CAPTULO 1-Prospecção do Subsolo

Notas de aula de Fundações – Prof. Cláudio R. R. Dias

Prospecção do subsolo

CAPÍTULO 1 PROSPECÇÃO DO SUBSOLO

1. INTRODUÇÃO

Uma das fases importantes de um projeto de fundação compreende a sondagem do subsolo a fim de conhecer certos parâmetros do solo que interessam na resolução dos problemas da fundação. É relevante que se conheça a disposição, natureza e espessura ds camadas de solo, assim como as suas características. Tal conhecimento implica na prospecção do subsolo e na amostragem ao longo de seu decurso. Para que estes dados possam ser considerados como fiel retrato das condições naturais do terreno, é necessário que os serviços de prospecção sejam elaborados por pessoal altamente capacitado, acompanhado de um técnico e de um geólogo ou engenheiro geotécnico. É fundamental, também, que se tenha um bom conhecimento dos principais aspectos geológicos e hidrogeológicos da região, assim como das propriedades químicas do solo e da água do subsolo, tendo em vista a possibilidade de ataques aos materiais da fundação (por exemplo a corrosão do aço em concreto armado, ou a desagregação do concreto). As principais características que deverão ser analisadas nos solos são: tipo, granulometria, cor, grau de compacidade ou de consistência, espessura da camada, presença d’água. Nas rochas deve-se analisar: tipo, cor, grau de decomposição, grau de fraturamento, RQD (rock quality designation). designation).

2. PROGRAMA PARA OS TRABALHOS DE INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO

Para o caso de fundações de edifícios para residências ou comerciais, a NBR-1211 fixa diretrizes gerais a serem observadas na exploração do subsolo. Dentre as várias especificações deve-se salientar: número de furos, disposição dos furos e profundidade dos furos.



2.1. Número de furos

O número de furos de sondagem e sua localização em planta dependem do tipo de estrutura, de suas características características especiais e das condições geotécnicas geotécnicas do subsolo. O número de furos, todavia, deve ser de no mínimo 1 para cada 200m 2 de área de projeção em planta do edifício, até 1200m 2. Entre 1200m2 e 2400m2, deve-se fazer uma sondagem para cada 400m 2 que exceder de 1200m2. Acima de 2400m 2, o número de furos deve ser fixado de acordo com plano particular da construção. Em quaisquer circunstâncias, o número mínimo será: a) 2 para área de projeção em planta de edifício até 200m 2; b) 3 para área entre 200m 2 e 400m2.

2.2. Disposição dos furos

Os furos deverão ser distribuídos em planta, cobrindo toda área em estudo. A máxima distância entre os furos não deverá ultrapassar 25 metros, a não ser que o subsolo seja bastante repetido em suas características.

2.3. Profundidade das sondagens

A profundidade a ser explorada pelas sondagens de simples reconhecimento, para efeito de projeto geotécnico, é função do tipo de edifício, das características particulares da estrutura, de suas dimensões em planta, da forma da área carregada e das condições geotécnicas locais. A exploração deve ser levada a profundidades tais que incluam todas as camadas impróprias ou que sejam questionáveis como apoio de fundação, de tal forma que não venham a prejudicar a estabilidade e o comportamento estrutural e funcional do edifício. As sondagens devem ser levadas até profundidade onde o solo não seja mais significativamente solicitado pelas cargas estruturais, fixando-se como critério aquela profundidade onde o acréscimo de pressões no solo devido às cargas estruturais aplicadas for menor que 10% da pressão geostática efetiva (Figura1). Quando a edificação apresenta uma planta composta de vários corpos, o critério anterior se aplica a cada corpo da edificação. edificação. Quando for atingida uma camada de solo de compacidade ou consistência elevada, e as condições geológicas locais mostrarem não haver possibilidade de se atingir camadas menos consistentes ou compactas, pode-se parar a sondagem naquela camada.



2.1. Número de furos

O número de furos de sondagem e sua localização em planta dependem do tipo de estrutura, de suas características características especiais e das condições geotécnicas geotécnicas do subsolo. O número de furos, todavia, deve ser de no mínimo 1 para cada 200m 2 de área de projeção em planta do edifício, até 1200m 2. Entre 1200m2 e 2400m2, deve-se fazer uma sondagem para cada 400m 2 que exceder de 1200m2. Acima de 2400m 2, o número de furos deve ser fixado de acordo com plano particular da construção. Em quaisquer circunstâncias, o número mínimo será: a) 2 para área de projeção em planta de edifício até 200m 2; b) 3 para área entre 200m 2 e 400m2.

2.2. Disposição dos furos

Os furos deverão ser distribuídos em planta, cobrindo toda área em estudo. A máxima distância entre os furos não deverá ultrapassar 25 metros, a não ser que o subsolo seja bastante repetido em suas características.

2.3. Profundidade das sondagens

A profundidade a ser explorada pelas sondagens de simples reconhecimento, para efeito de projeto geotécnico, é função do tipo de edifício, das características particulares da estrutura, de suas dimensões em planta, da forma da área carregada e das condições geotécnicas locais. A exploração deve ser levada a profundidades tais que incluam todas as camadas impróprias ou que sejam questionáveis como apoio de fundação, de tal forma que não venham a prejudicar a estabilidade e o comportamento estrutural e funcional do edifício. As sondagens devem ser levadas até profundidade onde o solo não seja mais significativamente solicitado pelas cargas estruturais, fixando-se como critério aquela profundidade onde o acréscimo de pressões no solo devido às cargas estruturais aplicadas for menor que 10% da pressão geostática efetiva (Figura1). Quando a edificação apresenta uma planta composta de vários corpos, o critério anterior se aplica a cada corpo da edificação. edificação. Quando for atingida uma camada de solo de compacidade ou consistência elevada, e as condições geológicas locais mostrarem não haver possibilidade de se atingir camadas menos consistentes ou compactas, pode-se parar a sondagem naquela camada.



