Apostila SOLOS 2

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	ÍNDICE
	
	
1. INTRODUÇÃO	1
2. SOLUÇÕES TÍPICAS E FATORES QUE AFETAM A ESCOLHA DA SOLUÇÃO	3
	2.1 Introdução	3
 2.2 Soluções típicas	3
	 2.1.1 Remoção da camada compressível	3
(A) Por escavação mecânica	3
(B) Por bombas de sucção	5
(C) Por deslocamento pelo peso do aterro	5
(D) Deslocamento por explosões	5
 2.2.2 Transferência de carga parcial ou total	6
(A) Estacas convencionais	6
(B) Estacas de alívio	6
(C) Colunas compactadas areia / brita	6
 2.2.3. Aterros reforçados sobre solos moles	7
	 (A) Aterros sobre solos moles reforçados com geossintéticos	7
 (A.1) Etapas de cálculo	8
 (B) Aterros sobre estacas e capitéis reforçados com geossintéticos	9
 (B.1) Etapas de cálculo	10
2.3 Fatores que afetam a escolha da solução	12
 2.3.1 Dimensões do aterro	12
 2.3.2 Características do material de fundação	12
 2.3.3 Materiais disponíveis para construção	13
 2.3.4 Programa de construção	13
 2.3.5 Localização do aterro	13
 2.3.6 Finalidade do aterro ou da superestrutura	13
3. PLANEJAMENTO / INVESTIGAÇÃO DE CAMPO	14
	3.1 Planejamento......................	14
	3.2 Investigação de campo	15
	3.2.1 Investigação preliminar	16
	3.2.2 Investigação geotécnica inicial	16
	3.2.3 Investigação geotécnica detalhada	16
	
4. ARGILAS MOLES / RECIFE	18
 4.1 Síntese da caracterização geológica das argilas moles do Recife	18
 4.1.1 Perfis típicos	19
	4.1.2 Índices físicos	20
	4.1.3 Matéria orgânica	22
	4.1.4 História de Tensões	24
	4.1.5 Compressibilidade	26
	4.1.6 Resistência não drenada	31
	4.1.7 Sensibilidade	32
	4.1.8 Correlação de ensaio in situ	34
5. ATERRO CONSTRUÍDO SOBRE SOLOS MOLES	35
	5.1 Modelos de análise do comportamento	35
	5.1.1 Abordagem tradicional – SKEMPTOM (1948)	35
	5.1.2 Modelo Ylight – TAVENAS E LEROUEIL (1980)	35
 5.2 Análise da estabilidade	36
	5.2.1 Significado da análise de estabilidade	36
	5.2.2 Método de cálculo	37
	(A) Método de Bishop Simplificado para superfícies circulares	38
	(B) Método de Janbu Simplificado	43
	(C) Método de Spencer	44
5.2.3 Análise de estabilidade através de métodos expeditos	45
	(A) Determinação da altura crítica do aterro e/ou do FS através da formulação da capacidade de carga	45
	(B) Método das Cunhas Deslizantes	46
	(C) Análise da estabilidade empregando ábacos simples	47
	(C.1) Ábacos de Pillot e Moreau (1973)	47
	(C.2) Ábacos de Pinto	48
5.2.4 Consideração de fissuramento do aterro	50
5.2.5 Obtenção de Su	50
	(A) Ensaio de palheta de campo	51
	(B) Ensaios triaxiais	55
	5.3 Análise de deslocamentos	60
5.3.1 Introdução	60
5.3.2 Requerimento para uma análise de recalque	60
	(A) Determinação do perfil do subsolo	60
	(B) Análise das pressões	60
	(C) Seleção dos parâmetros do solo (MV, CC, C( , (’VO, (’P, K, EU, K0, A, CV, CH)	60
	(D) Estimativa do recalque e da poro-pressão	62
5.3.3 Recalque imediato (não-drenado)	63
5.3.4 Recalque a longo prazo	64
	(A) Adensamento primário	64
	(B) Adensamento secundário	64
5.3.5 Recalque com o tempo	65
	(A) Algumas dificuldades de aplicação da teoria	69
	(B) Exemplos de cálculo	69
	(B.1) Solução para o caso “A”	69
	(B.2) Solução para o caso “B”	70
	(B.3) Solução para o caso “C”	70
5.3.6 Carregamento dependente do tempo	70
5.3.7 Cálculo de acréscimo de pressão	72
	(A) Carregamento de aterro (carga trapezoidal)	72
6. SOLUÇÕES TÍPICAS: CONSTRUÇÃO DIRETA DO ATERRO 	74
6.1 Introdução	74
6.2 Construção sem estabilização	74
 6.2.1 Construção por etapas	74
 (A) Etapas de cálculo	75
	 6.2.2 Uso de bermas de equilíbrio	76
 (A) Etapas de cálculo	77
6.3 Construção com estabilização	79
	 6.3.1 Sobrecarga temporária	79
 6.3.1.1 Etapas de cálculo	79
	(A) Sobrecarga para compensar o recalque de adensamento primário	79
	 (B) Sobrecarga para compensar parte do adensamento secundário	80
 6.3.1 Drenos de areia	81
 (A) Etapas de cálculo	83
7. TÓPICOS DE INTERAÇÃO ATERRO – FUNDAÇÃO SOBRE SOLOS MOLES	86
7.1 Problema de encontro de pontes	86
	(A) Método de Tschebotariof (1973)	86
7.2 Atrito negativo	86
7.3 Efeito de superposição de pressões em obras vizinhas	87
8. INSTRUMENTAÇÃO	88
8.1 Objetivos da instrumentação	88
8.2 Seleção dos instrumentos	88
8.2.1 Medição de deslocamentos verticais	88
8.2.2 Medição de deslocamentos horizontais	89
8.2.3 Observação de poro-pressões	95
8.3 Locação e quantidade de instrumentos	97
8.3.1 Medidores de recalques	97
8.3.2 Piezômetros	98
8.3.3 Tubos de inclinômetro	99
8.4 Freqüência das medidas	99
9. PROBLEMA RESOLVIDO DE ATERRO SOBRE SOLOS MOLES	102
BIBLIOGRAFIA RECOMENDADA / CONSULTADA	120
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LISTA DE FIGURAS
Figura 1. 	Fluxograma das soluções típicas para construção em trechos de aterros sobre solos moles.
Figura 2. 	Remoção da camada compressível por deslocamento pelo peso do aterro
Figura 3. 	Estacas convencionais – Esquema de transferência de carga
Figura 4. 	Estacas de alívio – Esquema de transferência de carga.
Figura 5. 	Colunas compactadas de areia / brita – Esquema de transferência de carga.
Figura 6. 	Contribuição da presença de reforço geossintético para a estabilidade de aterros altos sobre solos moles (PALMEIRA, 1999)
Figura 7. 	Análise de estabilidade de aterros reforçados sobre solos moles (PALMEIRA, 1999)
Figura 8. 	Suporte de cargas verticais através do efeito membrana (PALMEIRA, 1999)
Figura 9. 	Contenção do empuxo lateral do talude (PALMEIRA, 1999)
Figura 10. 	Aterros reforçados estaqueados sobre solos moles. 
Figura 11. 	Aterros reforçados - arqueamento no solo do aterro.
Figura 12. 	Requerimentos para construção de aterros sobre solos moles.
Figura 13. 	Localização Recife – PE e locação das investigações.
 	 Perfis Geotécnico típicos – Planície Recife.
Figura 14. 	Perfis geotécnicos típicos; (a) Planície do Recife (BELLO,2004).
Figura 15.	Carta de Plasticidade – Resultados de solos moles de Recife e de Juturnaíba (COUTINHO et al. 1998a).
Figura 16. 	Resultados de ensaios de caracterização com a profundidade – Clube Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997).
Figura 17. 	Curvas W,δ, G e IP vs. TMO (COUTINHO, 1986)
Figura 18. 	Perfil geotécnico com resultados de teor de matéria orgânica Clube Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997). 
Figura 19. 	Resultados de σ’vo, σ’vp e OCR vs. profundidade Clube Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997).
Figura 20. 	Resultados de σ’vo, σ’vp e OCR vs. profundidade – Boa Viagem e Cajueiro (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997).
Figura 21. 	Correlações estatísticas: (a) Cc vs. W (%), (b) eo vs. W(%).(COUTINHO et al. 1998a).
Figura 22. 	Resultados de umidade natural obtidas em amostras de laboratorio e in situ (SPT). a) SESI-Ibura; b) Trabalho prático – Recife. (COUTINHO et al., 2004)
Figura 23. 	Parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade - Clube Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997).
Figura 24. 	Parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade – Boa Viagem e Cajueiro (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997).
Figura 25.	 Comparação entre umidades do Shelby e das amostras do SPT – SESI – Ibura (Coutinho et al. 1998a)
Figura 26. 	Cv versus ’v (Coutinho et al, 1998c)
Figura 27. 	Curvas típicas e versus log ’v – ensaios oedométricos. (Coutinho et al., 2000)
Figura 28. 	C versus ’v (Coutinho e Ferreira, 1988)
Figura 29. 	Perfis de Su obtidos a partir de EPC, Ensaios UU-C, CIU-C, CPTU e DMT para as argilas moles de Recife (a partir de OLIVEIRA, 2000).
Figura 30. 	Perfis de St obtidos a partir do ensaio de palheta de campo (OLIVEIRA, 2000).
Figura 31.	Modelo de análise e comportamento de aterros sobre solos moles comumente adotados na prática,propostos por SKEMPTON, 1948. (TAVENAS e LEROUEIL, 1980).
Figura 32. 	Variação nas tensões cisalhalhantes, poro-pressão e fator de segurança durante e após a construção de um aterro (BISHOP e BJERRUM, 1960).
Figura 33. 	Análise de estabilidade de superfícies circulares pelo Método de Bishop Simplificado.
Figura 34. 	Exemplo de cálculo pelo Método de Bishop Simplificado (DNER/IPR, 1990). 
Figura 35.	Análise de estabilidade de superfícies não circulares pelo Método de Janbu Simplificado.
Figura 36. 	Exemplo de análise de estabilidade pelo método de Janbu Simplificado (DNER/IPR, 1990).
Figura 37. 	Análise de estabilidade pelo Método de Spencer.
Figura 38. 	Ábaco para cálculo de altura crítica de aterros (TERZAGHI, 1943).
Figura 39. 	Análise de estabilidade de aterros sobre argila mole – Método das Cunhas Deslizantes.
Figura 40. 	Ábaco para análise de estabilidade de aterro sobre depósito com resistência constante com a profundidade (PILLOT e MOREAU, 1973).
Figura 41. 	Ábaco de Pinto para aterros sobre solos moles (PINTO, 1994).
Figura 42. 	Procedimento utilizado para a consideração do fissuramento do aterro (BELLO, 2004).
Figura 43. 	Solicitações no terreno por efeito de carregamento na superfície e velocidade de deformação.
Figura 44. 	Esquema geral do equipamento de palheta de campo (NASCIMENTO, 1998 e OLIVEIRA, 2000).
Figura 45. 	Curvas torque vs. rotação em ensaio de palheta in situ em material indeformado e amolgado (BELLO, 2004).
Figura 46. 	Fator de segurança, teórico na ruptura de aterros sobre solos moles (BJERRUM, 1972).
Figura 47. 	Propostas de correção de Su para ensaio de palheta de campo, com pontos obtidos a partir da retroanálise de aterros rompidos em argilas moles brasileiras (COUTINHO, 2000 e BELLO, 2004).
Figura 48. 	Modelo do parelho de ensaio de compressão triaxial.
Figura 49. 	Esquemas de procedimento dos ensaios triaxiais UU e CU.
Figura 50. 	Geometria adotada na análise de estabilidade em tensões totais – Método de Bishop – Programa Bispo (COUTINHO, 1986).
Figura 51. 	Resultados da análise de estabilidade em tensões totais considerando resistência integral do aterro (COUTINHO, 1986).
Figura 52. 	Comparação de valores de Su vs. Profundidade ensaios triaxiais UU, CIU
 Ensaios de palheta de campo (COUTINHO, 1986).
Figura 53. 	Resumo dos resultados da análise de estabilidade – tensões totais – estudo FSmín
	Su médio ensaios de palheta de campo (COUTINHO, 1986).
Figura 54. 	Resultados de ensaios de laboratório para obtenção de parâmetros de compressibilidade.
Figura 55. 	Determinação do ator de influência para cálculo do recalque imediato.
Figura 56. 	Grau de adensamento em função da profundidade e do fator tempo (PINTO, 2002).
Figura 57.	Curva de Adensamento (porcentagem de recalque em função do fator tempo).
Figura 58. 	Curva tempo x recalque para o tempo de construção – Método de TERZAGHI-GILBOY.
Figura 59.	Recalque previsto e medido com o tempo (COUTINHO et al., 1994).
Figura 60. Ábaco OSTERBERG (1957)
Figura 61. 	Posição do ponto de interesse para cálculo do acréscimo de pressão (GRAY, 1936).
Figura 62. 	Considerações sobre a forma do aterro e bermas de equilíbrio para o cálculo de tensões verticais de Osterberg.
Figura 63. 	Ilustração da construção de aterro sob solos moles por etapas.
Figura 64. 	Aumento de resistência não drenada do solo de fundação a partir da construção de aterro por etapas.
Figura 65. 	Ilustração de bermas de equilíbrio.
Figura 66. 	Dimensionamento de bermas de equilíbrio – Método de Jakobson.
Figura 67. 	Sobrecarga temporária (STANLEY JOHNSON, 1970)
Figura 68. 	Sobrecarga para compensar o recalque de adensamento primário.
Figura 69. 	Grau de adensamento na linha central da camada compressível.
Figura 70. 	Sobrecarga para compensar também parte do adensamento secundário.
Figura 71. 	Espaçamento diâmetro particular do dreno necessário para se obter uma dada percentagem média de adensamento.
Figura 72. 	Métodos de instalação de drenos de areia (KRIZEK e KRUGMANN, 1972).
Figura 73. 	Fuste da estacas submetido a pressões horizontais com distribuição triangular segundo TSCHEBOTARIOFF (1973).
Figura 74. 	Ilustração do atrito negativo no fuste de uma fundação profunda. 
Figura 75. 	Efeito de superposição de pressões em obras vizinhas.
Figura 76. 	Locação de medição de deslocamentos verticais.
Figura 77. 	Detalhe do marco superficial (COUTINHO, 1986).
Figura 78. 	Extensômetro magnético vertical – detalhes (COUTINHO, 1986).
Figura 79. 	Perfilômetro (COUTINHO, 1986).
Figura 80. 	Esquema de funcionamento
 	extensômetro magnético horizontal (COUTINHO, 1986).
Figura 81.	 Inclinômetro - esquema de funcionamento (COUTINHO, 1986).
Figura 82. 	Referência de nível profunda 
 	detalhes – (“BENCH – MARK”) (COUTINHO, 1986).
Figura 83. 	Piezômetro do tipo Casagrande.
Figura 84. 	Piezômetros pneumáticos
 	esquema de instalação.
Figura 85. 	Modelo de instrumentação de deslocamento vertical e poro-pressão em um aterro sob solo mole.
	
Figura 86. 	Modelo de instrumentação de deslocamento horizontal – inclinômetro.
Figura 87. 	Esquema de instrumentação para casos típicos.
Figura 88. 	Instrumentação do aterro experimental de Sarapuí-RJ (ORTIGÃO, 1983)
Figura 89. 	Instrumentação do aterro experimental de Juturnaíba-RJ (COUTINHO,1986)
LISTA DE TABELAS
Tabela 1. 	Exemplos de Trabalhos no Tema sob a Responsabilidade ou Co-Responsabilidade do GEGEP/UFPE (COUTINHO e BELLO, 2004)
Tabela 2. 	Vantagens e desvantagens dos ensaios de laboratório e de campo aplicados a argilas moles (ALMEIDA, 1996).
Tabela 3. 	Procedimentos recomendados na bibliografia para determinação de parâmetros de argilas moles (COUTINHO e BELLO, 2004). 
Tabela 4. 	Perfis Típicos da Planície do Recife (FERREIRA et al., 1986).
Tabela 5. 	Correlações estatísticas – solos orgânicos e argilas moles / médias – Recife (COUTINHO et al. 1998a).
Tabela 6. 	Valores de Supalheta, IP e umidade natural para argila/solos orgânicos brasileiros (COUTINHO et al., 2000; OLIVEIRA, 2000).
Tabela 7. 	Sensibilidade de argilas mole Brasileiras (COUTINHO et al., 2000; OLIVEIRA, 2000).
Tabela 8. 	Estudo comparativo entre resultados de correlações de ensaios de campo (COUTINHO et al. 2000a).
Tabela 9. 	Parâmetros de resistência adotados para um aterro sobre solos moles.
Tabela 10. 	Planilha de cálculo utilizada na análise de estabilidade.
Tabela 11. 	Equações utilizadas no cálculo de recalques (COUTINHO e BELLO, 2004).
Tabela 12. Fator Tempo em função da Percentagem de Recalque para adensamento pela Teoria de Terzaghi.
Tabela 13. 	Relações aproximadas U = f(Tv)
Tabela 14. 	Distribuição do excesso inicial de pressão neutra.
Tabela 15. 	Construção da curva teórica para o cálculo de recalque.
Tabela 16. 	Adensamento radial, valores de Tr em função de U (t)r e n (R/rw)
(solução para a hipótese de deformações verticais iguais)
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	01
	INTRODUÇÃO
	
	
	Quando solos fracos e muitos compressíveis são encontrados sob um proposto aterro de terra, o engenheiro tem basicamente quatro alternativas:
Evitar o solo mole através da relocação do aterro ou do uso de estrutura elevada (viadutos);
Remover o solo mole e substituí-lo por material adequado;
Tratar o solo melhorando suas propriedades;
Projetar o aterro de acordo com o solo fraco.
A solução mais satisfatória e econômica depende de uma cuidadosa avaliação de vários fatores. As duas últimas alternativas aumentam de importância com a tendência de escassez de terrenos e materiais adequados.
A construção do aterro sobre solos moles deverá então atender aosseguintes requisitos fundamentais:
Apresentar fator de segurança adequado quanto à possibilidade de ruptura do solo de fundação durante e após construção;
Apresentar deslocamentos totais ou diferenciais, no fim ou após a construção, compatíveis com o tipo de obra;
Evitar danos a estruturas adjacentes ou enterradas.
Para atender aos requisitos acima é necessário o emprego de estudos e métodos para prever o comportamento da obra e com isso adotar uma solução adequada na fase de projeto.
A eficácia de uma previsão está aliada não só a perfeição do método de análise empregado, mas também na determinação dos parâmetros do solo a utilizar nessa análise. No caso em questão, a maior dificuldade estará ligada à determinação dos parâmetros do depósito de argila ou solos orgânicos moles.
Aterros experimentais têm sido utilizados para aumentar a compreensão do comportamento de aterros sobre solos moles, assim como apoio a projetos em que os procedimentos convencionais de estudos não parecem suficientes para a previsão adequada do comportamento. O emprego de aterros experimentais em geotecnia foi objeto de discussão detalhada por BISHOP e GREEN (1973) e mais recentemente por MAGNAN e MIEUSSENS (1980).
A instrumentação é uma ferramenta para acompanhamento da construção de aterros através de medições de poro-pressões, deslocamentos verticais e horizontais, etc. A sua utilização de forma adequada pode fornecer resultados bastante satisfatórios.
Métodos para construção e tratamento de solos de fundação sob o aterro têm sido descritos em detalhe em alguns trabalhos da literatura.
No sentido de registrar a experiência de estudo / pesquisa local, a qual busca contribuir com o aperfeiçoamento da tecnologia regional, a Tabela 1 apresenta uma síntese dos trabalhos principais no tema desenvolvidos sob a responsabilidade ou co-responsabilidade do GEGEP / UFPE. 
Tabela 1. Exemplos de Trabalhos no Tema sob a Responsabilidade ou Co-Responsabilidade do GEGEP/UFPE (COUTINHO e BELLO, 2004)
	TIPO
	TÍTULO
	AUTOR
	INSTI-
TUIÇÃO
	OBSERVAÇÃO
	Teses Mestrado / Doutorado
	ATERRO EXPERIMENTAL INSTRUMENTADO LEVADO À RUPTURA SOBRE SOLOS ORGÂNICOS–ARGILAS MOLES DA BARRAGEM DE JUTURNAÍBA
	COUTINHO, R. Q. (1986)
	COPPE - UFRJ
	Doutorado
Orientação:
Willy A. Lacerda
	
	ANÁLISE DO ADENSAMENTO DA FUNDAÇÃO DA BARRAGEM DE JUTURNAÍBA
	BORGES, J. B. (1991)
	COPPE -UFRJ
	Mestrado
Orientação:
Marcio Almeida
Roberto Coutinho
	
	ANÁLISE DO COMPORTAMENTO DA FUNDAÇÃO DA BARRAGEM DE JUTURNAÍBA (trechos III-2 e V)
	LUCENA, M. H. L. A. (1997)
	DEC -UFPE
	Mestrado
Orientação:
Roberto Coutinho
	
	USO DE UM EQUIPAMENTO ELÉTRICO DE PALHETA EM ARGILAS DO RECIFE
	OLIVEIRA, A. T. J. (2000)
	DEC - UFPE
	Mestrado
Orientação:
Roberto Coutinho
	
	ANÁLISE DE COMPORTAMENTO DE ATERROS SOBRE SOLOS MOLES: ATERROS DE ENCONTRO DA PONTE SOBRE O RIO JITITUBA-AL
	CAVALCANTE , S. P. P. (2001)
	DEC -UFPE
	Mestrado
Orientação: Roberto Coutinho
Co-orientação:
Alexandre Gusmão
	
	INFLUÊNCIA NA QUALIDADE DA AMOSTRAGEM NO COMPORTAMENTO TENSÃO-DEFORMAÇÃO-TEMPO DAS ARGILAS MOLES
	OLIVEIRA, J. T. R. (2002)
	COPPE –UFRJ; DEC-UFPE
	Doutorado
Orientação:
Fernando Danziger
Roberto Coutinho
	
	ESTUDO DE RUPTURA EM ATERROS SOBRE SOLOS MOLES – ATERRO DO GALPÃO LOCALIZADO NA BR-101-PE
	BELLO, M. I. M. C. (2004)
	DEC -
UFPE
	Mestrado
Orientação: Roberto Coutinho
Co-orientação:
Alexandre Gusmão
	Artigos Técnicos
	ANALYSIS OF THE JUTURNAÍBA EMBANKMENT DAM BUILT ON NA SOFT CLAY”, VERTICAL AND HORIZONTAL DEFORMATIONS OF FOUNDATIONS AND EMBANKMENTS
	COUTINHO, R. Q., ALMEIDA, M. S. S. e BORGES, J. B. (1994)
	DEC – UFPE /
COPPE - UFRJ
	 Proc. of Settlement 94, Texas
	
	PALHETA: EXPERIÊNCIA, TRADIÇÃO E INOVAÇÃO
	COUTINHO, R. Q., OLIVEIRA, A. T. J. e OLIVEIRA, J. T. R. (2000)
	DEC - UFPE
	SEFE IV - Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia, São Paulo
	
	OBTENÇÃO DA SU PARA UTILIZAÇÃO NA ANÁLISE DA ESTABILIDADE DA BARRAGEM DE JUTURNAÍBA
	COUTINHO, R. Q., SANTOS, J. L. T., & FRANÇA, A. E. (1998c)
	
	XI COBRAMSEG Geotécnica, Brasília, 
	
	ANALISYS OF BEHAVIOR OF EMBANKMENTS ON SOFT SOILS – ACCES EMBANKMENTS OF THE JITITUBA RIVER BRIDGE
	CAVALCANTE, S. P. P, COUTINHO, R. Q,; GUSMÃO, A. D. (2003)
	DEC - UFPE
	Panamerican Conference on Soil Mechanics and Geotechnical, Boston.
	
