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UNIVERSIDADE FEDERAL DO ESPÍRITO SANTO
CENTRO TECNOLÓGICO
PROGRAMA DE PÓS-GRADUAÇÃO EM ENGENHARIA CIVIL
MARIA LUIZA MORAES
ESTACAS DE COMPACTAÇÃO PARA
MELHORAMENTO DE SOLOS ARENOSOS FOFOS
E USO DE PENETRÔMETRO DINÂMICO PESADO
NA AVALIAÇÃO DOS RESULTADOS
VITÓRIA-ES
2008
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MARIA LUIZA MORAES
ESTACAS DE COMPACTAÇÃO PARA MELHORAMENTO DE
SOLOS ARENOSOS FOFOS E USO DE PENETRÔMETRO
DINÂMICO PESADO NA AVALIAÇÃO DOS RESULTADOS
Dissertação apresentada ao Programa de Pós-
Graduação em Engenharia Civil da Universidade
Federal do Espírito Santo, como parte dos
requisitos para a obtenção do grau de Mestre em
Engenharia Civil, na área de concentração em
Geotecnia.
Orientadores: Profª Kátia Vanessa Bicalho, Ph. D.
Prof. Reno Reine Castello, Ph. D.
VITÓRIA-ES
2008
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Dados Internacionais de Catalogação-na-publicação (CIP)
(Biblioteca Central da Universidade Federal do Espírito Santo, ES, Brasil)
Moraes, Maria Luiza, 1967-
M827e Estacas de compactação para melhoramento de solos
arenosos fofos e uso de penetrômetro dinâmico pesado na
avaliação dos resultados / Maria Luiza Moraes. – 2008.
223 f. : il.
Orientadora: Kátia Vanessa Bicalho.
Co-Orientador: Reno Reine Castello.
Dissertação (mestrado) – Universidade Federal do Espírito
Santo, Centro Tecnológico.
1. Estacas de compactação. 2. Solos arenosos. 3. Solos –
Compactação. 4. Solos - Tratamento (Engenharia civil). 5.
Penetrômetro. I. Bicalho, Kátia Vanessa. II. Castello, Reno Reine.
III. Universidade Federal do Espírito Santo. Centro Tecnológico.
IV. Título.
CDU: 624
Dedico este trabalho primeiramente a Deus, Criador e
Mantenedor de todas as coisas, e à minha família.
“E, se alguém cuida saber alguma coisa,
ainda não sabe como convém saber.
Mas, se alguém ama a Deus,
esse é conhecido d’Ele”
I Coríntios 8:2-3
AGRADECIMENTOS
À professora Kátia Vanessa Bicalho, pela amizade, orientação, dedicação e principalmente
pelas palavras de incentivo.
Ao professor Reno Reine Castello por compartilhar do seu tempo, conhecimento, boa vontade
e também pelos conselhos e observações imprescindíveis para a execução deste trabalho.
Aos professores José Carlos Ângelo Cintra e Rômulo Castello Henriques Ribeiro por
aceitarem atenciosa e prontamente o convite para comporem a banca.
Às Empresas SOLO - Fundações e Geotecnia Ltda e STAN - Fundações e Construções Civis
Ltda pelo fornecimento dos dados de suas obras.
Ao técnico Miguel Caxias pela dedicação na execução dos ensaios de laboratório e à
secretária do Mestrado, Andrea Breciani, pela atenção.
Ao meu querido pai Antônio pelo exemplo de quem não se entrega diante das dificuldades da
vida e à minha mãe Maria (in memoriam) pelo amor e preciosos ensinamentos recebidos.
Ao meu querido irmão Marcos, grande amigo e maior incentivador, à Genilda pela
preocupação e carinho, e aos meus sobrinhos Letícia e Matheus, fontes de alegria e ânimo
para suportar as longas e solitárias madrugadas diante do computador!
Aos preciosos amigos que de alguma forma contribuíram para a realização desse trabalho.
Principalmente a Deus, pela sua presença, perdão e amor constantes em todos os momentos.
A todos minha gratidão!
RESUMO
Estacas de areia e brita (estacas de compactação) têm sido utilizadas para densificação de
areias fofas, aumentando sua capacidade de carga e reduzindo os seus recalques, viabilizando
o uso de fundações superficiais em locais onde, de outra maneira, seriam necessárias
fundações profundas. Este fato tem grande influência econômica na região litorânea da
Grande Vitória, Espírito Santo, onde existem inúmeros depósitos superficiais de solos
sedimentares constituídos de areia fina e média de baixa compacidade. Neste trabalho são
analisados casos de obras onde foi utilizada compactação de solo arenoso fofo submerso,
através de estacas de areia e brita executadas pelo processo tipo Franki. Os terrenos avaliados
são compostos de camadas de areias finas a médias, limpas (< 5% de finos) ou com poucos
finos (< 12%), com espessuras de 5,00m a 8,00m. As sondagens tipo Standard Penetration
Test (SPT) e Penetrômetro Dinâmico Contínuo Pesado (PD) executadas no terreno antes e
após a compactação permitiram avaliar os resultados dessa técnica. Esses resultados foram
analisados levando-se em conta fatores como a compacidade inicial do terreno, espaçamento
entre estacas, execução de base alargada e bulbos adicionais intermediários, concentração das
estacas, raio de influência da compactação e o ganho de resistência das areias com o tempo
(aging). As estacas de compactação promoveram melhoria de compacidade do terreno ao
longo de toda a profundidade analisada, com resultados satisfatórios. Além do aumento na sua
resistência, após o processo de compactação o terreno tornou-se mais homogêneo, que é um
dos principais objetivos do processo de compactação por estacas de areia e brita. Foram
obtidas correlações entre os ensaios de campo (SPT e PD) para as areias da região da Grande
Vitória, ES, possibilitando a transposição de informações entre os dois tipos de ensaio.
Também são mostradas regressões estatísticas correlacionando valores de resistência à
penetração antes e após a compactação pelo método analisado.
Palavras-chave: Estacas de compactação, estacas de areia e brita, areias limpas, melhoramento
de solo arenoso fofo, densificação, penetrômetro dinâmico contínuo pesado (PD).
ABSTRACT
Sand (and gravel) compaction pile is a ground improvement technique extensively used to
increase bearing capacity and prevent excessive settlement of loose sand deposits. The loose
sandy soils improved with compaction piles are able to support heavily loaded structures
using shallow foundations. Over the past 10 years, considerable experience and data have
been obtained in the state of Espirito Santo, ES, Southeastern region of Brazil, on the use of
compaction piles with the purpose of densifying loose marine sandy soils. This study
analyses a database of some of these case histories. The technique used was deep compaction
through compaction piles driven with Franki-type equipment, and shallow compaction by
vibratory plate. The improved soil in the studied cases is a fine to medium quartz clean sand
(less than 5% fines) or sand with few fines (less than 12% fines). The soil profile consisted of
5,00m-8,00m of sand layers of different compactness degrees. For evaluation of the
effectiveness of the soil improvement work, field monitoring including soil sampling,
standard penetration tests (yielding the NSPT value), and dynamic penetrometer tests
(yielding the dynamic point resistance, qd), was carried out before and after the soil
densification. The analysis includes initial relative density, distance from the compaction pile,
expanded base and aditional intermediary bulb, concentration of piles, time delay for results
verification after compaction, and depth. The test results indicate that compaction piles
increase the penetration resistance of loose cohesionless soil in general and demonstrate the
method efficiency. The results tend to produce a more homogeneous density, reducing future
differential settlement. Empirical correlations between the NSPT value and qd are established
for the investigated sandy soils. Evaluation of predictions of soil strength parameters obtained
from NSPT values (before and after the densification) is presented as well.
Keywords: Compaction piles, sand and gravel piles, clean sands, loose sands deposits
improvement, densification, dynamic penetrometer (PD).
LISTA DE ABREVIATURAS E SIGLAS
ABNT Associação Brasileira de Normas Técnicas
ASTM American Society for Testing and Materials
ISSMFE International Society for Soil Mechanics and Foundation Engineering
CPT Cone Penetration Test (Ensaio de Cone)
PD Penetrômetro Dinâmico Pesado (cone)
PDM Penetrômetro Dinâmico Manual (cone)
SPT Standard Penetration Test (Sondagem à simples percussão)
LISTA DE SÍMBOLOS
CAF Cota de assentamento das fundações
C
n
Fator de correção do N
SPT
quanto à tensão efetiva
C
r
Compacidade relativa = Densidade relativa (D
r
)
C
u
Coeficiente de uniformidade
Cv Coeficiente de variação
D
10
Diâmetro efetivo do solo
D
50
Diâmetro médio do solo
e
máx
Índice de vazios máximo
e
min
Índice de vazios mínimo
e
nat
Índice de vazios do solo no seu estado natural ou de referência
φ’ Ângulo de atrito interno
G
s
Densidade dos grãos
K Coeficiente de correlação entre q
c
e N
SPT
K
d
Coeficiente de correlação entre q
d
e N
SPT
K
m
Coeficiente de melhoria do terreno após compactação
LL Limite de Liquidez
LP Limite de Plasticidade
N
SPT
Índice de resistência à penetração do ensaio SPT
N
SPT,60
Índice de resistência à penetração do ensaio SPT corrigido para a energia
padrão de 60%
(N
SPT,60
)
1
Índice de resistência à penetração do ensaio SPT corrigido para a energia
padrão de 60% e tensão efetiva
P
200
Peneira nº 200 (malha = 0,075mm)
q
c
Resistência de ponta do cone (CPT)
q
d
Resistência de ponta do penetrômetro dinâmico pesado (PD)
q
di
Resistência inicial de ponta do penetrômetro dinâmico pesado (PD)
q
df
Resistência final de ponta do penetrômetro dinâmico pesado (PD)
R
2
Coeficiente de correlação = coeficiente de determinação da regressão estatística
(mede o grau de ajuste da curva e quanto mais próximo de 1,0 mais bem
ajustada estará a equação aos pontos)
s Desvio-padrão
σ’
v
Tensão efetiva vertical
w
n
Umidade natural
γ
d
Peso específico aparente seco do solo
γ
dmín
Peso específico aparente seco mínimo do solo
γ
dmáx
Peso específico aparente seco máximo do solo
γ
nat
Peso específico natural do solo
γ
sub
Peso específico submerso do solo
LISTA DE FIGURAS
Figura 2.1 - Angularidade das partículas (BUREC, 1974).................................................................................... 25
Figura 2.2 - Estrutura de solos granulares uniformes (SOWERS, 1979) .............................................................. 26
Figura 2.3 - Etapas na execução de sondagem à percussão: (a) avanço da sondagem por desagregação e lavagem
e (b) ensaio de penetração dinâmica (SPT) – (VELLOSO; LOPES, 1997).................................................
27
Figura 2.4 - Fator de correção do N
SPT
com a tensão de confinamento (C
n
) .........................................................31
Figura 2.5 - Ensaio CPT: (a) princípio de funcionamento e (b) vista de um equipamento (desenvolvido pela
COPPE-UFRJ juntamente com a GROM – Automação e Sensores) – (VELLOSO; LOPES, 1997)..........
32
Figura 2.6 - Penetrômetro dinâmico leve, 10 Kg (CASTELLO et al., 2001)........................................................ 33
Figura 2.7 - Ponteira cônica (CASTELLO et al., 2001)........................................................................................ 33
Figura 2.8 – Variações em um arranjo de partículas idênticas na mesma compacidade relativa ..........................36
Figura 2.9 - Compacidade relativa de areias em função do N
SPT
(GIBBS; HOLTZ, 1957) .................................. 40
Figura 2.10 - Relação entre ângulo de atrito, N
SPT
e tensão efetiva vertical.......................................................... 41
Figura 2.11 - Estimativa do ângulo de atrito de solos granulares com base no N
SPT
............................................. 41
Figura 2.12 - Relação entre ângulo de atrito e compacidade relativa para as areias típicas de Vitória (ES)......... 42
Figura 2.13 - C
r
x φ’ para solos granulares (BURMISTER, 1948, adaptado)........................................................ 43
Figura 2.14 – Relação aproximada entre q
c
e compacidade relativa (C
r
), baseado nos trabalhos de Schmertmann
(1978) e Villet e Mitchell (1981) para areias normalmente adensadas saturadas (não cimentadas),
recentemente depositadas.............................................................................................................................
44
Figura 2.15 – Estimativa de C
r
através de q
c
(JAMIOLKOWSKI et al. 1985)......................................................45
Figura 2.16 - Relação entre ângulo de atrito de areias, resistência de ponta do cone e tensão efetiva vertical
(ROBERTSON; CAMPANELLA, 1983, obtida de SCHNAID, 2000).......................................................
46
Figura 2.17 - Variação do índice de vazios em compressão isotrópica de areia do rio Sacramento (USA).......... 49
Figura 2.18 - Ângulos de atrito da areia do rio Sacramento (USA), em função da compacidade e nível de tensões
(LEE; SEED, 1967; obtida de HACHICH, 1996)........................................................................................
49
Figura 2.19 - Variação de e
máx
e e
mín
(para areia de Nevada, USA) com porcentagem de finos não plásticos
(LADE et al., 1988, obtida de DAS, 2007)..................................................................................................
50
Figura 2.20 – Índices de vazios máximos e mínimos: (a) variação de e
máx
- e
mín
em função do tamanho médio dos
grãos (CUBRINOVSKI; ISHIHARA, 2002) e (b) em função da angularidade (R) e coeficiente de
uniformidade (C
u
), (YOUD, 1973) .............................................................................................................. 52
Figura 2.21 - Técnicas de melhoramento em função da granulometria (MITCHELL, 1970; adaptado)............... 55
Figura 2.22 - Processo de Vibroflotation – Solos granulares (BOWLES, 1996; adaptada) .................................. 56
Figura 2.23 - Execução das estacas de compactação utilizando o método Vibro-Compozer................................ 58
Figura 2.24 - Adensamento dinâmico.................................................................................................................... 59
Figura 2.25 - Materiais de injeção (SOWERS, 1979; adaptado)........................................................................... 59
Figura 2.26 - Execução de estacas de compactação pelo processo tipo Franki (ANDERSON et al., 1978) ......... 61
Figura 2.27 - Granulometria dos solos adequada às técnicas de compactação profunda....................................... 63
Figura 2.28 - Efeito da granulometria no melhoramento (GUSMÃO FILHO; GUSMÃO, 1994)........................ 64
Figura 2.29 - Efeito da quantidade de finos no aumento da resistência à penetração através de vibro-compactação
(SAITO, 1977, obtida de MITCHELL, 1981) .............................................................................................