Figura 1. Distribuição de pressões – como definir a profundidade de sondagem

Ao atingir rocha ou camada impenetrável à percussão, percussão, subjacente ao solo adequado ao suporte da fundação, a sondagem pode ser interrompida nela. Nos casos de fundações de importância, ou quando as camadas superiores de solo não forem adequadas ao suporte, aconselha-se a verificação da natureza e da continuidade da camada impenetrável. Nestes casos a profundidade mínima a investigar é de 5 metros. Para as fundações profundas (estacas e tubulões) a contagem da profundidade deve ser feita a partir da provável posição da ponta das estacas ou bases dos tubulões. Em terrenos passíveis de alterações posteriores (erosão, expansão) devem ser feitas considerações especiais na fixação da profundidade de exploração.



3. MÉTODOS E TÉCNICAS DE INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA

Tanto a escolha do método e da técnica como a amplitude das investigações deve ser função das dimensões e finalidade da obra, das características do terreno, dos dados disponíveis de investigação anterior e de observações do comportamento de estruturas próximas. Os principais métodos e técnicas empregadas para a exploração do subsolo podem ser classificados em: a) com retirada de amostras (deformadas ou indeformadas): - abertura de poços ou galerias de exploração - execução de sondagens por percussão ou rotativa (simples reconhecimento); - execução de sondagens especiais com retirada de amostras indeformadas. b) Ensaios in situ - ensaios de penetração dinâmicos ou estáticos (medem resistência); - ensaios de palheta (medem a resistência ao cisalhamento não drenada de argilas médias e moles); - ensaios pressiométricos (estuda-se o comportamento tensão x deformação do solo); - provas de carga; - ensaios de bombeamento; - outras técnicas. c) Ensaios de laboratório: - ensaios de caracterização (granulometria, limites de liquidez e plasticidade, peso específico dos grãos do solo...); - ensaios de adensamento (determinam parâmetros de deformação do solo); - ensaios de cisalhamento (direto, triaxial, cisalhamento simples...). d) Comprovação durante e após a construção (instrumentação).



3.1. Exploração com retirada de amostras

Nestes métodos procura-se recolher amostras do solo para determinação de propriedades em laboratório, podendo-se retirar amostras manualmente, quando o solo for superficial, ou por meio de execução de furos de sondagem, se a amostragem for em maiores profundidades.

3.1.1. Abertura de poços ou galerias de exploração É sem dúvida a melhor técnica de exploração do subsolo, pois permite a observação no local das diferentes camadas e extração de boas amostras. Seu emprego, no entanto, é limitado, pelo alto custo, necessidade de escoramento e escoamento d’água (Figura 2).

Figura 2. Escoramentos para retirada de amostras em poços

Uma obra de vulto, como por exemplo: uma barragem, um metrô ou um canal, pode justificar seu emprego.



3.1.2. Execução de furos de sondagens

A) SONDAGENS DE SIMPLES RECONHECIMENTO As sondagens de simples reconhecimento são iniciadas com a execução de um furo por trado escavadeira, até que o material comece a desmoronar. Daí segue-se por trado espiral, com uso de bomba de areia ou por circulação d’água, que o mais comum (Figuras 3 e 4). Nestes tipos de sondagem as amostras de solo obtidas são completamente alteradas. Os trados manuais são indicados principalmente para estudos de pavimentação.

Figura 3. Trado de sondagem

B) ENSAIOS DINÂMICOS DE PENETRAÇÃO Os ensaios dinâmicos de penetração podem ser do tipo SPT (Standard Penetration Test), ou ensaios dinâmicos de cones pesados ou leves.

B.1) Ensaios SPT Estes ensaios consistem em introduzir um tubo no terreno, mediante golpes de uma massa com peso e altura constantes, registrando-se a penetração e o número de golpes necessários para aquela penetração. O número de golpes, simbolizado por N ou N SPT, é chamado de SPT. A menor quantidade de golpes necessários para uma penetração definida indicará a maior resistência do solo na profundidade de teste. Em algumas situações tem-se discutido a necessidade de corrigir o N SPT. Terzaghi (1945) considerou para areias finas submersas com N<15, a adoção de um N cor : N cor

= 15 +

(N − 15) 2

Gibbs e Holtz sugeriram corrigir N em função da profundidade:

Notas de aula de Fundações – Prof. Cláudio R. R. Dias N cor

=


N (3,5)

( pv + 0,70)

onde: pv: pressão efetiva vertical de terra (kgf/cm 2). O valor de N cor não pode ser maior que o dobro do medido. Várias outras sugestões de correção são encontradas em de Mello (1978). Mais recentemente, muitas pesquisas têm avaliado a influência da energia de cravação nos ensaios, através de ensaios dinâmicos de cravação (equação da Onda), como pode ser visto em Odebrecht (2003); Aoki e Cintra (2002) e (2004); Odebrecht et al. (2005), Lobo (2005). Segundo Odebrecht (2003) pode-se estimar a variação da energia potencial durante a execução do ensaio como expressa a equação:

F d

=

η 3 [η 1 (0,75 + ∆ρ )M m g + η 2 ∆ρ M h g ]

∆ρ

onde: Fd é a força dinâmica de cravação do amostrador, Mm representa a massa do martelo, g a aceleração da gravidade, M h a massa da haste, ∆ρ a penetração por golpe, η1 representa a eficiência do golpe, η2 a eficiência das hastes e η3 a eficiência do sistema. Recomenda-se utilizar os valores de η1=0,761; η2=1 ε η3 = 0,907, valores obtidos a partir de ensaios SPT realizados por Cavalcante (2002). De modo mais aproximado, aplicando a fórmula dos Holandeses (muito utilizada para estacas pré-moldadas),

F d

=

(M 2 h) m

e(M h

+ M m )

onde: Mm é a massa do martelo; M h é a massa das hastes e amostrador; e é a penetração por golpe e h é a altura de queda. A Tabela 1 faz uma avaliação aproximada dos parâmetros de resistência em função do SPT.