	AVALIAÇÃO DO DESEMPENHO DE UM ATERRO SOBRE SOLOS MOLES DO METRÔ DO RECIFE - BRASIL
	COUTINHO, R. Q., OLIVEIRA, J. T. R. e CAVALCANTE, S. P. P. (2004)
	DEC - UFPE
	Congresso Luso-Brasileiro de Geotecnia - Aveiro, Portugal.
 
	02
	SOLUÇÕES TÍPICAS E FATORES QUE AFETAM NA ESCOLHA DA SOLUÇÃO
	
	
2.1 INTRODUÇÃO
Neste capítulo será apresentado um conjunto de soluções típicas, junto com informações sucintas correspondentes aos dois primeiros grupos: remoção da camada mole e transferência de carga. Em seguida serão apresentados fatores que são considerados na escolha da solução a ser adotada. Em capítulos posteriores outras soluções serão devidamente apresentadas.
2.2 SOLUÇÕES TÍPICAS
 	 Ao planejar a construção de um aterro sobre solos moles várias são as alternativas. A Figura 1 apresenta soluções típicas que têm sido utilizadas. A escolha da solução a ser adotada em uma obra específica depende de vários fatores, tais como: dimensões do aterro, características do material da fundação (perfil geotécnico, parâmetros geotécnicos, etc), materiais e técnicas disponíveis para a construção, programa de construção, localização e finalidade do aterro. Apresentação e discussão de algumas das alternativas pode ser encontrada, por exemplo, em COUTINHO (1986), DNER / IPR (1990), COUTINHO et al. (1994), MAGNAN (1994), ALMEIDA (1996), CUR (1996), ALMEIDA e MARQUES (2004).
2.2.1 REMOÇÃO E SUBSTITUIÇÃO DA CAMADA COMPRESSÍVEL
	A remoção completa dos solos moles de fundação com a substituição por solos granulares (areia e pedregulhos) constituem um procedimento positivo de construção.
(A) POR ESCAVAÇÃO MECÂNICA
	Para profundidades menores (3 a 4 m), mas têm-se experiências até 10m ou mais.
Quando se dispõe de material de empréstimo suficiente;
Quando se dispõe de local adequado para bota-fora;
Quando se precisa conseguir estabilidade do aterro em curto prazo;
A escavação é feita por meio de escavadeiras munidas de caçambas “DRAGLINE”. Deve ser executada por etapas, seguida cada etapa pela construção do aterro correspondente, a fim de possibilitar a movimentação das máquinas, e evitar o refluxo do material. O solo retirado é geralmente lançado nos taludes laterais do aterro;
Inspeção e controle devem ser efetuados para assegurar resultados adequados;
Material de aterro deve ser granular face à compactação abaixo do nível d'água (é considerado indicado ter menos que 8 a 12% passando na peneira 200);
Considerações ecológica e estética devem ser avaliadas;
A escavação pode ser parcial, em condições particulares quando se tem um solo com resistência crescente e redução de compressibilidade com a profundidade. Entretanto, requer estudos posteriores devido à permanência de solos moles.
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Figura 1. Fluxograma das soluções típicas para construção em trechos de aterros sobre solos moles.�
(B) POR BOMBAS DE SUCÇÃO
Em geral semelhante a anterior;
Bombas montadas em terra ou em barcas (dragas);
Os grandes problemas são: elevados custos e bota-fora.
(C) POR DESLOCAMENTO PELO PESO DO ATERRO
	O solo mole de fundação será deslocado pelas tensões impostas pelo peso do aterro combinado com uma sobrecarga temporária (exemplo: 1 a 2 m).
Para profundidades superiores a 4 metros;
Cuidados devem ser tomados para limitar a intrusão do aterro apenas na área delimitada, assim como em evitar a permanência de bolsões de solo mole;
O deslocamento do materialmole pode ser feito de três maneiras (Figura 2):
Deslocamento Frontal
Deslocamento Lateral Assimétrico
Deslocamento Lateral Simétrico
Figura 2. Remoção da camada compressível por deslocamento pelo peso do aterro
(D) DESLOCAMENTO POR EXPLOSÕES
	É utilizado em conjunto com o procedimento de deslocamento pelo peso do aterro.
Para grandes profundidades;
A massa do solo mole é violentamente dispersa e deformada devido à explosão;
A vibração atua com dupla finalidade: deslocar o solo, deixando o vazio que será ocupado pelo solo do aterro; e destruindo a estrutura reduzindo a resistência do solo compressível;
Método é considerado sensível e difícil para uso apropriado. Pode permanecer bolsões de solo mole.
	Só deve ser usado quando o abalo não puser em perigo as construções vizinhas!!
TRANSFERÊNCIA DE CARGA PARCIAL OU TOTAL
ESTACAS CONVENCIONAS
Transfere a carga total para uma carga firme subjacente (Figura 3). Elimina os problemas dos recalques da camada mole e evita perturbação considerável no solo mole durante a construção.
O método é de alto custo e no caso de construção de estradas tem sido utilizado em situações especiais. Tem sido adotada mais comumente para pisos de edifícios industriais (área de menos dimensão e estrutura / maquinaria em geral muito sensíveis a recalques).
Figura 3. Estacas convencionais – Esquema de transferência de carga
ESTACAS DE ALÍVIO
As estacas são projetadas para suportar parte (ou total) da carga que seria imposta para o solo mole (Figura 4).
	
	São utilizadas em países como Suécia e Noruega para resolver problemas de recalque e esforço horizontal de aterros de encontro de pontes. Também são utilizadas para reforço de capacidade de carga (estabilidade) de planície de solos moles. Em geral utilizam-se estacas de madeira. Pode ter ou não uma placa de concreto no topo da estaca e/ou uma camada de areia compacta para assegurar, através de redistribuição de pressões, que as cargas do aterro vão para as estacas. Num caso mais simples, a transferência (parcial) é feita apenas pelo atrito entre solo mole e a estaca.
Figura 4. Estacas de alívio – Esquema de transferência de carga
(C) COLUNAS COMPACTADAS DE AREIA / BRITA
	
	Providenciam suporte para as cargas da estrutura e / ou do aterro e funcionam como dreno para o solo mole (Figura 5). Podem também ser utilizado para resistir aos esforços cisalhantes no talude, aumentando a estabilidade.
Figura 5. Colunas compactadas de areia / brita – Esquema de transferência de carga
ATERROS REFORÇADOS SOBRE SOLOS MOLES
(A) ATERROS SOBRE SOLOS MOLES REFORÇADOS COM GEOSSINTÉTICOS
	A técnica do solo reforçado com geossintéticos consiste na inclusão destes materiais na interface aterro-fundação de argila mole visando a obtenção de um material composto mais resistente e menos deformável que o solo isolado. Os tipos mais comuns de reforço utilizados na interface aterro-solo mole são os geotêxteis e geogrelhas, entretanto há outros tipos, como as tiras metálicas. Podem ser citados como aspectos relevantes na escolha de um reforço geossintético:
Resistência à tração;
Rigidez à tração;
Aderência entre os solos e o geossintético;
Características de fluência;
Resistência do geossintético a esforços de instalação;
Durabilidade.
A presença de camada de reforço na base provê uma força estabilizadora, que se opõe ao mecanismo de ruptura, com conseqüente aumento no fator de segurança da obra, conforme esquematizado na Figura 6. Isto é particularmente importante em situações em que a espessura do solo mole é pequena em relação à largura da base do aterro. Nestas obras é também importante a utilização de reforços com elevados valores de rigidez à tração, e que estes sejam instalados na base do aterro, ou o mais próximo possível da base, de modo a maximizar o efeito do reforço na estabilidade da obra (aumento do braço de alavanca da força no reforço em métodos de análise de estabilidade, por exemplo).
Figura 6. Contribuição da presença de reforço geossintético para a estabilidade de aterros altos sobre solos moles (PALMEIRA, 1999)
O emprego do reforço geossintético na base de aterros traz os seguintes benefícios:
Distribuição de tensões no solo mole mais favoráveis à estabilidade;
Diminuição de recalques diferenciais ao longo da base do aterro;
Diminuição de perdas de material de aterro;
Aumento do fator de segurança do conjunto;
Permite a utilização de taludes mais íngremes;
Permite a construção mais rápida da obra.
Quando os reforços são utilizados em conjunto com geocompostos para drenagem vertical, obtém-se também uma aceleração no tempo de recalque do solo mole.
(A.1) ETAPAS DE CÁLCULO
O dimensionamento de aterros reforçados com geossintéticos é usualmente feito com a utilização de programas computacionais de estabilidade de taludes que permitam a incorporação do efeito estabilizante da força mobilizada no reforço. Em casos em que superfícies de deslizamento circulares podem ser empregadas, é comum a utilização do método de Bishop Modificado para o cálculo do fator de segurança da obra. Neste caso, a equação de equilíbrio do aterro reforçado para uma determinada superfície circular é, dada por (Figura 7):
Figura 7. Análise de estabilidade de aterros reforçados sobre solos moles (PALMEIRA, 1999)
 (01)
onde:
Mr = somatório dos momentos das forças de resistência ao cisalhamento dos solos em relação ao centro do círculo;
FSr = fator de segurança do aterro reforçado;
Tproj = esforço de tração mobilizado no reforço;
dT = braço de alavanca de Tproj em relação ao centro do círculo;
Ma = somatório dos momentos das forças que auxiliam o deslizamento, em relação ao centro do círculo.
O procedimento de dimensionamento é arbitrar o valor de FSr e, através da resolução da Equação 1 para várias superfícies circulares, se determinar a superfície crítica para a qual o valor de Tproj requerido no reforço é máximo.
A utilização combinada de reforço geossintético e bermas de equilíbrio pode permitir a otimização de projetos, com a adoção de reforços de maior resistência e bermas de menor extensão, ou vice-versa.
(B) ATERROS SOBRE ESTACAS E CAPITÉIS REFORÇADOS COM GEOSSINTÉTICOS
O reforço geossintético também pode ser extremamente útil no caso da sua utilização em aterros sobre solos moles estaqueados. Neste caso, a presença das estacas visa minimizar os recalques do aterro devido ao adensamento do solo mole. A presença da camada de reforço permite uma melhor distribuição das cargas para as estacas, otimizando a utilização destes elementos de fundação (Figura 8), evitando a necessidade da utilização de uma laje contínua de concreto.
Figura 8. Suporte de cargas verticais através do efeito membrana (PALMEIRA, 1999)
Nas regiões abertas entre os capitéis (peças pré-moldadas sobre as estacas), o geossintético suporta as cargas verticais do aterro através do mecanismo conhecido como efeito membrana, complementado o efeito de arco observado em camadas granulares. O arqueamento de solo provoca a transferência lateral de cargas de compressão (para as estacas) com redução de tensão vertical na região que sofreu afundamento (superfície do solo mole).
O reforço geossintético atua também no sentido de conter o deslocamento lateral dos taludes do aterro, em substituição à cravação de estacas inclinadas nessa região (Figura 9).
Figura 9. Contenção do empuxo lateral do talude (PALMEIRA, 1999)
Por se tratarem de situações onde, em geral, estão envolvidos elevados níveis de carregamento e são exigidos baixos níveis de deformação ao longo do tempo, este tipo de aplicação requer reforços de grande resistência à tração, de alta tenacidade e baixa fluência.São especialmente interessantes quando não se dispõe de períodos de espera para a consolidação do solo mole durante a execução da obra e / ou em projetos onde baixos níveis de deformação são exigidos. 
(B.1) ETAPAS DE CÁLCULO
Figura 10. Aterros reforçados estaqueados sobre solos moles. 
Espaçamento máximo entre estacas:
 (02)
onde Q é a carga admissível na estaca.
Tensão vertical sobre o capitel:
 (03)
com 
onde Cc = coeficiente de arqueamento do solo, que é função da altura do aterro, largura do capitel e rigidez da estaca.
Para estacas de aço ou concreto com ponta em camada incompressível:
 (04)
Para estacas resistindo por atrito lateral, estacas de brita, etc:
 (05)
Para se garantir que ocorrerá arqueamento no solo do aterro, deve-se ter:
 (06)
Com reforço:
Figura 11. Aterros reforçados - arqueamento no solo do aterro.
Carga distribuída sobre o reforço:
Se 
 (07)
com 
Se 
 (08)
Esforço de tração no reforço:
 (09)
 (10)
onde: TRP é o esforço de tração no reforço;
d é a deflexão máxima no reforço e
 é a deformação no reforço.
Combinando-se as equações acima, tem-se:
Como TRP = J
Onde J é a rigidez à tração do reforço.
A equação para determinação de TRP deve ser resolvida iterativamente.
Recomenda-se que  <= 6% e deformação adicional por fluência menor que 1%.
Deve-se ter:
Onde Td é a resistência à tração de projeto do reforço.
2.3 FATORES QUE AFETAM NA ESCOLHA DA SOLUÇÃO
2.3.1 DIMENSÕES DO ATERRO
	Altura e largura do aterro: quanto mais elevado e / ou mais largo o aterro, maiores as tensões (e / ou os bulbos de pressão) no subsolo.
CARACTERÍSTICAS DO MATERIAL DE FUNDAÇÃO
	Para se avaliar adequadamente o comportamento do aterro é necessário um estudo cuidadoso do material mole, que pode ser: Argilas (orgânicas ou não) e solos orgânicos.
	Deve-se conhecer o perfil do subsolo (espessura e inclinação das camadas moles), N.A. do local e as características geotécnicas (caracterização, compressibilidade e resistência) das camadas moles. São utilizados ensaios de laboratório e ensaios in-situ.
2.3.3 MATERIAIS DISPONÍVEIS PARA A CONSTRUÇÃO
Identificar os materiais disponíveis para: construção do aterro, eventual substituição do solo de fundação, bermas laterais, areia para drenagem e outros necessários.
Para a comparação das alternativas de soluções é necessário avaliar:
Volumes e características dos materiais disponíveis; distância de transporte; custo (escavação, transporte, compactação, etc);
Características do maciço após compactação: peso específico, resistência.
	
A resistência do aterro, quando considerada no cálculo de estabilidade deve ser avaliada através de ensaios de laboratório em corpos de prova moldados em condições semelhantes às previstas para o aterro.
2.3.4 PROGRAMA DE CONSTRUÇÃO
	É importante conhecer: tipo de equipamentos disponíveis; tempo disponível para o projeto, construção do aterro e da superestrutura. Estes fatores podem influenciar bastante a solução a ser adotada.
2.3.5 LOCALIZAÇÃO DO ATERRO
É importante conhecer a topografia do local: condições de drenagem natural; características que oferecem a execução de alguns processos (como deslocamento do material mole, trabalhabilidade das máquinas, etc.);
Condições de construções vizinhas: a presença de edifícios próprios pode vetar algumas soluções; deve-se avaliar possíveis danos nas construções devido, por exemplo, ao adensamento da camada mole de fundação, etc.
2.3.6 FINALIDADE DO ATERRO OU DA SUPERESTRUTURA
	A finalidade do aterro (estrada, barragem, área para construção residencial ou industrial) pode influenciar na solução a ser adotada. Assim como, a finalidade da superestrutura (por exemplo, esta pode ser muito sensível a recalques diferenciais) também pode influenciar na solução a ser adotada.
A escolha da solução a ser adotada no projeto vai requerer o atendimento de etapas de planejamento, investigação, análise técnica de possíveis soluções, comparação de soluções (tempo de construção, custos, riscos, etc) e a realização do projeto da solução final de construção. 
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	03
	PLANEJAMENTO / 
INVESTIGAÇÃO DE CAMPO
	
	
3.1 PLANEJAMENTO
É essencial nos estudos iniciais de planejamento o reconhecimento do impacto da construção de aterros em áreas de solos moles. Um dos fatores principais é a importância do tempo para construção e planejamento de forma que todas as alternativas apropriadas possam ser avaliadas.
	Abaixo é apresentado um fluxograma (Figura 12) introduzindo os requerimentos onde se devem construir aterros sobre solos moles.
		
Figura 12. Requerimentos para construção de aterros sobre solos moles.
3.2 INVESTIGAÇÃO DE CAMPO
A primeira etapa de investigação geotécnica consiste no estudo geológico da área através de mapeamento cartográfico, visita ao local e elaboração da descrição geológica do mesmo. A primeira investigação geotécnica propriamente dita realizada no caso de aterros sobre solos moles é, a exemplo da maioria das obras civis, a sondagem à percussão SPT, com o objetivo de classificação preliminar das camadas a serem atravessadas. As fases seguintes, planejadas a partir do ensaio SPT, podem incluir:
Ensaio de palheta in situ;
Ensaio de piezocone ou dilatômetro;
Campanha de retirada de amostras indeformadas
As investigações efetuadas para o projeto corrente de aterros rodoviários sobre solos moles são de dois tipos:
De campo, descritas sumariamente em LOPES E BOGOSSIAN (1990);
De laboratório, descritas sumariamente em ALMEIDA (1990).
A utilização de ensaios de laboratório juntamente com os ensaios de campo para a determinação de parâmetros permite obter informações de diversas técnicas de ensaios permitem a comparação de resultados e obtenção de informações complementares que, embora muitas vezes redundantes, aumentam o grau de confiabilidade dos parâmetros de projeto. 
A Tabela 2 apresenta um comparativo das vantagens e desvantagens dos ensaios de laboratório e de campo aplicados a argilas moles. 
Tabela 2. Vantagens e desvantagens dos ensaios de laboratório e de campo aplicados a argilas moles (ALMEIDA, 1996).
	Tipo de ensaio
	VANTAGENS
	DESVANTAGENS
	Laboratório
	Condições de contorno bem definidas
Condições de drenagem controladas
Trajetória de tensões conhecidas durante o ensaio
Natureza do solo identificável
	Amolgamento em solos argilosos
Pouca representatividade do volume ensaiado
Em condições análogas é, em geral mais caro que os ensaios de campo
	Campo
	Solo ensaiado em seu ambiente natural
Medidas contínuas com a profundidade (CPT, CPTU)
Ensaiado maior volume de solo
Geralmente mais rápido que ensaio de laboratório
	Condiçõesde contorno mal definidas (exceção: pressiômetro auto perfurante)
Condições de drenagem desconhecidas
Modos de deformação e rupturas diferentes da obra
Natureza do solo não identificada.
3.2.1 INVESTIGAÇÃO PRELIMINAR
Compreende uma investigação em documentos existentes:
cartas geológicas e topográficas;
fotografias aéreas;
revisão da literatura e da experiência preexistente na área (visita a locais);
etc.
É investigada a possibilidade da existência de depósitos de solos moles sob as propostas estruturas. É analisada também a experiência preexistente soluções previamente empregadas com sucesso.
3.2.2 INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA INICIAL
Identificar a extensão e a profundidade das camadas de solos moles nos depósitos;
Identificar o nível do lençol freático ao longo do depósito. A investigação pode ser acompanhada pela obtenção de amostras (pelo menos uma) por camada (shelby D = 60 a 100 mm);
Caracterizar e classificar o depósito de solos moles (umidade, limites de consistência, granulometria, peso específico, etc.);
Ensaios simples de resistência: ensaios de palheta de laboratório, penetrômetro de bolso, ensaio de compressão simples.
Estas informações permitem uma estimativa preliminar dos recalques e da estabilidade do aterro. No final deve-se tomar uma decisão tal como:
A solução é simples e maiores estudos são desnecessários;
Relocação do aterro;
O aterro será substituído por uma estrutura;
Uma investigação maior e mais detalhada é necessária para o projeto do aterro.
3.2.3 INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA DETALHADA
	Esta etapa pode incluir amostras de alta qualidade para trabalhos especiais em laboratório e/ou ensaio in-situ. O esforço despendido dependerá da importância do projeto, da natureza do solo e dos ensaios envolvidos.
	Devido ao alto custo das amostras em bloco em geral para caso de solos moles, na maioria das vezes, o amostrador de paredes finas com pistão estacionário, tem sido empregado (ou amostrador tipo shelby) com dimensão de:
Diâmetro mais comum - 75 a 125 mm;
Comprimento - 600 a 1000 mm.
	Todos os cuidados devem ser tomados para a obtenção de amostra de boa qualidade. Existem casos nos quais amostras especiais de grande diâmetro têm sido recomendadas (determinação de k, Cv ou Ch, em solos apresentando heterogeneidade estrutural).
Ensaios recomendados de serem realizados:
Laboratório: 
Complementação dos ensaios de caracterização (física, química e mineralógica);
Ensaios de adensamento;
Ensaios triaxiais UU e CU;
Campo: 
Complementação das sondagens;
Ensaios de piezocone ou dilatômetro;
Ensaios de palheta de campo;
Quando adequado, ensaios de permeabilidade “in-situ”.
A Tabela 3 apresentam-se os procedimentos recomendados na bibliografia para determinação de parâmetros de argilas moles. 
Tabela 3. Procedimentos recomendados na bibliografia para determinação de parâmetros de argilas moles (COUTINHO e BELLO, 2004). 
	Parâmetro Geotécnico
	Procedimento Recomendado
	Procedimento Alternativo e Observações
	Perfil geotécnico preliminar (camada, NA, etc)
	SPT – com determinação de umidade natural através do perfil
	Umidade deve ser determinada pelo menos em cada metro (COUTINHO et al., 1998a)
	Estratigrafia
	 Piezocone
	Amostragem integral de pequeno diâmetro (LACERDA e SANDRONI, 1993)
	História de tensões (OCR)
	Ensaios edométrico
	Considerar qualidade de amostragem
	