64
Figura 2.30 - Efeito da compactação com estacas de areia e brita (GUSMÃO FILHO; GUSMÃO, 1994)..........65
Figura 2.31 -Influência da energia de compactação (GUSMÃO FILHO; GUSMÃO, 1994)................................ 66
Figura 2.32 - Acréscimo na resistência estática do cone (q
c
) com o tempo, após adensamento dinâmico
(SCHMERTMANN, 1987; adaptado) .........................................................................................................
69
Figura 2.33 - Distribuição típica de estacas de compactação (BASORE; BOITANO, 1969; adaptada)............... 69
Figura 2.34 - Compactação ao redor de estacas cravadas em solos granulares (BROMS, 1981; adaptada) .........70
Figura 2.35 – Exemplos de distribuição das estacas de compactação (SOARES; SOARES, 2004) ..................... 72
Figura 3.1 - Localização do Estado do Espírito Santo e sua capital, Vitória......................................................... 75
Figura 3.2 - Municípios integrantes da Região Metropolitana da Grande Vitória (RMGV)................................. 76
Figura 3.3 - A costa brasileira (SOUZA et al., 2005)............................................................................................ 77
Figura 3.4 - Perfil geotécnico típico de Vitória, ES (CASTELLO; POLIDO, 1986)............................................ 79
Figura 3.5 - Transição Jardim da Penha/Jardim Camburi, Vitória, ES – Ensaio de cone ao lado de SPT
(CASTELLO; POLIDO, 1988)....................................................................................................................
79
Figura 3.6 - Perfil de um terreno situado em Itaparica, Vila Velha, ES (POLIDO; CASTELLO, 1982).............. 80
Figura 3.7 - Perfis geotécnicos de Vila Velha: (a) transição Praia da Costa/ Vila Velha (Rodovia Darly Santos);
(b) região central de Vila Velha, com camada de areia cimentada (CASTELLO; POLIDO, 1988)............
81
Figura 3.8 - Mapa Pedológico da Grande Vitória (CASTELLO; POLIDO, 1988; adaptado da EMBRAPA, 1978)
e localização das três obras em estudo.........................................................................................................
83
Figura 3.9 - Planta de situação com 7 ensaios SPT e 6 ensaios PD executados no terreno natural - Obra 1.........85
Figura 3.10 - Perfil geotécnico típico do terreno – Obra 1.................................................................................... 86
Figura 3.11 - Ensaios SPT iniciais (terreno natural) – Obra 1...............................................................................87
Figura 3.12 – Variação de N
SPT
(a) e q
di
(b) até 6,00m de profundidade para o terreno natural – Obra 1............. 87
Figura 3.13 - Valores mínimos, médios e máximos de N
SPT
(a) e q
di
(b), desvio-padrão (c) e coeficiente de
variação (d) de todos os ensaios SPT e PD executados (terreno natural) – Obra 1......................................
88
Figura 3.14 - Variação de N
SPT
(a) e q
di
(b) até 6,00m de profundidade (área 1) .................................................. 89
Figura 3.15 - Variação de N
SPT
(a) e q
di
(b) até 6,00m de profundidade (área 2) .................................................. 89
Figura 3.16 – Planta de situação dos 43 ensaios SPT e 8 ensaios PD executados no terreno natural - Obra 2 ..... 90
Figura 3.17 - Perfil geotécnico típico do terreno – Obra 2 (edifício A) ................................................................ 91
Figura 3.18 - Variação do N
SPT
(a) e q
di
(b) com a profundidade (terreno natural) – Obra 2 ................................ 92
Figura 3.19 - Valores mínimos, médios e máximos de q
d
(a) e N
SPT
(b), desvio-padrão (c) e coeficiente de
variação (d) de todos os ensaios SPT e PD executados (terreno natural) – Obra 2......................................
93
Figura 3.20 - Planta de situação com 17 ensaios SPT e 17 ensaios PD executados - Obra 3................................ 94
Figura 3.21 - Perfil geotécnico típico das camadas superficiais até 8,00m (sondagens SPT e PD) – Obra 3........ 94
Figura 3.22 - Variação do N
SPT
(a) e de q
di
(b) até 5,00m de profundidade – Obra 3 ...........................................95
Figura 3.23 - Valores mínimos, médios e máximos de N
SPT
(a) e q
di
(b), desvio-padrão (c) e coeficiente de
variação (d) de todos os ensaios SPT e PD executados – Obra 3 ................................................................
95
Figura 3.24 - Curvas granulométricas das 50 amostras ensaiadas, obtidas na obra 3............................................ 96
Figura 3.25 - Faixa de variação granulométrica de solo a ser compactado com rolo vibratório em Coqueiral de
Itaparica, Vila Velha, região vizinha à obra 3 (POLIDO; CASTELLO, 1982) ...........................................
96
Figura 3.26 - Fotografias ao microscópio das areias estudadas na obra 3.............................................................97
Figura 3.27 - Variação de q
c
com a profundidade para areias normalmente adensadas e sobreadensadas............ 98
Figura 3.28 - Critério adotado para análise de N
SPT
(a) e q
d
(b) ............................................................................ 99
Figura 3.29 - Correlação N
SPT
x q
d
para o terreno natural – Obra 1 ................................................................... 102
Figura 3.30 - Correlação N
SPT
x q
d
para valores médios de todas as sondagens do terreno natural - Obra 1 ..... 103
Figura 3.31 - Correlação N
SPT
x q
d
para o terreno em processo de compactação – Obra 1 ................................ 104
Figura 3.32 - Sondagens executadas na sapata S17 após a execução das 29 primeiras estacas da obra 1...........105
Figura 3.33 -Correlação N
SPT
x q
d
(agrupados por edifício e analisados em conjunto) - Obra 2......................... 106
Figura 3.34 - Correlação N
SPT
x q
d
com valores médios de todas as sondagens do terreno natural - Obra 2 ..... 106
Figura 3.35 - Correlação N
SPT
x q
d
para cada edifício - Obra 2..........................................................................107
Figura 3.36 - Correlação N
SPT
x q
d
obtida com todas as sondagens - Obra 3...................................................... 109
Figura 3.37 - Correlação N
SPT
x q
d
com valores médios de todas as sondagens - Obra 3 ...................................109
Figura 3.38 - Variação de K
d
com a profundidade para as três obras.................................................................. 112
Figura 4.1- Execução de estacas de compactação (adaptado do catálogo de estacas Franki©)........................... 116
Figura 4.2 - Posição das estacas de compactação da 1ª e 2ª etapa....................................................................... 116
Figura 4.3 - Posição da sapata em relação ao prédio: região de periferia, intermediária e central (obra 1) ........117
Figura 4.4 - Locação geral das estacas de compactação (1ª e 2ª etapas) e áreas de maior (área 1) e menor (área 2)
compacidade inicial do terreno - Obra 1....................................................................................................
118
Figura 4.5 - Desenho esquemático: (a) locação das estacas sob sapata projetada, (b) estacas executadas e (c)
sapata executada sobre o terreno melhorado..............................................................................................
121
Figura 4.6 - Locação de todas as estacas de compactação, ensaios SPT e PD iniciais (terreno natural) e
finais (após compactação) executados na Obra 1 ......................................................................................
122
Figura 4.7 - Perfil típico até 9,00m e profundidade de execução das estacas de compactação (obra 1).............. 123
Figura 4.8 - Estimativa da compacidade relativa geral do terreno natural (obra 1)............................................. 125
Figura 4.9 – Compacidade relativa (C
r
) média estimada e N
SPT,60
do terreno natural (obra 1)............................ 125
Figura 4.10 - Compacidade relativa (C
r
) mínima e máxima estimada para o terreno natural (obra 1)................ 126
Figura 4.11 - Ângulo de atrito estimado diretamente do N
SPT
(a) e através da C
r
(b) – Obra 1........................... 128
Figura 4.12 - Resultados dos penetrômetros executados antes (q
di
) e após (q
df
) a densificação por estacas ....... 128
Figura 4.13 - Resultados dos penetrômetros executados antes (q
di
) e após (q
df
) a densificação (áreas 1 e 2) ..... 129
Figura 4.14 - Valores do desvio-padrão (a) e coeficiente de variação (b) dos resultados de penetrômetros
executados antes (q
di
) e após (q
df
) a densificação por estacas (obra 1) ...................................................... 130
Figura 4.15 - Resultados pré e pós-compactação (q
di
e q
df
), cotas de execução dos bulbos, interrupção do fuste e
assentamento das fundações (obra 1).........................................................................................................
130
Figura 4.16 - Variação do fator K
m
em cada sapata da área 1 (a) e área 2 (b) e K
m
médio obtido (obra 1)........132
Figura 4.17 - Melhoria relativa média do terreno (áreas 1 e 2) – Obra 1 ............................................................133
Figura 4.18 - Melhoria relativa geral do terreno (K
m
médio geral) – Obra 1 ...................................................... 134
Figura 4.19 - Comparação das resistências médias iniciais e finais: área 1 (a), área 2 (b) e em geral (c) ........... 135
Figura 4.20 - Melhoria relativa geral do terreno (obra 1).................................................................................... 136
Figura 4.21 - Melhora relativa média do terreno nas regiões central, intermediária e de periferia (obra 1)........ 137
Figura 4.22 - Posição das primeiras 29 estacas executadas e raio de influência da densificação........................ 138
Figura 4.23 - Raio de influência da compactação após execução das 29 primeiras estacas ................................ 139
Figura 4.24 - Resultados dos penetrômetros antes (q
di
) e após (q
df
) a densificação da área 1 com destaque para o
teste PD13 que obteve melhores resultados...............................................................................................
140
Figura 4.25 - Resultados dos penetrômetros antes (q
di
) e após (q
df
) a densificação da área 2 com destaque para o
teste PD81 que obteve melhores resultados...............................................................................................
141
Figura 4.26 - Comparação dos resultados pós-compactação com diferentes defasagens de tempo (área 1) ....... 142
Figura 4.27 - Comparação dos resultados pós-compactação com diferentes defasagens de tempo (área 2) ....... 142
Figura 4.28 - Valores estimados de N
SPT
pós-compactação através de correlações (K
d
e K
m
)............................ 145
Figura 4.29 - Valores estimados de compacidade relativa (C
r
) e ângulo de atrito (φº) para o terreno natural e
compactado, utilizando a correlação entre N
SPT
x q
d
................................................................................. 146
Figura 4.30 - Resultados iniciais (q
di
) e finais (q
df
) com C
r
estimada pela proposta de Gibbs e Holtz (1957) .... 146
Figura 4.31 - Resultados iniciais (q
di
) e finais (q
df
) com C
r
estimada pela proposta de Skempton (1986) .......... 147
Figura 4.32 - Perfil típico até 15,45m e profundidade de execução das estacas de compactação (obra 2).......... 149
Figura 4.33 - Penetrômetros dinâmicos executados antes (PD) e após (PDV) a compactação do terreno .......... 149
Figura 4.34 - Compacidade relativa média estimada e N
SPT,60
médio do terreno natural (obra 2)....................... 150
Figura 4.35 – Estimativa dos valores mínimos, médios e máximos de compacidade relativa (C
r
) ..................... 151
Figura 4.36 - Ângulo de atrito estimado diretamente do N
SPT
(a) e através da C
r
(b).......................................... 153
Figura 4.37 - Resistências de ponta de penetrômetro dinâmico: iniciais (q
di
) e finais (q
df
) – Edifício A ............ 154
Figura 4.38 - Resistências de ponta de penetrômetro dinâmico: iniciais (q
di
) e finais (q
df
) – Edifício B ............ 154
Figura 4.39 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (q
di
) e finais (q
df
) – Edifício C ............................ 154
Figura 4.40 - Resistências médias iniciais (q
di
) e finais (q
df
) para os edifícios A, B e C..................................... 155
Figura 4.41 - Variação do fator de melhoramento (K
m
) com a profundidade para os edifícios A, B e C............ 156
Figura 4.42 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (q
di
) e finais (q
df
) – Edifício D............................ 157
Figura 4.43 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (q
di
) e finais (q
df
) – Edifício E ............................ 157
Figura 4.44 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (qdi) e finais (qdf) – Edifício F .......................... 157
Figura 4.45 - Resistências médias iniciais (q
di
) e finais (q
df
) para os edifícios D, E e F...................................... 158
Figura 4.46 - Variação do fator de melhoramento (K
m
) com a profundidade para os edifícios D, E e F ............ 159
Figura 4.47 - Valores médios de q
di
e q
df
para os edifícios A, B, C (a) e D, E, F (b) – Obra 2............................ 160
Figura 4.48 - Valores médios de q
di
e q
df
(ed. D, E e F) com q
df
corrigido quanto à tensão efetiva .................... 160
Figura 4.49 - Resultados dos testes executados antes (q
di
) e após (q
df
) a densificação por estacas (obra 2)........ 161
Figura 4.50 - Melhoria relativa (K
m
) do terreno na região dos edifícios A, B e C .............................................. 162
Figura 4.51 - Resultados pós-densificação (q
df
) quanto à concentração de estacas (ed. A, B, C) ....................... 163
Figura 4.52 - Resultados pós-densificação (q
df
) quanto à concentração de estacas (ed. C, D, E)........................ 163
Figura 4.53 - Estimativas de C
r
através de q
d
nas correlações propostas, originalmente, para q
c
........................ 164
LISTA DE TABELAS
Tabela 2.1 – Alguns resultados da literatura para a correlação q
c
/N
SPT
para areias.............................................. 35
Tabela 2.2 – Valores típicos de e
máx
, e
mín
, γ
dmáx
e γ
dmín
para solos granulares........................................................ 37
Tabela 2.3 - Estados de compacidade de solos não coesivos (NBR-6484-ABNT, 2001) ..................................... 38
Tabela 2.4 - Valores empíricos de C
r
, φ’e γ
nat
para solos granulares..................................................................... 39
Tabela 2.5 - Ângulo de atrito interno de solos granulares quartzosos (SOWERS; 1979) ..................................... 42
Tabela 2.6 - Resistência à penetração e propriedades da areia (MITCHELL, 1981; adaptado)............................ 47
Tabela 2.7 - Relações aproximadas entre magnitude do terremoto, compacidade relativa e potencial de
liquefação (BOWLES, 1996).......................................................................................................................