Tabela 1. SPT e Resistência

Argilas

Muito mole Mole Média Rija Muito rija dura Areias

Muito fofa Fofa Média Compacta Muito compacta

N

Índice de Consistência

Coesão não drenada kPa

<2 2-4 4-8 8-15 15-30 >30

0 0-0,25 0,25-0,50 0,50-0,75 0,75-1,00 >1,00 Grau de Compacidade

<10 10-25 25-50 50-100 100-200 >200 Ângulo de atrito

<0,20 0,20-0,40 0,40-0,60 0,60-0,80 >0,80

<300 30-35 35-40 40-45 >45

<4 4-10 10-30 30-50 >50

φ

B.2) Ensaio de penetração de cones São conhecidos também como ensaios de auscultação e consistem em cravar hastes metálicas no solo e registrar a resistência dinâmica ou estática oferecida à sua penetração. Esse era o recurso usado pelos antigos, quando cravavam perfis metálicos para localizar o terreno resistente. Os resultados destes ensaios podem ser correlacionados com a compacidade ou com a consistência, compressibilidade e resistência ao cisalhamento dos solos. Indicam níveis de rocha, estratos resistentes ou cavidades existentes no terreno. São ensaios complementares às sondagens de simples reconhecimento, sendo em geral realizados durante a execução destas. O equipamento de penetração tipo cone se desenvolveu devido à necessidade de se obter informações a respeito do comportamento dos solos a grandes profundidades, informações estas que dificilmente seriam obtidas de outra forma.



O penetrômetro consiste de uma haste metálica esbelta, com ponteira cônica, a qual se faz penetrar ou se crava verticalmente no solo por meio de um macaco hidráulico ou mecânico, ou mesmo por impactos de um martelo. Segundo Schmertmann (1975) o ensaio pode ser classificado como: a) Estático: quando o avanço da extremidae é feito durante incrementos de carga constante, a uma velocidade nula; esse ensaio é usado para pesquisa, sendo considerado muito lento para o uso geral de campo. b) Quasi-estático: quando as hastes metálicas são introduzidas no solo por meio de macacos hidráulicos ou mecânicos, a uma velocidade de 2cm/seg, usualmente possuindo uma ponteira cônica de 10cm 2 de área projetada e ângulo de 60 0. Atualmente são utilizados em quase todo o mundo. c) Dinâmico: o avanço ocorre através de impacto do martelo de cravação, a velocidades variáveis, apresentando uma grande variedade de dimensões, peso de martelo, etc... São empregados em praticamente todo o mundo. d) Quasi-estático e dinâmico . É uma combinação dos ensaios b e c, sendo que o ensaio dinâmico é utilizado quando não se consegue mais prosseguir por meio do ensaio quasi-estático. São usadas ponteiras especiais e são divulgados principalmente na França e na Suíça. e) Rotativa. O avanço se dá por meio de um cone especial, a uma velocidade variável, sendo particularmente empregado na Suécia e na Noruega. f) Inercial . A extremidade penetra na superfície do solo ou rocha por propulsão ou queda livre, a velocidades variáveis durante as medidas de desaceleração. Esse método de ensaio é empregado em áreas de solos inacessíveis, como por exemplo em investigações “offshore”.

B.2.1.) Cone Dinâmico

A Sociedade Internacional de Mecânica dos Solos e Engenharia de Fundações publicou em 1989 a “report TC16”, que trata dos ensaios de penetração nos solos. No apêndice C trata dos procedimentos para execução de ensaio de penetração dinâmica contínua (dynamic probing). O objetivo da auscultação dinâmica é medir o esforço requerido para cravar um cone através do solo e assim obter valores de resistência que correspondem a propriedades mecânicas do solo.



São citados quatro procedimentos: a) DLP (dynamic probing light). É o ensaio de penetração dinâmica leve, representando os ensaios de cone cravados com a menor energia. As investigações devem atingir profundidades máximas entre 8 e 10 metros, para que os resultados sejam confiáveis. b) DMP (dynamic probing médium). É um ensaio executado usando uma massa média, e para profundidades menores que 25 metros. c) DPH (dynamic probing heavy). Usa-se uma massa de média a pesada. d) DPSH (dynamic probing superheavy). Representa a maior energia e simula aproximadamente as dimensões do SPT, podendo-se atingir profundidades maiores que 25 metros. Os ensaios de auscultação dinâmica são usados principalmente em areias, mas geralmente servem para detectar camadas moles e localizar as camadas mais resistentes. Após calibração, os resultados dos ensaios dinâmicos podem ser usados para dar uma identificação de: densidade relativa, compressibilidade, resistência ao cisalhamento, consistência do solo. O equipamento consiste de um martelo (massa), capacete de cravação, hastes de cravação e ponteira. Na Tabela 2 se pode ver dados técnicos do equipamento.

