizontes mais jovens dos solos residuais de gnaisse revelam-se, através de
ensaios de penetração dinâmica e estática, menos compressíveis, à medida em que
se aproxima da rocha ou seja, quando se tornam mais presentes as características
da rocha matriz.
Fica, portanto a sugestão para uma pesquisa visando ao estudo da
compressibilidade dos solos residuais à luz da variação do grau de intemperismo.
7.4
Comparação Entre Resultados dos Ensaios de Penetração
Os resultados observados nos ensaios de penetração dinâmica (S.P.T)
estão plotados na figura 27. Os gráficos revelam algumas variações do número de
golpes nos ensaios realizados a pequenas distâncias, confirmando as mesmas
observações registradas nos ensaios de laboratório e provas de carga.
Nas figuras 28a e 28b encontram-se os resultados dos ensaios de
penetração dinâmica (S.P.T) e estática.
39
Embora não se pretenda estabelecer uma correlação, a partir de apenas
dois ensaios, os gráficos sugerem a realização de análise estatística entre os dois
tipos de ensaios utilizados, o que deveria ser feito a partir de uma amostragem
representativa.
A correlação mostrada na figura 29 escreve-se:
Rp (Kgf/ cm2) = (2-5) S.P. T eq. (17)
7.5
Efeito do Tempo de Aplicação do Carregamento
A variação das porcentagens dos recalques, medidos ao longo do tempo de
duração dos estágios de carga, é mostrada nas figuras 30a, 30b, 30c, 30d e 30e. Os
resultados referem-se à prova de carga PC-2V e representam o comportamento
típico observado nos testes. A relação percentual entre o recalque imediato e o
recalque total corresponde à ordenada medida no tempo zero. A variação
mostrou-se da ordem 70% a 80 % para os vários níveis de tensão aplicados.
Evidencia-se então, ser a grande porcentagem dos recalques no solo residual
despertada imediatamente após a aplicação do carregamento.
Burland e Wroth (1974) apresentaram importantes considerações relativas
ao comportamento tempo-deformação, analisadas sob o ponto de vista da reação
estrutural:
a) Quanto maior a relação mais se afasta a possibilidade de ocorrência de
danos á construção.
b) Quanto menor a diferença ρt -ρu menores os recalques diferenciais.
Com efeito, a estrutura, seja ela de concreto ou metálica, apresenta
condições de absorver e redistribuir as tensões de tração provenientes de recalques
diferenciais, o que já não acontece com os revestimentos (tijolos, argamassa, etc.).
Assim sendo, os recalques que ocorrem em fase de construção não se manifestam
através de trincas ou fissuras após a conclusão da obra.
40
Somente os recalques após a construção, isto é, proveniente das
deformações a longo prazo, são perceptíveis através dos danos causados.
Burland e Wroth (1974) relatam que os danos estruturais são pouco
freqüentes, e no caso geral, os danos verificados nas obras de engenharia são
predominantes de caráter arquitetônico.
As considerações acima são coerentes com o que o autor tem verificado na
prática de fundações em solos residuais jovens:
a) Raramente as obras apresentam trincas ou fissuras;
b) O controle de recalques quando realizado após a construção da estrutura não
revela a ocorrência de deformações.
Os resultados de observações em solos pré-adensados revelam ,
variando de 0.55 a 0.70 (Burland e Wroth – 1974).
A relação se expressa em função coeficiente de Poisson em
condições drenadas:
)1(2
1
t
u
eq. (18)
O valor de = 0.3 adotado no presente trabalho fica, portanto justificado,
uma vez que esse valor levado na expressão acima fornece = 0.7,
compatível com os resultados obtidos.
8
CONCLUSÕES
1- O módulo de elasticidade determinado ″in situ″ ( ) por meio de provas de
carga é sempre maior que o módulo obtido em ensaios de compressão simples
( ).
A relação / varia em geral de 1.5 a 9.5 tendo sido observado alguns valores
mais elevados.
2- A variação do módulo de elasticidade com a profundidade, no solo residual
estudado, é aleatória, não tendo sido observada uma relação que defina uma
tendência de aumento ou diminuição.
3- A anisotropia inerente aos solos residuais não deve ser o fator mais importante
nas discordâncias que se observam entre valores de recalques estimados e
medidos.
4- A não-homogeneidade apresentada é a provável causa das referidas
discordâncias.
5- O solo residual estudado apresenta características semelhantes à de solos pré-
adensados, quanto ao comportamento tensão x deformação, constituindo-se em
material de comportamento favorável ao assentamento de fundações.
6- O controle de recalques em solos residuais, com a finalidade de obtenção de
dados reais sobre o seu comportamento, deve ser promovido desde a fase de início
de construção, pois os recalques são despertados rapidamente.