48
Tabela 2.8 - Métodos de projetos e tratamento de solos fracos para fundações (Anderson et al., 1978) ..............55
Tabela 3.1 - Localização e descrição das obras estudadas..................................................................................... 82
Tabela 3.2 - Dados dos penetrômetros utilizados nas obras em estudo................................................................ 84
Tabela 3.3 - Resumo das principais características das areias da Grande Vitória (ES)......................................... 97
Tabela 3.4 - Valores estimados das tensões efetivas nas profundidades em análise ........................................... 101
Tabela 3.5 - Organização dos dados de SPT e PD da obra 1............................................................................... 102
Tabela 3.6 - Valores de K
d
obtidos nas correlações entre N
SPT
e q
d
analisadas para a obra 1 ............................. 105
Tabela 3.7 - Valores de K
d
obtidos nas correlações entre N
SPT
e q
d
analisadas para a obra 2 ............................. 108
Tabela 3.8 - Valores de K
d
obtidos nas correlações entre N
SPT
e q
d
analisadas para a obra 3 ............................. 110
Tabela 3.9 - Valores de K
d
obtidos nas correlações entre N
SPT
e q
d
analisadas para as três obras ......................111
Tabela 3.10 - Valores obtidos entre K
d
médio e a Energia Teórica do ensaio PD para as três obras .................. 111
Tabela 4.1 - Dados sobre a cravação das estacas de compactação ...................................................................... 119
Tabela 4.2 - Resumo das principais características das obras 1 e 2..................................................................... 120
Tabela 4.3 - Estimativa da compacidade relativa média do terreno natural em função do SPT (obra 1) ............ 124
Tabela 4.4 - Estimativa da compacidade relativa mínima e máxima do terreno natural (obra 1)........................ 126
Tabela 4.5 - Estimativa do ângulo de atrito diretamente dos resultados de N
SPT
(obra 1)................................... 127
Tabela 4.6 - Estimativa do ângulo de atrito através da compacidade relativa (obra 1) .......................................127
Tabela 4.7 - Resistências iniciais (q
di
) e finais (q
df
) obtidas com os penetrômetros dinâmicos (obra 1) ............. 131
Tabela 4.8 - Melhoria relativa média do terreno (áreas 1 e 2) – Obra 1.............................................................. 133
Tabela 4.9 - Melhoria relativa geral do terreno (K
m
médio geral) – Obra 1........................................................ 134
Tabela 4.10 - Valores de N
SPT,inicial
, q
di
, q
df
e K
m
médio utilizados na estimativa do N
SPT,final
.............................. 143
Tabela 4.11 - Valores de N
SPT,final
estimados através de correlações (K
d
e K
m
)................................................... 144
Tabela 4.12 - Resumo dos valores médios de compacidade relativa e ângulo de atrito estimados para o terreno
natural e compactado (obra 1) através de correlações (K
d
e K
m
) ............................................................... 145
Tabela 4.13 - Caracterização da camada de areia argilosa existente entre 4,50 e 5,00m de profundidade.......... 148
Tabela 4.14 - Estimativa da compacidade relativa média do terreno natural em função do SPT (obra 2) .......... 150
Tabela 4.15 - Estimativa da compacidade relativa (C
r
) mínima e máxima do terreno natural (obra 2)...............151
Tabela 4.16 - Estimativa do ângulo de atrito diretamente dos resultados de N
SPT
(obra 2)................................. 152
Tabela 4.17 - Estimativa do ângulo de atrito através da compacidade relativa (obra 2) ..................................... 152
Tabela 4.18 – Valores de melhoria relativa (K
m
) encontrados na literatura ........................................................ 165
SUMÁRIO
CAPÍTULO 1 INTRODUÇÃO E JUSTIFICATIVA .............................................................................. 21
1.1 OBJETIVOS ..........................................................................................................................................22
1.1.1 Objetivo geral................................................................................................................................22
1.1.2 Objetivos específicos .....................................................................................................................22
1.2 ORGANIZAÇÃO DA DISSERTAÇÃO........................................................................................................ 23
CAPÍTULO 2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA.......................................................................................... 25
2.1 INTRODUÇÃO ...................................................................................................................................... 25
2.2 ESTRUTURAS DE SOLOS GRANULARES................................................................................................. 25
2.3 ENSAIOS PENETROMÉTRICOS DE CAMPO.............................................................................................. 26
2.3.1 Ensaio de penetração dinâmica - SPT (Standard Penetration Test).............................................26
2.3.1.1 Fatores intervenientes no ensaio SPT...................................................................................................28
2.3.1.2 Correções na medida do N
SPT
...............................................................................................................29
2.3.2 Ensaio de penetração estática – CPT (Cone Penetration Test) ....................................................31
2.3.3 Ensaio de penetração dinâmica – PD (Penetrômetro Dinâmico Contínuo) .................................32
2.3.4 Correlações entre diferentes ensaios penetrométricos de campo..................................................34
2.4 ESTIMATIVA DE PARÂMETROS GEOTÉCNICOS DE RESISTÊNCIA DE SOLOS GRANULARES...................... 35
2.4.1 Compacidade relativa (C
r
) e ângulo de atrito interno efetivo (
φ
’)................................................35
2.4.2 Estimativa de C
r
e
φ
’ através do ensaio SPT.................................................................................38
2.4.3 Estimativa de C
r
e
φ
’ através do ensaio CPT................................................................................44
2.4.4 Compacidade relativa equivalente ................................................................................................46
2.5 COMPACTAÇÃO DE SOLOS GRANULARES............................................................................................. 48
2.5.1 Considerações gerais ....................................................................................................................48
2.5.2 Solos granulares cimentados.........................................................................................................53
2.5.3 Métodos de melhoramento de solos não coesivos fofos.................................................................54
2.6 ESTACAS DE COMPACTAÇÃO ............................................................................................................... 60
2.6.1 Execução das estacas de compactação pelo processo tipo Franki................................................60
2.6.2 Materiais granulares usados nas estacas de compactação...........................................................61
2.6.3 Fatores influentes no melhoramento de solos arenosos fofos por estacas de compactação .........63
2.6.3.1 Granulometria do solo “in situ”............................................................................................................63
2.6.3.2 Compacidade inicial do solo ................................................................................................................65
2.6.3.3 Energia de compactação.......................................................................................................................66
2.6.3.4 Efeito do envelhecimento das areias (“aging”) ....................................................................................67
2.6.3.5 Distribuição das estacas de compactação.............................................................................................69
2.6.4 Controle executivo das estacas de compactação...........................................................................73
2.6.4.1 Ensaios de campo.................................................................................................................................73
2.6.4.2 Volume de material injetado e resistência à cravação..........................................................................74
CAPÍTULO 3 CASOS DE OBRAS ESTUDADOS.................................................................................. 75
3.1 DESCRIÇÃO DA REGIÃO E ASPECTOS GEOLÓGICO-GEOTÉCNICOS ......................................................... 75
3.2 LOCALIZAÇÃO E DESCRIÇÃO DAS OBRAS............................................................................................. 82
3.2.1 Introdução.....................................................................................................................................82
3.2.2 Descrição e perfil geotécnico do terreno - Obra 1........................................................................84
3.2.3 Descrição e perfil geotécnico do terreno – Obra 2.......................................................................90
3.2.4 Descrição e perfil geotécnico do terreno – Obra 3.......................................................................93
3.3 CORRELAÇÕES ENTRE ENSAIOS SPT E PD REALIZADOS NAS TRÊS OBRAS EM ESTUDO ........................ 99
3.3.1 Metodologia...................................................................................................................................99
3.3.2 Correções nos valores do N
SPT
....................................................................................................100
3.3.2.1 Correção quanto à tensão efetiva........................................................................................................100
3.3.2.2 Correção de Terzaghi e Peck (1948) ..................................................................................................101
3.3.2.3 Correção quanto à energia do ensaio..................................................................................................101
3.3.3 Análise de correlações entre SPT e PD - Obra 1........................................................................102
3.3.4 Análise de correlações entre SPT e PD - Obra 2........................................................................105
3.3.5 Análise de correlações entre SPT e PD - Obra 3........................................................................108
3.3.6 Resumo das análises das correlações entre SPT e PD para as 3 obras......................................110
3.3.7 Análise da equivalência entre q
d
e q
c
...........................................................................................112
CAPÍTULO 4 APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS DAS ESTACAS DE
COMPACTAÇÃO (OBRAS 1 E 2)..................................................................................................................
114
4.1 CONSIDERAÇÕES INICIAIS ................................................................................................................. 114
4.2 DISTRIBUIÇÃO DAS ESTACAS............................................................................................................. 115
4.3 PROCESSO EXECUTIVO DAS ESTACAS DE COMPACTAÇÃO .................................................................. 118
4.4 ESTUDO DE CASO: OBRA 1................................................................................................................. 123
4.4.1 Estimativa de parâmetros geotécnicos do terreno natural..........................................................123
4.4.2 Resultados dos testes de verificação com penetrômetros dinâmicos...........................................128
4.4.3 Influência da compacidade inicial do terreno no melhoramento do solo....................................132
4.4.4 Raio de influência das estacas de compactação..........................................................................138
4.4.5 Efeito do tempo nos resultados da densificação..........................................................................139
4.4.6 Estimativa do N
SPT,final
,
C
r
e
φ
’ para o terreno compactado, através das correlações entre N
SPT
e
q
d
143
4.4.7 Melhoria da camada de areia argilosa com material turfoso.....................................................147
4.5 ESTUDO DE CASO: OBRA 2................................................................................................................ 148
4.5.1 Estimativa de parâmetros geotécnicos do terreno natural..........................................................150
4.5.2 Resultados dos testes de verificação com penetrômetros dinâmicos...........................................153
4.5.3 Influência da compacidade inicial do terreno no melhoramento do solo....................................162
4.5.4 Influência da concentração de estacas nos resultados da densificação......................................163
4.6 ANÁLISES DE COMPACIDADE RELATIVA CONSIDERANDO A EQUIVALÊNCIA ENTRE Q
C
E Q
D
PARA AS
DUAS OBRAS
.................................................................................................................................................... 164
4.7 RESUMO E COMPARAÇÃO DAS ANÁLISES DE MELHORIA RELATIVA DO TERRENO NAS DUAS OBRAS... 165
CAPÍTULO 5 CONCLUSÕES E SUGESTÕES.................................................................................... 167
5.1 INTRODUÇÃO .................................................................................................................................... 167
5.2 CONCLUSÕES .................................................................................................................................... 167
5.2.1 Resultados da correlação entre q
d
e N
SPT
das 3 obras analisadas ..............................................167
5.2.2 Estimativa da compacidade relativa e ângulo de atrito para o terreno natural através do N
SPT
168
5.2.3 Estacas de compactação..............................................................................................................170
5.2.3.1 Espaçamento entre estacas e resistência pós-compactação.................................................................170
5.2.3.2 Concentração de estacas.....................................................................................................................171
5.2.3.3 Influência da compacidade inicial do terreno nos resultados da compactação...................................171
5.2.3.4 Execução de bulbos nas estacas de compactação...............................................................................171
5.2.4 Influência do tempo na resistência das areias.............................................................................172
5.3 SUGESTÕES PARA FUTUROS TRABALHOS ........................................................................................... 173
CAPÍTULO 6 REFERÊNCIAS............................................................................................................... 174
CAPÍTULO 7 ANEXOS........................................................................................................................... 187
7.1 ANEXO A: FÓRMULA TEÓRICA PARA ESTIMATIVA DO ESPAÇAMENTO ENTRE ESTACAS DE
COMPACTAÇÃO
................................................................................................................................................ 188
7.2 ANEXO B: OBRA 1............................................................................................................................. 190
7.3 ANEXO C: OBRA 2............................................................................................................................. 205
7.4 ANEXO D: OBRA 3 ............................................................................................................................ 219
21
CAPÍTULO 1 INTRODUÇÃO E JUSTIFICATIVA
Técnicas de melhoramento de solos podem ser necessárias em depósitos de solos arenosos
fofos para aumentar a capacidade de carga, reduzir recalques totais e diferenciais e evitar
ocorrência de liquefação quando sujeitos a carregamentos dinâmicos.
A existência de solos arenosos fofos conduz a soluções mais onerosas para as fundações,
como estacas ou escavações profundas abaixo do nível d’água, pois estes solos possuem
grande potencial para o desenvolvimento de recalques elevados. Desta forma, são geralmente
descartados para suporte de fundações diretas. Uma outra característica destes depósitos é a
heterogeneidade (existência de bolsões de areias mais compactas e menos compressíveis,
distribuídos aleatoriamente) que pode gerar recalques diferenciais elevados.
Este fato tem grande influência econômica na região da Grande Vitória, Espírito Santo,
principalmente em locais próximos ao litoral, onde existem inúmeros depósitos superficiais de
solos sedimentares constituídos de areia fina e média de baixa compacidade (POLIDO;
CASTELLO, 1982). Em muitos casos a execução de prédios residenciais de médio porte
nessas regiões, urbanisticamente vantajosas, fica inviabilizada economicamente devido aos
elevados custos de fundações profundas. Dependendo do tipo de fundação profunda analisada,
a camada de apoio ou substrato rochoso pode estar em torno de 30 a 50 metros de
profundidade (CASTELLO; POLIDO, 1988).
Diversas técnicas têm sido propostas para aumento da resistência, redução da
compressibilidade e do potencial de liquefação dos solos arenosos fofos (MITCHELL, 1970).
Dentre tais técnicas de melhoramento estão as estacas de compactação, formadas de uma
mistura de areia e brita que, ao penetrar no solo, o desloca e vibra provocando sua
densificação.
No Brasil, o uso de estacas de compactação tem sido prática corrente em algumas capitais
nordestinas (João Pessoa, São Luiz, Natal e principalmente Recife) para viabilização de
fundações superficiais de edifícios de médio e grande porte, variando de 6 a 30 pavimentos
(ALVES et al. 2000; SOARES, 2002; GUSMÃO et al., 2002). Também na região litorânea da
Grande Vitória, Espírito Santo este processo vem sendo usado desde 1992, o que tem
permitido publicações de artigos em meios nacionais e internacionais (BICALHO et al., 2002,
2004, 2004a; 2005; BICALHO; CASTELLO, 2004).