	
	Palheta de campo -utilização da correlação Su= f (OCR) (COUTINHO et al., 2000)
	
	
	Dilatômetro
	Coeficiente de empuxo em repouso (ko)
	Pressiômetro autocravante (PMT); dilatômetro (DMT)
	Ensaio caro; usar correlação ko=f(OCR) para avaliar resultado do DMT
	Parâmetros de compressibilidade (e0, Cs, Cc)
	Ensaio eodométrico
	Considerar qualidade de amostragem
Estimativa-uso de correlações a partir da umidade natural (COUTINHO et al, 1998a) 
	Coeficiente de adensamento (Cv, Ch)
	Dissipação com piezocone
	Ensaio eodométrico não necessariamente confiável
	Coeficiente de permeabilidade
	Piezocone e/ou permeabilidade in situ
	Ensaio eodométrico para obter k=f (índice de vazios)
	Resistência não drenada (Su)
	Combinação de ensaios de campo (CPTU, Vane) e laboratório (triaxial UU e CIU)
	Ensaio palheta de campo é mais apropriado (LADD e DEGROOT, 2003)
	
	
	Usar correlação Su= f(OCR) para avaliar resultados
	Parâmetros de resistência em tensões efetivas (c’, ’)
	Ensaio traxial adensado não drenado
	-
	Módulo de elasticidade Eu
	Ensaio triaxial adensado não drenado (com escarregamento/recarregamento)
	Considerar qualidade da amostragem; diagramas Eu/Su= f(IP,OCR) podem auxiliar
�
	04
	ARGILAS MOLES / RECIFE
	
4.1 SÍNTESE DA CARACTERIZAÇÃO GEOLÓGICA DAS ARGILAS MOLES DO RECIFE
A cidade do Recife apresenta uma área plana que se formou no período Quaternário com a influência das águas salinas e doces. Os depósitos de argilas moles orgânicas podem ser encontrados em aproximadamente 50% da área da planície do Recife, formada no período Holocênico com uma idade máxima de cerca de 10.000 anos. O nível do solo é próximo do nível do mar e os depósitos de solos moles, em geral, estão quase totalmente abaixo do nível d’água.
 
Devido ao interesse prático, as argilas moles do Recife vem sendo sistematicamente estudadas por vários autores através da elaboração de dissertações de mestrado, tese de doutorado e publicação de artigos técnicos nacionais e internacionais (TEIXEIRA, 1972; AMORIM JR., 1975; FERREIRA, 1982; COUTINHO, 1988; COUTINHO e FERREIRA, 1988; OLIVEIRA, 1991; COUTINHO e OLIVEIRA, 1994 e 1997; PEREIRA, 1997; COUTINHO et al., 1998; COUTINHO et al., 1999; COUTINHO et al., 2000; OLIVEIRA, 2000, OLIVEIRA, 2002).
Em função dos problemas de engenharia dos solos moles e para dar suporte à comunidade geotécnica, um Banco de Dados dos Solos Moles de Recife foi desenvolvido pelo GEGEP-UFPE (Grupo de Engenharia Geotécnica de Encostas e Planície), sob a coordenação do Prof. Roberto Quental Coutinho. Este Banco de Dados contém informações geotécnicas de cerca de 50 locais, incluindo dois locais de pesquisa. Totalizam cerca de 400 linhas que incluem informações geotécnicas de identificação, caracterização, adensamento e resistência. Também estão inclusas correlações estatísticas gerais dos parâmetros geotécnicos dos solos de Recife e dos locais de pesquisa. As informações geotécnicas são geralmente obtidas através de ensaios de laboratório e ensaios de campo realizados pela universidade para pesquisa e projetos práticos de engenharia de fundações e aterros sobre solos moles.
O programa padrão de ensaios de laboratório consiste em caracterização, adensamentos com incrementos de carga e triaxiais de compressão. O perfil de SPT e outras informações são obtidas através de empresas privadas. Nos locais de pesquisa (Clube Internacional e SESI-Ibura) (Figura 13), onde se requer investigações mais detalhadas, são realizados ensaios complementares de laboratório e um programa de ensaios de campo tais como: Piezocone, Dilatômetro de Marchetti, Pressiômetro de Ménard e Palheta de Campo.
O universo do Banco de Dados dos solos de Recife, com dados de ensaios de laboratório e campo, está sendo ampliado através do cadastramento, locação e análise de casos de problemas práticos nos solos moles de Recife. 
Vale salientar que a utilização de procedimentos, como uso de correlações estatísticas locais a partir da umidade de campo obtidas no SPT, já é prática do GEGEP-UFPE, possibilitando a ampliação de problemas práticos, tornando-os trabalhos de pesquisa, através de parcerias firmadas com empresas de engenharia, trazendo aprendizado e experiência profissional local. Pode ser citada a dissertação de mestrado de CAVALCANTE (2001), onde foi realizada uma análise de comportamento de aterros sobre solos moles de encontro de ponte – Alagoas, através de previsão de recalques einstrumentação, e de BELLO (2004), onde realizou-se um estudo da ruptura ocorrida em um aterro sobre solo mole na cidade do Recife, ambas parcerias com Gusmão Engenheiros Associados. 
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Figura 13. Localização Recife – PE e locação das investigações
Perfis Geotécnico típicos – Planície Recife
4.1.1. PERFIS TÍPICOS
FERREIRA et al. (1986) destacam a ocorrência de dois tipos básicos de perfis com presença de argila mole: tipo I e tipo II (ver Tabela 4). COUTINHO e FERREIRA (1988), apresentam e discutem resultados com a profundidade para seis dos depósitos investigados de argilas-solos orgânicos moles do Recife. Os locais estudados correspondem a uma distribuição bastante ampla da área da planície do Recife. 
Tabela 4. Perfis Típicos da Planície do Recife (FERREIRA et al., 1986)
	SOLO
	Perfil tipo IA
	Perfil tipo IB
	SOLO
	Perfil tipo II
	
	Faixa de espessura (m)
	Faixa de espessura (m)
	
	Faixa de espessura (m)
	
	obser-
vada
	mais freq.
	valor médio
	obser-
vada
	mais freq.
	valor médio
	
	obser-
vada
	mais freq.
	valor médio
	Aterro
Areia
	0-2
1-15
	0-1
1-8
	0,7
5,0
	0-1
5-11
	0-1
5-11
	0,4
7,0
	Aterro
Argila
	1-2
13-26
	1-2
13-16
	1
17
	Argila
	2-10
	4-10
	6,0
	15-25
	15-25
	19
	Areia
	Limite de sondagem
	Areia
	Limite de sondagem
	
	
A Figura 14 apresentada por COUTINHO et al. (2000) mostra quatro perfis geotécnicos típicos com solos moles da planície do Recife. Podem ser observadas uma camada superior de aterro / areia, a estratificação dos depósitos de solos moles, e a existência de areias argilosas e/ou solos orgânicos. Em geral, a consistência das argilas é mole, mas camadas com consistência média também ocorrem. O nível d’água normalmente é localizado entre 0 e 2m de profundidade. 
Variação significativa no perfil obtido tem sido observada na planície do Recife em pequenas distâncias. Entretanto, parece existir tendência de que, à medida que se desloca do litoral para o interior a espessura da camada de argila tende a crescer. Os valores do ensaio de SPT obtidos nas sondagens catalogadas apresentam um máximo de 4 e em geral entre 0 e 2 golpes independente do tipo de perfil (COUTINHO et al, 2000)
4.1.2. ÍNDICES FÍSICOS
A Figura 15 apresenta a carta de plasticidade com os resultados de ensaios de laboratório para argilas moles/média e solos orgânicos /turfas do Recife. Resultados do depósito de solos moles de Juturnaíba – RJ são também são mostrados. Os solos foram divididos em quatro grupos: areia, silte, argilas orgânicas, e turfas/solos orgânicos, usando a ferramenta de criação de subgrupo (COUTINHO e LACERDA, 1987). Na carta foram incluídas proposta de intervalos para argilas orgânicas e inorgânicas e turfas.
Pode ser observado nesta carta que os resultados das argilas moles/médias de Recife estão em torno da linha A, com limite de liquidez (WL) variando entre 23% a 235% e o índice de plasticidade (IP) variando entre 5 e 148%. Os resultados dos solos orgânicos de Recife e Juturnaíba estão abaixo da linha A e em torno dos intervalos propostos na literatura. O WL está entre 175 e 235% e IP entre 40 e 120% (Recife). Os valores de umidade natural (WN) encontram-se entre 18 e 215% (argilas moles/médias) e entre 180 e 800% (solos orgânicos /turfas) (COUTINHO et al. 1998a).
 
Figura 15. Carta de Plasticidade – Resultados de solos moles de Recife e de Juturnaíba (COUTINHO et al. 1998a)
A Figura 16 apresenta o perfil geotécnico com os resultados de ensaios de caracterização dos dois depósitos de pesquisa (Clube Internacional e SESI –Ibura). Pode-se verificar um grande número de ensaios realizados nestes locais. No depósito do SESI a umidade natural é bem próxima do limite de liquidez, entretanto no Clube Internacional verificam-se maiores diferenças entre 6-16m de profundidade. Provavelmente, neste local os ensaios de caracterização foram realizados com secagem prévia, já que se trata de uma investigação mais antiga.
 
Figura 16. Resultados de ensaios de caracterização com a profundidade – Clube Internacional e SESI- Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)
4.1.3. MATÉRIA ORGÂNICA
A quantidade (teor) e a qualidade (tipo e grau de decomposição) da matéria orgânica condicionam fortemente o comportamento dos solos orgânicos.
A umidade natural dos solos cresce com a presença da matéria orgânica, devido à grande capacidade de absorção de água da matéria orgânica. Esta, quando pouco decomposta (textura fibrosa) apresenta os maiores valores. Os solos denominados normalmente de turfas (solos altamente orgânicos de origem vegetal), quando puras e “saturadas” geralmente tem unidade entre 500 e 1.500%, podendo ocorrer valores maiores e grande variabilidade erraticamente dentro de pequenos comprimentos. 
COUTINHO (1986) em seus estudos no aterro experimental de Juturnaíba, indica que a densidade desses solos orgânicos tem sido observada decrescer hiperbolicamente com o aumento da matéria orgânica, variando entre a densidade do mineral (da ordem de 2,7) e a densidade da matéria orgânica (da ordem de 1,4). Os valores da massa específica são menores que os solos minerais, devido à baixa densidade da MO e a forte presença da água. O índice de vazios dos solos orgânicos podem ser extremamente elevados (3 a 20), tendo a turfa fibrosa os maiores valores. O referido autor correlaciona o teor de matéria orgânica, obtidos pelos métodos químicos e de perda por aquecimento, com o teor de umidade, da massa específica, da densidade dos grãos e do índice de plasticidade (Figura 17).
Na classificação geral do LPC (PERRIN, 1974; MAGNAN, 1968), os solos orgânicos são separados em três grupos: 
1 – solos pouco orgânicos, 3<TMO<10%, incluídos na classe de solos finos;
2 – solos medianamente orgânicos, 10<TMA<30% e;
3 – solos muito orgânicos, TMO>30%. Os dois últimos formando a Classe dos Solos Orgânicos. Os solos normalmente denominados de turfas estariam neste grupo.
MASSAD (1994) comenta que ao longo de toda a costa brasileira tem sido reportados, em argilas moles, baixos teores de MO, entre 3 a 10%, como ocorre no Rio de Janeiro, no Recife e em Vitória – ES.
Perfil geotécnico com resultados de teor de matéria orgânica para o Clube Internacional e SESI-Ibura são apresentados na Figura 18. No depósito do Clube Internacional o TMO foi obtido através do método químico do dicromato de potássio, com resultados na camada 1 entre (1,0±1,5%) e na camada 2 entre (3,7±1,7%). No depósito do SESI, o TMO foi obtido através do método químico do dicromato de potássio e pelo método da queima, com resultados na camada 1 entre (6,9±1,4%) e na camada 2 entre (4,5±1,7%). Os solos dos dois depósitos se enquadraria segundo a classificação geral do LPC como pouco orgânicos. 
Os solos moles do depósito do aterro estudado por BELLO (2004) seriam em princípio, enquadrados de acordo com a classificação acima citada, como solo muito orgânico. Entretanto, como TMO=67% (muito alto) e WN=223%, o solo seria denominado de turfa. Isto indica que particulamente onde o corpo de prova foi retirado no shelby para determinação do TMO, o solo indicou ser turfa. Já no corpo de prova retirado para realização de ensaios triaxiais, a umidade determinada foi cerca de 117% (pequena para ser indicando ser turfa).
Figura 17. Curvas W,δ, G e IP vs. TMO (COUTINHO, 1986)
 
Figura 18 Perfil geotécnico com resultados de teor de matéria orgânica Clube Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997). 
4.1.4. HISTÓRIA DE TENSÕES
A costa brasileira comporta-se de forma homogênea do nordeste ao sul, sendo possível mostrar relações de afinidade entre os solos nela ocorrentes, desde que se trabalhe com parâmetros adimensionalizados (MASSAD, 1994). O autor comentaque, nesse contexto, a pressão de pré-adensamento apresenta-se como papel decisivo, o que recoloca a origem geológica como questão central.
Resultados de ensaios oedométricos ao longo de diversos estudos evidenciaram que em geral as argilas moles/médias e as turfas/solos orgânicos de Recife são ligeiramente pré-adensadas (OCR<3,0) ou levemente normalmente consolidadas (OCR<1,3). Valores de OCR maiores do que 3,0 podem ser encontrados na crosta ressecada (COUTINHO et al., 1998). 
A Figura 19 apresenta resultados de pressão vertical efetiva inicial (σ’vo), pressão de pré-adensamento (σ’vp) e OCR vs. profundidade dos depósitos representativos de argila do Recife situados no Clube Internacional e SESI-Ibura respectivamente. Pode-se observar que o depósito do Clube Internacional apresenta uma crosta pré-adensada (OCR de 1,3 a 2,9) e é geralmente subdividida em duas ou mais camadas, com tendência de diminuição do OCR com a profundidade até os 11m até tornar-se basicamente normalmente adensada com OCR=1. COUTINHO e OLIVEIRA (1994) comenta que o ressecamento da parte superior do depósito, o efeito do tempo (adensamento secundário) devido ao peso próprio do material e possivelmente a variação do nível d’água freático podem ser causas de pré-adensamento no depósito. A presença eventual de uma camada de aterro bastante antiga entretanto, pode interferir nos resultados anteriores.
 
Figura 19. Resultados de σ’vo, σ’vp e OCR vs. profundidade Clube Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)
O depósito do SESI-Ibura apresenta a camada 1 como normalmente adensada e levemente pré-adensada, apresentando valores de OCR, em geral, menores que 3,0. Já a camada 2 apresenta valores de OCR menores que 1. Possíveis causas deste subadensamento observado podem ser a dificuldade na amostragem e/ou acolocação de um aterro recente (últimos 22 – 25 anos), o qual gerou um excesso de poro-pressão, que devido a baixa permeabilidade das camadas argilosas, pode ainda não ter sido totalmente dissipado (OLIVEIRA, 2000).
A Figura 20 apresenta também, de maneira a ampliar os conhecimentos em vários locais de pesquisa na cidade do Recife, resultados de σ’vo, σ’vp e OCR vs. profundidade para os depósitos do Bairro de Boa Viagem e Cajueiro. Em geral esses depósitos são normalmente adensados, conforme tendência geral das argilas moles do Recife, com o segundo local apresentando valores de OCR maiores (1,5 a 3).
Figura 20. Resultados de σ’vo, σ’vp e OCR vs. profundidade – Boa Viagem e Cajueiro (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)
Mesma tendência nos valores de OCR ocorre no local de estudo. Neste local a camada inicial de solo mole (cerca de 2m) apresenta-se pré-adensada (OCR~3,9), com diminuição do OCR com a profundidade. O aterro antigo com cerca de 6m de altura possivelmente é a causa do pré-adensamento.
4.1.5. COMPRESSIBILIDADE
COUTINHO et al. (1998a) apresenta correlações estatísticas obtidas para as argilas moles de Recife-PE, através da quais podem-se estimar os parâmetros de compressibilidade CC, CS e e0 a partir da umidade natural do solo W (%), utilizando todos os resultados do Banco de Dados para aplicação em pesquisas e problemas práticos. Pode-se observar uma maior dispersão para o subgrupo de solos orgânicos/turfas, o que se deve provavelmente à baixa qualidade de algumas amostras. As Figuras 21 apresentam graficamente duas correlações da Tabela 5.
Figura 21. Correlações estatísticas: (a) Cc vs. W (%), (b) eo vs. W(%).(COUTINHO et al. 1998a).
Tabela 5. Correlações estatísticas – solos orgânicos e argilas moles / médias – Recife (COUTINHO et al. 1998a).
	Solo
	Correlação
	Equação
	r2
	Desvio Padrão
	Argilas / Argilas Orgânicas
W £ 200 %
e0 £ 4.0
	e0 vs. W(%)
	e0 = 0.024 W + 0.1410
	0.98
	0.14
	
	CC vs. W(%)
	CC = 0.014 W - 0.0940
	0.82
	0.26
	
	CC vs. e0
	CC = 0.586 e0 - 0.165
	0.84
	0.25
	
	CS vs. W(%)
	CS = 0.0019 W + 0.0043
	0.80
	0.04
	
	CS vs. e0
	CS = 0.084 e0 - 0.0086
	0.81
	0.04
	Solos Orgânicos / Turfas
W ³ 200%
e0 ³ 4.0
	e0 vs. W(%)
	e0 = 0.012 W + 2.230
	0.88
	0.68
	
	CC vs. W(%)
	CC = 0.0040 W + 1.738
	0.52
	0.54
	
	CC vs. e0
	CC = 0.411 e0 + 0.550
	0.79
	0.45
	
	CS vs. W(%)
	CS = 0.0009 W + 0.1590
	0.53
	0.12
	
	CS vs. e0
	CS = 0.055 e0 - 0.0900
	0.62
	0.10
O valor da umidade é utilizado para esta correlação, por ser este parâmetro facilmente obtido no campo através do ensaio de SPT. A Figura 22 mostra que os resultados de umidade obtidos com o procedimento padrão de laboratório, a partir de amostras de SPT são bem próximos dos resultados a partir de amostras shelby.
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Figura 22. Resultados de umidade natural obtidas em amostras de laboratorio e in situ (SPT). a) SESI-Ibura; b) Trabalho prático – Recife. (COUTINHO et al., 2004)
COUTINHO e FERREIRA (1988) apresenta e comenta os valores de eo, Cc, Cs obtidos nos ensaios oedométricos para 4 depósitos estudados. Os valores de índice de vazios inicial (eo) estão entre 0,5 e 5,25 (argilas moles/médias) e entre 3,45 e 14,4 (turfas/solos). O índice de compressão (Cc) está no intervalo entre 1,0 e 2,8 (argilas moles/médias), e entre 1,4 e 6,8 (turfas/solos orgânicos) que é um valor muito alto. Os valores do índice de recompressão (Cs) estão entre 0,02 e 0,46 (argilas moles/médias) e entre 0,11 e 0,85 (turfas/solos orgânicos). O coeficiente de adensamento vertical (Cv) está entre 20 e 70x10-8 m2/s no trecho pré-consolidado e 10x10-8 m2/s no trecho normalmente consolidado. 
A Figura 23 apresenta os parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade para os dois depósitos de estudo (ver também Figura 24 para os depósitos de Boa Viagem e Cajueiro). Pode-se verificar que no depósito do Clube Internacional como no do SESI-Ibura, o índice de vazios inicial (eo), o índice de compressão (Cc) e o índice de compressão (Cs) apresentam valores maiores na primeira camada. O índice de compressão, por exemplo, da camada 1, é em média cerca de 2 vezes o da camada 2.
 