Tabela 2. Dados dos equipamentos de cravação dinâmica

Fator

DPL

DPM

DPH

DPSH

Massa do martelo M (kg) Altura de queda H (m) Massa do capacete (kg) Comprimento das hastes (m) Massa das hastes (kg/m) Ângulo do cone ( 0) Área do cone (cm2) Diâmetro do cone (mm) Número de golpes por cm cravado (n) Trabalho específico por golpe (kJ/m 2)

10 0,5 6 1 3 90 10 36 10 50

30 0,5 18 1-2 6 90 10 36 10 150

50 0,5 18 1-2 6 90 15 43,7 10 167

63,5 0,75 30 1-2 8 90 20 51 20 23

Na Figura 4 mostram-se detalhes do equipamento, segundo a norma DIN-4094.



Figura 4. Equipamento do cone dinâmico (apud Din 4094 – sonda Künzel)

O penetrômetro é cravado no subsolo de forma contínua e a velocidade de 15 a 30 golpes por minuto. Todas as interrupções devem ser registradas, assim como quaisquer desvios em relação à vertical. As hastes são giradas de uma e meia volta a cada metro cravado, com a finalidade de reduzir o atrito. O número de golpes será registrado a cada 10 centímetros de penetração (cone leve). No caso de argilas moles pode-se anotar a profundidade de penetração por golpe. As planilhas de resultados deverão conter: a) localização da auscultação; b) tipo de investigação; c) data; d) número do ensaio; e) equipamento usado; f) massa do martelo, altura de queda e número de golpes; g) profundidade das medições; h) outras observações (presença de pedra, perturbações, etc...); Os resultados são apresentados em diagramas que mostram no eixo horizontal o valor n10 (número de golpes) e no eixo vertical a profundidade de medida de n.



Pode-se transformar n 10 em resistência à penetração r d ou qd através das equações:

r d

q d

=

=

M .g .h A.e

M 2 .g .h

( M + M ' ). A.e

onde: qd = resistência dinâmica M = massa do martelo M’= massa total das hastes, capacete e guia; h= altura de queda; e= penetração média por golpe; g= aceleração da gravidade; A= área da base do cone. Pode-se obter a resistência (q d) de ponta do cone igualando a resistência oferecida pela ponta e atrito lateral da haste com a fórmula de cravação dinâmica dos holandeses. Para a ponteira de 35,6mm de diâmetro a resistência de ponta pode ser dada por:

r p

=

(18,2 + 1,18 z ).n10 (16 + 3.z ).(0,18 + f b )

onde: f b= fator de atrito (0,02 para areias, segundo Begman) z= profundidade n10= número de golpes para penetrar 10 centímetros do cone. B.2.2) Cone estático Os equipamentos para ensaios quase-estáticos são os mais comumente empregados. Os usados atualmente possuem extremidade cônica com um ângulo de ponta de 60 0, diâmetro de 35,7mm e área projetada de 10cm/seg. As cargas são transferidas à extremidade por meio de hastes metálicas internas que são conectadas a manômetros hidráulicos localizados na superfície. O equipamento obtém a reação necessária para introduzir as hastes no solo através de sua ancoragem no próprio solo,



por meio de quatro a seis brocas helicoidais rotativas, do peso próprio fornecido pelos caminhões a que muitas vezes são acoplados, ou pela combinação dos dois processos. As sondas mais antigas eram constituídas, em linhas gerais, de um tubo contendo em seu interior uma haste deslocável com ponteira cônica. O ensaio consistia em fazer penetrar no solo, de início, somente o cone, e depois o conjunto tubo e cone. Um macaco hidráulico munido de manômetro permitia a medida da resistência à cravação. Media-se assim a resistência de ponta R p (atualmente anotada como q c), geralmente de 25 em 25 centímetros, e após, media-se a resistência total (tubo + ponta). A resistência lateral era dada por: R l=R t+R p. Os modelos de penetrômetros mais modernos dispõem de uma camisa de atrito acima da ponteira, que permite medir a resistência lateral local. As ponteiras de cones mecânicos mais conhecidas são as desenvolvidas na Holanda (Delft mantle), na qual as medidas de resistência de ponta são feitas a cada 20 centímetros, e a resistência de ponta e atrito lateral a cada 20 centímetros (Figuras 5 e 6). Segundo De Ruiter (1982), o interesse pelo ensaio de penetração tipo cone tem aumentado muito nestes últimos anos, o que é surpreendente, pois esta técnica de ensaio de campo tem estado em uso desde 1930. Como resultado direto desse interesse crescente, diversos dispositivos elétricos e eletrônicos e sistemas computadorizados de aquisição de dados têm sido utilizados no aperfeiçoamento do ensaio durante a última década, permitindo a incorporação de sensores adicionais que aumentam grandemente a exatidão dos resultados. Os dispositivos de medida elétricos empregados são strain gages colados na extremidade cônica e conectados por meio de cabos, que se encontram no interior das hastes de penetração, à superfície, ou através de manômetros operados eletricamente. Como exemplos podem ser citados: o penetrômetro elétrico com extremidades tipo “Delft” e o da “Fugro”, fabricados na Holanda. Nesse caso a resistência de ponta durante a penetração é medida por uma célula de carga, havendo contato direto entre o cone e as hastes somente através da célula. A célula de carga contém strain gages, que são posicionados de modo que somente as cargas axiais sejam medidas e formando uma Ponte de Wheatstone, sendo excitada por uma fonte estabilizada, e registrando os dados de saída (que corresponderão à força aplicada), por meio de condicionadores de sinal ou sistema de aquisição de dados. Tem-se assim um registro contínuo da resistência com a profundidade. Ainda mais recentemente, têm sido desenvolvidos cones com adição de elementos capazes de medir poropressão durante a penetração do penetrômetro, bem como é possível a


Fugura 5. – Tipos de cones (Begman)



Figura 6. – Dimensões dos cones




execução de ensaio de dissipação do excesso de poropressão. Este ensaio é chamado de piezocone (Figura 7). No ensaio de dissipação pode-se obter o coeficiente de adensamento do solo. Na figura 8 são apresentados resultados (gráficos) de ensaios de piezocone realizados no Rio Grande do Sul.