22
Este trabalho analisa a técnica de melhoramento de solos arenosos fofos por estacas de
compactação, utilizada na região litorânea da Grande Vitória, Espírito Santo. A técnica de
melhoramento consiste em compactação profunda do solo por estacas de compactação (areia e
brita) executadas pelo processo tipo Franki complementada por compactação superficial com
placas vibratórias. Os resultados após a compactação por estacas são avaliados com a
execução de ensaios de campo, utilizando-se Penetrômetro Dinâmico Contínuo Pesado (PD).
1.1 Objetivos
1.1.1 Objetivo geral
O objetivo geral deste trabalho é avaliar a eficiência de uma técnica de melhoramento de solos
arenosos fofos para viabilização do uso de sapatas, a qual tem sido usada de forma empírica
na região da Grande Vitória, Espírito Santo, até para estruturas com elevados carregamentos.
Pretende-se através das análises e resultados, disponibilizar contribuições significativas a
respeito dessa metodologia e comprovar sua eficiência tanto técnica como economicamente.
1.1.2 Objetivos específicos
• Este trabalho tem também como objetivo contribuir com a experiência do uso do
penetrômetro dinâmico contínuo (PD) para o controle de qualidade dessa técnica de
compactação. A sondagem tipo SPT é o ensaio de campo mais utilizado no projeto de
fundações no Brasil. Isto é devido principalmente ao acúmulo existente de experiência
local através de correlações empíricas e semi-empíricas já consagradas e largamente
validadas. Assim, este trabalho visa também avaliar possíveis correlações entre
ensaios de campo tipo SPT e PD (penetrômetro dinâmico pesado) para as areias da
região da Grande Vitória, ES. Tais correlações possibilitam a transposição de
informações entre os dois tipos de ensaio. O ensaio PD é muito mais simples,
confiável e barato e em muitos casos é executado pelas próprias empresas de
construção sem necessidade de intervenção de firmas especializadas em sondagens.
• Avaliar as condições do solo a partir da análise de resultados de ensaios de campo
realizados antes e após a compactação. Os resultados obtidos através de ensaios
penetrométricos do tipo Standard Penetration Test (SPT) e por Penetrômetros
23
Dinâmicos Contínuos Pesados (PD) são analisados quanto à influência de vários
fatores: espaçamento entre estacas, concentração das estacas, número de bulbos,
compacidade relativa inicial do solo e efeitos do tempo no acréscimo de resistência da
areia após o término da densificação pelas estacas de compactação.
• Estimar parâmetros dos solos granulares (compacidade relativa e ângulo de atrito
interno).
1.2 Organização da dissertação
Neste primeiro capítulo, apresentou-se uma introdução sobre a pesquisa, sua importância e
justificativa, o objetivo geral e objetivos específicos.
O Capítulo 2 mostra uma revisão da literatura técnica referente aos assuntos estudados.
Apresentam-se técnicas de melhoramento de solos não coesivos e suas aplicações. É dado
enfoque à técnica de melhoramento de solos arenosos através de estacas de compactação de
areia e brita, abordadas neste trabalho como estacas de densificação apenas, e não como
estacas convencionais com função estrutural.
São apresentados os métodos e materiais utilizados na execução das estacas de melhoramento
de solos e alguns fatores influentes no melhoramento dos solos arenosos fofos. São abordados
também os ensaios penetrométricos CPT (Cone Penetration Test), SPT (Standard Penetration
Test) e PD (Penetrômetro Dinâmico Contínuo Pesado), sendo esses dois últimos utilizados no
controle de qualidade do melhoramento de solos estudados neste trabalho.
O Capítulo 3 apresenta a região em estudo, seus aspectos geológico-geotécnicos, localização e
descrição das obras analisadas na pesquisa. Apresentam-se também os estudos referentes às
correlações entre os ensaios SPT e PD e correspondências entre o ensaio PD (dinâmico) e o
ensaio CPT (estático).
No Capítulo 4 são apresentados os principais aspectos dos estudos de casos referentes às
estacas de compactação, analisando os resultados obtidos. São detalhados os resultados do
controle executivo das estacas de compactação, dos ensaios de avaliação de campo e as
previsões da melhoria através de formulações teóricas.
24
O Capítulo 5 apresenta as conclusões obtidas neste trabalho e as sugestões para futuras
pesquisas relacionadas à utilização de estacas de compactação e de penetrômetro dinâmico
contínuo pesado (PD) como ensaio complementar ao SPT para avaliação de resultados pós-
compactação.
25
CAPÍTULO 2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
2.1 Introdução
Este capítulo apresenta uma revisão da literatura técnica referente ao assunto em estudo e os
tópicos abordados aqui oferecem subsídios para a compreensão das análises efetuadas neste
trabalho.
2.2 Estruturas de solos granulares
Os solos granulares típicos (areias e pedregulhos limpos) são formados por partículas
geralmente em forma de grãos e o comportamento destes solos é determinado pelas forças
entre partículas, incluindo as forças devidas às cargas transmitidas ao esqueleto sólido. As
partículas dos solos granulares podem ter bordas mais ou menos agudas e essa característica é
denominada de angularidade das partículas, cujos padrões encontrados na literatura estão
apresentados na Figura 2.1.
Arredondada Angular
Sub-arredondada Sub-angular
Figura 2.1 - Angularidade das partículas (BUREC, 1974)
A forma e a distribuição de tamanho das partículas do solo e suas posições relativas influem
sobre a densidade do agrupamento, sendo, portanto, possível um grande intervalo de índice de
vazios. Dependendo do arranjo das partículas, os solos podem ter estrutura fofa, compacta ou
26
alveolar. A Figura 2.2 ilustra tais estruturas para o caso de solos uniformes, com grãos
aproximadamente esféricos.
e ≈ 0,90 e ≈ 0,35 e > 0,90
(a) Fofa (b) Compacta (c) Alveolar
Figura 2.2 - Estrutura de solos granulares uniformes (SOWERS, 1979)
Em tais solos, no estado fofo o índice de vazios (e) é de aproximadamente 0,90
correspondendo ao índice de vazios máximo (e
máx
) e no estado compacto, tem-se um índice de
vazios em torno de 0,35 correspondendo ao índice de vazios mínimo (e
mín
). A estrutura
alveolar é formada através de condições especiais de deposição, influenciadas pelo fenômeno
da capilaridade nas areias limpas (que cria a aderência entre os grãos, conhecida como coesão
aparente) ou pela presença de uma pequena quantidade de argila na areia, insuficiente para dar
características coesivas ao solo, mas suficiente para “prender” os grãos impedindo-os de
rolarem uns sobre os outros (SOWERS, 1979). Segundo DAS (2007), isso também pode
ocorrer com areias siltosas onde cadeias de partículas em forma de arcos formam a estrutura
alveolar.
Solos granulares com estrutura tanto fofa como compacta podem suportar elevados
carregamentos estáticos sem sofrer grandes deformações. Porém, no estado fofo, devido ao
arranjo instável dos grãos, o solo é altamente sensível a choques e vibrações, sofrendo
recalques significativos em tais situações.
2.3 Ensaios penetrométricos de campo
2.3.1 Ensaio de penetração dinâmica - SPT (Standard Penetration Test)
O ensaio SPT ou ensaio de simples reconhecimento com medida do índice de resistência à
penetração dinâmica (N
SPT
) é um ensaio de campo usado, não só no Brasil como também no
exterior (SCHNAID, 2000; ODEBRECHT et al., 2002; CAVALCANTE, 2002) como
instrumento imprescindível em investigações preliminares para o projeto de fundações.
Segundo Belincanta (2002) estima-se que no Ocidente, o ensaio é utilizado em 90% das obras
27
de engenharia civil e, no Brasil, em 100%. A simplicidade, robustez, baixo custo do
equipamento, versatilidade, a experiência empírica acumulada ao longo do tempo na execução
e aplicação dos dados do ensaio e a obtenção de amostras representativas a cada metro
tornaram o SPT uma ferramenta indispensável à prática da engenharia (POLITANO et al.,
2001; ODEBRECHT et al., 2002; MIGUEL et al., 2005).
O SPT brasileiro tem o procedimento padronizado pela NBR-6484 da Associação Brasileira
de Normas Técnicas (ABNT, 2001) que segue de uma forma geral um padrão internacional de
referência (ISSMFE, 1989) estabelecido pela “International Reference Test Procedure”
(IRTP), durante o XII Congresso Internacional de Mecânica dos Solos, realizado no Rio de
Janeiro em 1989. Na Figura 2.3 tem-se um esquema do equipamento SPT.
Figura 2.3 - Etapas na execução de sondagem à percussão: (a) avanço da sondagem por desagregação e
lavagem e (b) ensaio de penetração dinâmica (SPT) – (VELLOSO; LOPES, 1997)
A sondagem divide-se praticamente em duas etapas distintas: uma de perfuração (revestida ou
não) e outra de amostragem/ensaio. Na primeira etapa é feita a perfuração com trado ou
trépano de lavagem com o auxílio de circulação d’água ou lama bentonítica. Na segunda
etapa, o amostrador padrão é inserido até o fundo da perfuração, dando início ao ensaio SPT
propriamente dito, que consiste em três medidas consecutivas do número de golpes
28
necessários para cravar segmentos de 150 mm deste amostrador padrão até um total de 450
mm. Os golpes são aplicados por queda livre de um peso de 65 kg caindo de uma altura de
0,75m. O valor de N
SPT
é a soma da 2ª e 3ª medidas assim determinadas, ou seja, o número de
golpes necessários para cravar os últimos 300 mm do amostrador padrão.
Aspectos relevantes deste ensaio são: a obtenção de amostra amolgada dos primeiros 450 mm
de cada metro, o índice de resistência do solo (N
SPT
) a cada metro e a observação do nível
d’água freático. As amostras amolgadas podem ser usadas para ensaios de laboratório como
umidade natural, limites (liquidez e plasticidade), granulometria e teor de matéria orgânica.
2.3.1.1 Fatores intervenientes no ensaio SPT
Apesar de limitações, como influências marcantes das características e condições do solo,
diferenças nas técnicas de perfuração, tipo de equipamento e procedimento de ensaio nos
diversos países onde é usado (SKEMPTON, 1986; BELINCANTA; BRANCO, 2002) o SPT
tem sido utilizado para inúmeras finalidades, desde amostragem para identificação de
ocorrência de diferentes horizontes, bem como estimativa do ângulo de atrito e compacidade
relativa das areias (BOWLES, 1996) e em métodos semi-empíricos para determinação da
capacidade de carga de estacas, tensão admissível de fundações diretas e previsão de
recalques em areias (VELLOSO; LOPES, 1997, 2002).
Os fatores intervenientes no ensaio SPT têm sido constantemente levantados e discutidos por
diversos autores (SKEMPTON, 1986; BELINCANTA; CINTRA, 1998; BELINCANTA;
BRANCO, 2002; CAVALCANTE, 2002). No caso específico do SPT brasileiro, Belincanta e
Branco (2002) agruparam os fatores intervenientes em três grandes grupos:
• Os que interferem nas condições naturais do solo, no ponto e no momento da cravação
do amostrador (geralmente estão associados à perfuração, no que se refere à limpeza,
estabilidade do furo ou perturbações nas condições naturais do solo);
• Os que interferem na energia dinâmica que é transferida às hastes (em cada golpe do
martelo) e que alcança o amostrador;
• Os referentes à normalização existente ou mesmo ao desvio deliberado da mesma,
conduzindo geralmente à descaracterização do ensaio.
29
Segundo Belincanta e Branco (2002) ainda existem os fatores relacionados à manutenção de
equipamento, falta de treinamento e/ou falta de habilidade das equipes responsáveis pela
organização, execução e controle das atividades desenvolvidas em campo e na confecção dos
relatórios finais com emissão dos resultados dos ensaios.
Infelizmente a referência internacional não detalha o trépano de lavagem e no Brasil usa-se
um modelo ausente na literatura internacional (americana e inglesa principalmente). Aqui em
Vitória (ES) existem casos de grandes diferenças de números de N
SPT
em sondagens
realizadas no mesmo local em épocas diferentes. A causa provável foi o uso de diferentes
motores e bombas de circulação d’água, mas isto não foi pesquisado e é um assunto ignorado
nas pesquisas encontradas.
2.3.1.2 Correções na medida do N
SPT
Devido às várias influências na medida do N
SPT
, a literatura apresenta algumas correções
tentando padronizar o ensaio, sendo que as mais enfatizadas são quanto à energia do ensaio e
quanto à tensão efetiva de confinamento do solo. Terzaghi e Peck (1948) propuseram, para
areias muito finas ou areias siltosas, submersas, a adoção de um valor corrigido para o N
SPT
(quando N
SPT
> 15) devido ao desenvolvimento de pressões neutras negativas, dado por
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−
+=
2
15N
15N
SPT
corr
SPT
(2.1)
Porém, segundo Velloso e Lopes (1997) é uma correção questionável e muitos autores
sugerem não usá-la.
Correção quanto à energia do ensaio
A eficiência, ou energia real que é transferida pelo peso de bater para o amostrador tem sido
investigada e, segundo Schmertmann e Palacios (1979), o valor de N
SPT
varia com o inverso
da energia
1
2
2SPT
1SPT
22SPT11SPT
E
E
N
N
ENEN =∴×=×
(2.2)
onde N
SPT1
e N
SPT2
são obtidos com energias de ensaios E
1
e E
2
, respectivamente.