7- Somente um grande número de observações em solos residuais pode conduzir à
interpretação correta de seu comportamento. Pela simplicidade e baixo custo
apresentados pelo S.P.T., tais ensaios devem ser extensivamente estudados e
comparados os resultados com observações de recalques em verdadeira grandeza.
9
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10
ANEXOS
Figura 1: Placa Circular Assente no Semi-Espaço Elástico.
Figura 2: Curva Tensão x Deformação obtida em ensaios Triaxiais; Módulo de Deformação M (Janbu – 1967).
46
Figura 3: Variação do Expoente a segundo o Comportamento do Solo
(Janbu – 1967).
Figura 4: Acréscimo de Tensões devido ao Carregamento (Janbu-1967).
47
Figura 5: Secção de uma Parede do Poço de Testes.
Figura 6: Sill de Quartzo observado no Poço de Testes a 7,00m.
48
Figura 7: Curvas Granulométricas.
49
Figura 8: Variação das Porcentagens das Frações de Areia, Silte e Argila com Profundidade.
50
Figura 9: Variação dos Limites de Liquidez e Plasticidade com a Profundidade.
51
Figura10: Esquema da Montagem para Execução de Provas de Carga Vertical.
52
Figura 11: Conjuntos Componentes do Aparelho para Provas de
Carga Horizontal.
53
Figura 12: Aparelho de Prova de Carga Horizontal.
54
Figura 13: Esquema de Execução de Prova de Carga Horizontal.
Figura 14: Bloco de Amostra Indeformada.
55
Figura 15: Orientação das Direções dos Corpos de Prova Obtidos.
56
Figura 16: Curvas Tensão x Deformação obtidas em ensaios de compressão simples com amostras compactadas.
57
Figura 17: Localização das Sondagens em Relação ao Poço de Testes.
Ten
são
Axi
al (
kgf
/cm
²)
58
Figura 18: Curva Tensão x Deformação Típicas dos Ensaios de Compressão Simples.
59
Figura 19: Curva Tensão x Deformação; Definição do Módulo Secante Es.
60
Figura 20a: Variação do Módulo Secante Horizontal com a Profundidade.
61
Figura 20b: Variação do Módulo Secante a 30° com a Profundidade
62
Figura 20c: Variação do Módulo Secante a 45° com a Profundidade.
63
Figura 20d: Variação do Módulo Secante a 60° com a Profundidade.
64
Figura 21a: Variação do Módulo Secante Vertical com a Tensão de Ruptura.
65
Figura 21b: Variação do Módulo Secante a 30º com a Tensão de Ruptura.
66
Figura 21c: Variação do Módulo Secante a 45° com a Tensão de Ruptura.
67
Figura 21d: Variação do Módulo Secante a 60° com a Tensão de Ruptura.
68
Figura 21e: Variação do Módulo Horizontal com a Tensão de Ruptura.
69
Figura 22: Módulo Secante em Diagrama Polar.
70
Figura 23: Curva Tensão x Recalque Típica de Provas de Carga.
71
Figura 24: Curva Tensão x Recalque da Prova de Carga – PC- IV.
72
Figura 25: Variação do Módulo Inicial Ei obtidos em Provas de Carga Vertical e
Horizontal com a Profundidade
73
Figura 26a - Comparação entre o Módulo Inicial Ei obtido em Provas de Carga
Vertical e o Módulo Secante Es obtidos em Ensaios de Compressão Simples com Corpos de Provas Verticais.
74
Figura 26b: Comparação entre o Módulo Inicial Ei obtido em Prova de Carga Horizontal e o Módulo Secante Es obtidos em Ensaios de Compressão Simples
com Corpos de Provas Horizontais.
75
Figura 27: Resultado dos Ensaios de Penetração Dinâmica (S.P.T.).
76
Figura 28a: Resultados dos Ensaios de Penetração Estática
(Resistência de Ponta- Rp).
77
Figura28b: Resultados dos Ensaios de Penetração Estática (Resistência de Ponta - Rp)
78
Figura 29: Correlação entre Índices de Resistência à Penetração (S.P.T.) e
Resistência de Ponta - Rp.
79
Figura 30a e 30b: Variação da Porcentagem do Recalque Medido nas Provas de Carga com o Tempo de Aplicação do Carregamento PC-2V.
80
Figura 30c e 30d:Variação da Porcentagem do Recalque Medido nas Provas de Carga Com o Tempo de Aplicação do Carregamento- PC-2V
81
Figura 30e: Variação da Porcentagem do Recalque Medido nas Provas de Carga
com o Tempo de Aplicação do Carregamento – PC- 2V.
82
Tabela 1: Índices Físicos do Perfil até a Profundidade de 8.00 m.
83
Tabela 2: Módulos obtidos em Provas de Carga