Figura 7. Detalhamento do piezocone Universidade Federal do Rio Grande do Sul Ampliação do Porto Novo do Rio Grande Ensaio de CPTU no. 1 Data: 21/11/2002 qc [kPa]

qt, U [kPa]

fs [kPa]

Bq

100

200 0 .2 0 .4 0 .6 0 .8 1 .0

Rf [%] (vi

0

10000

20000

30000

2000

4000

2

4

6

8

-22 -23 -24 -25 -26 -27 ] m [ e d a d i d n u f o r P

-28 -29 -30 -31 -32 -33 -34 U -35 -36 -37 -38

Figura 8. Ensaios de piezocone realizados em Rio Grande – Porto Novo

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As medidas contínuas de resistência ao longo da profundidade , associadas à extrema sensibilidade observada na monitoração das poropressões, possibilita a identificação precisa das camadas de solos, podendo-se por exemplo detectar camadas drenantes delgadas de poucos centímetros de espessura. Como já citado acima, as informações qualitativas do CPT são complementadas pelo piezocone, através de medidas de poropressões geradas durante o processo de cravação. Neste caso utiliza-se um novo parâmetro de classificação dos solos,Bq:

(u u ) B (q σ ) 2

q =

−

0

−

t

vo

Sendo u0: a pressão hidrostática e

σvo: a tensão vertical in situ. Com auxílio dos dados fornecidos pelos penetrômetros estáticos e através de correlações experimentais podem-se obter informações importantes, necessárias para dimensionar as fundações. A Tabela 3, sugerida por Meyerhof relaciona a densidade relativa com a resistência de ponta e o ângulo de atrito das areias.

Tabela 3. – Correlações entre resistência de ponta e densidade relativa

R p ou qc (kPa

AREIA

Densidade relativa

Ângulo de atrito

<2000

Muito fofa

<0,20

<300

2000-4000

Fofa

0,20-0,40

30-35

4000-12000

Méd. compacta

0,40-0,60

35=50

12000-20000

Compacta

0,60-0,80

40-45

>20000

Muito compacta

>0,80

>45

B.2.3.) Interpretação dos gráficos de resistência de ponta e por atrito lateral pela profundidade e avaliação do tipo de solo com base nos resultados do ensaio CPT Diversos autores no Brasil têm apresentado ótimas revisões bibliográficas sobre o assunto após os anos 1980, podendo-se citar: Danziger (1990), Prezzi(1990), Schnaid (2000). Entende-se importante transcrever parte destas citações, para tornar mais fácil a interpretação de resultados destes ensaios.



Os resultados de ensaios de penetração tipo cone são apresentados de forma gráfica, representando-se a resistência de ponta e o atrito lateral no eixo das abcissas e aprofundidade de penetração no eixo das ordenadas (Preezzi,1990). Uma interpretação sugerida por Sanglerat (1972) sugeriu uma interpretação dos diagramas válida para penetrômetros do tipo que medem ambos, o atrito lateral unitário ( f s) e a resistência de ponta ( qc). Segundo este autor, quando a resistência de ponta repentinamente aumenta para uma pequena profundidade de penetração, três condições podem ter causado este aumento repentino: a) f s aumenta: talvez o penetrômetro tenha atingido uma camada de pedregulhos ou uma camada de areia muito compacta, cuja resistência última ainda não tenah sido atingida ou uma camada de densidade média, cuja resistência aumenta com a profundidade; quando o f s/qc é grande (da ordem de 4 a 6%)o solo poderá consistir-se de argilas muito rijas, que podem conter alguns pedregulhos dispersos; e quando f s/qc for baixo (na ordem de 0,5 a 2%), os solo poderá consistir-se de pedregulhos densos, com teores de areia variáveis. b) f s diminui: esta condição é característica do caso em que a ponta do penetrômetro encontrou obstruções tais como pedregulhos, cujos diâmetros são maiores que o do cone; a obstrução é empurrada adiante pelo cone, sendo que o vazio que se cria atrás da obstrução origina uma queda no valor medido de atrito lateral; se a penetração é continuada sob tais condições, uma diminuição no valor de q c é esperada, a menos que as camadas mais profundas tornem-se mais e mais compactas. C) fs permanece constante: o penetrômetro se encontra em rochas brandas ou em camadas de argila muito rija, que não consegue penetrar. Deve ser salientado que em nenhum dos casos apresentados o valor alto de resistência de ponta q c deve ser interpretado como representando uma camada de suporte satisfatória (essas condições devem ser analisadas e confirmadas através de sondagens mais profundas). Se um ensaio não for concluído devido à presença de matacões, deve-se deslocar o equipamento aproximadamente 1,5m e repetir o ensaio. Quando qc diminui, há duas possibilidades: a) f s aumenta: um pequeno pedregulho empurrado pelo cone força as paredes da luva que mede o atrito lateral; b) f s diminui: pode haver ocorrência de uma transição entre duas camadas de solo de diferentes propriedades, sendo a inferior a de menor resistência. Se qq permanece constante, duas condições podem ocorrer: a) f s diminui: um pedregulho cujo diâmetro é maior que a ponta é empurrado pelo cone para uma camada de solo mole ou fofo; b) f s permanece constante: o solo é considerado homogêneo, este caso é válido para camadas cuja espessura varia entre 5 e 10 metros no máximo, visto que em camadas mais espessas q c e f s teriam de aumentar devido ao maior confinamento.