30
Para o SPT brasileiro, os valores médios de energia sugeridos variam entre 70% (VELLOSO;
LOPES, 1997), 72% (DÉCOURT, 1989) e 82% (CAVALCANTE, 2002) da energia teórica,
enquanto a energia de referência mundial é de 60% (ISSMFE, 1989). Adotando-se uma
eficiência de 75%, o valor de N
SPT
medido no Brasil (N
SPT,Br
) pode ser corrigido para o padrão
internacional por
60
75
NN
Br,SPT
60
,SPT
×=
(2.3)
Correção quanto à tensão efetiva de confinamento
Os valores obtidos para N
SPT
de depósitos de solos granulares homogêneos em diferentes
profundidades variam em função da diferença de tensão efetiva confinante. Assim, para usar o
valor de N
SPT
na estimativa da compacidade relativa é necessário que se faça padronização
quanto à tensão efetiva de confinamento através do fator de correção (C
n
) obtendo-se então o
valor corrigido (N
SPT
)
1,
normalizado para uma tensão
efetiva σ
’v (ref)
de 98,1 kPa, através da
relação
SPTn1SPT
NC)N(
(2.4)
As proposições mais conhecidas para correção de N
SPT
quanto à tensão efetiva vertical são as
de Peck et al. (1974), Liao e Whitman (1986) e Skempton (1986) que correspondem,
respectivamente, a
'
2000
log77,0C
v
n
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
σ
=
(2.5)
v
n
'
1,98
C
σ
=
(2.6)
v
n
'100
200
C
σ+
=
(2.7)
com a tensão efetiva vertical do solo na profundidade do ensaio (σ
’v
) em kPa. A equação 2.5 é
válida apenas para σ
’v
> 25 kPa.
31
A
Figura 2.4 apresenta o fator C
n
sugerido nas propostas de Peck et al. (1974), Liao e
Whitman (1986) e Skempton (1986). É interessante observar que todas as propostas arbitram
a correção máxima a 2.
0
25
50
75
100
125
150
175
200
225
250
0,0 0,5 1,0 1,5 2,0
Fator de correção C
n
para N
SPT
Tensão Efetiva,
σ
'
v
(kPa)
Peck et al. (1974)
Skempton (1986)
Liao e Whitman (1986)
Figura 2.4 - Fator de correção do N
SPT
com a tensão de confinamento (C
n
)
2.3.2 Ensaio de penetração estática – CPT (Cone Penetration Test)
Conhecido como ensaio de penetração estática (ou quase estática) o CPT (Cone Penetration
Test
) tem sido reconhecido internacionalmente como um dos mais confiáveis ensaios para
investigação geotécnica e no Brasil é padronizado pela NBR-12069 (ABNT, 1991) que segue
o padrão internacional publicado pela ISSMFE (1989).
O ensaio consiste basicamente na cravação lenta e com velocidade constante de uma haste
com ponteira cônica, fornecendo a resistência de ponta (q
c
) e, dependendo do equipamento há
registro do atrito lateral e poro-pressões (CPTU). Podem ser classificados em três tipos
básicos: cone mecânico (também conhecido como “cone de Begemann”), cone elétrico e
piezocone (CPTU). No cone mecânico as leituras são realizadas, tipicamente, a cada 0,20 m
ou 0,25 m, fornecendo um perfil praticamente contínuo do terreno e sofrendo pouca influência
do operador. É o ensaio mais indicado na literatura para avaliação dos resultados de técnicas
de melhoramento de solos (MITCHELL, 1981). Na
Figura 2.5 tem-se um esquema do
equipamento CPT.
32
Figura 2.5 - Ensaio CPT: (a) princípio de funcionamento e (b) vista de um equipamento (desenvolvido
pela COPPE-UFRJ juntamente com a GROM – Automação e Sensores) – (VELLOSO; LOPES, 1997)
2.3.3 Ensaio de penetração dinâmica – PD (Penetrômetro Dinâmico Contínuo)
O penetrômetro dinâmico contínuo (PD) ou Dynamic Penetrometer (DP), com suas variações,
tem sido utilizado há muito tempo em diversos países (SANGLERAT, 1972) e está
especificado na “Referência Internacional para Procedimentos de Ensaio para Sondagem
Dinâmica” (ISSMFE, 1989).
São especificados quatro tipos de penetrômetros dinâmicos (leve, médio, pesado, e super-
pesado) com variações que vão desde martelo com 10kg, queda de 0,50m, ponta de 35,7mm
de diâmetro (D) até martelo com 63,5kg, queda de 0,75m, ponta de 51mm de diâmetro (D) e
ainda admite o uso de outros tipos de equipamentos (ISSMFE, 1989). Para a utilização dos
penetrômetros mais pesados pode ser usado o equipamento (tripé) de sondagem SPT onde o
amostrador é substituído pela ponta cônica.
O objetivo desse ensaio é medir o esforço necessário para fazer penetrar uma ponteira em
forma de cone (
Figura 2.6 e 2.7) através do solo, obtendo-se assim valores que sejam
proporcionais às suas propriedades mecânicas. A cravação da ponteira cônica ocorre através
da queda livre de um martelo, elevado a uma determinada altura, que cai sobre uma “cabeça
de bater” (rigidamente ligada às hastes). A resistência à penetração (q
d
) é definida a partir do
número de golpes necessários para cravar a ponteira numa extensão de solo (que pode ser de
33
100 em 100mm até 300 em 300mm). Normalmente, as penetrações são de 200 em 200mm e
as hastes devem ser giradas de metro em metro (ou menos) e o torque medido para se estimar
o atrito lateral (CASTELLO et al., 2001).
Figura 2.6 - Penetrômetro dinâmico leve, 10 Kg (CASTELLO et al., 2001)
D
D
0
.1
D
D
90°
D = diâmetro (variações de 35,7 a 51mm)
Figura 2.7 - Ponteira cônica (CASTELLO et al., 2001)
A resistência (tensão) de ponta (q
d
) do penetrômetro dinâmico é obtida através de fórmula
dinâmica de cravação de estacas
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+
×
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
⋅
⋅⋅
P'P
P
SA
NHP
= q
d
(2.8)
34
sendo P o peso do martelo de cravação, P’ o peso das hastes, cabeçote e ponta, H a altura de
queda do martelo, N o nº de golpes do martelo para penetração no trecho, A a área de ponta
do cone, e S o trecho penetrado pela ponta para N golpes.
Segundo Waschkowski (1983), a resistência (tensão) de ponta (q
d
) do penetrômetro dinâmico
é comparável à resistência de ponta do cone estático (q
c
), tendo-se então
1
q
q
c
d
≅ (2.9)
De acordo com Castello et al. (2001), como não existe no Brasil nenhum resultado que
confirme as pesquisas de Waschkowski (1983) o que se faz é, em cada obra, uma “calibração”
do penetrômetro dinâmico com as sondagens SPT disponíveis. No trabalho citado, os
penetrômetros leves utilizados foram feitos sob encomenda em oficinas locais e usados para
avaliação do terreno no assentamento de sapatas sobre solos terciários de São Paulo. Lobo et
al. (1996) analisaram as correlações entre um penetrômetro portátil (4,5 Kg e 0,45m de queda)
e o SPT para avaliação do solo na cota de apoio de um tubulão. Tshua (2003) utilizou um
penetrômetro portátil de fabricação Solotest para avaliação do fundo da cava para
assentamento de sapatas em solo colapsível reforçado. As correlações entre SPT e
penetrômetro dinâmico manual (10 Kg) foram pesquisadas por Cordeiro (2004) para
avaliação de um terreno arenoso, localizado na região da Grande Vitória (ES).
2.3.4 Correlações entre diferentes ensaios penetrométricos de campo
Inúmeras são as pesquisas dedicadas às correlações entre os ensaios SPT (N
SPT
) e CPT
(resistência de ponta, q
c
) e, tipicamente, as correlações apresentadas na literatura
(DANZIGER; VELLOSO, 1986; ALBIERO, 1990; POLITANO et al., 2001) têm a forma
SPT
c
N
q
K =
(2.10)
Soares (2002) analisou a correlação entre q
c
e N
SPT
antes e após a densificação de terrenos
arenosos por estacas de compactação e concluiu que não há influência significativa da
compactação no valor de K. Os valores obtidos, para q
c
em MPa, foram K = 0,50 (terreno
natural) e K = 0,60 e 0,65 (terreno compactado). A
Tabela 2.1 apresenta um resumo com
esses e outros valores de K para a correlação q
c
/N
SPT
para areias.
35
Tabela 2.1 – Alguns resultados da literatura para a correlação q
c
/N
SPT
para areias
q
c
/N
SPT
médio Descrição do solo Energia do SPT Referência
1,00
0,80
0,70
0,60
0,50
Areia
Areia siltosa
Areia silto-argilosa
Areia argilosa
Areia argilo-siltosa
Aoki e Velloso (1975)
0,40 – 0,60
0,30 – 0,40
Areia
Areia siltosa, argilosa, silto-argilosa
ou argilo-siltosa
Schmertmann (1978)
0,50 – 0,70
0,30
Areia
Areia siltosa, argilosa, silto-argilosa
ou argilo-siltosa
Ramaswany et al. (1982)
0,50 a 0,70 0,30<D
50
<0,70mm 55% a 65% Robertson et al. (1983)
0,60
0,53
Areia
Areia siltosa, argilosa, silto-argilosa
ou argilo-siltosa
(areias do Rio de Janeiro)
Danziger e Velloso (1986)
0,70 e 1,00 Areia fina a média 72% Castello e Polido (1994) *
0,20 a 1,00 Areias do Rio de Janeiro, São Paulo
e Rio Grande do Sul (solos
residuais).
Politano et al. (2001)
0,50 (solo natural)
0,60 e 0,65 (solo
compactado)
Areia fina e areia fina siltosa Soares (2002)
1,1
0,90
0,70
0,55
Areia com pedregulhos
Areia
Areia siltosa
Areia argilosa
Teixeira (1996a)
0,50 (0,25 a 1,00) 75%
0,40 (0,20 a 0,80)
Areia fina a média e
areia média a fina
0,30<D
50
<0,70mm
60%
Cordeiro (2004)*
* Para areias de Vitória, ES.
Nota: q
c
em MPa.
2.4 Estimativa de parâmetros geotécnicos de resistência de solos granulares
2.4.1 Compacidade relativa (C
r
) e ângulo de atrito interno efetivo (φ’)
Para indicar o estado de compacidade (estrutura) de um solo granular natural usa-se a
compacidade relativa (C
r
), sendo comuns os termos de grau de compacidade (GC) e
densidade relativa (D
r
) ou simplesmente compacidade, normalmente expressa em
percentagem e dada por
% 100
ee
ee
C
mínmáx
máx
r
×
−
= (2.11)
ou
36
% 100C
d
máx,d
mín,dmáx,d
mín,dd
r
×
γ
γ
×
γ−γ
γ
γ
= (2.12)
sendo e, e
mín
e e
máx
o índice de vazios do solo em sua condição natural ou de referência,
mínimo (estado mais compacto), máximo (estado mais fofo), respectivamente, e γ
d
, γ
dmín
e
γ
dmáx
o peso específico seco do solo em sua condição natural ou de referência, mínimo (em
sua condição mais fofa) e máximo (sua condição mais compacta), respectivamente.
Como visto no item 2.2, dependendo do arranjo das partículas pode-se ter um solo granular no
estado fofo, compacto ou alveolar. E ainda, para a mesma compacidade, através da
Figura 2.8
Holtz e Kovacs (1981) apresentam variações que podem ocorrer no arranjo de partículas
idênticas. Ou seja, para uma mesma compacidade relativa pode-se ter um solo granular com
maior ou menor compressibilidade, dependendo do arranjo das partículas.
Figura 2.8 – Variações em um arranjo de partículas idênticas na mesma compacidade relativa
(HOLTZ; KOVACS, 1981)
Valores típicos de índice de vazios (máximo e mínimo) e correspondente peso específico
aparente seco para solos granulares são apresentados na
Tabela 2.2.
37
Tabela 2.2 – Valores típicos de e
máx
, e
mín
, γ
dmáx
e γ
dmín
para solos granulares
Índice de vazios
Peso específico
aparente seco
(kN/m
3
)
Referência Descrição
e
máx
e
mín
γ
dmáx
γ
dmín
Lambe e
Whitman
(1969)
Esferas uniformes
Areia padrão Otawa
Areia limpa uniforme
Silte inorgânico uniforme
Areia siltosa
Areia fina a grossa
Areia micácea
Areia siltosa e pedregulhos
0,92
0,80
1,00
1,10
0,90
0,95
1,20
0,85
0,35
0,50
0,40
0,40
0,30
0,20
0,40
0,14
-
14,7
13,3
12,8
13,9
13,6
12,2
14,3
-
17,6
18,9
18,9
20,3
22,1
19,2
23,4
Areia sub-angular uniforme
(G
s
= 2,67)
Seca
Saturada
0,85
0,85
0,45
0,45
14,1
18,6
18,0
21,1
Areia sub-angular bem graduada
(G
s
= 2,67)
Seca
Saturada
0,75
0,75
0,35
0,35
15,0
19,1
19,4
22,0
Pedregulho arredondado, areno-
siltoso, bem graduado
(G
s
= 2,65)
Seco
Saturado
0,65
0,65
0,25
0,25
15,8
19,6
20,8
22,8
Sowers
(1979)
Areia siltosa micácea
(G
s
= 2,70)
Seca
Saturada
1,25
1,25
0,80
0,80
11,8
17,3
14,7
19,0
Na prática, a determinação direta de C
r
nem sempre é possível, sendo freqüentemente
estimada através de métodos indiretos utilizando-se ensaios de campo (
Standard Penetration
Test
-SPT e Cone Penetration Test-CPT).
A estimativa do ângulo de atrito (φ’) é necessária, de forma direta (ensaios) ou indireta
(correlações empíricas e semi-empíricas), em qualquer problema geotécnico envolvendo o
fenômeno de cisalhamento (como por exemplo análises de capacidade de carga de fundações,
estabilidade de taludes ou empuxos de terra). No caso das areias, o ângulo de atrito interno
(φ’) é o principal parâmetro de resistência (assumindo o critério de ruptura de Mohr-
Coulomb), uma vez que tais solos não possuem coesão real (não se considerando aqui as
areias cimentadas). O ângulo de atrito interno de cada areia depende da sua compacidade e do
nível de tensões a que está submetida e, portanto, o ideal seria sempre obtê-lo através de
métodos diretos como é o caso, por exemplo, do ensaio de cisalhamento direto.
38
No entanto, na maioria das obras o SPT é a única fonte de informação. Daí a necessidade da
adoção de correlações para que se tenha pelo menos uma estimativa dos valores de φ’,
tomando-se o cuidado para que estas sejam utilizadas com critério, levando-se em conta os
fatores intervenientes no SPT, experiência local e limitações dos resultados à região estudada.