Figura 23. Parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade - Clube Internacional e SESI-Ibura (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)
Figura 24. Parâmetros de compressibilidade eo, Cc, Cs vs. profundidade – Boa Viagem e Cajueiro (COUTINHO e OLIVEIRA, 1997)
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Lambe & Whitman (1979) propuseram uma relação de CR (%) x W(%) na qual os resultados de Juturnaíba estão apresentados. Entretanto, os resultados dos depósitos do Recife estão em geral acima da relação sugerida. A umidade foi escolhida para essa correlação porque se trata de um parâmetro facilmente obtido em ensaios de SPT. A Figura 25 mostra que com o início do procedimento, os resultados de umidade das amostras obtidas no SPT são muito próximos dos resultados obtidos em laboratório em amostras de shelby. 
Figura 25. Comparação entre umidades do Shelby e das amostras do SPT – SESI – Ibura (Coutinho et al. 1998a)
	
As Figuras 26 e 27 mostram resultados do coeficiente de consolidação vertical (Cv) versus tensão vertical efetiva obtida em ensaios oedométricos na área de pesquisa 1 e 2 respectivamente (Clube internacional e SESI – Ibura). Comportamento típico tem sido observado com rápido decréscimo no valor de Cv em torno da tensão de pré consolidação. 
Figura 26. Cv versus σ’v (Coutinho et al, 1998c)
	
Figura 27. Curvas típicas e versus log ’v – ensaios oedométricos. (Coutinho et al., 2000)
Figura 28. C versus ’v (Coutinho e Ferreira, 1988)
4.1.6. RESISTÊNCIA NÃO DRENADA
Resultados de Su obtidos através do ensaio de palheta de campo para outras argilas moles brasileiras, juntamente com os resultados de argilas do Recife, podem ser vistas na Tabela 6. Essa tabela resume também características de umidade natural e índice de plasticidade destes solos.
Em geral as argilas moles brasileiras apresentamresistência não drenada (Su) variando entre 5 a 60 kPa. (faixa típica: 5 a 30 kPa). O depósito de argila mole do Recife situada no Clube internacional apresenta um dos maiores resultados de Su (de 34 a 56 kPa) sendo classificado como de consistência média, em relação ao Su, apesar de ser classificada como mole pelo SPT (N=2 a 4).
Tabela 6. Valores de Supalheta, IP e umidade natural para argila/solos orgânicos brasileiros (COUTINHO et al., 2000; OLIVEIRA, 2000).
	Local
	Faixa
Su(kPa)
	IP
(%)
	WN
(%)
	Referência
	Recife-PE (Clube Intern.) 
	34-56
	33-70
	45-100
	OLIVEIRA (2000)
	Recife-PE (SESI- Ibura) 
	14-37
	53-96
	80-150
	OLIVEIRA e COUTINHO (2000)
	Jurtunaíba-RJ (aterro experimental)
	6-36
	27-100
	46-153
	COUTINHO (1986b)
	Jurtunaíba-RJ (Barragem- 
Trechos II e V.)
	10-30
	27-100
	46-153
	COUTINHO et al. (1988c)
	Jurtunaíba-RJ (Barragem-
Trecho III-2.)
	5-25
	27-100
	46-153
	COUTINHO et al. (1988c)
	Sarapuí-RJ
	7-22
	30-110
	100-170
	ORTIGÃO e COLLET (1986)
	Porto Alegre-RJ
	10-32
	40-80
	50-130
	SOARES (1997)
	Barra da Tijuca-RJ
	6-30
	120-250
	100-500
	LACERDA e ALMEIDA (1995)
	Itaipu-RJ
	8-26
	60-200
	100-475
	SANDRONI et al. (1984)
	Santos-SP
	10-60
	15-90
	90-140
	MASSAD (1988)
	Sergipe
	12-25
	20-70
	40-60
	SANDRONI et al. (1997)
	Enseada Cabritos-BA
	9-17
	50
	65-110
	BAPTISTA e SAYÃO (1998)
	João Pessoa-PB
	13-40
	-
	35-150
	CONCEIÇÃO (1997) a partir de SOARES (1997)
A Figura 29 mostra o perfil de Su obtidos com diferentes ensaios dos dois locais de pesquisa da Área de Geotecnia – DEC/UFPE. É possível observar uma boa concordância, entre esses ensaios, podendo-se assim, obter um perfil médio a ser utilizado na prática de projeto (OLIVEIRA, 2000), com as devidas considerações técnicas adequadas.
Perfis de Su obtidos através de ensaios de palheta de campo para outras argilas brasileiras, assim como comparações com outros perfis obtidos através de ensaios de laboratório (UU-C, CIU-C e método SHANSEP), e outros ensaios de campo (CPTU, DMT e PMT) e de expressões teóricas (estados críticos, Cam-Clay e Cam-Clay Modificado) são apresentados em COUTINHO et al. (2000). Estes autores mostram resultados para argilas de Sarapuí-RJ, Juturnaíba-RJ, Barra de Tijuca – RJ, Porto Alegre – RS e Recife-PE. Os autores comentam que os perfis obtidos pelos diferentes procedimentos são em geral, similares entre si.
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Figura 29. Perfis de Su obtidos a partir de EPC, Ensaios UU-C, CIU-C, CPTU e DMT para as argilas moles de Recife (a partir de OLIVEIRA, 2000).
4.1.7. SENSIBILIDADE
A sensibilidade das argilas é uma característica de grande importância, pois indica que, se a argila vier a sofrer uma ruptura, sua resistência após esta ocorrência é bem menor. PINTO (2000) relata que os solos argilosos orgânicos das baixadas litorâneas brasileiras são exemplo disto. A argila orgânica presente é de tão baixa resistência que só pode suportar aterros com altura máxima de cerca de 1,5m. Tentando-se colocar aterros com maiores alturas, ocorrerá ruptura. A argila, ao longo da superfície de ruptura, ficará amolgada. Como esta argila tem uma sensitividade da ordem de 3 a 4, sua resistência cai a um terço ou a um quarto da inicial. O terreno após rompido não suporta mais do que 0,5m de aterro.
A sensibilidade pode ser atribuída ao arranjo estrutural das partículas, estabelecido durante o processo de sedimentação, arranjo este que pode evoluir ao longo do tempo pela interrelação química das partículas ou pela remoção de sais existentes na água em que o solo se formou pela percolação de águas límpidas (PINTO, 2000).
COUTINHO (1986) encontrou um valor médio de St=10 (sensibilidade alta), com forte dispersão, para argila/solos orgânicos sob o aterro experimental de Juturnaíba. ORTIGÃO (1993) e SCHNAID et al. (1998) comentam que, no Brasil a sensibilidade de depósitos argilosos tem variado entre baixa e média de acordo com a classificação de SKEMPTON e NORTHEY (1952).
COUTINHO et al. (2000) e OLIVEIRA (2000) comenta que as argilas do Recife apresentam-se como uma das mais sensíveis dentre as argilas estudadas no Brasil, apresentando St variando de 4,5 a 15,8 (Tabela 7)
Tabela 7. Sensibilidade de argilas mole Brasileiras (COUTINHO et al., 2000; OLIVEIRA, 2000)
	Local
	Média
	Variação
	Referência
	Recife-PE (Clube Intern.) 
	Cam. 1
	6,4
	4,5-11,8
	OLIVEIRA (2000)
	
	Cam. 2
	13,0
	9,2-15,8
	OLIVEIRA (2000)
	Recife-PE (SESI- Ibura) 
	Cam. 1
	6,1
	4,7-8,2
	OLIVEIRA (2000)
	
	Cam. 2
	10,9
	7,8-14,4
	OLIVEIRA (2000)
	Aracajú, SE
	5,0
	2-8
	ORTIGÃO (1988)*
	João Pessoa, PB
	-
	1-3
	CONCEIÇÃO (1977)**
	Jurtunaíba, RJ (aterro experimental)
	10
	1-19
	COUTINHO (1986b)
	Jurtunaíba, RJ (Barragem-Trechos II, V e III-2)
	-
	4,8
	COUTINHO et al. (1986c)
	Santa Cruz, RJ
	3,4
	-
	ARAGÂO (1975)*
	Sarapuí, RJ
	4,4
	2-8
	ORTIGÃO e COLLET (1986)
	Sepetiba, RJ
	4,0
	-
	MACHADO (1988)*
	Barra da Tijuca, RJ
	5,0
	-
	LACERDA e ALMEIDA (1995)
	Ilha dos Amores-Baixada Santista, SP
	-
	2,3-5,4
	ÁRABE (1986)
	Santos, SP
	-
	4-5
	MASSAD (1988)
	Cubatão, SP
	-
	4-8
	TEIXEIRA (1988)*
	Florianópolis, SC
	3,0
	1-7
	MACCARINI et al. (1988)*
	Porto Alegre, RS
	4,5
	2-8
	SOARES (1997)
	Rio Grande, RS
	2,5
	-
	A partir de LACERDA e ALMEIDA (1995)
*a partir de ORTIGÃO (1993); ** a partir de SOARES (1997)
A sensibilidade da camada 1 do depósito do Clube Internacional (Figura 30) apresenta uma descontinuidade entre os 10 e 11m de profundidade, tendo seus valores decrescente com a profundidade e variando de 4,5 a 11,8. Na camada 2 seus valores são crescentes com a profundidade, apresentando uma faixa típica de 9,2 a 15,8. No SESI o aumenta da sensibilidade é aproximadamente linear com a profundidade na segunda camada. A camada 1 apresenta valores de St variando de 4,7 a 8,2 e a camada 2 de 7,8 a 14,4 (OLIVEIRA, 2000).
Figura 30. Perfis de St obtidos a partir do ensaio de palheta de campo (OLIVEIRA, 2000).
4.1.8. CORRELAÇÕES DE ENSAIOS IN SITU
Estudo comparativo: laboratório vs ensaios in situ
A Tabela 8 apresenta um estudo comparativo realizado nas argilas moles do Recife de correlações de ensaios de campo (CPTU, DMT, PMT, PALHETA DE CAMPO) e resultados de laboratório quando da obtenção de alguns parâmetros geotécnicos. 
Tabela 8. Estudo comparativo entre resultados de correlações de ensaios de campo (COUTINHO et al. 2000a)
	PARÂMETROS
	CPTU 
(piezocone)
	DMT
(dilatômetro)
	PMT
(pressiômetro)
	PALHETA DE CAMPO
	OCR
	SULLY et al. (1988)
(ligeiramente maior)
	LUNNE et al. (1989)
(próximo)
	-
	MAYNE e MITCHELL (1988)
(próximo)
	K0 (triaxial UU-C e CIU-C)
	SULLY e CAMPANELLA (1991)
(próximo)
	LUNNE et al. (1990)
(muito próximo)
	Alta dispersão
(menor)
	-
	SuLAB
	LUNNE et al. (1985)
(próximo)
	MARCHETTI (1980)
(ligeiramente maior / próximo)
	POWELL (1990)
(próximo)
	(próximo)
	SuPALHETA
	TAVENA e LEROUEIL (1987)
(ligeiramente menor)
	MARCHETTI (1980)
(ligeiramente menor / próximo)
	-
	-
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	05
	ATERRO CONSTRUÍDO SOBRE SOLOS MOLES
	
	
5.1 MODELOS DE ANÁLISE DO COMPORTAMENTO
5.1.1 ABORDAGEM TRADICIONAL – SKEMPTON (1948)
O projeto de aterros sobre argilas moles tem sido realizado tradicionalmente considerando o comportamento da fundação em duas fases sucessivas (Skempton, 1948):
Durante a construção, devida à rápida velocidade de aplicação de carga e a baixa permeabilidade das argilas, prevalece uma resposta não drenada;
Após o final de construção, o adensamento desenvolve-se com variações associadas das poro-pressões, tensões efetivas, deslocamentos e resistência disponível.
De acordo com este modelo, o projeto de um aterro consisteem uma análise não-drenada de deslocamentos e condições de estabilidade durante construção, e uma análise drenada, da estabilidade em longo prazo, e também dos recalques devidos ao adensamento (Figura 31).
Figura 31. Modelo de análise e comportamento de aterros sobre solos moles comumente adotados na prática, propostos por SKEMPTON, 1948. (TAVENAS e LEROUEIL, 1980).
MODELO YLIGHT – TAVENAS E LEROUEIL (1980)
Considerando drenagem parcial durante a construção (S. Leroueil; F. Tavenas e outros – 1978 – 1980) revisão casos históricos + modelo YLIGHT (argilas).
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5.2 ANÁLISE DA ESTABILIDADE
5.2.1 SIGNIFICADO DA ANÁLISE DE ESTABILIDADE
O fator de segurança é uma relação entre valores de grandezas, ao longo da superfície potencial de deslizamento, que ocorreriam na ruptura e os valores destas grandezas necessárias ao equilíbrio do talude. A definição mais utilizada para este fator é a relação entre o esforço decorrente da resistência ao cisalhamento disponível do solo e ao esforço de cisalhamento necessário ao equilíbrio do talude, ao longo da superfície potencial de deslizamento.
O comportamento dos solos saturados é determinado pelas tensões efetivas a que estiverem submetidos. As tensões efetivas refletem as forças que se transmitem de grão-a-grão, das quais resultam as deformações do solo e a mobilização da resistência. Esta resulta, principalmente, do atrito entre as partículas e do seu rolamento e re-acomodação, conseqüentes das forças transmitidas de partícula a partícula. 
A análise de estabilidade pode ser realizada através de uma análise em tensões totais ou em tensões efetivas. Para o conhecimento das tensões efetivas, é necessário o conhecimento da pressão da água dos poros (poro-pressões), não só as devido ao nível d’água e a redes de percolação, como também as resultantes do próprio carregamento. Quando as poro-pressões podem ser conhecidas com razoável precisão, como, por exemplo, pela observação do comportamento de obra semelhante, a análise por tensões efetivas é sempre preferível. Entretanto, como a estimativa das poro-pressões pode ser muito difícil, realizam-se, com freqüência, análises de estabilidade em termos de tensões totais atuantes. Neste caso, c = Su, ( é considerado nulo e u é adotado = 0. 
Para análise em termos de tensões totais, realizam-se ensaios não drenados, procurando representar o problema específico, e analisam-se resultados em termos das tensões aplicadas. Admite-se, implicitamente, que as poro-pressões que surgem nestes ensaios são semelhante às poro-pressões que surgiriam no carregamento real no campo. Diversos autores (BISHOP e BJERRUM, 1960; BJERRUM, 1972 e 1973; e LADD e FOOTT, 1974), são partidários da análise da estabilidade em termos de tensões totais, pois esta análise se torna mais precisa por ser mais simples e pelo fato de seus dados serem mais facilmente determináveis. SCHEMERTMANN (1975 e 1977) critica esta posição considerando que a ruptura dos solos é controlada pelas tensões efetivas. ORTIGÃO (1980) e COUTINHO (1986) discutem e apresentam resultados referentes aos dois tipos de análises.
A figura abaixo ilustra o procedimento convencionalmente utilizado para uma análise de estabilidade. Geralmente é assumida uma superfície imaginária de ruptura com forma circular, e a estabilidade é então avaliada por comparação do momento atuante e o momento resistente. O valor do FS será o mínimo no final da construção antes que algum adensamento significativo da argila ocorra. A resistência ao cisalhamento a ser utilizada na análise de estabilidade nesta condição é, então, a resistência ao cisalhamento não-drenada da argila antes da construção.
Figura 32. Variação nas tensões cisalhalhantes, poro-pressão e fator de segurança durante e após a construção de um aterro (BISHOP e BJERRUM, 1960).
	
Para se efetuar a análise da estabilidade em tensões totais de aterro sobre solos moles são necessários os seguintes dados: 
(a) Geometria da fundação e do aterro, incluindo a condição inicial da poro-pressão (hidrostática ou não).
(b) Peso específico aparente e parâmetros de resistência do material do aterro (c’, (’ e ().
(c) Perfil geotécnico da fundação. 
(d) Peso específico aparente total do solo da fundação, valor da resistência não drenada da fundação (Su, (), e sua variação com a profundidade. 
(e) Forma provável da superfície potencial de ruptura, método de cálculo e procedimentos para obtenção do fator de segurança mínimo.
(f) Definição do FSmín a ser adotado no projeto.
 
5.2.2 MÉTODO DE CÁLCULO
	Um número de soluções computacionais tem sido desenvolvido para realizar a análise da estabilidade de aterros sobre solos moles. O método de Bishop Simplificado tem sido objeto de vários estudos sobre a acurácia dos seus resultados, e os erros envolvidos parecem ser, em geral, pequenos, apresentando várias vantagens sobre outros métodos mais sofisticados; por isso tem sido o mais utilizado nos casos onde é provável a ocorrência de uma superfície circular. Entretanto, alguns problemas tem sido identificados, associados com a solução matemática, e devem ser apropriadamente considerados no programa utilizado (ver WHITMAV e BAILEY, 1966; DUNCAN e POULOS, 1977; CHING e FREDLUND, 1983).
	Fatores de segurança adotados na prática são da ordem de 1,5. É recomendado FS real maior que 1,3 para se evitar deformações excessivas. Nos solos muito moles ou quando existem significativas incertezas é recomendado FS>1.5, da ordem de 2.
	No caso de superfícies não circular um dos métodos mais utilizados na prática é o Método de Spencer. Em casos mais simples, o método de Janbu Simplificado tem sido indicado para uso com razoável acurácia.
OBS: CARACTERÍSTICAS DOS MÉTODOS P/ SATISFAZER O EQUILÍBRIO E SOLUÇÃO DO PROBLEMA:
Considerações das formas de superfície de ruptura (circular e não circular)
Hipóteses simplificadoras: posição da força normal na base e definição sobre as forças entre fatias (inclinação, posição, etc.) 
Equações de equilíbrio ((FV , (FH , (MO)
MÉTODO DE BISHOP SIMPLIFICADO PARA SUPERFÍCIES CIRCULARES
A análise de estabilidade de aterros sobre argila mole para o caso genérico de superfície circulares deve ser efetuada pelo método de Bishop Simplificado, no qual o fator de segurança FS é calculado pela Equação 11 cujas variáveis estão definidas na Figura 33.
O método de Bishop Simplificado assumi que a ruptura ocorre por rotação de um bloco de solo em uma superfície cilíndrica de deslizamento centrada no ponto O. Analisando o momento total de equilíbrio em relação ao ponto O, é obtida uma expressão para o fator de segurança. 
 As hipóteses simplificadores consideram que as forças entre fatias são horizontais (( =0) e que a força normal situa-se no centro da base da fatia, não apresentando forças de cisalhamento entre elas. 
Para o caso da ocorrência de acréscimo de poro pressão, têm-se através das condições de equilíbrio:
 (somatório das forças verticais igual a zero) 			 (11)
 (somatório dos momentos igual a zero) 		 	 (12)
Critério de ruptura: 
					 (13)
Resistências mobilizadas: 
		 			 (14)
Equilíbrio de forças: 
, sendo 
.	 (15)
Equilíbrio de momentos: 
					 (16)
Então: 
 (17)
O fator de segurança é estabelecido conforme Equação (18):
 					 (18)
Onde: 
						 (19)
Figura 33. Análise de estabilidade de superfícies circulares pelo Método de Bishop Simplificado.
O fator de segurança adotado na prática deve ser da ordem de 1,5, pois valores menores resultarão em deformações (horizontais e verticais) prejudiciais ao uso daobra. Poderão ser adotados FS de até 1,3 apenas quando as deformações forem toleráveis, devendo tais valores ser justificados.
	Atualmente, análises de estabilidade de taludes são feitas em computadores de grande porte ou em microcomputadores, porém a utilização dos programas deve ser precedida de testes sobre sua confiabilidade.
EXEMPLO:
Considere um caso típico de aterro com 5m de altura, dotado de uma berma de 2m de altura e 10m de largura, assente sobre um depósito com nível d’água na superfície do terreno e constituído de uma camada superficial de areia com 2m de espessura, seguida de duas camadas de argila, sendo uma muito mole, com 2m de espessura e resistência não drenada constante e igual a 5 kPa, e a outra mais resistente, com 6m de espessura e resistência não drenada crescente linearmente com a profundidade (10 a 20 kPa). 
Os parâmetros de resistência adotados para o aterro e a areia são indicados na Tabela 9. 
Tabela 9. Parâmetros de resistência adotados para um aterro sobre solos moles
	Fatia
	h1
	h2
	h3
	h4
	(1h1
	(2h2
	(3h3
	(4h4
	p=((ihi
	
	
	(m)
	
	
	
	
	(kPa)
	
	
	1
	2,5
	-
	-
	-
	45
	-
	-
	-
	45
	2
	5,0
	1,0
	-
	-
	90
	19
	-
	-
	109
	3
	5,0
	2,0
	1,0
	-
	90
	38
	13,5
	-
	141,5
	4
	5,0
	2,0
	2,0
	1,6
	90
	38
	27
	24
	179
	5
	3,5
	2,0
	2,0
	4,4
	63
	38
	27
	66
	194
	6
	2,0
	2,0
	2,0
	5,8
	36
	38
	27
	87
	188
	7
	2,0
	2,0
	2,0
	5,8
	36
	38
	27
	87
	188
	8
	1,0
	2,0
	2,0
	4,8
	18
	38
	27
	72
	155
	9
	-
	2,0
	2,0
	2,4
	-
	38
	27
	36
	101
	10
	-
	2,0
	1,0
	-
	-
	38
	13,5
	-
	51,5
	11
	-
	1,0
	-
	-
	-
	19
	-
	-
	19
	CAMADA
	TIPO
	(
(kN/m3)
	c
(kPa)
	(
(grau)
	1
	Aterro
	18,0
	5
	20
	2
	Areia
	19,0
	0
	28
	3
	Argila 1
	13,5
	5
	0
	4
	Argila 2
	15,0
	Variável
	0
A Figura 34 mostra a posição de um círculo de ruptura escolhido arbitrariamente, com 22 m de raio, tangenciando o limite da camada argilosa inferior e dividido em 11 fatias, aproveitando os pontos de mudança das camadas.
A Tabela 10 mostra a planilha de cálculo utilizada. Como há mais de um tipo de solo envolvido, calculou-se à parte o valor da pressão vertical na base de cada fatia (quadro anterior). Como o fator de segurança F aparece implicitamente na equação que fornece FS (fator de segurança calculado), é necessário realizar um cálculo iterativo. Adotou-se inicialmente F = 1,10, obtendo-se FS = 1,160 ; a Segunda iteração partiu de F = 1,10, obtendo-se FS = 1,156. Para confirmação, realizou-se uma terceira iteração, com F = 1,20, obtendo-se FS = 1,162 . Construiu-se então um gráfico de F versus FS, na mesma escala. A reta a 45o intercepta a curva de variação de F versus FS em 1,16, que é o valor desejado.
Figura 34. Exemplo de cálculo pelo Método de Bishop Simplificado (DNER/IPR, 1990). 
O cálculo por computador seria feito com um número maior de fatias, teria maior precisão e forneceria para FS um valor ligeiramente diferente. Deve-se observar ainda que o círculo adotado não é o mais crítico e que seria necessário calcular FS para raios menores. Se isto fosse feito, ter-se-ia encontrado, para a posição de centro do círculo, o valor FS = 1,06.
OBS: No cálculo considera-se c = Su, ( =0 e adota-se ( =0. 
�
Tabela 10. Planilha de cálculo utilizada na análise de estabilidade
	FATIA
	VALORES DA SEÇÃO
	CÁLCULOS
	1ª ITERAÇÃO
	2ª ITERAÇÃO
	3ª ITERAÇÃO
	