Uma classificação preliminar pode ser obtida com base no seguinte critério (Tabela 4): Tabela 4. Classificação preliminar de solos pelos ensaios CPT qc classificação f s/qc

(kPa)

(%)

<3000 >3000 >3000 >3000 >3000 <600

<0,1 <0,6 0,66

Aterros recentes de pedregulhos fofos Rochas brandas, areias calcáreas Areias e pedregulhos Misturas de areia e silte, areias argilosas e argilas siltosas Argilas Argilas orgânicas e turfas

Begeman (1965) propôs gráficos com faixas de intervalos definidos, que possibilitem a estimativa de diferentes tipos de solo, baseando-se na resistência de ponta e no atrito lateral (Figura 9). A utilização desses gráficos é somente recomendada para locais que possuam geologia semelhante ao da Holanda.

3.2. Ensaio de Palheta (Vane Test, Scissometre)

O ensaio de palheta é comumente utilizado para se obter, em argilas, a resistência não drenada ao cisalhamento. O ensaio consiste basicamente em se cravar no maciço argiloso uma palheta formada por 4 lâminas, aplicando sobre a mesma um movimento de rotação e medindo-se a força à torção (torque) necessária para cisalhar a superfície cilíndrica envolvida pelas palhetas. Ao momento atuante opõem-se os momentos devidos às resistências que se desenvolvem ao longo da superfície lateral e das bases do cilindro de ruptura do solo que envolve as duas placas retangulares. Na rotação os bordos da placa geram uma superfície de revolução. Na Figura 10 mostra-se foto e um esquema do equipamento.



Figura 9. Proposta de Begeman (1965) para estimativa do tipo de solo



Figura 10. O equipamento ensaio de palhetas



3.2.1 Metodologia do ensaio Abre-se o furo de sondagem a trado ou utiliza-se o próprio furo de sondagem do ensaio SPT, até atingir uma profundidade de pelo menos 50cm menor que o ponto a ensaiar, cravando-se a seguir a palheta, procurando-se minimizar ao máximo o amolgamento do solo. Atingida a cota a ensaiar, opera-se o equipamento de tal forma que a palheta gire a uma velocidade constante de 6 0/min. As leituras serão analisadas a cada 3 0 e desenhado o diagrama de M x rotação da palheta. Toma-se o valor máximo para efeito de análise. A metodologia do ensaio pode ser vista na NBR-3122. O grau de sensibilidade da argila (S) pode ser obtido medindo-se o torque (ou momento M) da argila amolgada após girar rapidamente 10 vezes a palheta.

3.2.2. Interpretação dos resultados – função do equipamento Definindo-se como momento M1 o momento resistente sobre a superfície cilíndrica vertical, e M2 o momento sobre cada uma das bases horizontais do cilindro, então M=M1+ 2. M2. Considerando o raio das palhetas como igual a ¼ da altura, M1 = (2πrh)r.su= 8πr 3su Dividindo-se cada base em uma série de anéis concêntricos, DM2= (2π.x.dx).x.su = 2π x2 dx su r

M 2

= s u ∫ 2π x 2 dx = (2/3)π r 3 su 0

então: 2r 3π su 28 3 = π r su M = 8π r su + 2. 3 3 3

ou: su

=

3M 28π r 3

3.2.3 Apresentação dos resultados Em Ortigão e Collet (1986) pode-se ver como são apresentados gráficos de resultados de ensaios realizados pelos autores numa argila orgânica da Baixada Fluminense (Sarapui) no estado do Rio de Janeiro. Nos gráficos são apresentados resultados de uma campanha de



ensaios feitos em 1978 e uma campanha posterior, em 1986, quando foi utilizado equipamento mais sofisticado, dotado de redutores de atrito ao longo da tubulação.

Figura 11 – Resistência ao cisalhamento não drenada a partir dos ensaios de palheta

3.3. Dilatômetro de Marchetti

Uma alternativa ao ensaio de SPT em projetos onde módulos de deformação confiáveis são necessários é a utilização de procedimentos que permitam a determinação in situ do comportamento tensão-deformação. Nesta categoria encontram-se os ensaios pressiométricos e de placa, ou dilatômetros.



A técnica do dilatômetro foi desenvolvida em 1980, pelo engenheiro Silvano Marchetti, originalmente apresentada nos Estados Unidos e rapidamente introduzida também nos países da Europa. Hoje em dia, esse equipamento está em uso em todo o primeiro mundo e vem, lentamente, sendo incorporado aos costumes brasileiros. O processo compreende a introdução no terreno, de uma lâmina muito delgada de aço inoxidável de altíssima resistência, munida de uma membrana lateral expansível, também de aço, porém extremamente delgada, para maior flexibilidade (Figura 12 a 14).

Figura 12 . - Introdução do "DMT" no furo de sondagem.

Essa membrana é expandida contra o terreno, por meio da aplicação de pressão de gás nitrogênio extra-seco, disponível em cilindros pressurizados, capaz de aplicar pressão de até 800 tf/m². A expansão da membrana contra o terreno, imposta pela aplicação de uma pressão, é monitorada na superfície, por um par de manômetros de precisão, que registra os valores das pressões, necessárias para atingir a deformação pré-estabelecida. As pressões po e p1 correspondem a deslocamentos da membrana de 0 mm e 1 mm, e p2 é a pressão de fechamento da membrana. Essas leituras são realizadas em incrementos de profundidade de 20 cm (Figura 15).



Figura 13 - Lâmina do dilatômetro, com destaque para a membrana metálica.

Figura 14 - Equipamento de leitura de pressões aplicadas à lâmina do "DMT".