Mesmo assim, dependendo das condições de contorno assumidas, observa-se que há variação
nos resultados obtidos nos ensaios de laboratório para determinação do ângulo de atrito. O
ângulo de atrito interno, para baixas tensões de confinamento, determinado no ensaio triaxial,
sob um estado de compressões axiais simétricas (φ’
t
) é até alguns graus menor que o
determinado sob condições de tensões planas (φ’
p
), (KO; DAVIDSON, 1973).
O ângulo de atrito também diminui com o aumento da tensão confinante para um mesmo tipo
de ensaio.
2.4.2 Estimativa de C
r
e φ’ através do ensaio SPT
O ensaio SPT consiste em penetrar-se um amostrador no solo através de seu cisalhamento.
Quanto mais compacta for a areia, maior será a resistência à penetração do amostrador-
padrão. A norma brasileira NBR-6484 (ABNT, 2001) sugere uma classificação qualitativa do
solo relacionando diretamente o valor de N
SPT
aos estados de compacidade dos solos não
coesivos (
Tabela 2.3).
Tabela 2.3 - Estados de compacidade de solos não coesivos (NBR-6484-ABNT, 2001)
Solo Índice de Resistência
à Penetração - N
SPT
Designação
≤ 4
Fofa (o)
5 a 8 Pouco compacta (o)
9 a 18 Medianamente compacta (o)
19 a 40 Compacta (o)
Areias e
Siltes
arenosos
> 40 Muito compacta (o)
Valores empíricos correlacionando o valor do N
SPT
e o grau de compacidade das areias
normalmente adensadas foram apresentados por Bowles (1996) e estão reproduzidos na
Tabela 2.4. Os dados foram obtidos numa profundidade média de 6,00m, o que sugere que os
valores do N
SPT
sejam corrigidos para essa tensão de confinamento. Ou seja, considera-se aqui
39
que, adotando-se um peso específico médio de 16,5 kN/m
3
, ter-se-ia uma tensão de
normalização de cerca de 100 kPa.
Tabela 2.4 - Valores empíricos de C
r
, φ’e γ
nat
para solos granulares
Descrição Muito
fofa
Fofa Média Compacta Muito
compacta
Compacidade relativa, C
r
ASTM
ISSMFE
Terzaghi e Peck (1948)
0 - 15%
0 - 20%
15% - 35%
20% - 40%
< 33%
35% - 65%
40% - 60%
33% - 66%
65% - 85%
60% - 80%
> 66%
85% - 100%
80% - 100%
Fina 1 – 2 3 – 6 7 – 15 16 – 30 ?
Média 2 – 3 4 – 7 8 – 20 21 – 40 > 40
N
SPT,70
*
Grossa 3 – 6 5 – 9 10 – 25 26 – 45 > 45
Fina 26 – 28 28 – 30 30 – 34 33 – 38
Média 27 – 28 30 – 32 32 – 36 36 – 42 < 50
φ' ∗
Grossa 28 – 30 30 – 34 33 – 40 40 – 50
γ
nat
(kN/m
3
) *
11 – 16 14 – 18 17 – 20 17 – 22 20 – 23
* Bowles (1996): solos granulares, normalmente adensados, baseados em valores de SPT obtidos à
profundidade de 6m.
φ' = ângulo de atrito interno
γ
nat
= peso específico natural
Existem também correlações nas quais é possível estimar C
r
em função do N
SPT
e da tensão
efetiva. Gibbs e Holtz (1957) apresentaram a correlação mostrada na
Figura 2.9 e a seguinte
equação:
100
1623,0
N
(%)C
'
v
60,SPT
r
×
+σ⋅
= (2.13)
onde C
r
é a compacidade relativa, N
SPT,60
é o N
SPT
corrigido para uma energia de 60% e σ’
v
é
a tensão efetiva na profundidade, expressa aqui e nas equações seguintes em kPa.
Uma das propostas de Skempton (1986), como apresentada por Schnaid (2000), é dada pela
seguinte correlação:
100
2728,0
N
(%)C
'
v
60
,SPT
r
×
+σ⋅
= (2.14)
40
Figura 2.9 - Compacidade relativa de areias em função do N
SPT
(GIBBS; HOLTZ, 1957)
Yoshida et al. (1988; apud BOWLES, 1996) propuseram a seguinte correlação:
100N25(%)C
46,0
60
,SPT
12,0
v
'
r
×⋅σ⋅=
−
(2.15)
A proposta de Cubrinovski e Ishihara (1999) utiliza D
50
(50% do solo tem diâmetro inferior a
D
50
, em mm) e é dada por
100
98
9
D
06,0
23,0N
(%)C
5,0
'
v
7,1
50
60,SPT
r
×
⎥
⎥
⎥
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎢
⎢
⎢
⎣
⎡
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
σ
⋅
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
+
=
(2.16)
Um gráfico para obtenção de φ’ através do N
SPT
foi apresentada por de Mello (1971) como
reproduzido na
Figura 2.10, onde σ’
v
é levada em consideração. Nessa proposta não se
incluem pequenas profundidades, o que pode ser observado pela indefinição no gráfico para
pressões verticais menores que 25 kPa. De forma semelhante, Mitchell et al. (1978) mostram
o efeito da tensão efetiva vertical na relação de φ’ e N
SPT
(Figura 2.11). Nos dois gráficos,
deve-se usar o valor do N
SPT
corrigido para a energia padrão de 60%.
O ângulo de atrito pode ser estimado ainda usando-se a Equação 2.17, proposta por Kulhawy
e Mayne (1990), baseada no trabalho de de Mello (1971):
34,0
v
'
60,SPT
1
2,02,12
N
tan'
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
σ⋅+
=φ
−
(2.17)
41
Figura 2.10 - Relação entre ângulo de atrito, N
SPT
e tensão efetiva vertical
(de MELLO, 1971; obtida de VELLOSO; LOPES, 1997)
Figura 2.11 - Estimativa do ângulo de atrito de solos granulares com base no N
SPT
(MITCHELL et al., 1978, obtida de SCHNAID, 2000)
Valores típicos de ângulo de atrito para solos granulares (valores de pico, no caso de solos
compactos) foi publicado por Sowers (1979) onde nota-se que a angularidade dos grãos é
mais influente que a granulometria (
Tabela 2.5).
Através de amostras reconstituídas em laboratório
Polido et al. (1999; apud CORDEIRO,
2004) encontraram as relações apresentadas na
Figura 2.12 para as areias típicas da Grande
Vitória (ES), obtidas através de ensaio de cisalhamento direto. Para as
areias finas a médias e
42
médias a finas, cujos grãos foram classificados quanto à forma como sub-angulares a sub-
arredondados tem-se a proposta da
Figura 2.12a. Para o caso de areias predominantemente
finas, os autores apresentaram a correlação da Figura 2.12b, Equações 2.18 e 2.19,
respectivamente.
Tabela 2.5 - Ângulo de atrito interno de solos granulares quartzosos (SOWERS; 1979)
Características Ângulo de atrito interno
dos grãos C
r
= 30% C
r
= 65%
Uniforme, arredondado
Bem graduado, arredondado
Uniforme, angular
Bem graduado, angular
29°
32º
35°
37°
35°
37°
42º
45º +
(a) Areias médias a finas ou finas a médias (b) Areias predominantemente finas
Figura 2.12 - Relação entre ângulo de atrito e compacidade relativa para as areias típicas de Vitória (ES)
(POLIDO et al., 1999; apud CORDEIRO, 2004)
95,30C11,0'
r
+
⋅
=
φ
(2.18)
63,30C09,0'
r
⋅
φ
(2.19)
A proposta de Meyerhof (1957) é expressa na forma
(
)
100187'7,6(%)C
r
φ
⋅
(2.20)
Para a estimativa do ângulo de atrito diretamente do N
SPT
, Cintra et al. (2003) apresentam as
propostas de Godoy (1983) e Teixeira (1996) e Schnaid (2000) apresenta a proposta de Wolff
(1989). As propostas de Godoy (1983), Wolff (1989) e Teixeira (1996) são, respectivamente
SPT
N4,028'
°
φ
(2.21)
2
1
60,
SPT1
60,
SPT
)N(00054,0)N(3,01,27' ⋅−⋅+=φ (2.22)
43
°+⋅=φ 15N20'
SPT
(2.23)
A proposta de Wolff (1989) utiliza (N
SPT,60
)
1
que é o valor do N
SPT
corrigido para a energia
padrão de 60% e tensão efetiva.
As proposições de de Mello (1971) e Bolton (1986) não são aplicadas diretamente ao valor do
N
SPT
mas usadas para converter as estimativas de C
r
em ângulo de atrito (φ’) e são,
respectivamente
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
=φ∴=φ−
r
r
C49,1
712,0
arctg'712,0'tg)C49,1(
(2.24)
(
)
[
]
{
}
1ln10C333'
'
vr
−σ−⋅+=φ (2.25)
nessas equações σ
’v
é expresso em kPa e C
r
em decimais. A proposta de Burmister (1948) é
mostrada na
Figura 2.13.
A
r
ei
a
f
i
n
a
u
n
i
f
o
r
m
e
A
r
e
i
a
f
i
n
a
b
e
m
g
r
a
d
u
a
d
a
u
n
i
f
o
r
m
e
A
r
e
i
a
m
é
d
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i
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r
m
e
A
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m
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d
i
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b
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m
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r
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A
r
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i
a
g
r
o
s
s
a
u
n
i
f
o
r
m
e
Ped
r
e
g
u
l
h
o
-
a
r
e
i
a
-
s
i
l
t
e
b
e
m
g
r
a
d
u
a
d
o
s
Ped
r
e
g
u
l
h
o
u
n
i
f
o
r
m
e
Ângulo de atrito interno, φ’
Compacidade relativa, C
r
(%)
A
r
ei
a
f
i
n
a
u
n
i
f
o
r
m
e
A
r
e
i
a
f
i
n
a
b
e
m
g
r
a
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r
m
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A
r
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m
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d
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i
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r
m
e
A
r
e
i
a
m
é
d
i
a
b
e
m
g
r
a
d
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d
a
A
r
e
i
a
g
r
o
s
s
a
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n
i
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r
m
e
Ped
r
e
g
u
l
h
o
-
a
r
e
i
a
-
s
i
l
t
e
b
e
m
g
r
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d
u
a
d
o
s
Ped
r
e
g
u
l
h
o
u
n
i
f
o
r
m
e
Ângulo de atrito interno, φ’
Compacidade relativa, C
r
(%)
A
r
ei
a
f
i
n
a
u
n
i
f
o
r
m
e
A
r
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A
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m
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A
r
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m
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d
i
a
b
e
m
g
r
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A
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s
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m
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Ped
r
e
g
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s
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b
e
m
g
r
a
d
u
a
d
o
s
Ped
r
e
g
u
l
h
o
u
n
i
f
o
r
m
e
Ângulo de atrito interno, φ’
Compacidade relativa, C
r
(%)
Figura 2.13 - C
r
x φ’ para solos granulares (BURMISTER, 1948, adaptado)
Segundo Schmertmann (1975) a estimativa de C
r
através do N
SPT
pode facilmente envolver
um erro de ± 20%. Décourt (1989) analisou a dispersão nos resultados de correlações entre C
r
e N
SPT
e a sua complexidade, e concluiu que há pouco interesse prático em se conhecer C
r
quantitativamente. Pacheco (1978) já havia verificado a imprecisão da determinação de C
r
por
meio de σ’
v
e N
SPT
. Críticas semelhantes são direcionadas às correlações entre φ’ e C
r
pois
44
essas correlações parecem ser obtidas para um dado solo ou local sem garantir sua
aplicabilidade a outros locais.
2.4.3 Estimativa de C
r
e φ’ através do ensaio CPT
A compacidade relativa (C
r
) e o ângulo de atrito (φ’) para solos granulares podem ser
estimados através da resistência de ponta de cone (q
c
) utilizando-se correlações, como as que
estão apresentadas nas Figuras 2.14 e 2.15, onde σ’
v
é a tensão efetiva do solo in-situ. A
dispersão observada no gráfico da
Figura 2.15 é atribuída pelos autores à variação de
compressibilidade da areia (na mesma compacidade o arranjo estrutural, a granulometria e a
mineralogia podem variar). Assim a equação, média, para a estimativa da C
r
em areias
normalmente adensadas de média compressibilidade (Jamiolkowski et al., 1985), com q
c
e
0
v
'σ expressos em tf/m
2
, é dada por
()
100
'
q
log6698(%)C
5,0
v
c
10r
0
×
σ
⋅+−= (2.26)
Tensão efetiva vertical, σ’
v0
(kPa)
Resistência de ponta do cone, q
c
(MPa)
C
r
C
r
Tensão efetiva vertical, σ’
v0
(kPa)
Resistência de ponta do cone, q
c
(MPa)
Tensão efetiva vertical, σ’
v0
(kPa)
Resistência de ponta do cone, q
c
(MPa)
C
r
C
r
Figura 2.14 – Relação aproximada entre q
c
e compacidade relativa (C
r
), baseado nos trabalhos de
Schmertmann (1978) e Villet e Mitchell (1981) para areias normalmente adensadas saturadas (não
cimentadas), recentemente depositadas
45
Kulhawy e Mayne (1990) apresentaram a Equação 2.27, que utiliza fatores de correção para a
variação de q
c
com o envelhecimento (Q
A
), compressibilidade (Q
C
) e a razão de
sobreadensamento (RSA).
100
'RSAQQ3020
q
(%)C
v
15,0
CA
c
2
r
×
σ⋅⋅⋅⋅
= (2.27)
sendo q
c
e σ’
v
em kPa;
Q
A
= fator de envelhecimento = 1,2 + 0,05.log (t/100); para t em anos
Q
C
= fator de compressibilidade (0,91≤Q
C
≤1,09), onde Q
C
= 0,91 (baixa
compressibilidade) para areia quartzosa, grãos arredondados; Q
C
= 1,00 (média
compressibilidade) para areia com feldspato e/ou alguns finos e Q
C
= 1,09 (alta
compressibilidade) para areia micácea e/ou contendo muitos finos.
Compacidade relativa – C
r
(%)
C
r
Compacidade relativa – C
r
(%)
C
r
Figura 2.15 – Estimativa de C
r
através de q
c
(JAMIOLKOWSKI et al. 1985)
Bowles (1996) sugere a Equação 2.28 corrigindo-se seus valores para o caso de pedregulhos
(+5°) ou areia siltosa (-5°), e sendo q
c
dado em MPa.