	(
	u
	h
	(x
	p
	(w
	c’*
	tg(’*
	(w.sen(
	X
	m(
	X/ m(
	m(
	X/ m(
	m(
	X/ m(
	1
	63,90
	-
	-
	2,4
	45
	108,00
	5
	0,364
	96,99
	51,372
	0,161
	66,90
	0,131
	69,623
	0,712
	72,035
	2
	54,01
	10
	-
	1,5
	109
	163,50
	0,0
	0,532
	132,29
	19,002
	1,098
	77,605
	0,979
	80,697
	0,946
	83,491
	3
	46,66
	30
	-
	1,9
	141,5
	268,35
	5
	0,0
	195,59
	9,5
	0,686
	13,848
	0,686
	13,848
	
	
	4
	36,22
	56
	-
	4,1
	179
	133,90
	12,6
	0,0
	433,65
	51,66
	0,801
	66,015
	0,807
	66,015
	
	
	5
	21,32
	88
	-
	6,0
	194
	1164,00
	17,2
	0,0
	423,20
	103,20
	0,932
	110,730
	0,932
	110,730
	
	
	6
	6,52
	98
	-
	5,0
	188
	940,00
	19,5
	0,0
	106,74
	97,50
	0,994
	98,089
	0,994
	98,089
	
	
	7
	-6,52
	98
	-
	6,0
	188
	940,00
	19,5
	0,0
	-106,74
	97,50
	0,994
	98,089
	0,994
	98,089
	
	
	8
	-18,42
	88
	-
	4,0
	155
	620,00
	18,0
	0,0
	-195,91
	72,00
	0,949
	75,869
	0,949
	75,869
	
	
	9
	-39,06
	64
	-
	6,0
	101
	606,00
	14,0
	0,0
	-330,58
	84,00
	0,838
	100,239
	0,938
	100,239
	
	
	10
	-46,66
	30
	-
	2,0
	51,5
	103,00
	5,0
	0,0
	-74,91
	10,00
	0,686
	16,577
	0,868
	14,571
	
	
	11
	-54,01
	10
	-
	1,4
	19
	26,60
	0,0
	0,532
	-29,52
	6,70
	0,157
	42,688
	0,197
	34,01
	0,229
	29,241
	12
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	(
	
	
	
	
	
	
	
	
	1658,74
	
	
	764,05
	
	761,18
	
	761,62
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	FS1=1,160
	
	FS2=1,156
	
	FS3=1,156
 * c’ no aterro e Su na fundação 
	FS = 1,16
	PARÂMETROS ADOTADOS
	SOLO
	(sat
	(h
	c’
	(’
	Su
	 
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
	
 		p = ((h (w = p(x
						 u = (o (o = Su .( .h = p.Su
				
�
(B) MÉTODO DE JANBU SIMPLIFICADO 
Quando a heterogeneidade da fundação ou outras condições geométricas indicam a possibilidade de ocorrência de superfícies de ruptura não circulares, um dos métodos indicados para cálculo da estabilidade é o Método de Janbu Simplificado. A Figura 35 mostra as forças e os momentos consideradas neste cálculo. 
Figura 35. Análise de estabilidade de superfícies não circulares pelo Método de Janbu Simplificado.
As hipóteses simplificadoras consideram:
- o equilíbrio das forças atuantes em cada fatia;
- as forças laterais entre fatias (EL e ER) são assumidas horizontais;
- as forças cisalhantes atuantes nas laterais de cada fatia são nulas (XL=XR=0).
Neste método, o cálculo é realizado de forma muito semelhante à do Método de Bishop Simplificado, tendo como diferença a introdução do fator de correção (fo) na expressão geral do fator de segurança (Equação 20). O valor de fo, conforme Janbu, depende da relação d/Le do tipo predominante do solo. 
 	 (20)
									 (21)
	A Figura 36 mostra um exemplo de um talude onde a superfície de ruptura não circular passa em sua maior parte na camada horizontal de menor resistência. 
Figura 36 Exemplo de análise de estabilidade pelo método de Janbu Simplificado (DNER/IPR, 1990).
(C) MÉTODO DE SPENCER
Esse método pode ser aplicado a qualquer tipo de solo, sendo indicado para taludes não-homogêneos com superfície de ruptura circular e não-circular. Fornece valores próximos ao de Bishop Modificado, por isso é pouco utilizado para superfícies circulares. 
É assumido que a ruptura ocorre pela rotação de um bloco de solo numa superfície cilíndrica centrada no ponto O (Figura 37). Considera-se, para cada fatia, uma resultante Q das forças que são paralelas entre si. Essa resultante atua no centro da base da fatia e forma, com a horizontal, um ângulo de inclinação constante. Examinando o momento de equilíbrio e as forças de equilíbrio duas expressões são obtidas para o fator de segurança. 
Figura 37. Análise de estabilidade pelo Método de Spencer.
Para determinar o FS por esse método, calcula-se separadamente esse fator por meio da Equação (22) e do momento dessas forças em torno do centro O da massa deslizante. Obtém-se um fator de segurança que atende ao equilíbrio das forças (FSf) e de outro que atende ao equilíbrio do momento (FSm). O valor do fator de segurança é aquele correspondente ao valorde θ que satisfaz as duas equações de equilíbrio mencionadas.
Arbitra-se um valor para θ, e calcula-se o FSf que satisfaz ΣQ = 0.
				 (22)
Calcula-se o FSm que satisfaz:
 ΣQ.cos(α-θ )= 0. 
Repete-se o processo com outros valores até que FSf = FSm = FS.
5.2.3. ANÁLISE DE ESTABILIDADE ATRAVÉS DE MÉTODOS EXPEDITOS
(A) DETERMINAÇÃO DA ALTURA CRÍTICA DO ATERRO E / OU DO FS ATRAVÉS DA FORMULAÇÃO DA CAPACIDADE DE CARGA
Uma estimativa inicial da altura crítica Hc de um aterro sobre argila mole pode ser feita baseando-se na teoria de capacidade de carga de TERZAGHI (1943). No caso de depósitos profundos, a altura crítica é calculada em relação à largura do aterro através da Equação (23) e a altura admissível calculada através da Equação (24).
	 								 (23)
									 (24)
	 							 (25)
Onde:
NC = fator de capacidade de carga: NC=+2=5,14 para aterros com a relação B/H<1,5
(B=largura média do aterro e Hc=espessura da camada de solo mole)
SU = resistência não drenada representativa da camada de argila envolvida na ruptura
at = peso específico do material do aterro
No caso de aterros com largura média B da base grande em relação à espessura da camada H, ou seja, B/H>1,5, deve-se utilizar o ábaco indicado na Figura 38 para a obtenção do valor do fator de capacidade de carga.
Figura 38. Ábaco para cálculo de altura crítica de aterros (TERZAGHI, 1943).
A altura do aterro será então Hadm, considerando-se um determinado fator de segurança FS (geralmente de 1,5). O valor de Hadm assim definido despreza os efeitos da inclinação do talude, da resistência do aterro e da variação de SU com a profundidade, mas pode ser útil em cálculos preliminares.
 
 	Esta expressão negligencia os efeitos do talude da resistência do aterro e considera Su constante com a profundidade. Pode ser aperfeiçoada e calibrada regionalmente. DUCAN e POULOS (1977) consideram que apesar das limitações, a simplicidade dessa fórmula a torna útil para muitas situações práticas, e sua acurácia pode ser melhorada consideravelmente por meio de ajustamento com experiências. ORTIGÃO (1980) e COUTINHO (1986) utilizaram esta formulação (considerando NC=5,5) para retroanálise do valor de Su em campo, e os resultados obtidos apresentaram boa aproximação com os resultados médios obtidos do ensaio de palheta de campo.
(B) MÉTODO DAS CUNHAS DESLIZANTES
Consiste num método de simples aplicação (Equação 26) e que se baseia no equilíbrio de forças horizontais apresentado nos manuais Corps of Engineers (1970) e NAVFAC (1971).
	 (26)
 Onde:
FS = fator de segurança
H = altura do aterro
c, (, δat = coesão, ângulo de atrito e peso específico do aterro.
Ka = coeficiente de empuxo ativo do aterro, dado pela equação Ka = tan2 (45 - (/2) 
D = profundidade da superfície de ruptura
L = comprimento do trecho horizontal da superfície de ruptura
Os valores dos parâmetros D e L são obtidos conforme a Figura 39. Na ruptura FS = 1 e, daí é possível obter Su pela equação acima. 
ORTIGÃO (1980) realizou a retroanálise de Su, considerando FS=1 na ruptura. O valor de Su calculado através desse método, se aproximou do valor médio representativo para toda a camada, conforme resultados dos ensaios de palheta de campo.
Figura 39. Análise de estabilidade de aterros sobre argila mole – Método das Cunhas Deslizantes.
Além da retroanálise de valor de Su, é interessante também verificar a influência no fator de segurança, da geometria considerada para análise do aterro, pelo método das cunhas. As seguintes conclusões podem ser obtidas (ORTIGÃO, 1980):
FS diminui com o aumento de D, isto é, com a profundidade da superfície de ruptura;
FS aumenta com L, isto é, com o comprimento do trecho horizontal da superfície de ruptura.
(C) ANÁLISE DA ESTABILIDADE EMPREGANDO ÁBACOS SIMPLES
(C.1) ÁBACOS DE PILLOT e MOREAU (1973)
PILLOT e MOREAU (1973) desenvolveram vários ábacos, incluindo casos de aterros com bermas de equilíbrio onde a resistência da fundação é considerada constante e a resistência do aterro pode ser expressa de duas formas:
Considerando-o como material não coesivo (c = 0, ( ≠ 0);
Considerando coesão no aterro igual à metade da resistência da fundação (c = Su/2, (≠0).
A Figura 40 apresenta três ábacos para um aterro simples, com ( = 35º e três inclinações de taludes.
Figura 40. Ábaco para análise de estabilidade de aterro sobre depósito com resistência constante com a profundidade (PILLOT e MOREAU, 1973).
Na retroanálise do aterro experimental de Sarapuí, ORTIGÃO (1980) considerou a resistência do aterro em ambas maneiras conforme citada acima. Os resultados encontrados foram praticamente idênticos. O valor da Su correspondente ao FS=1, foi bem próximo do valor médio dos ensaios de palheta de campo.
(C.2) ÁBACOS DE PINTO (1966)
O ábaco de PINTO (1966), mostrado na Figura 41, para análise de estabilidade de aterro sobre depósito, consiste no cálculo do FS considerando o crescimento da resistência com a profundidade, que é uma característica comum nos depósitos de argilas moles.
	
Esses ábacos não consideram a resistência do aterro, mas podem ser úteis no caso de aterros baixos, situação em que a parcela de resistência proporcionada pelos mesmos será relativamente pequena em comparação com a parcela devido à massa de argila.
O autor considera os aterros como caracterizados pela altura H e pela projeção d do talude no eixo horizontal. A pressão que leva o terreno à ruptura é, segundo a Expressão (27):
	 									 (27)
onde Nco é o fator de carga e, co é a coesão na superfície do terreno.
O fator de carga é apresentado na forma de ábacos, onde se constata que:
a) a solução de Fellenius é um caso particular dessa solução mais geral. Se c1=0 (coesão constante) tem-se Nco=5,5;
b) quanto menor o valor de D, espessura da camada de argila mole, maior o valor de Nco, e maior a altura do aterro que se pode lançar sem que o solo se rompa; e 
c) para taludes bastante íngremes, em que d tende a 0, a altura crítica atinge o seu máximo valor. Só se pode tirar partido do crescimento linear da coesão com a profundidade na medida em que d > 0. Ademais o talude funciona como uma berma. Quando o talude for muito abatido, ou seja, d for grande, torna-se recomendado o uso de bermas por razões construtivas (PINTO, 1994).
Esses ábacos são citados por COUTINHO (1986), entretanto como a resistência de fundação é admitida crescente com a profundidade, o autor considerou seu uso inadequado para o trabalho desenvolvido pelo mesmo. PINTO (1994) comenta que ainda que se disponha de programas de fácil aplicação na análise de estabilidade, estes ábacos tem sido úteis em casos reais de projetos de aterros.
 
 
 a) aterro sem berma	 b) aterro com berma
Figura 41. Ábaco de Pinto para aterros sobre solos moles (PINTO, 1994).
CONSIDERAÇÃO DE FISSURAMENTO DO ATERRO
O fissuramento do aterro pode reduzir significativamente o fator de segurança de aterros sobre solos moles porque a resistência cisalhante do aterro é reduzida a zero ao longo da fissura. As fissuras do aterro podem decorrer do trincamento devido à secagem e às altas tensões de tração provocadas pelos recalques diferenciais e deslocamentos horizontais superficiais da fundação. BELLO (2004), buscando verificar a influência no fator de segurança, da ocorrência do fissuramento ao longo do aterro durante o processo de ruptura, considerou aterro sem fissuras e aterro totalmente fissurado, para posterior comparação entre eles (Figura 42).
�
Figura 42. Procedimento utilizadopara a consideração do fissuramento do aterro (BELLO, 2004).
5.2.5 OBTENÇÃO DE Su
	
A resistência não drenada do solo de fundação (Su) é o parâmetro geotécnico mais importante a ser considerado numa análise de estabilidade. Qualquer oscilação em seu valor pode comprometer a estabilidade da obra. Existem muitos fatores que influenciam a resistência não-drenada (Su) a ser utilizada em uma análise de estabilidade, tais como: a história geológica das tensões do solo, a anisotropia da resistência, o efeito da velocidade de deformação, a variação da resistência durante a construção devido à drenagem e o efeito da ruptura progressiva. Sob o ponto de vista pragmático, o valor da resistência mais correto é aquele que confere um coeficiente de segurança igual a um, em análise por método bem definido, quando o aterro se encontra na situação de ruptura.
Anisotropia: Numa situação como na Figura 43, ao longo da hipotética curva de ruptura, o solo apresenta resistências diferentes, dependendo da direção e do sentido do esforço aplicado e do deslocamento. Reconhece-se, em princípio três situações: a ativa, abaixo da área carregada, quando ocorre um aumento de tensão na direção da tensão vertical; a de cisalhamento simples, em que o deslocamento é paralelo ao plano horizontal; e a passiva, ao lado da área carregada, quando a solicitação é maior na direção da tensão horizontal. Ensaios específicos para cada uma destas situações podem ser feitos, sendo eles denominados de ensaios de compressão, de cisalhamento simples e de extensão, respectivamente para as três situações. A resistência numa situação de compressão triaxial é sempre superior à obtida em extensão triaxial, sendo a relação tanto maior quanto menos plástico for o solo, podendo esta relação ser superior a dois. 
As resistências são sensivelmente diferentes para as três situações, segundo a técnica empregada, em virtude das tensões induzidas. Para projeto, a resistência não drenada representativa a ser mobilizada seria, em princípio, uma média das três situações consideradas.
O efeito devido à velocidade de deformação ocorre pela diferença entre a velocidade de carregamento do ensaio e da construção do aterro (Figura 43). 
A redução de Su devido à ruptura progressiva ocorre por causa da não-uniformidade de deformação ao longo da superfície potencial de ruptura e pelo comportamento “Strain Softening” do solo. A ruptura inicia nas zonas mais carregadas e gradualmente se estende paras zonas menos carregadas, ver figura a seguir, ocorrendo um reequilíbro nas tensões. Ocorrendo drenagem significativa durante construção, com um correspondente aumento na tensão efetiva atuando na fundação, deve ocorrer aumento de Su. Um outro aspecto a ser considerado é a perturbação do depósito de fundação que pode ocorrer durante a construção (reduz Su).
	
Figura 43. Solicitações no terreno por efeito de carregamento na superfície e velocidade de deformação
A seguir serão apresentados alguns procedimentos convencionalmente utilizados para a obtenção de Su.
 
(A) Ensaio de Palheta de Campo
O ensaio de Palheta de Campo in situ é um método bastante utilizado e foi um dos primeiros procedimentos para determinação da resistência não drenada Su, do solo mole. Sendo do ponto de vista técnico-econômico recomendado. A Figura 44 ilustra o esquema de um equipamento utilizado no ensaio (COPPE/UFRJ e UFPE).
Etapas executivas:
Escavação prévia do furo com trado, lavagem ou sonda rotativa até cerca de 75 cm acima da profundidade do ensaio.
Introdução rápida e contínua da palheta no solo, até cerca de 75 cm abaixo da base do furo.
Instalação da parte superior do equipamento (mesa provida de um sistema de aplicação de rotação nas hastes e de uma mola em forma de anel para leitura dos torques).
Realização do ensaio no material indeformado, através de rotação do conjunto de hastes e palheta com uma velocidade de 6o/min. Durante o ensaio são.
verificados os valores da compressão da mola (ou seja, o Torque) e do ângulo de rotação do conjunto até atingir uma rotação de cerca de 90o a 120º.
Rotação do conjunto até cerca de duas voltas completas com uma velocidade maior que a do ensaio, de forma a promover o amolgamento da argila em torno da palheta.
Realização do ensaio no material amolgado
Retirada do conjunto, aprofundamento do furo e repetição do processo já citado. Geralmente são realizados de metro em metro.
	
Apesar das incertezas e dificuldades, a análise de estabilidade em tensões totais, da forma convencional, parece ser uma ferramenta útil de trabalho com a utilização dos parâmetros de resistência do solo de fundação calibrados regionalmente.
Figura 44. Esquema geral do equipamento de palheta de campo (NASCIMENTO, 1998 e OLIVEIRA, 2000).
	A resistência não drenada é determinada a partir do torque máximo obtido com a rotação da palheta. Os resultados são interpretados admitindo-se que a resistência ao cisalhamento não-drenada Su se distribua igualmente ao longo da superfície cilíndrica circunscrita à palheta. Isso conduz a: Para as hipóteses usuais de condição não drenada, solo isotrópico, Su constante no entorno da palheta, e razão altura H versus diâmetro D da palheta igual a 2, a equação utilizada para o cálculo de Su é:
												 (28)
onde T é o torque máximo aplicado (kNm) e D, o diâmetro da palheta, igual a 0,065 m. O valor da sensibilidade (St) da argila é dado pela relação Sindef/Samolg.
Exemplo de curvas (torque vs rotação) obtidas nos ensaios realizados em uma vertical na profundidade de 12,5m (indeformado e amolgado) são mostradas na Figura 45. O ensaio amolgado não apresentam comportamento de pico, entretanto o torque amolgado sempre crescente com o ângulo de rotação, como tem sido observado na Literatura.
Figura 45. Curvas torque vs. rotação em ensaio de palheta in situ em material indeformado e amolgado.– (BELLO, 2004)
MESRI (1975) interpretando os dados de Bjerrum, observou que (Su)campo = 0,22(’vm. TRACK et al (1980) mostraram ser esta expressão válida para as argilas do Canadá. LARSON (1980) encontrou uma expressão semelhante [Su=(0,23(0,04)x((’vm)] válida para várias argilas do mundo (inorgânicas e IP<60%). Esta expressão não tem sido encontrada válida para as argilas-solos orgânicos.
Vários pesquisadores têm constatado a tendência do ensaio de palheta de campo em superestimar a resistência mobilizada na ruptura, nas argilas das fundações de aterros, e têm sugerido fatores de correção para serem aplicados aos valores de Su obtidos com estes ensaios, considerando assim efeitos de anisotropia do solo, do tempo de ruptura, da ruptura progressiva, etc.
BJERRUM (1972;1973) analisou uma série de 14 casos de ruptura de aterros, nos quais ensaios de palheta de campo foram utilizados para obter o Su, e verificou que coeficientes de segurança maiores que 1 ocorriam nestes aterros que haviam rompido, sendo tanto maiores quanto maior o IP do solo. Através de uma abordagem empírica, sugeriu a aplicação de um fator de correção ( = 1/FS) aos valores de Su obtidos com o ensaio de palheta de campo (Figura 46). BJERRUM (1973) atribui esta correção ao efeito da anisotropia quanto à resistência e o tempo de carregamento até a ruptura (ou da velocidade de deformação), sendo este fator, segundo o autor, o mais importante.
A Figura 37 apresenta a proposta de correção de BJERRUM (1973) e AZZOUZ et al (1983), junto com resultados observados em estudos de argilas moles brasileiras. Pode-se verificar que o uso desta correção para obtenção da Su a ser adotada em projeto Sucampo=(.Supalheta é recomendada nos estudos apresentados, incluindo a argila mole de Recife. A exceção sendo o caso de depósito de solos orgânicos (Juturnaíba-RJ) onde o comportamento é diferenciado (ver COUTINHO, 1986).
Figura 46. Fator de segurança, teórico na ruptura de aterrossobre solos moles (BJERRUM, 1972)
Figura 47. Propostas de correção de Su para ensaio de palheta de campo, com pontos obtidos a partir da retroanálise de aterros rompidos em argilas moles brasileiras (COUTINHO, 2000 e BELLO, 2004).
(B) ENSAIOS TRIAXIAIS
	O ensaio de compressão triaxial é o mais versátil ensaio para determinação da resistência ao cisalhamento do solo sendo por isto o mais utilizado.
	São realizados em aparelhos como o da Figura 48, constituído por uma câmara cilíndrica, de parede transparente, no interior da qual se coloca uma amostra, envolvida por uma membrana de borracha. Inicialmente o corpo da amostra é submetido a uma pressão confinante, (3, que atua em toda sua superfície. A seguir, a pressão axial é aumentada, ((a, até a ruptura do corpo da amostra.
	