Fornecendo assim, um par de medidas de "tensão aplicada" e "deformação resultante", o que corresponde a avaliar as características de resistência e compressibilidade dos solos ensaiados. São utilizados os seguintes índices para estimativa dos parâmetros dos solos: - módulo dilatométrico

E D

= 34.7( p1 − po )

Notas de aula de Fundações – Prof. Cláudio R. R. Dias - índice de tensão horizontal

- índice do material

- Resistência não-drenada

K D I D

S u

=

=


− uo σ 'vo

po

p1 − po po

− uo

= S .σ 'vo .(0.5K D )1.25

Figura 15. Valores Medidos no Ensaio Dilatométrico (Vieira 1994)



Coef. do Empuxo no repouso Ko (Vieira 1994)

Figura 16. Valores de Su Estimados pelo DMT (Vieira 1994)



Esses parâmetros, obtidos de forma direta, a partir das medidas do comportamento "tensão X deformação" dos solos, fornecem confiáveis informações para o dimensionamento de fundações e outras obras de geotecnia. Recomenda-se que o dilatômetro não seja avançado dinamicamente como no ensaio SPT, podendo-se utilizar por exemplo o equipamento para cravação do cone ou piezocone (CPT). O DMT tem custo mais baixo, e requer menos tempo do que muitos ensaios tradicionais de campo.

3.4. Pressiômetro de Menard

Uma alternativa ao ensaio de SPT em projetos onde módulos de deformação confiáveis são necessários é a utilização de procedimentos que permitam a determinação in situ do comportamento tensão-deformação. Nesta categoria encontram-se os ensaios pressiométricos e de placa. A simplicidade de operação e o baixo custo de ensaio são diferenciais consideráveis na escolha do pressiômetro como ferramenta de investigação, mas, apesar de reconhecido internacionalmente , entretanto, a experiência brasileira com o pressiômetro é ainda tímida, sendo restrita a um número limitado de experiências no eixo Rio-São Paulo. O ensaio consiste em dilatar radialmente uma sonda cilíndrica no interior do solo, e determinar a relação entre a pressão aplicada, segundo um programa de carregamento, e o deslocamento da parede da sonda.

Figura 17 . – Equipamento no campo



Figura 18 . – Equipamento no campo

Figura 19 . – A célula pressiométrica

3.4.1. Execução do ensaio

•

Posicionamento da sonda no furo

A sonda é colocada no furo com o auxílio de hastes de trado manual e mantida na cota desejada através de dispositivo de fixação. Feito o enchimento da sonda ao nível do solo,



deve-se descê-la dentro do furo fechando (nº2 – Figura) na posição “capteur”, de forma a evitar um aumento no raio da célula, sob o peso da coluna d’água contida na tubulação central. Um ligeiro estreitamento do tubo metálico que forma o corpo da sonda, ao nível da célula central, permite diminuir este fenômeno, inevitável além dos 10m de profundidade. As sondas, sendo ocas, são facilmente deslocadas dentro de um furo cheio de água, evitando-se o efeito de pistão. •

Estimativa da pressão limite

Antes do início do ensaio, estima-se o valor da pressão limite do solo na profundidade desejada. Essa pressão é, por definição, a que deve ser aplicada ao solo para que o volume inicial da cavidade dobre. Ou seja, a pressão limite (pl) é aquela para a qual o volume da célula de medição alcança o valor 2(Vs + Vc), ou ainda aquela para qual o volume de líquido injetado na cédula central é igual a (Vs + 2 Vc), sendo: Vs o volume da cédula central de medição da sonda Vc o volume de água injetado para que a célula central encoste nas paredes do furo. As tabelas e , a seguir reproduzidas, fornecem estimativas de pl em função da descrição do solo, da sua identificação táctil, da resistência não-drenada (Su) no caso das argilas e do NSPT no caso das areias.

Tabela 5 - Estimativa da pressão limite, pl, apud CLARKE (1990) - ARGILAS Su (kPa)

Descrição

Identificação táctil

Pl (kPa)

20

Muito mole

Penetrada pelo punho, desmancha facilmente entre os dedos

0 a 75

20 a 40

Mole

Mole Penetrada rapidamente pelo dedo, facilmente moldada

75 a 100

40 a 75

Firme

Penetrada com dificuldade, moldada por forte pressão de dedos

150 a 350

75 a 150

Rija

Marcada por forte pressão de dedos

350 a 800

150

Muito rija

Levemente marcada por forte pressão de dedos

800 a 1600

>150

Dura

Não pode ser marcada por pressão de dedos; penetrada por unhas,ponta de lápis

>1600



Tabela 6 – Estimativa da pressão limite, pl, apud CLARKE (1990) – AREIAS

NSPT

Descrição

Pl (kPa)

0a4

Muito fofa

0 a 200

4 a 10

Fofa

200 a 500

10 a 30

Medianamente compacta

500 a 1500

30 a 50

Compacta

1500 a 2500

50

Muito compacta

>2500

Sugere-se que na indisponibilidade de uma estimativa confiável de pl, um ensaio-piloto seja realizado. Esse procedimento parece adequado para solos residuais, cujo enquadramento nas tabelas acima pode ser inadequado. Tipos de curvas obtidas



4. OBTENÇÃO DE PARÂMETROS GEOTÉCNICOS A PARTIR DE ENSAIOS IN SITU

Muitos ensaios in situ têm sido utilizados para obtenção de parâmetros geotécnicos de projeto, com base em correlações desenvolvidas, principalmente em pesquisas, a partir de ensaios de laboratório e provas de carga de fundações.