46
c
q29' +°=φ (2.28)
Segundo Kulhawy e Mayne (1990), pode-se estimar o ângulo de atrito através da equação
⎥
⎥
⎦
⎤
⎢
⎢
⎣
⎡
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
σ
+=φ
−
0
c
1
'
q
log38,01,0tg'
(2.29)
E ainda pode-se usar a Figura 2.16 (ROBERTSON; CAMPANELLA, 1983) para definir-se a
relação entre ângulo de atrito de areias, resistência de ponta do cone e tensão efetiva vertical
do solo.
Figura 2.16 - Relação entre ângulo de atrito de areias, resistência de ponta do cone e tensão efetiva vertical
(ROBERTSON; CAMPANELLA, 1983, obtida de SCHNAID, 2000)
2.4.4 Compacidade relativa equivalente
Mitchell (1981) apresenta uma observação feita por Seed (1979) sobre o fato de que os
projetos e/ou especificações de densificação de solos são, muitas vezes, elaborados em termos
de compacidade relativa. Então os valores de resistência à penetração, antes e após
densificação, têm que ser convertidos para compacidade relativa (C
r
) usando uma ou mais das
várias correlações existentes e desenvolvidas para condições particulares. Porém, a conversão
47
direta da resistência à penetração em C
r
é incerta, porque a resistência à penetração depende
de outros fatores além da compacidade e as correlações não são independentes do tipo de
solo. Aumento da pressão lateral, do tempo sob pressão e da estabilidade da estrutura do solo
levam a um acréscimo na resistência à penetração. Segundo Mitchell (1981) esses fatores
também provocam um acréscimo correspondente na resistência a recalques e liquefação, e
assim os valores das resistências às penetrações é que são importantes, e não a atual
compacidade relativa. Por isso tem sido conveniente para algumas aplicações, trabalhar com
uma “
densidade relativa equivalente”, que seria a densidade relativa que a massa de areia,
livremente depositada e normalmente adensada, teria para tais resistências à penetração.
Mitchell (1981) apresenta correlações aproximadas entre resistência à penetração, densidade
da areia e propriedades para avaliação da estabilidade das fundações (
Tabela 2.6). Observa-se
que a resistência à liquefação das areias aumenta consideravelmente para densidades acima de
65%.
Tabela 2.6 - Resistência à penetração e propriedades da areia (MITCHELL, 1981; adaptado)
Muito
fofa
Fofa
Medianamente
compacta
Compacta
Muito
compacta
SPT: Valores de N
SPT
(golpes/0,3m) *
CPT: Resistência de cone, q
c
(MPa) *
Densidade relativa equivalente (%) **
Peso específico seco (kN/m
3
)
Ângulo de atrito (°)
Razão de tensão cíclica que provoca
liquefação (τ/σ’
0
)
< 4
< 5
< 15
< 14
< 30
< 0,04
4 – 10
5 – 10
15 – 35
14 – 16
30 – 32
0,04 – 0,10
10 – 30
10 – 15
35 – 65
16 – 18
32 – 35
0,10 – 0,35
30 – 35
15 – 20
65 – 85
18 – 20
35 – 38
> 0,35
> 50
> 20
85 – 100
> 20
> 38
* Na tensão efetiva vertical de 100 kPa
** Areia normalmente adensada, recém depositada
A avaliação da capacidade de carga das areias depende diretamente da sua resistência à
penetração (SPT) ou resistência do cone (CPT) tanto quanto de seu ângulo de atrito interno
(φ’). Devido à baixa capacidade de carga e potencial de liquefação das areias fofas (
Tabela
2.6) não é viável técnica e economicamente o assentamento de fundações nesse solo em sua
condição natural.
Em locais sujeitos a terremotos as normas locais costumam estipular uma compacidade
relativa mínima para uso de fundações diretas (BOWLES, 1996). Baseado no trabalho de
48
Seed e Idriss (1971), Bowles (1996) apresenta relações aproximadas entre potencial de
liquefação, magnitude do terremoto e compacidade relativa das areias para um nível d’água
freático localizado a 1,5 m abaixo da superfície (
Tabela 2.7).
Tabela 2.7 - Relações aproximadas entre magnitude do terremoto, compacidade relativa e potencial de
liquefação (BOWLES, 1996)
Aceleração
do
terremoto
Probabilidade
de alta
liquefação
Potencial de liquefação
dependente do tipo de solo
e aceleração do terremoto
Probabilidade
de baixa
liquefação
0,10g
0,15g
0,20g
0,25g
C
r
< 33%
C
r
< 48%
C
r
< 60%
C
r
< 70%
33% < C
r
≤ 54%
48% < C
r
≤ 73%
60% < C
r
≤ 85%
70% < C
r
≤ 92%
C
r
> 54%
C
r
> 73%
C
r
> 85%
C
r
> 92%
Notas:
1) Para um nível d’água freático a 1,50m abaixo da superfície
2) g = aceleração da gravidade ≅ 9,8m/s
2
2.5 Compactação de solos granulares
2.5.1 Considerações gerais
Segundo Hachich et al. (1996) uma característica marcante dos solos granulares é que a
compacidade na qual se encontram na natureza é devida essencialmente ao seu processo de
formação. Os carregamentos posteriores, provocados por peso de camadas a eles sobrepostas
(após a deposição inicial) não provocam redução sensível de volume, uma vez que cargas
estáticas não vencem o atrito entre as partículas e a redução do índice de vazios provocada é
muito pequena. Este comportamento pode ser observado pelos resultados de ensaio de
compressão isotrópica de uma areia, com diferentes índices de vazios iniciais (
Figura 2.17)
realizados com areia do Rio Sacramento (USA) e relatados por Lee e Seed (1967). Verifica-se
que os índices de vazios pouco variam com o carregamento estático independentemente dos
índices de vazios iniciais. A
Figura 2.18 apresenta os valores dos ângulos de atrito da areia do
rio Sacramento (USA), em função da compacidade e nível de tensões onde se verifica que
somente para níveis de tensões muito elevadas há uma tendência de convergência das curvas
e, neste caso, o fator determinante é a quebra dos grãos devido às altas tensões ocorrentes nos
49
pontos de contato. Em tal condição, mesmo a areia moldada no estado mais compacto fica
com índice de vazios menor que o mínimo de definição, devido à quebra dos grãos.
Figura 2.17 - Variação do índice de vazios em compressão isotrópica de areia do rio Sacramento (USA)
(LEE; SEED, 1967; obtida de HACHICH, 1996)
Figura 2.18 - Ângulos de atrito da areia do rio Sacramento (USA), em função da compacidade e nível de
tensões (LEE; SEED, 1967; obtida de HACHICH, 1996)
Os estados de índice de vazios máximo (e
máx
) e mínimo (e
mín
) são obtidos através de ensaios
específicos e no Brasil são realizados segundo a Norma Brasileira NBR-12004 (ABNT, 1990)
e NBR-12051 (ABNT, 1991). A dificuldade reside na obtenção do índice de vazios dos solos
granulares em seu estado natural e não superficiais. Valores típicos de índices de vazios e
peso específico de solos não coesivos foram apresentados na
Tabela 2.2.
Em areias limpas e pedregulhos a obtenção de amostras indeformadas é um processo muito
difícil, de resultados duvidosos, e geralmente impraticável. No caso de areias saturadas, uma
das técnicas usadas é o congelamento do solo e a utilização de sonda rotativa para a extração
50
da amostra. Porém, o congelamento provoca aumento de volume da água e em conseqüência
aumenta o índice de vazios da areia (CASTELLO; POLIDO, 1997; DE MIO, 2005). A
investigação usual das areias, portanto, é feita através de ensaios penetrométricos de campo,
como o SPT, o CPT e o PD que testam o solo em seu estado natural.
Segundo Das (2007) e
máx
e e
mín
para solos granulares dependem, além da quantidade de finos
(fração menor que 0,075mm), também do tamanho e forma dos grãos e natureza da curva de
distribuição granulométrica e apresenta na
Figura 2.19 os resultados obtidos por Lade et al.
(1988) mostrando a variação de e
máx
e e
mín
com a porcentagem de finos não-plásticos (por
volume) para areia de Nevada 50/80 (USA). A razão entre os tamanhos médios dos grãos
(50% do solo tem diâmetro inferior a D
50
) da areia e os finos não-plásticos usados nos ensaios
(D
50,areia
/D
50,finos
) foi de 4,2. Percebe-se que, à medida que a porcentagem de finos/volume
aumentou de 0 a 30%, os valores de e
máx
e e
mín
diminuíram. Isso corresponde à fase onde os
finos tendem a preencher os espaços vazios entre as partículas da areia. Entre 30% e 40% a
variação de índices de vazios é pequena, mas quando essa porcentagem passa de 40% os
valores de e
máx
e e
mín
aumentam, o que corresponde à fase onde as partículas maiores perdem
o contato entre si e ficam dispersas numa massa de finos.
Figura 2.19 - Variação de e
máx
e e
mín
(para areia de Nevada, USA) com porcentagem de finos não plásticos
(LADE et al., 1988, obtida de DAS, 2007)
51
Cubrinovski e Ishihara (2002) propuseram inter-relações entre e
máx
e e
mín
,
de acordo com a
percentagem de finos. Para
areia pura (0 a 5% de finos), Equação 2.30 e para areia com finos
(5% a 15% de finos), Equação 2.31.
mínmáx
e53,1072,0e
⋅
(2.30)
mínmáx
e37,125,0e
(2.31)
A Figura 2.20a mostra um gráfico com a variação do intervalo do índice de vazios
(e
máx
– e
mín
) em função de D
50
para diversos solos, cuja curva média para solos arenosos e
pedregulhosos é dada pela Equação 2.32 (CUBRINOVSKI; ISHIHARA, 2002). A
Figura
2.20b apresenta as variações de e
máx
e e
mín
em função do coeficiente de uniformidade (C
u
) e
da angularidade (R) das partículas. O índice R usado para medir angularidade é tal que
R < 0,17 corresponde a uma partícula muito angular e R = 0,70 a uma partícula bem
arredondada (YOUD, 1973). É uma relação geométrica de uso pouco prático. Observa-se que,
para um mesmo valor de C
u
, o valor de e
máx
ou e
mín
é variável, com valores crescentes para
partículas mais angulares (maiores índices de angularidade, R).
)mm(D
06,0
23,0ee
50
mínmáx
+=− (2.32)
A compactação de areias e pedregulhos limpos é mais eficaz por meio de vibração e maiores
densidades são alcançadas ou com a areia saturada ou com a areia seca. Teores de umidade
intermediários podem resultar em menores densidades, em virtude das tensões capilares que
criam resistência ao rearranjo das partículas.
O objetivo da compactação é promover a densificação imediata do solo através da redução do
índice de vazios. Segundo Bowles (1996) a compactação de solos não coesivos depende de
uma combinação de confinamento, pressão e vibração.
A conceituação do
adensamento é a de densificação de um solo saturado ao longo do tempo
por meio da expulsão d’água dos seus vazios (transferência de excesso de poro-pressão
d’água para a pressão efetiva ao longo do tempo) através do carregamento estático e
permanente e a
compactação é a densificação de um solo não saturado por meio da
compressão imediata do ar de seus vazios através de carregamentos intermitentes. No entanto,
essa diferença entre os conceitos de adensamento e compactação é deturpado, na prática das
obras, para o tempo necessário para que ocorra a densificação do solo no processo
52
empregado. Um exemplo é o caso das areias limpas saturadas, cujo adensamento é tão rápido
que são utilizados equipamentos compactadores na sua densificação, ou seja, diz-se que a
areia está sendo compactada e não adensada.
(a)
Coeficiente de Uniformidade, C
u
= D
60
/D
10
Coeficiente de Uniformidade, C
u
= D
60
/D
10
Índice de vazios máximo, e
max
Índice de vazios mínimo, e
min
A
u
m
e
n
t
o
a
n
g
u
l
a
r
i
d
a
d
e
A
um
e
nt
o
ang
ul
ar
i
d
ad
e
Coeficiente de Uniformidade, C
u
= D
60
/D
10
Coeficiente de Uniformidade, C
u
= D
60
/D
10
Índice de vazios máximo, e
max
Índice de vazios mínimo, e
min
A
u
m
e
n
t
o
a
n
g
u
l
a
r
i
d
a
d
e
Coeficiente de Uniformidade, C
u
= D
60
/D
10
Coeficiente de Uniformidade, C
u
= D
60
/D
10
Índice de vazios máximo, e
max
Índice de vazios mínimo, e
min
Coeficiente de Uniformidade, C
u
= D
60
/D
10
Coeficiente de Uniformidade, C
u
= D
60
/D
10
Índice de vazios máximo, e
max
Índice de vazios mínimo, e
min
A
u
m
e
n
t
o
a
n
g
u
l
a
r
i
d
a
d
e
A
u
m
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n
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u
l
a
r
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A
um
e
nt
o
ang
ul
ar
i
d
ad
e
A
um
e
nt
o
ang
ul
ar
i
d
ad
e
(b)
Figura 2.20 – Índices de vazios máximos e mínimos: (a) variação de e
máx
- e
mín
em função do tamanho
médio dos grãos (CUBRINOVSKI; ISHIHARA, 2002) e (b) em função da angularidade (R) e coeficiente
de uniformidade (C
u
), (YOUD, 1973)
53
A redução dos índices de vazios do solo ocorre devido aos mecanismos de reorientação das
partículas, quebra dos grãos e conseqüente reorientação dos fragmentos, expulsão da água e ar
dos vazios e pelo eventual dobramento ou distorção das partículas. Nos solos granulares o
mecanismo predominante na densificação é a
reorientação das partículas seguida pelo
mecanismo de
quebra dos grãos que é dependente da mineralogia do solo. A reorientação das
partículas é resistida pelo atrito, que depende da força normal no contato grão a grão e é
influenciada pela capilaridade (poro-pressão negativa).
A especificação de compactação das areias é mais apropriadamente feita por meio da
compacidade relativa (C
r
). De maneira geral, é especificado que seja atingida uma C
r
com
valor igual ou superior a 65 ou 70%. Tais valores parecem estar associados aos grupos de
compacidade das areias definidos por Terzaghi e Peck (1948), como mostrado na
Tabela 2.4.