A pressão confinante é aplicada ao corpo de prova através da membrana, enquanto as pressões axiais se transmitem ao corpo de prova por cabeçotes de mesmo diâmetro. Pedras porosas são colocadas entre o corpo de prova por cabeçotes, sendo estes perfurados e ligados ao exterior por meio de tubos com registros.
	
Pode-se, então, fechando-se ou não o registro realizar ensaios não-drenados ou drenados respectivamente. Determinando-se pares de tensões ((1, (3) correspondentes à ruptura das diversas amostras ensaiadas, traçam-se os respectivos círculos de Mohr. 
Dentre as diversas maneiras de se conduzir o ensaio, as seguintes são básicas (Figura 49):
ENSAIO CD (lento ou com drenagem) – Neste ensaio há permanente drenagem do corpo de prova. Aplica-se a tensão confinante e espera-se que o corpo de prova adense. A seguir, a pressão axial é aumentada lentamente, para que a água sob pressão possa percolar, até a ruptura. Desta forma, a tensão neutra durante o carregamento permanece praticamente nula e as pressões totais medidas são efetivas.
ENSAIO UU (rápido ou sem drenagem) – Neste ensaio o corpo de prova é submetido à pressão confinante e ao carregamento axial até a ruptura sem permitida qualquer drenagem. O teor de umidade do corpo de prova permanece constante e as pressões medidas são pressões totais.
ENSAIO CU (pré-adensado) – Neste ensaio permite-se drenagem do corpo de prova somente sob a ação da pressão confinante. Aplica-se a pressão confinante e espera-se que o corpo de prova adense. A seguir, fecham-se os registros de drenagem, e a pressão axial é aumentada até a ruptura, sem que se altere a umidade do corpo de prova. As pressões medidas neste ensaio são pressões totais. Deve-se também medir as poro-pressões (pressões neutras) durante a fase de médio cisalhamento.
Figura 48. Modelo do parelho de ensaio de compressão triaxial
Figura 49. Esquemas de procedimento dos ensaios triaxiais UU e CU.
OBS:
 Existem outros métodos como o SHANSEP.
Corretamente deveria-se levar em consideração os efeitos da velocidade de deformação, anisotropia, etc. Ou então, calibrar regionalmente (ver ensaio de palheta).
Em resumo, tem-se observado que quando medimos a resistência não-drenada não medimos uma propriedade básica; antes, medimos uma resposta para o tipo de ensaios e condições empregadas.
A Figura 50 apresenta a geometria adotada na análise de estabilidade em tensões totais realizada Método de Bishop por COUTINHO (1986) no Aterro Experimental de Juturnaíba, e os resultados desta análise considerando resistência integral do aterro são mostrados na Figura 51. 
A Figura 52 apresenta a comparação de valores de Su vs. Profundidade obtidos nos ensaios triaxiais UU, CIU e ensaios de palheta de campo. 
O resumo dos resultados da análise de estabilidade em tensões totais (estudo FSmín) com Su médio obtida em ensaios de palheta de campo são apresentados na Figura 53. 
�
Figura 50. Geometria adotada na análise de estabilidade em tensões totais – Método de Bishop – Programa Bispo (COUTINHO, 1986)
Figura 51. Resultados da análise de estabilidade em tensões totais considerando resistência integral do aterro (COUTINHO, 1986).
�
Figura 52. Comparação de valores de Su vs. Profundidade ensaios triaxiais UU, CIU
 Ensaios de palheta de campo (COUTINHO, 1986).
�
Figura 53. Resumo dos resultados da análise de estabilidade – tensões totais – estudo FSmín
 Su médio ensaios de palheta de campo (COUTINHO, 1986).
5.3 ANÁLISE DE DESLOCAMENTOS
5.3.1 INTRODUÇÃO
Uma análise de deslocamento de um aterro construído em uma etapa usualmente requer a previsão dos recalques inicial e em longo prazo assim como sua variação com o tempo. Estimativas de deslocamentos horizontais são algumas vezes requeridas.
	Se a largura do aterro é grande comparada para a espessura da camada compressível, as deformações são essencialmente unidimensionais e os métodos de análise de recalques baseados no modelo unidimensional apresentariam resultados adequados. Este curso é restrito para os métodos usualmente adotados para estimativas práticas de recalques de aterros sobre solos moles.
	O recalque total será a soma dos recalques inicial e a longo prazo.
5.3.2 REQUERIMENTO PARA UMA ANÁLISE DE RECALQUE
(A) DETERMINAÇÃO DO PERFIL DO SUBSOLO
Extensão vertical e horizontal das camadas; Locação dos solos compressíveis, superfície de drenagem e alguma condição especial de fronteira;
Variação da poro-pressão inicial com a profundidade.
(B) ANÁLISE DAS PRESSÕES
Tensão efetiva inicial versus profundidade;
Magnitude, distribuição e velocidade de aplicação da carga de superfície;
Método de cálculo do acréscimo de pressão compatível com as condições de fronteiras.
(C) SELEÇÃO DOS PARÂMETROS DO SOLO (MV, CC, C( , (’VO, (’P, K, EU, K0, A, CV, CH)
Representatividade das amostras ensaiadas;
Perturbação da amostra;
Técnica do ensaio;
Cálculo dos ensaios e análise dos resultados.
A Figura 54 apresenta os resultados de ensaios de laboratório (adensamento oedométrico e triaxial UU e CU) para obtenção de parâmetros de compressibilidade do solo de fundação.
Figura 54. Resultados de ensaios de laboratório para obtenção de parâmetros de compressibilidade
(D) ESTIMATIVA DO RECALQUE E DA PORO-PRESSÃO
Método de análise;
Rotação dos planos principais;
Variação de Mv, K, Cv com o adensamento;
Adensamento secundário.
COUTINHO e BELLO, 2004 apresenta resumidamente as Equações utilizadas no cálculo de recalques de aterros sobre solos moles construídos em uma etapa (Tabela 11).
Tabela 11. Equações utilizadas no cálculo de recalques (COUTINHO e BELLO, 2004).
	RECALQUES
	EQUAÇÕES
	OBSERVAÇÕES
	Recalque imediato (não drenado)
	 q – Pressão aplicada para a fundação; B – Largura ou diâmetro da área carregada; ( – Coeficiente de Poisson; Ip – Fator de influência, o qual depende da geometria do problema; Eu – Módulo de elasticidade da fundação.
	Previsão do recalque inicial é geralmente realizada utilizando-se a teoria da elasticidade
	Recalque a longo prazo
	adensamento primário
	
	Utiliza diretamente uma curva e x log p, do ensaio de adensamento
	
	
	h – espessura inicial de cada camada; CC e CS – índices de expansão (ou recompressão) e de compressão; (’vo e (’vf - pressões verticais efetivas, inicial e final; (’vm – pressão de pré-adensamento; eo – índice de vazios inicial.
	Obtenção dos parâmetros de compressibilidade a partir da curva experimental e x log p ou (v x log p.
	
	compressão secundária
	 
C( - medido em ensaios de adensamento endométrico, é definido; como: C(e = (e/(log t (ou C(( = ((/(log t); tP - tempo para o fim do adensamento primário; tS - tempo para qual o recalque deve ser calculado.
	A prática convencional considera que ocorre essencialmente após a completa dissipação de (U
	Recalque com o tempo
	US - grau de adensamento médio de recalque 
	Procedimento padrão utilizaa teoria de Terzaghi.
TERZAGHI-GILBOY propôs uma correção da curva tempo vs. Recalque para considerar a carga não instantânea (tc - tempo de construção)
	
	 ;
CV – coeficiente de adensamento unidimensional (determinado através do ensaio de adensamento endométrico para a faixa de pressões correspondente a carga do aterro e é considerado ser constante); t - tempo; h – comprimento do caminho de drenagem.
	
5.3.3 RECALQUE IMEDIATO (NÃO-DRENADO)
Quando uma carga é aplicada rapidamente em uma área limitada sobre um depósito de argila, as tensões cisalhantes induzidas na argila causam deformação lateral do solo resultando em recalques. Este recalque é comumente considerando como uma resposta instantânea para o carregamento aplicado, portanto, ocorrendo sob condições não-drenadas e conhecido como recalque inicial ou imediato, (i.
A previsão do recalque inicial é geralmente realizada utilizando-se a teoria da elasticidade, através da expressão (29).
Onde:	q – Pressão aplicada para a fundação;
		B – Largura ou diâmetro da área carregada;
		( – Coeficiente de Poisson;
		Ip – Fator de influência, o qual depende da geometria do problema (Figura 45);
		Eu – Módulo de elasticidade da fundação.
 
 	Quando a argila está saturada, o coeficiente de Poisson para carregamento não-drenado é “0,5” e este valor é freqüentemente usado nas tabelas existentes.
	
Figura 55. Determinação do ator de influência para cálculo do recalque imediato
Neste caso o módulo Eu é sugerido ser determinado através de ensaios triaxiais CU. Contudo, a seleção adequada de Eu é muito difícil pela sua dependência do nível de tensão e da trajetória de tensões. A prática convencional é utilizar o módulo Eu secante correspondendo para 50% da tensão desviatória máxima um valor “aproximado” de Eu pode ser selecionado empiricamente através da bibliografia.
O método de cálculo é aproximado e é considerado indicar a provável ordem do valor de (i. Correções para considerar o comportamento não-linear do solo podem ser aplicadas, utilizando, por exemplo, o trabalho desenvolvido por D’Appolonia et al (1971). Essas correções tornam-se importantes quando a altura do aterro excede 50% da altura de ruptura.
5.3.4 RECALQUE A LONGO PRAZO
	
Recalques devido ao adensamento primário (SC) e ao adensamento secundário (SS). SC é devido à dissipação do excesso de poro-pressão, que em conseqüência, produz aumento na tensão efetiva. O SS ocorre essencialmente após a completa dissipação de (U com então, tensão efetiva praticamente constante.
(A) ADENSAMENTO PRIMÁRIO
Em termos práticos tem sido obtido pelas expressões abaixo, sendo a primeira expressão usada ao se utilizar diretamente uma curva e x log p, do ensaio de adensamento, e a segunda, através da obtenção dos parâmetros de compressibilidade a partir da curva teórica e x log p.
			 
onde,
		h – espessura inicial de cada camada;
		CC e CS – índices de expansão (ou recompressão) e de compressão;
		(’vo e (’vf - pressões verticais efetivas, inicial e final;
		(’vm – pressão de pré-adensamento;
		eo – índice de vazios inicial.
	
(B) ADENSAMENTO SECUNDÁRIO
	É usualmente calculado a partir do coeficiente de adensamento secundário, C( , utilizando a expressão 31:
Onde:
		C( - medido em ensaios de adensamento endométrico, é definido
		 como: C(e = (e/(log t (ou C(( = ((/(log t);
		TP - tempo para o fim do adensamento primário;
TS - tempo para qual o recalque deve ser calculado.			
Recalques devido a compressão secundária tornam-se importante apenas nos casos com velocidade rápida do adensamento primário, como ocorre quando do uso de drenos verticais na fundação. Para tais situações, projetos freqüentemente utilizam sobrecarga temporária para produzir um solo sobre-adensado para o estado de tensão final, o qual reduz a velocidade da compressão secundária. 
5.3.5 RECALQUE COM O TEMPO
O processo de adensamento de um solo saturado requer a expulsão de água existente nos vazios do solo.
TERZAGHI desenvolveu a clássica teoria unidimensional baseada nas hipóteses:
(a) A camada de argila tem uma deformação unidimensional;
(b) A drenagem é unidimensional e segue a Lei de Darcy;
(c) O solo é homogêneo e completamente saturado;
(d) Os grãos do solo e o fluído dos poros são incompressíveis;
(e) Existe um relacionamento linear entre a tensão efetiva e o índice de vazios;
(f) A deformação do solo e a velocidade do fluxo são infinitesimais;
(g) Não ocorre o adensamento secundário do solo.
	
Combinado o relacionamento de continuidade do fluxo do fluído com o relacionamento linear tensão efetiva-índice de vazios assumindo a tensão total constante, TERZAGHI derivou a clássica equação de adensamento:
	Soluções da equação de adensamento são comumente apresentadas na forma de gráficos ou de tabelas do grau de adensamento U versus o fator tempo TV. O grau de adensamento de recalque US é dado por:
	Duas equações empíricas ajustam-se muito bem à equação teórica, cada uma a um trecho dela. São elas:
E o fator tempo é uma variável adimensional é dado por:
Onde: 	CV – coeficiente de adensamento unidimensional;
		t - tempo;
		h – comprimento do caminho de drenagem;
A Figura 56 indica como a pressão neutra se apresenta ao longo da espessura, para diversos instantes após o carregamento através de curvas correspondentes a diversos valores do fator tempo. Estas curvas são chamadas de isócronas.
Figura 56. Grau de adensamento em função da profundidade e do fator tempo (PINTO, 2002).
Cada uma das isócronas indica como se desenvolve o adensamento em profundidade para um certo fator tempo. Elas mostram como a dissipação da pressão neutra e as deformações ocorrem muito mais rapidamente nas proximidades das faces de drenagem do que no interior da camada, como aliás se podia estimar, lembrando que deformações correspondem a saída d’água, o que ocorre mais facilmente nas extremidades.
A média dos graus de adensamento, ao longo da profundidade, dá origem ao grau de adensamento médio.
A Figura 57 e a Tabela 12 expressam o grau de adensamento médio (U) em função do fator tempo (T) para adensamento pela Teoria de Terzaghi, considerando a sobre-pressão neutra inicial constante ao longo de toda a altura. 
Figura 57. Curva de Adensamento (porcentagem de recalque em função do fator tempo)
 	
Tabela 12. Fator Tempo em função da Percentagem de Recalque para adensamento pela Teoria de Terzaghi
	U (%)
	T
	U (%)
	T
	U (%)
	T
	U (%)
	T
	U (%)
	T
	1
	0,0001
	21
	0,046
	41
	0,132
	61
	0,297
	81
	0,588
	2
	0,0003
	22
	0,0380
	42
	0,138
	62
	0,307
	82
	0,610
	3
	0,0007
	23
	0,0415
	43
	0,145
	63
	0,318
	83
	0,633
	4
	0,0013
	24
	0,0452
	44
	0,152
	64
	0,329
	84
	0,658
	5
	0,0020
	25
	0,0491
	45
	0,159
	65
	0,340
	85
	0,684
	6
	0,0028
	26
	0,0531
	46
	0,166
	66
	0,351
	86
	0,712
	7
	0,0038
	27
	0,0572
	47
	0,173
	67
	0,364
	87
	0,742
	8
	0,0050
	28
	0,0616
	48
	0,181
	68
	0,377
	88
	0,774
	9
	0,0064
	29
	0,0660
	49
	0,189
	69
	0,389
	89
	0,809
	10
	0,0078
	30
	0,0707
	50
	0,197
	70
	0,403
	90
	0,848
	11
	0,0095
	31
	0,0755
	51
	0,204
	71
	0,416
	91
	0,891
	12
	0,0113
	32
	0,0804
	52
	0,212
	72
	0,431
	92
	0,938
	13
	0,0133
	33
	0,0855
	53
	0,221
	73
	0,445
	93
	0,992
	14
	0,0154
	34
	0,0908
	54
	0,230
	74
	0,461
	94
	1,054
	15
	0,0177
	35
	0,0962
	55
	0,239
	75
	0,477
	95
	1,128
	16
	0,0201
	36
	0,102
	56
	0,248
	76
	0,493
	96
	1,219
	17
	0,0227
	37
	0,108
	57
	0,257
	77
	0,510
	971,335
	18
	0,0254
	38
	0,113
	58
	0,266
	78
	0,528
	98
	1,500
	19
	0,0283
	39
	0,119
	59
	0,276
	79
	0,547
	99
	1,781
	20
	0,0314
	40
	0,126
	60
	0,287
	80
	0,567
	100
	(
A Tabela 13 apresenta relações aproximadas que também permitem obter o grau de adensamento em função do fator tempo.
Para outras hipóteses de distribuição do excesso inicial de pressão neutra, os valores do grau de médio de adensamento em função do fator tempo podem ser obtidos através da Tabela 14.
 Tabela 13. Relações aproximadas U = f(Tv)
	FUNÇÃO
	Eq
	VALIDADE
	U = 1,155 Tv0,5
	124
	U < 33%
	U = 1 - 0,6 exp (0,25 - 3 Tv)
	125
	U > 33%
	
	126
	0 < U < 95%
Tabela 14. (a) Distribuição do excesso inicial de pressão neutra; (b) valores de Tv em função do Caso e de U
	(a) Distribuição do excesso inicial de pressão neutra
	
	(b) Fator tempo, Tv
	U (%)
	Caso 1
	Caso 2
	Caso 3
	Caso 4
	0
	0
	0
	0
	0
	5
	0,0020
	0,0030
	0,0208
	0,0250
	10
	0,0078
	0,0111
	0,0427
	0,0500
	15
	0,0177
	0,0238
	0,0659
	0,0753
	20
	0,0314
	0,0405
	0,0904
	0,101
	25
	0,0491
	0,0608
	0,117
	0,128
	30
	0,0707
	0,0847
	0,145
	0,157
	35
	0,0962
	0,112
	0,175
	0,187
	40
	0,126
	0,143
	0,207
	0,220
	45
	0,159
	0,177
	0,242
	0,255
	50
	0,197
	0,215
	0,281
	0,294
	55
	0,239
	0,257
	0,324
	0,336
	60
	0,286
	0,305
	0,371
	0,384
	65
	0,342
	0,359
	0,425
	0,438
	70
	0,403
	0,422
	0,488
	0,501
	75
	0,477
	0,195
	0,562
	0,575
	80
	0,567
	0,586
	0,652
	0,665
	85
	0,682
	0,702
	0,769
	0,782
	90
	0,848
	0,867
	0,933
	0,946
	95
	1,129
	1,148
	1,214
	1,227
	100
	(
	(
	(
	(
O recalque SC(t) num tempo t pode ser convenientemente obtido, usando as equações anteriores. O valor de CV é convencionalmente determinado através do ensaio de adensamento oedométrico para a faixa de pressões correspondente a carga do aterro e é considerado constante.
(A) ALGUMAS DIFICULDADES DE APLICAÇÃO DA TEORIA
(a) CV não é uma constante do solo e pode também variar com a profundidade (em especial solos estratificados);
(b) Os valores de CV previstos nos ensaios convencionais de laboratório são usualmente menores que os efetivos de campo (camadas finas de areia, etc.);
(c) Algumas das hipóteses de TERZAGHI não são realistas ou não são satisfeitas na aplicação prática.
	Portanto o procedimento convencionalmente utilizado para a obtenção do desenvolvimento do adensamento de uma camada compressível, pode fornecer, em alguns casos, apenas uma estimativa grosseira do processo. Sugestões para aperfeiçoamento do cálculo com modelo mais rigoroso têm sido apresentado na bibliografia, entretanto fogem ao escopo do presente curso.
(B) EXEMPLOS DE CÁLCULO
Quanto aos problemas envolvendo tempo de recalque há três casos a considerar:
CASO “A” – tempo para ocorrer um dado recalque;
CASO “B” – recalque que ocorre em um dado tempo.
CASO “C“ – traçado da curva completa recalque x tempo.
(B.1) SOLUÇÃO PARA O CASO “A”
(1) Determina-se o recalque total por adensamento – S (();
(2) Com o recalque que se deseja determina-se o grau de adensamento 
(3) Com o grau de adensamento determina-se o fator tempo 
(4) Com o fator tempo determina-se o tempo para ocorrer o recalque 
(B.2) SOLUÇÃO PARA O CASO “B”
(1) Determina-se o recalque total por adensamento – SC (();
(2) Com o tempo para calcular o recalque determina-se o fator tempo TV;
(3) Com o fator tempo TV determina-se o grau de adensamento – U = f (TV);
(4) Com o grau de adensamento determina-se o recalque 
(B.3) SOLUÇÃO PARA O CASO “C”
No caso da construção da curva teórica completa podem-se utilizar as etapas abaixo:
Determina-se o recalque total por adensamento – SC (();
Preenchimento da Tabela 14. 
 Onde: SC (t) = U x SC (() (41)
	 t = (TV. Hd2) / CV	 						 (42) 
 Os valores de U (%) são adotadas e de forma a se obter um bom traçado da curva.
Traçado da curva recalque SC (t) x tempo (t);
(4) Correção da curva considerando o carregamento dependente de tempo (ver a seguir).
 
 
 Tabela 15. Construção da curva teórica para o cálculo de recalque. 
	U* (%)
	Sc ( t )
	T
	t
	0
	
	
	
	10
	
	
	
	20
	
	
	
	30
	
	
	
	40
	
	
	
	50
	
	
	
	60
	
	
	
	70
	
	
	
	80
	
	
	
	90
	
	
	
	95
	
	
	
	99
	
	
	
5.3.6 CARREGAMENTO DEPENDENTE DO TEMPO
	Os procedimentos anteriores permitem definir, para um carregamento aplicado instantaneamente, o desenvolvimento no tempo dos recalques por adensamento da camada compressível do subsolo. Na prática as cargas estruturais não são aplicadas instantaneamente e sim dentro de um período de tempo, que vai depender da dimensão ou volume da obra.
TERZAGHI-GILBOY propôs um método empírico de correção da correção da curva tempo recalque para o tempo de construção - carregamento linear com o tempo (Figura 58).
	