4.1. Parâmetros obtidos a partir de ensaio de cone CPT. A) MÓDULO DE DEFORMAÇÃO CONFINADO Uma das primeiras correlações conhecidas deve-se a Buiman (1940). A partir dela pode-se obter o módulo oedométrico a partir da resistência de ponta do cone. E oed

= α .q c

onde : E oed = módulo oedométrico (ou de deformação confinado, = 1/m v) qc = resistência de ponta do cone Os valores de α, segundo Buisman, foram considerados como:

α

solo

1,5

areias quando q c>30 kgf/cm2

2a5

argilas siltosas, 15
5 a 10

argilas siltosas q c<10 kgf/cm2

Vesic (1970) propôs, para areias, uma correlação em função da densidade relativa:

E oed

= 2. 1 + DR 2 ).qc

Barata (1988) apresentou valores de α para solos residuais brasileiros como podem ser vistos na Tabela 7. Sanglerat também apresentou correlações para solos franceses, como pode-se ver na Tabela 8 .



Tabela 7 - coeficientes de correlação de Barata

α

TIPO DE SOLO Silte arenoso pouco argiloso (solo residual de gnaiss - ref, Duque de Caxias-RJ)

1,15

Areia siltosa (solo residual de gnaiss)

1,20

Silte argiloso (solo residual de gnaiss)

2,40

Argila pouco arenosa (solo residual de gnaiss)

2,25

Silte pouco argiloso (terreno compactado)

3,00

Solo residual argiloso (terreno compactado)

3,40

Argila pouco arenosa (solo residual de gnaiss)

3,60

Solo residual argiloso (aterro compactado)

4,40

Argila areno siltosa (solo residual de gnaiss)

5,20

Argila areno siltosa porosa (solo residual de basalto – ref. Planalto, Campinas-SP)

Tabela 8 - coeficiente de correlação de Sanglerat

TIPO DE SOLO

qc (kgf/cm2)

α

Argila de baixa plasticidade

q c<7

3< α<8

720 q c<20

3< α<6

qc>20

1< α<3

Argila siltosa de alta plastic.

q c<20

2<α<6

Silte orgânico

q c<12

2<α<8

Argila marinha ou turfa

q c<7

α=1,5

Silte de baixa plasticidade

B) DENSIDADE RELATIVA E N (SPT) Seed:

2, 5

N = 20.Dr

+ 10.Dr 2 . p'v

onde: p’v = pressão vertical efetiva de terra (kips/sqft) Bazaraa:

2

N = 20.Dr

(1 + 2. p ' v ) para p’v< 1,5 Kips/ft 2

5,2-9,2

Notas de aula de Fundações – Prof. Cláudio R. R. Dias 2

N = Dr


(3,25 + 0,5 p 'v ) para p’v>1,5

Schultz e Melzer: Dr = 0,317. log N − 0,226 p' v +0,392 ± 0,067 para p’v<1,2kgf/cm 2 Dr

= 0,351. log q c − 0,421 p' v +0,07 para p’v<1,2kgf/cm 2

C) DENSIDADE RELATIVA E φ φ = 30 0

+ 15.Dr (areias puras)

φ = 25 0

+ 15.Dr

(areias com mais de 5% de finos)

Zeevaert:

φ = 26 0

+ 20.Dr

(areias bem graduadas)

De Mello:

(1,49 + Dr ) tan φ = 0,712

Meyerhof:

4.2. Correlações entre resistência de ponta do cone (q c) e resistência do SPT (N) Numerosas correlações estatísticas têm sido propostas entre os ensaios de penetração estática e dinâmica. Meyerhof (1956), para areias muito finas e areias siltosas, propôs que em média, K=qc/N igual a 4 e para solos argilosos, k entre 2,5 e 3 (sendo q c dado em kgf/cm2). Schmertmann (1978) apresentou correlações para diferentes tipos de solos, conforme a Tabela

Tabela 9 -- Valores aproximados de K para os diferentes tipos de Solos (Schmertmann,1978)

TIPO DE SOLO

K=qc/N

Areias e misturas de pedregulhos

6

Areias

4

Siltes arenosos

3

Misturas de areia, silte e argila

2

Argilas sensíveis

1,5



Aoki e Velloso (1975) apresentaram valores de coeficientes de correlação (K), como apresentado na Tabela 10, onde podem-se ver também valores sugeridos por Laprovitera (1988). Tabela 10 - Valores de K e de

(=f s/qc)

TIPO DE SOLO

K (kgf/cm2) Aoki e Velloso

K (kgf/cm2) Laprovitera

Areia Areia siltosa Areia sito argilosa Areia argilosa Areia argilo siltosa Silte Silte arenoso Silte areno argiloso Silte argiloso Silte argilo arenoso Argila Argila arenosa Argila areno siltosa Argila siltosa Argila silto arenosa

10,0 8,0 7,0 6,0 5,0 4,0 5,5 4,5 2,3 2,4 2,0 3,5 3,0 2,2 3,3

6,0 5,3 5,3 5,3 5,3 4,8 4,8 3,8 3,0 3,8 2,5 4,8 3,0 2,5 3,0

α (%) Aoki e Velloso 1,4 2,0 2,4 3,0 2,8 3,0 2,2 2,8 3,4 3,0 6,0 2,4 2,8 4,0 3,0

α(%) Laprovitera 1,4 1,9 2,4 3,0 2,8 3,0 3,0 3,0 3,4 3,0 6,0 4,0 3,0 5,5 5,0

Verbrugge (1976) estabeleceu uma correlação entre q c do cone holandês e N do SPT, dependente do tipo de solo e da profundidade. O autor obteve uma expressão a partir do cálculo da força de penetração do amostrador, necessária para vencer o atrito do solo, e utilizou a fórmula dos holandeses:

n=

qc N

=

9350 + 225,7.z (10,7 + 825 f b )(70,5 + 6,3.z )

onde: z = profundidade de medida de N f b= fator de atrito proposto por Begemann (1965), função do tipo de solo (Tabela 11). Tabela 11 - Fatores de Begemann (1965)

CAPTULO 1-Prospecção do Subsolo

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