Figura 58. Curva tempo x recalque para o tempo de construção – Método de TERZAGHI-GILBOY.
 	
Sendo:
		q – carga aplicada no tempo t < tC;
		qo – carga no final do período de construção (total);
tC – tempo de construção.
	
Assim a curva corrigida é construída supondo-se que durante o período de construção, para qualquer tempo (t) o recalque parcial (SC) é igual ao recalque no tempo (t/2) correspondente à aplicação instantânea da carga (q), multiplicada pela relação (q/qo) das cargas. 	Para os demais tempos (t>tC) os valores de recalques são iguais aos da curva instantânea considerando o tempo (t-tC/2).
A Figura 59 apresenta resultados de Recalque previsto e medido com o tempo na Barragem de Juturnaíba-RJ (COUTINHO et al., 1994)
Figura 59. Recalque previsto e medido com o tempo (COUTINHO et al., 1994)
5.3.7 CÁLCULO DE ACRÉSCIMO DE PRESSÃO
(A) CARREGAMENTO DE ATERRO (CARGA TRAPEZOIDAL)
 		
	Para o caso de áreas carregadas não uniformemente, mas de geometria simples, existem algumas soluções a disposição. Por exemplo, OSTERBERG (1957) apresentou um ábaco interessante e muito útil, que resolve o problema de carregamento ocorrido de forma triangular e trapezoidal (Figura 60). Este ábaco tem grande aplicação nos problemas de aterro (carga trapezoidal).
 (43)
 
Figura 60. Ábaco OSTERBERG (1957)
No caso mais geral, em relação à posição do ponto de interesse para cálculo do acréscimo de pressão, temos a Fórmula 44 com os parâmetros obtidos a partir da Figura 61 (GRAY, 1936).
 (44)
Obs.: O cálculo corresponde a um lado do aterro.
	
Figura 61. Posição do ponto de interesse para cálculo do acréscimo de pressão (Gray, 1936).
O ábaco de cálculo de tensões verticais de OSTERBERG (1957) considera o aterro com uma distribuição trapezoidal igual a seu peso em cada ponto da superfície carregada, ou seja, despreza a rigidez do aterro, hipótese aceitável em casos práticos, e utiliza o princípio da superposição. No caso de bermas, é prática corrente (LEROUEIL et al, 1985) considerar a profundidade z para a parte superior do aterro acima da berma a partir de seu topo (Figura 62). 
Figura 62. Considerações sobre a forma do aterro e bermas de equilíbrio para o cálculo de tensões verticais de Osterberg.06
	SOLUÇÕES TÍPICAS: CONSTRUÇÃO DIRETA DO ATERRO 
	
	
6.1 INTRODUÇÃO
A construção do aterro sobre solos moles deverá apresentar: fator de segurança adequado quanto à possibilidade de ruptura do solo de fundação durante e após construção; deslocamentos totais ou diferenciais, no fim ou após a construção, compatíveis com o tipo de obra e evitar danos a estruturas adjacentes ou enterradas. Para atender esses requisitos fundamentais é necessário o emprego de estudos de modelos e métodos para prever o comportamento da obra e com isso adotar uma solução adequada na fase de projeto.
Ao planejar a construção de um aterro sobre solo mole várias são as alternativas, como mencionadas no Capítulo 2. ALMEIDA, 1986 comenta que a primeira delas consiste em evitar o problema, removendo a camada mole, alternativa esta, utilizada quando a camada é de espessura relativamente pequena, em geral até cerca de 4m. Esta construção pode-se dar em uma única etapa, caso o fator de segurança quanto à ruptura seja aceitável, ou em várias etapas, caso seja desejável permitir o contínuo ganho de resistência da camada de argila mole durante cada etapa. O aterro pode ser ainda construído em seção trapezoidal simples ou com bermas laterais para aumentar o fator de segurança. Geotêxteis na interface aterro-fundação são também utilizados para aumentar o fator de segurança contra a ruptura. Dentre as técnicas utilizadas para aceleração de recalque, os drenos verticais na camada de argila mole é a mais utilizada. 
Algumas dessas soluções de construção mencionadas serão apresentadas a seguir sendo caracterizadas por construções sem estabilização, e com estabilização do aterro sobre solo mole.
6.2 CONSTRUÇÃO SEM ESTABILIZAÇÃO
6.2.1 CONSTRUÇÃO POR ETAPAS
O objetivo primordial é aumentar a resistência do solo compressível por efeito de adensamento que ocorre em cada etapa de construção. A avaliação da análise de estabilidade em cada etapa construtiva é, neste caso, um requisito importante de projeto. Esta solução também requer tempo, pois a superestrutura só poderá ser executada após o tempo de construção de cada etapa + o tempo de adensamento do solo de fundação. Então, o cálculo aproximado das etapas de construção deve ser feito em duas partes, a primeira referente às alturas admissíveis e a segunda, ao tempo necessário.
Figura 63. Ilustração da construção de aterro sob solos moles por etapas
 O aumento da resistência (Su) para cada etapa pode ser determinado através de ensaio de laboratório triaxial CU (consolidado-não drenado).
SU = SUO + ((’Vm - (’Vo) tg (SuPA + ((’V - (’Vm) tg (SuNA (45)
Em algum estágio do adensamento (fórmula prática). 
Conhecendo-se o SU necessária, obtém-se o valor de (’V e em conseqüência o tempo de adensamento em cada etapa.
Figura 64. Aumento de resistência não drenada do solo de fundação a partir da construção de aterro por etapas
Outra maneira: determina-se a relação SU/(’VM e a considera válida para valores de (’V > (’VM.
Esse acréscimo de resistência é muito pequeno ou nulo na região do pé do talude e, a rigor, só se faz sentir sob a região do aterro submetida à sobrecarga ’V. No caso de solos pré-adensados, para o trecho de tensões pré-adensado praticamente não ocorre ganho de resistência significativo visto que a resistência neste trecho está diretamente relacionada a tensão de pré-adensamento ’VM.
 É necessário determinar (obter) o acréscimo de pressão efetiva com o adensamento de cada etapa ((’V). Utiliza-se para isso a teoria de adensamento, obtendo o grau de adensamento ocorrido no tempo de permanência de cada etapa, ou através da medição direta da poro-pressão in-situ pela instalação de piezômetros (mais recomendado).
ETAPAS DE CÁLCULO
Questões a serem respondidas: 
- Se é viável a construção em duas etapas;
- Qual a altura da primeira etapa e qual o tempo para início da construção da segunda etapa?;
Dados: dimensões e peso específico do aterro (b1, Haterro, aterro); resistência da fundação (Su); fator de segurança (FS);
Determinar a resistência (Su2) necessária para construção do aterro em função do FS e Haterro definidos no item (b);
Obter o acréscimo de pressão efetiva decorrente do adensamento da 1ª etapa. Este acréscimo pode ser obtido pelas fórmulas (45), (46) ou através da medição direta da poro-pressão in-situ pela instalação de piezômetros.
Determinar o tempo de permanência da primeira etapa.
Obs: Esta solução normalmente é acoplada a acelerar a drenagem com dreno de areia ou pré-fabricados.
6.2.2 USO DE BERMAS DE EQUILÍBRIO
É um tipo de solução quando se deseja aumentar a estabilidade da construção (ou permitir a sua construção diretamente) através do aumento do momento resistente pela adição de bermas de equilíbrio, isto é, de contrapesos colocados opostos ao aterro (ver Figura 65). É um processo que tem sido bastante empregado em todo mundo.
 Figura 65. Ilustração de bermas de equilíbrio 
	A altura e o comprimento das bermas são dimensionados conforme as condições do problema, devendo a própria berma apresentar estabilidade com fator de segurança adequado. As bermas são também utilizadas para corrigir rupturas ocorridas durante ou após a construção de aterros. Nesse caso, na análise deve-se considerar a resistência do material da berma, diferente da resistência do aterro compactado.
	Em relação aos problemas de recalques, entretanto, o emprego de bermas de equilíbrio tem o efeito de os agravar ainda mais se restringindo sua ação benéfica apenas à eliminação do problema de ruptura da base.
	O método de cálculo mais geral das bermas de equilíbrio é por meio de análise de estabilidade, conforme metodologia já apresentada. Quando o solo de fundação não suportar nem mesmo a berma com a altura necessária para resolver o problema de estabilidade do aterro, colocam-se bermas adicionais, de altura menor que a primeira, e dimensionada de maneira análoga.
	JAKOBSON (1948), desenvolveu um método simplificado para cálculo do número e altura de bermas necessárias para se conseguir a estabilidade de um aterro sobre solo mole, assim como determinação do comprimento das bermas. As principais hipóteses envolvidas em sua dedução são:
material de fundação é homogêneo e na condição (=0;
a carga aplicada pelo aterro é infinita na direção longitudinal (problema bidimensional);
que o terreno de fundação apresenta superfícies limítrofes horizontais;
que o carregamento é constituído por cargas pontuais muito próximas, mas independentes (portanto os círculos de ruptura não se propagam no aterro).
(A) ETAPAS DE CÁLCULO
Questões a serem respondidas: número e altura de bermas necessárias para se conseguir a estabilidade de um aterro sobre solo mole, assim como determinação do comprimento das mesmas.
Dados: dimensões e peso específico do aterro (b1, ( , P1); resistência da fundação (Su); Fator de segurança (FS); (ver Figura 56).
Padm= (at x Hadm = 5,5 x Su / FS ; FS = 5,5 x Su / ((at x Hat ) (47)
Teoria de capacidade de carga. Esta expressão negligencia os efeitos do talude e da resistência do aterro e considera Su constante com a profundidade.
Quando a altura do aterro é Hat > Hadm, devem ser utilizadas bermas de equilíbrio, tal que:
P2 = P1 - 5,5 Su / FS (48)
Onde P1 = pressão do aterro					
 P2 =pressão da berma
Obs: Quando P2 > Padm, deve ser usada uma Segunda berma.
	
Para a determinação do comprimento da berma, Jakobson divide seu estudo em três casos distintos, conforme o círculo crítico por:
Tangente ao solo firme subjacente ao material mole e corte o próximo aterro;
Tangente ao solo firme subjacente ao material mole e compreenda todo o aterrodentro da seção;
Não alcance o terreno firme. Através do desenvolvimento dos momentos das forças atuantes em relação ao centro do círculo de ruptura, o autor determina o resultado e o põe em forma de gráfico. O cálculo de cada caso deve ser seguido da verificação de que é aquele o caso, conforme indicado na Figura 66.
BELLO (2004) admitiu a proposta da construção da berma como solução para estabilizar o movimento horizontal do terreno estudado. Com parâmetros geotécnicos da berma: γ=20t/m3, c=10kPa e (= 35º e dimensões: 2,5m de altura e 27,0m de largura (utilizando o Método de Jakobson, 1948). A autora comparou os FSmín obtidos antes e após a construção da berma e observou que, o valor do fator de segurança foi elevado de 0,984 para 1,665, o que possivelmente evitaria a ruptura ocorrida no local.
Figura 66. Dimensionamento de bermas de equilíbrio – Método de Jakobson
6.3 CONSTRUÇÃO COM ESTABILIZAÇÃO
6.3.1 SOBRECARGA TEMPORÁRIA 
	A técnica de sobrecarga temporária (ver Figura 67) é um meio efetivo e econômico de melhorar as condições de um subsolo fraco e compreensível.
Figura 67. Sobrecarga temporária (STANLEY JOHNSON, 1970)
 
	Pode ser utilizada para eliminar o adensamento primário e uma parte do adensamento secundário, que ocorreriam devido à construção da estrutura. Provoca também em conseqüência aumento na resistência da fundação e um certo efeito de pré-adensamento na argila mole quando do alívio da sobrecarga. Um fator importante nesta solução é o tempo que pode ser de meses a um ano ou mais. 
6.3.1.1 ETAPAS DE CÀLCULO
	
(A) SOBRECARGA PARA COMPENSAR O RECALQUE DE ADENSAMENTO PRIMÁRIO (Figura 68).
Figura 68. Sobrecarga para compensar o recalque de adensamento primário.
	O grau de adensamento U f + S (no centro da camada segundo Johnson) quando a carga de sobrecarga é removida é calculado segundo as equações (49 e 50).
onde (HF e (HF+S são os recalques totais de adensamento primário da fundação para cargas permanente e permanente + sobrecargas. 
	
Obtendo-se o UF+S para uma determinada condição de PS, PF e Po o correspondente fator tempo TV pode ser obtido por gráficos disponíveis. O tempo remoção da sobrecarga tSR pode então ser computado através de: tSR = TVH2/CV. Em muitos casos o tSR é pré-determinado e o procedimento é então inverso de forma a se obter a razão de carga PS / PF. Valor deste grau de adensamento na linha central da camada compressível pode também ser obtido pela figura abaixo.
Figura 69. Grau de adensamento na linha central da camada compressível
Para uma argila normalmente adensada desenvolvendo a expressão de:
 Onde: 
PO = (’vo; PF = (’vo + ((
 PS = sobrecarga
(B) SOBRECARGA PARA COMPENSAR TAMBÉM PARTE DO ADENSAMENTO SECUNDÁRIO (Figura 70).
	O raciocínio é semelhante só que o recalque (HSR no tempo de remoção da sobrecarga (tSR) seria:
					 
No qual HSR é a quantidade de compressão secundária para ser eliminado ou compensado durante a sobrecarga.
Figura 70. Sobrecarga para compensar também parte do adensamento secundário
6.3.2 DRENOS DE AREIA
	Pode ser necessário, em vários problemas, acelerar os tempos de recalque de uma camada compressível do subsolo, quer para se obter maior resistência ao cisalhamento dessa camada à medida que se procede o seu carregamento, quer para por meio de um pré-carregamento, reduzir recalques de camada, quando da aplicação de carregamento definitivos subseqüentes. Para tanto são executadas perfurações verticais através da camada, preenchidas, em geral, com areia e igualmente espaçadas em planta, tal como assinalado em figuras a seguir.
	Constituem os denominados “drenos verticais de areia”. Nessas condições, a drenagem da água intersticial entre drenos, se processaria simultaneamente na direção vertical e radial, na direção dos drenos, diminuindo, sensivelmente o caminho de drenagem.
	
	O adensamento de uma camada mole por meio de drenos verticais de areia envolve, portanto, um processo de adensamento tridimensional. A sua equação diferencial pode ser expressa por:
 
Onde: u é a pressão neutra; t é o tempo; r e z coordenadas cilíndricas; Cr e CV os coeficientes de adensamento para drenagem radial (horizontal) e vertical, respectivamente. 
A teoria de adensamento para projetos utilizando-se drenos verticais de areia foi desenvolvida com detalhe por BARRON (1948), como uma extensão da Teoria de TERZAGHI. 
	O grau de adensamento, num dado tempo, seria obtido pela expressão:
Onde U(t)V seria o grau de adensamento para a drenagem vertical (unidirecional) analisado em item anterior, e U(t)r seria o grau de adensamento para drenagem radial apenas, que poderia ser obtido na tabela a seguir, em função relação R/rW e de Tr (fator tempo para a drenagem radial).
Onde R seria o raio da zona equivalente de influência do dreno, rW o raio efetivo do dreno e Cr o coeficiente de adensamento radial da camada.
Cr pode ser obtido por meio de adensamento (radial), de forma semelhante à obtenção de CV, ou através da expressão:
Conhecendo-se o fator de anisotropia (Kn/KV) da camada. Em geral, a permeabilidade do solo na direção vertical (KV).
	O uso da tabela UrxTr (Tabela 16) permite ser feita à estimativa do espaçamento do dreno necessário para se obter uma dada percentagem média de adensamento em um tempo especificado, para algum diâmetro particular de dreno e uma dada condição de solo (Figura 71).
Figura 71. Espaçamento diâmetro particular do dreno necessário para se obter uma dada percentagem média de adensamento
Os drenos verticais de areia, basicamente são executados através da abertura de um furo e a sua limpeza, com o preenchimento deste furo com material permeável (areia) com granulometria adequada (ver alguns métodos na Figura 72).
	A instalação do dreno de areia pode causar uma perturbação em uma região em torno do dreno (“smear”). Todos os cuidados devem ser tomados para minimizar esta perturbação. Esta região retarda o adensamento por criar resistência adicional à passagem da água. 
Outro aspecto é que o material do dreno pode não apresentar uma permeabilidade infinita em relação à da camada. Na realidade alguma perda de carga pode ocorrer devido à resistência do material do dreno pode não apresentar uma permeabilidade infinita em relação à da camada. Na realidade alguma perda de carga pode ocorrer devido à resistência do material do dreno ao fluxo. O desenvolvimento teórico inicial não leva em consideração estes aspectos, entretanto BARRON (1948) também apresenta teoria incluindo estes pontos.
Para utilização de drenos pré-fabricados, Hansbo (1979) modificou as equações propostas por Barron (1948). Na expressão modificada são considerados os efeitos adicionais do espaçamento dos drenos, da perturbação do solo e da permeabilidade finita do dreno. O procedimento de cálculo detalhado pode ser encontrado em Bergado et al. (1996).
ETAPAS DE CÁLCULO
Questões a serem respondidas: diâmetro e espaçamento dos drenos;
Dados: parâmetros de compressibilidade (Cs, Cc, Cv, Cr) tempo (t) para que ocorra a parcela desejada do recalque total (U(t)r,v%);
Determinar o recalque total por adensamento por:
com o tempo (t) para que ocorra o recalque, determina-se o fator tempo Tv através da fórmula:
com o fator tempo, determina-se o grau de adensamento vertical:
, através de gráficos, tabelas ou fórmulas;
de posse do grau de adensamento vertical (U(t)r) e do grau de adensamento desejado (U(t)r,v), determina-se o grau de adensamento radial apenas, que pode ser obtido pela expressão:
adotar um fator 
 e de posse do valor de U(t)r,v, determinar o valor do fator tempo radial (Tr) na Tabela 16.
Encontrar o raio da zona equivalente de influência do dreno (R):
 ; 
Determinar o espaçamento entre os drenos(s) por:
 (espaçamento triangular)
 (espaçamento retangular)
Determinar o diâmetro do dreno pela expressão:
, onde n foi definido no item (f) e R foi obtido no item (g).
�
Tabela 16. Adensamento radial, valores de Tr em função de U (t)r e n (R/rw)
(solução para a hipótese de deformações verticais iguais)
	Valor médio do grau de adensamento
U (t)r (%)
	FATOR TEMPO, Tr
	
	
	10
	15
	20
	25
	30
	40
	50
	60
	80
	100
	0
	0
	0
	0
	0
	0
	0
	0
	0
	0
	0
	0
	5
	0,006
	0,010
	0,013
	0,014
	0,016
	0,017
	0,019
	0,020
	0,021
	0,023
	0,025
	10
	0,012
	0,021
	0,026
	0,030
	0,032
	0,035
	0,039
	0,042
	0,044
	0,048
	0,051
	15
	0,019
	0,032
	0,040
	0,046
	0,050
	0,054
	0,060
	0,064
	0,068
	0,074
	0,079
	20
	0,026
	0,044
	0,055
	0,063
	0,069
	0,074
	0,082
	0,088
	0,092
	0,101
	0,107
	25
	0,034
	0,057
	0,071
	0,081
	0,089
	0,096
	0,106
	0,114
	0,120
	0,131
	0,139
	30
	0,042
	0,070
	0,088
	0,101
	0,110
	0,118
	0,131
	0,141
	0,149
	0,162
	0,172
	35
	0,050
	0,085
	0,106
	0,121
	0,133
	0,143
	0,158
	0,170
	0,180
	0,196
	0,208
	40
	0,060
	0,101
	0,125
	0,144
	0,158
	0,170
	0,188
	0,202
	0,214
	0,232
	0,246
	45
	0,070
	0,118
	0,147
	0,169
	0,185
	0,198
	0,200
	0,236
	0,250
	0,291
	0,288
	50
	0,081
	0,137
	0,170
	0,195
	0,214
	0,230
	0,255
	0,274
	0,290
	0,315
	0,334
	55
	0,094
	0,157
	0,197
	0,225
	0,247
	0,265
	0,294
	0,316
	0,334
	0,363
	0,385
	60
	0,107
	0,180
	0,226
	0,258
	0,283
	0,304
	0,337
	0,362
	0,383
	0,416
	0,441
	65
	0,123
	0,207
	0,259
	0,290
	0,325
	0,348
	0,386
	0,415
	0,439
	0,477
	0,506
	70
	0,137
	0,231
	0,289
	0,330
	0,362
	0,389
	0,431
	0,463
	0,490
	0,532
	0,564
	75
	0,162
	0,273
	0,342
	0,391
	0,429
	0,460
	0,510
	0,548
	0,579
	0,629
	0,668
	80
	0,188
	0,317
	0,397
	0,453
	0,498
	0,534
	0,592
	0,636
	0,673
	0,730
	0,775
	85
	0,222
	0,373
	0,467
	0,534
	0,587
	0,629
	0,697
	0,750
	0,793
	0,861
	0,914
	90
	0,270
	0,455
	0,667
	0,649
	0,712
	0,764
	0,847
	0,911
	0,963
	1,046
	1,110
	95
	0,351
	0,590
	0,738
	0,844
	0,926
	0,994
	0,102
	1,185
	0,1253
	1,360
	1,444
	99
	0,539
	0,907
	0,135
	0,298
	1,423
	1,528
	1,693
	1,821
	1,925
	2,091
	2,219
	100
	(
	(
	(
	(
	(
	(
	(
	(
	(
	(
	(
	R = semi-distância entre drenos; rw = raio do dreno
 
 Figura 72. Métodos de instalação de drenos de areia (KRIZEK e KRUGMANN, 1972)
�
	07
	TÓPICOS DE INTERAÇÃO ATERRO – FUNDAÇÃO SOBRE SOLOS MOLES
	
	
7.1 PROBLEMA DE ENCONTRO DE PONTES
	Procura-se analisar o carregamento do fuste de fundações profundas decorrente do deslocamento lateral de camadas compressíveis do subsolo, devido à aplicação de sobrecargas na superfície do terreno. É apresentado um método de cálculo (existem outros) para ilustrar o problema.
(A) MÉTODO DE TSCHEBOTARIOF (1973)
	O aterro provocaria um deslocamento lateral da camada compressível sobre as estacas da linha interna. Dessa forma o fuste dessas estacas estaria submetido a pressões horizontais. Tschebotarioff sugere uma distribuição triangular do tipo indicado na Figura 73, com o valor máximo, no centro da camada, obtida pela expressão:
PH = b Ko ((v (59)
Onde: 	b é a largura ou o diâmetro da estaca;
	Ko ( 0,40 seria um coeficiente de empuxo;
e ((v o acréscimo da pressão vertical de terra, no meio da camada e junto da face da estaca, devido à sobrecarga do aterro ((p) e obtido com base na teoria da elasticidade.
Figura 73. Fuste da estacas submetido a pressões horizontais com distribuição triangular segundo TSCHEBOTARIOFF (1973)
 
7.2 ATRITO NEGATIVO
	No caso em que o deslocamento (recalque) do fuste de uma fundação profunda, ou de uma parte dela, é inferior ao do terreno adjacente, desenvolvem-se forças de atrito negativo na fundação. Ocorrem principalmente devido a um processo de adensamento de camadas de argila mole, decorrente, em geral, da aplicação da sobrecarga de um aterro, ou de um abaixamento do lençol d’água na área. Pode ocorrer também devido à cravação da estaca (valor em geral pequeno), assim como, ao adensamento devido ao próprio peso da camada mole, se esta for sub-adensada, antes da cravação das estacas (ver Figura 74).
Figura 74. Ilustração do atrito negativo no fuste de uma fundação profunda 
Onde:
	(a – recalque da camada compressível
(b – deformação axial da estaca
l b - ( la
	Kézdi (1975) indica que, em estimativas preliminares, tem sido prática usual admitir que o atrito negativo (FN) seria igual ao perímetro da estaca ((d) multiplicado pela espessura da camada compressível (la) e pelo valor médio da resistência não drenada da argila mole indeformada (Su).
FN ( ( d la Su (60) 
7.3 EFEITO DE SUPERPOSIÇÃO DE PRESSÕES EM OBRAS VIZINHAS
Com a construção de um aterro junto a uma edificação, podem surgir acréscimos de pressões verticais em pontos da camada mole sob as fundações da edificação (Figura 75), provocando recalques adicionais ((ad) aos inicialmente previstos nos projetos. Estes recalques adicionais podem causar danos à edificação. Os valores de ((V seriam calculados pela teoria da elasticidade e os recalques adicionais pela teoria de adensamento.
Figura 75. Efeito de superposição de pressões em obras vizinhas
�
	08
	INSTRUMENTAÇÃO
	
	
8.1 OBJETIVOS DA INSTRUMENTAÇÃO
Em se tratando de aterros sobre solos moles, os principais objetivos de uma instrumentação seriam:
Observações para detecção de perigo eminente;
Observações para obtenção de informação vital durante a construção;
 Observações para avaliar comportamento de medida corretiva;
Observações com o mérito de melhorar o método construtivo;
Observações para acumulação de experiência local;
Observações como prova judicial;
Observações para avaliação de modelos matemáticos e de mecanismo de comportamento.
As técnicas de observação do comportamento sobre solos moles incluem a seleção do tipo e a determinação da quantidade de instrumentos a serem utilizados, sua localização e instalação, a aquisição de dados, a análise e interpretação dos resultados.
8.2 SELEÇÃO DOS INSTRUMENTOS
	Na maioria dos casos, o comportamento de um aterro é monitorado quanto as seguintes grandezas:
Deslocamentos verticais (superficiais e profundos);
Deslocamentos horizontais (superficiais e profundos);
Poro-pressões;
Pressão total no terreno.
Com relação a aterros sobre fundação mole, o interesse na monitoração da pressão total no terreno é pequeno. Por esta razão, este curso se limita às três primeiras grandezas.
8.2.1 MEDIÇÃO DE DESLOCAMENTOS VERTICAIS
	A observação de deslocamentos verticais ao longo da base ou na fundação de aterros pode ser realizada com os equipamentos mostrados na Figura 76. Observações punctuais de deslocamentos podem ser obtidas através de nivelamento de placas de recalques superficiais, placas helicoidais de ancoragem profunda e marcos superficiais (ver detalhe nas Figura 77 e 78). O uso de extensômetro magnético vertical permite monitorar, a um baixo custo, vários pontos ao longo do mesmo tubo de acesso.
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Figura 76. Locação de medição de deslocamentos verticais.
8.2.2 MEDIÇÃO DE DESLOCAMENTOS HORIZONTAIS
A observação de deslocamentos horizontais pode ser realizada através de:
Observaçãotopográfica de marcos superficiais no talude ou no pé do aterro;
Extensômetro magnético ou mecânico.
	O Extensômetro magnético é vantajoso pelo seu baixo custo. As medições deste e do perfilômetro podem ser feitas através de um único tubo de acesso.
	O Ìnclinômetro permite observação linear e contínua de deslocamentos horizontais, ao longo da profundidade. Tem papel preponderante na maioria dos programas de observação, principalmente no tocante à detecção de instabilidade em taludes.
Detalhes dos instrumentos podem ser vistos nas Figuras 79 a 82.�
Figura 77. Detalhe do marco superficial (COUTINHO, 1986)
Figura 78. Extensômetro magnético vertical – detalhes (COUTINHO, 1986)
�
 Figura 79. Perfilômetro (COUTINHO, 1986)
 Figura 80. Esquema de funcionamento
 extensômetro magnético horizontal (COUTINHO, 1986)�
Figura 81. Inclinômetro - esquema de funcionamento (COUTINHO, 1986)
Figura 82. Referência de nível profunda 
 detalhes – (“BENCH – MARK”) (COUTINHO, 1986)
8.2.3 OBSERVAÇÃO DE PORO-PRESSÕES
	Piezômetros são os instrumentos empregados para medir a pressão na água dos poros da massa de solo. De acordo com o princípio de operação, são classificados como hidráulico, pneumático ou elétrico. Uma revisão bibliográfica quanto aos primeiros foi apresentada por ORTIGÃO (1975).
	As Figuras 83 e 84 apresentam as bases de funcionamento dos piezômetros hidráulicos, exemplificando os dois tipos principais:
de tubo aberto, ou do tipo Casagrande (Figura 83);
de tubo fechado, ou de tubulação dupla (Figura 84).
No piezômetro de tubo aberto, a poro-pressão atuante no solo vizinho à ponta porosa é medida através da observação do nível d’água no tubo vertical. No tipo de circuito fechado, as tubulações são flexíveis, com diâmetro entre 2 e 4 mm, fabricadas em náilon e revestidas com polietileno para garantir impermeabilização ao ar e à água. São conduzidas em trincheiras reaterradas até o ponto de medição ou à casa de instrumentos, onde se instalam as unidades de leitura de pressão hidrostática. Tais unidades de leitura podem consistir em:
manômetros de mercúrio;
transdutor elétrico de pressão;
manômetros Bourdon.
Figura 83. Piezômetro do tipo Casagrande
Figura 84. Piezômetros pneumáticos
 esquema de instalação
8.3 LOCAÇÃO E QUANTIDADE DE INSTRUMENTOS:
Para cada parte de instrumentação, a quantidade e a locação dos instrumentos depende do perfil geotécnico e da qualidade que se pretende nas informações. Serão apresentados alguns comentários e exemplos ilustrativos (ver Figuras 85 a 86).
8.3.1 MEDIDORES DE RECALQUES
	Um mínimo de uma célula no eixo do aterro. Para controle do volume de material colocado é recomendado adicionar duas células T1 e T2 nas cristas dos taludes, eventualmente uma apenas se o perfil é homogêneo. Em alguns casos pode ser de interesse a medição de recalques também em profundidade (ex. um perfil com várias camadas) ou a utilização de observações lineares (ex. perfilômetro).
Figura 85. Modelo de instrumentação de deslocamento vertical e poro-pressão em um aterro sob solo mole
	
Figura 86. Modelo de instrumentação de deslocamento horizontal - inclinômetro
8.3.2 PIEZÔMETROS
	A quantidade de piezômetros depende da espessura D da camada compressível:
Um piezômetro no meio da camada ou bem próximo da sua extremidade se a camada subjacente não for drenante;
Adotar um intervalo de 2 a 3 m entre os piezômetros o que conduz, por exemplo, a um só piezômetro no meio da camada se D< 6, e três piezômetros de D = 10 m.
	O número e a posição dos piezômetros podem ser modificados para um perfil heterogêneo, em particular se é necessário o controle das características drenante de uma camada de areia intermediária.
	No caso do adensamento ser acelerado por um sistema de drenos verticais de areia, os piezômetros devem ser instalados no meio da malha, no eixo do aterro, com eventualmente tantos piezômetros quanto camadas com características diferentes do perfil.
	
	Alguns autores consideram que as leituras do piezômetro instalado no meio da camada mole podem também ser utilizadas para controle de estabilidade.
8.3.3 TUBO DE INCLINÔMETRO
	No caso de aterro de encontro de ponte, o tubo de inclinômetro é colocado no talude do aterro, como indicado na Figura 87. As experiências têm mostrado que os deslocamentos horizontais observados na crista e no pé do talude são similares, indicando para os casos de aterros correntes e não aterros experimentais, a utilização de um único tubo no pé do aterro é em geral mais prática.
	Alguns autores têm considerado que em alguns solos é possível a utilização das leituras do inclinômetro no pé do aterro para controle de estabilidade.
8.4 FREQUÊNCIA DAS MEDIDAS:
	A freqüência das medidas será diferente durante e após as fases de carregamento.
	
	Deve ser registrada a grande importância das leituras iniciais (medidas do zero), antes da construção. A instalação dos instrumentos deve ser feita o maior tempo possível antes do início da construção para possibilitar a equalização / equilíbrio das leituras dos instrumentos: Piezômetro, Inclinômetro, extensômetro magnético vertical e outros. Devem ser realizadas pelo menos três leituras iniciais, de forma a se ter uma referência segura para as medidas posteriores. Durante a fase de construção, as medidas devem ser realizadas nas fases de carregamentos significativos. No caso de medidas para o controle de estabilidade a freqüência das leituras é maior especialmente quando da proximidade da altura crítica, com medidas antes e após cada carregamento. Finalmente, durante a construção, é importante registrar a progressão da altura do aterro em função do tempo e não somente quando do momento das leituras.
	Após a construção e durante as interrupções de longa duração, deve ser adotado intervalo constante em uma escala logarítmica de tempo: 1 dia, 2 dias, 4 dias, 8 dias etc. A partir do intervalo de um mês, deve-se adaptar a freqüência à amplitude dos fenômenos medidos. Para facilitar as interpretações posteriores, é recomendado que todas as medidas sejam concomitantes.
Figura 87. Esquema de instrumentação para casos típicos.
As figuras seguintes apresentam, também, esquemas de instrumentação para casos típicos.
Figura 88. Instrumentação do aterro experimental de Sarapuí-RJ (ORTIGÃO, 1983)
Figura 89. Instrumentação do aterro experimental de Juturnaíba-RJ (COUTINHO,1986)
	09
	PROBLEMA RESOLVIDO DE ATERRO SOBRE SOLO MOLE
	
	
Um aterro com 4m de altura deve ser construído sobre uma camada de argila siltosa mole. Pede-se:
Verifique se é possível construí-lo de forma adequada em uma só etapa. Fazer comentários sobre metodologia geral, simplificada e sobre o FS.
Calcule o recalque total por adensamento primário.
Obtenha a curva teórica recalque vs. tempo. Realizar a correção da curva dentro do tempo de correção.
Qual recalque ocorrerá após 1, 3 e 15 anos.
Calcule o recalque secundário que ocorrerá após 100 anos.
Que solução você sugeriria de modo que ao final de dois anos ocorra 70% do recalque total?
Que solução você sugeriria para construir o aterro com Hat = 5m? (Considere Su = 17,5 kPa)
Apresente e justifique uma proposta de instrumentação para acompanhamento e controle do aterro. 
Obs: Para obtenção dos índices físicos, parâmetros de resistência e de compressibilidade e história de tensões das camadas de argila mole deste exercício, considerar osresultados de ensaios apresentados no Capítulo 4 referentes ao perfil do Clube Internacional.
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h) O comportamento deste aterro será monitorado quanto as seguintes grandezas:
A instrumentação de aterros sobre solo mole tem como objetivo fazer observações para: detecção de perigo eminente; obtenção de informações vitais durante a construção; avaliar o comportamento de medida corretiva; melhorar, se necessário, o método construtivo; acumular experiência local e avaliação de modelos matemáticos e de mecanismo de comportamento. 
	
Grandezas monitoradas com a instrumentação são: 
Deslocamentos verticais (superficiais e profundos); 
Deslocamentos horizontais (superficiais e profundos); 
Poro-pressões e pressão total no terreno. Sendo a pressão total de menor interesse.
	Para medir a pressão na água dos poros da massa de solo são empregados piezômetros, que podem ser classificados como hidráulico, pneumático ou elétrico. 
	A observação pontual dos deslocamentos verticais pode ser feita com a ajuda de células medidoras de recalque.
	Para a observação dos deslocamentos horizontais pode-se fazer uso do inclinômetro, que permite uma observação linear e contínua dos deslocamentos horizontais ao longo da profundidade. 
	Serão utilizados para instrumentação do aterro: seis piezômetros colocados no eixo do aterro, no meio da malha de drenos de areia; dois inclinômetro localizados, um próximo ao pé do aterro e outro próximo ao pé da berma; duas células medidoras de recalque colocadas, uma no eixo do aterro e outra em uma das cristas (não é necessária a colocação na outra crista devido ao perfil ser homogêneo).
	Serão feitas três leituras iniciais para garantir uma referência segura para as outras medidas. Quando forem feitos carregamentos significativos, novas leituras serão feitas. Quando do término da construção ou interrupções de longa duração será adotado um intervalo constante em escala logarítmica para as medições.
Detalhe da instalação da instrumentação:
BIBLIOGRAFIA RECOMENDADA / CONSULTADA
ALMEIDA, M.S.S (1996), “Aterros sobre Solos Moles - da concepção ao desempenho”, Editora UFRJ.
BELLO, M. I. M. C, (2004) – “Estuda de Ruptura em Aterros sobre Solos Moles – Aterro do Galpão localizado na BR-101-PE”, Dissertação de Mestrado, UFPE.
CAVALCANTE, S. P. P, (2001) – “Análise de Comportamento de Aterros sobre Solos Moles – Aterros de Encontro da Ponte sobre o Rio Jitituba - AL”, Dissertação M. Sc – UFPE.
COUTINHO, R.Q. (1986), “Aterro Experimental Instrumentado levado à ruptura sobre solos orgânicos – argilas moles da Barragem de Juturnaíba”, Tese Doutoramento, COPPE-UFRJ.
COUTINHO, R.Q. ; ALMEIDA, M.S.S. ; BORGES, J.B. (1994), “ Analysis of the Juturnaíba Embankment Dam Built on na Organic Soft Clay “ , Vertical and Horizontal Deformations of Foundations and Embankments; ASCE, New York, Geotechnical Special Publication, Vol. I, No 40, pp.348-363.
COUTINHO, R. Q. e BELLO, M. I. M. C. V. (2004). “Geotecnia do Nordeste” - Capítulo: Aterros sobre solos Moles , Livro ABMS – Núcleo Nordeste. pp. 1 - 26.
CUR (1996) – “Building on Soft Soils: Design an Construction of Earthstrutures both on and into Highly Compressible Subsoils of low Bearing Capacity”, A. A.
DNER/IPR (1990) – “Manual de Projeto e Execução de Aterros sobre Solos Moles”, Relatório RJ. 4218/072-B.
DUNCAN, J.M. (1993), “Limitations of Conventional Analysis of Consolidation Settlement”, The Twenty-Seventh Terzaghi Lecture, Journal of Consolidation Engineering, ASCE, Vol.119, No.9, pp. 1333-1359. Ver também discussões: DAY, R.W. ; ERICSON, W.A e CARRIER, W.D. ; HOSSAIN, D.; JENSE, C.N.; SRIDHARAN, A. e PRAKASH, K. ; Vol. 119, pp. 513-518.
LADD, C.C. (1991), “Stability Evaluation during Staged Construcion “, The Twenty-Second Karl Terzaghi Lecture, Journal of Geotechnical Engineering, ASCE, JGED, Vol. 117, No. 4, pp.540-615.
LEROUEIL, S.; MAGNAN, J; TAVENAS, F. (1990), “Embankments on Soft Clays” ; England, ELLIS HORWOOD LIMITED, 1o Edição, pp. 147-231.
LUCENA, M.H.L.A. (1997), “Análise do Comportamento da Fundação da Barragem de Juturnaíba”, Tese de Mestrado, UFPE.
MESRI, G. e CHOI, Y.K. (1985), “Settlement analysis of Embankment on soft clays”, ASCE, JGED, Vol. 111, No.4, pp. 441-464.
MESRI, G. KWAN; LO, D.O ; FENG, T-W (1994), “ Settlement of Embankments on Soft Clays“ , ASCE, Geotechnical Special Publication, No. 40, Vol.1, College Station, Texas, pp.8-56.
OLIVEIRA, A. T. J. (2000) – “Uso de um Equipamento Elétrico de Palheta em Argilas do Recife”, Tese de Mestrado, UFPE
ORTIGÃO, J.A.R (1980), “Aterro Experimental levado à ruptura sobre Argila Cinza do Rio de Janeiro”, Tese Dsc. COPPE/UFRJ, 715p.
ORTIGÃO, J.A.R (1993), “Introdução à Mecânica dos Solos dos Estados Críticos”, Livros Técnicos e Científicos Editora.
PINTO, C.S. (1974), “Resistência ao Cisalhamento dos Solos”, Escola Politécnica da Universidade de São Paulo.
ROCHA FILHO, P. (1983), “Interpretações dos Ensaios de SPT; CPT; Palheta e Pressiométricos para Projetos Geotécnico”, Relatório Interno do DEC.
OLSON, R.E. (1998), “Settlement of Embankments on Soft Clays”, Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, pp. 278-288.
Centre for Civil Enginneering Research and Codes (1996), “Building on Soft Soils”, Balkema.
PREPARAÇÃO DO PROJETO FINAL
INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA DETALHADA
(C)
SELEÇÃO DA SOLUÇÃO DE CONSTRUÇÃO
(D)
PLANEJAMENTO FINAL DEFINIÇÃO FINAL DO TRAÇADO CONSID. AO PÚBLICO
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INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA INICIAL
(B)
SEGUE PROCEDIMENTO NORMAL DE PROJETO
NÃO
PRESENÇA DE SOLOS MOLES NA FUNDAÇÃO?
(A)
PLANEJAMENTO
LOCAÇÃO
PLANEJAMENTO
PROJETO
RECONHECIMENTO DO TERRENO
SIM
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(b)
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(31)u
(29)
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(36)u
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(Z = I x p
onde:
(Z = acréscimo de pressão;
I = fator de influência;
p = carga distribuída 
Soluções Típicas
Sendo  e  em radianos.
Construção demorada
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�EMBED Word.Picture.8���
tSC – tempo correspondente ao recalque de adensamento secundário a ser compensado.
u
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(53)u
(Clube Internacional)
(HSR = (HF + (HSC
(52)u
(51)u
Construção em ritmo normal
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(a)
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SESI - Ibura
Figura 14. Perfis geotécnicos típicos; (a) Planície do Recife (BELLO,2004).
(SESI-Ibura)
ou
Compactação dinâmica
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Válida para U≤ 0,6 (60%); e
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Válida para U>0,6 (60%)
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Drenos verticais na fundação
Utilização de sobrecargas
Adensamento Acelerado (com estabilização do depósito mole)
-Areia
-Pré-fabricado
-Geotextil
Adensamento Normal (sem estabilização do depósito mole)
Construção Direta do aterro sobre solo mole
-Ritmo lento de construção
-Construção em etapas
-Convencional bermas de equilíbrio 
-Uso de materiaisleves no aterro
Combinação de soluções (ex.: construção por etapas / drenos) verticais)
Contornar o trecho de solo compressível
Uso de reforço da fundação sob o aterro
-Uso de hastes metálicas, geosintéticos etc 
-Fibras naturais e sintéticas
-Escavação mecânica
-Deslocamento pelo peso do aterro
-Deslocamento por jato d’água
-Remoção por bombas de sucção
-Deslocamento por explosão
Remoção do material mole e substituição (total ou parcial) por material mais adequado
-Estacas convencionais
-Estacas de alívio
-Colunas de areia/brita	
Transferência de carga parcial ou total para um solo mais resistente
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; para U≤ 0,6 (60%); 
 para U>0,6 
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(a)
(b)
(Boa Viagem)
(Cajueiro)
(Clube Internacional)
(SESI-Ibura)
(Clube Internacional)
Galpão BR-101
(SESI-Ibura)
(Clube Internacional)
Cajueiro
Boa Viagem
ESTUDAR ALTERNATIVAS/ LOCAÇÃO
EVITAR FUNDAÇÃO MOLE
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� EMBED Equation.3 ���
(30)u
(32)u
(33)u
(34)u
(35)
u
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(38)u
(37)u
(39)u
(40)u
FATOR DE INFUÊNCIA 
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(49)u
(50)u
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(46)u
(54)u
(55)u
(56)6)u
(57)u
(58)u
(Para os dois últimos casos, devem-se evitar rupturas bruscas de base).
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(SESI - Ibura)
(Clube Internacional)
(SESI - Ibura)
(Clube Internacional)
(SESI - Ibura)
(Clube Internacional)
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