Compacidade acima de 66% colocaria a areia na categoria de compacta. Entretanto, sob o
ponto de vista de comportamento geotécnico pode ser mais apropriado estabelecerem-se
critérios que levem em consideração o conceito de
índice de vazios crítico. Areias saturadas
com índice de vazios acima do crítico se entrarem em ruptura gerariam variações positivas de
tensões neutras com risco de liquefação generalizada, o que seria inaceitável.
Num caso de obra de compactação profunda e “in-situ” para a construção de um edifício em
Boa Viagem (Recife), Gusmão et al. (2002) utilizaram, entre outros critérios, o conceito de
compacidade relativa como parâmetro para avaliar a densificação do depósito arenoso
melhorado e observaram que o melhoramento elevou a densidade relativa média da camada
arenosa que era em torno de 43 %, para valores na faixa de 55 a 94 %, o que foi considerado
um bom resultado em função de outros ensaios de verificação.
2.5.2 Solos granulares cimentados
Durante ou após sua formação os depósitos de pedregulho, areia, silte e argila podem ser
cimentados por agentes como óxido de ferro, calcita, dolomita, sílica ou mesmo argila.
Geralmente os agentes químicos são transportados em solução no lençol freático e preenchem
os espaços entre as partículas, formando
rochas sedimentares detríticas.
Os solos da região litorânea da Grande Vitória (ES) às vezes apresentam espessas camadas
concrecionadas (mais de 5m de espessura). Na região denominada como Planalto de Carapina
(Formação Barreiras) pertencente ao município da Serra, por exemplo, ocorrem camadas com
54
inclusões de lateritos impenetráveis à sondagem e até a perfis metálicos cravados. Nas regiões
de Camburi (em Vitória), Itaparica e Itapuã (em Vila Velha), ocorrem cimentações mais ou
menos localizadas, formando bolsões ou “bancos” ou até espessas camadas (4,00 a 7,00m).
Os valores de N
SPT
nos solos cimentados são elevados, variando de 30 a mais de 100 golpes
ou até impenetráveis (CASTELLO; POLIDO, 1988).
O comportamento das areias cimentadas é diferente das demais. O fenômeno que rege a
resistência de tais solos não está apenas ligado ao ângulo de atrito e à compacidade relativa,
mas também à cimentação que ocorre entre os grãos, podendo esta última predominar. Mesmo
apresentando elevados índices de vazios, a resistência desses solos pode ser muito elevada.
2.5.3 Métodos de melhoramento de solos não coesivos fofos
Muitas vezes as condições naturais de algumas camadas dos solos não satisfazem a certos
requisitos de resistência e incompressibilidade o que os inutiliza técnica e/ou economicamente
para apoio de fundações. Tais solos ditos “fracos” são mais comumente compostos por areias
e siltes fofos, argilas moles, solos orgânicos ou uma combinação destes.
Métodos específicos de melhoramento de solos têm sido desenvolvidos e a aplicação de cada
um depende da satisfação de fatores e variáveis peculiares a cada situação: área e
profundidade do tratamento, características geotécnicas e propriedades dos solos (densidade,
permeabilidade, etc), tipo dos solos, natureza da construção proposta, tipo de estrutura, tipo de
carregamento, interação solo-estrutura, recalques diferenciais e totais, material disponível,
disponibilidade de mão-de-obra e de equipamentos adequados, fatores ambientais,
experiências locais, preferências, tempo disponível e fatores econômicos. Alguns destes
métodos de tratamento são apresentados na
Tabela 2.8 (ANDERSON et al., 1978).
Mitchell (1970) relaciona o método à granulometria do solo a ser tratado e os divide em dois
grupos: aqueles aplicáveis primeiramente em solos
não coesivos (vibroflotation, explosivos,
estacas de compactação e injeção de permeação) e os que são aplicáveis a solos
coesivos
(eletro-osmose, tratamento térmico, aditivos e injeção de compactação). Sua utilização
possibilita a redução de recalques e aumento da estabilidade do terreno e, em países sujeitos a
abalos sísmicos, são usados também com o objetivo de prevenir o fenômeno da liquefação
(BARKSDALE; TAKEFUMI, 1991; GUSMÃO FILHO; GUSMÃO, 1994). Na
Figura 2.21
55
tem-se um resumo da relação entre a granulometria do solo e a técnica de melhoramento
indicada (MITCHELL, 1970).
Tabela 2.8 - Métodos de projetos e tratamento de solos fracos para fundações (Anderson et al., 1978)
Método Tipo de Solo Tipo de Estrutura
Remoção por escavação Coesivos e não coesivos Todas as estruturas
Remoção por deslocamento Coesivos Aterros
Pré-carregamento Coesivos e não coesivos Todas as estruturas
Aterro Leve Coesivos Aterros
Aterros auto-portantes Coesivos Aterros
Injeção (Grouting) Coesivos e não coesivos Todas as estruturas
Eletro-osmose Coesivos Todas as estruturas
Explosivos Coesivos* e não coesivos Todas as estruturas
Terra reforçada Coesivos e não coesivos Todas as estruturas
Vibro-densificação Não coesivos Todas as estruturas
Vibro-substituição Coesivos Todas as estruturas
Adensamento Dinâmico Coesivos e não coesivos Todas as estruturas
Nota: * Usado em argilas moles e depósitos orgânicos para facilitar o seu deslocamento
enquanto o aterro é construído.
Figura 2.21 - Técnicas de melhoramento em função da granulometria (MITCHELL, 1970; adaptado)
As técnicas de melhoramento podem ser utilizadas isoladamente ou em conjunto, e para solos
não coesivos são destacados por Mitchell (1970) os processos que usam a inserção de um
equipamento no terreno, adensamento dinâmico (ou compactação dinâmica), explosivos e
56
injeção de solos, que são descritas a seguir resumidamente. Os processos que usam inserção
de equipamentos no solo são classificados em: vibro-substituição ou vibro-deslocamento
(ANDERSON et al., 1978; MITCHELL, 1981; SOARES, 2002).
Vibroflotation (ou vibroflotação)
No processo de vibro-substituição (também chamado de vibroflotação) o solo é densificado
por vibração. O conceito fundamental da vibro-substituição foi desenvolvido na Alemanha
por volta de 1930, sendo utilizado pela primeira vez nos Estados Unidos cerca de 10 anos
depois. Trata-se de uma técnica de compactação onde se induz radialmente vibrações de
compactação no solo. É usado preferivelmente em solos granulares submersos. O principal
equipamento é constituído de uma unidade vibratória (“vibroflot”) com cerca de 2m de
comprimento. Através de um peso excêntrico (0,8 a 1,2 kN) em seu interior é possível gerar
força centrífuga (89 a 160 kN) possibilitando à unidade vibrar horizontalmente e com uma
freqüência em torno de 1800 rpm. A unidade vibratória possui diâmetro de 380 a 410 mm e
peso em torno de 18 kN. A pressão da bomba utilizada varia de 700 a 1050 kN/m
2
. A Figura
2.22 ilustra o processo de vibroflotation.
(a) (b) (c) (d) (e)
a) Vista geral do equipamento;
b) O vibroflot é posicionado no terreno e o jato d’água inferior totalmente aberto;
c) A água é injetada mais rapidamente que a capacidade do solo em drenar. É criada “areia movediça” sob o
jato d’água e o vibroflot chega a penetrar 4 a 7,5m em 2 minutos, sob vibração e peso próprio;
d) Os jatos d’água da parte inferior são transferidos para a superior e a pressão d’água é reduzida. Essa água
facilitará a descida de areia e preenchimento do vazio criado pela compactação do vibroflot no terreno;
e) Procede-se à compactação enquanto o vibroflot é extraído por etapas (0,30m a cada minuto). Primeiramente
o vibrador opera no fundo da perfuração. A vibração compacta a areia e tende a criar um vazio. Passo a passo,
vai-se enchendo o vazio com mais areia e retirando-se o vibrador. Ao longo de toda a profundidade é criada uma
coluna de areia compacta.
Figura 2.22 - Processo de Vibroflotation – Solos granulares (BOWLES, 1996; adaptada)
57
A zona de compactação ao redor do equipamento varia de acordo com o vibroflot usado e
alcança uma extensão radial de 1 a 3m, dependendo das características da areia e da energia
aplicada. A profundidade desejada é alcançada através de tubos extensores, podendo chegar a
30m (CASTELLO, 1997b; ANDERSON et al., 1978; DAS, 2007).
Compacidades relativas (C
r
) de 75% ou mais são alcançadas através desse método. Segundo
Anderson et al. (1978) a recomendação é de que o solo tenha no máximo 20% de finos, dos
quais não mais que 3% sejam argilas ativas. Para Bowles (1996) o uso do vibroflotation não é
recomendável para solos não coesivos com mais de 20% de silte ou 10% de argila.
Terra-Probe (estacas vibratórias)
Nesta técnica é usado um tubo metálico vazado, de aproximadamente 0,75m de diâmetro e
15m de altura, conectado a um vibrador. A freqüência do vibrador pode variar, mas
normalmente é de 15 Hz. A vibração impõe ao tubo impulsos verticais que o fazem penetrar
na areia fofa. Jatos de água são utilizados inicialmente para ajudar na penetração mas são
interrompidos durante a compactação. Esse processo não utiliza injeção d’água (portanto, é
mais eficaz em areias saturadas) e nem adição de materiais granulares ao redor da estaca. A
areia é colocada no topo do tubo e o acréscimo da densidade ocorre devido ao recalque. O
espaçamento entre as estacas é de 1,2 a 5m dependendo da densificação requerida e é usado
para solos onde o vibroflotation também é aplicável (BOWLES, 1996).
Vibro-compozer
Um método denominado de vibro-compozer (Figura 2.23) foi desenvolvido no Japão por
Murayama em 1958 e usa, ao mesmo tempo, o vibro-deslocamento e a vibro-substituição.
Nesse processo o tubo (diâmetro de 0,40m) é cravado no terreno através de um pesado
vibrador acoplado no topo e para evitar entrada de material durante a execução da estaca
utiliza-se uma bucha de areia e brita na ponta do tubo.
Ao alcançar a profundidade desejada, injeta-se areia através de uma abertura no tubo que é
levantado e cravado novamente usando-se o vibrador, para facilitar a execução da estaca.
Através de ar comprimido e das vibrações a areia é compactada em forma de coluna. Para
facilitar a cravação em solos mais resistentes (N
SPT
de 15 a 20 golpes) utiliza-se ar ou água
sob pressão. O comprimento limite da estaca é de 13m e seu diâmetro final geralmente é de
58
0,6 a 0,8m. O espaçamento entre estacas varia entre 1,5 a 2,2m (ANDERSON et al., 1978;
MITCHELL, 1981; BARKSDALE; TAKEFUMI, 1991).
Figura 2.23 - Execução das estacas de compactação utilizando o método Vibro-Compozer
(ANDERSON et al., 1978; adaptado)
Estacas de compactação
São estacas granulares, executadas através de processos dinâmicos com o propósito de
densificar o solo, aumentando sua resistência e reduzindo sua compressibilidade. São
utilizadas apenas como elemento de densificação (sem função estrutural) com um
espaçamento pré-determinado, estabelecido geralmente, através de uma área de testes.
Segundo Mitchell (1970) a densificação ocorre a partir de dois efeitos: deslocamento do
material igual ao volume da estaca e efeitos das vibrações durante a cravação. A introdução
de material adicional compactado também exerce grande influência no processo de
densificação do solo (GUSMÃO FILHO; GUSMÃO, 1994). A avaliação dos resultados é
feita através de ensaios de penetração. A profundidade alcançada pelo tratamento é muito
variável, entre 5 a 8m no Brasil ou entre 15 a 20m em outros países, dependendo do tipo de
equipamento utilizado. Esta técnica de melhoramento de solos granulares fofos foi
investigada neste trabalho por ter sido muito utilizada na região da Grande Vitória e é
apresentada detalhadamente no item 2.6.
Adensamento dinâmico ou compactação dinâmica
O processo de adensamento dinâmico ou compactação dinâmica foi desenvolvido na Europa
em 1970 por Menard. Consiste basicamente no apiloamento do solo com grandes pesos (5 a
40tf) caindo de grandes alturas (6 a 30m). Desenvolvido originariamente para solos
Motor
vibrado
r
Areia
59
granulares, tem sido utilizado também para argilas. Como os impactos provocam grandes
vibrações e ruídos, é mais utilizado em áreas localizadas longe dos centros urbanos
(ANDERSON et al.,1978, CASTELLO, 1997b, DAS, 2007). A
Figura 2.24 exemplifica o
processo.
Figura 2.24 - Adensamento dinâmico
(CASTELLO, 1997b; adaptado de GREENWOOD; THOMSON, 1984)
Injeção de solos (Grouting)
A estabilização “in-situ” de solos granulares também pode ser alcançada através da injeção de
um agente nos poros de solos e vazios da rocha (fissuras, falhas e cavidades). Os materiais de
injeção bem como seus alcances estão mostrados na
Figura 2.25. Segundo Mitchell (1970),
limitações são impostas a esta técnica por ser muito complexa, e seus resultados difíceis de
serem avaliados, além dos altos custos.
Figura 2.25 - Materiais de injeção (SOWERS, 1979; adaptado)
60
Explosivos
Muito utilizado para densificar depósitos de areias fofas, saturadas, localizadas a grandes
profundidades (20m ou mais). Consiste na detonação de cargas de explosivos instalados
nestes depósitos arenosos com o objetivo de provocar a liquefação seguida da expulsão da
águas dos poros. Alcançam melhores resultados em areias com, no máximo, 25% de finos. A
densidade alcançada é de 70% a 80% (MITCHELL, 1970; ANDERSON et al.,1978).
2.6 Estacas de compactação
No Brasil as estacas de compactação são executadas por vibro-deslocamento através de
equipamentos convencionais de cravação de estacas, principalmente os usados no processo
tipo Franki ou outros semelhantes (tipo Strauss ou tipo Torre), e têm sido utilizadas em
cidades como Recife (PE), Natal (RN), João Pessoa (PB) e Vitória (ES) objetivando a
viabilização de fundações diretas (SOARES, 2002; GUSMÃO; GUSMÃO FILHO, 2002;
BICALHO et al., 2002).
Segundo Passos et al. (2002), cerca de 90% das obras de fundações em João Pessoa (PB) tem
sido projetadas em sapatas com melhoramento prévio do solo, através da técnica de
compactação com estacas de areia e brita, possibilitando o aumento em até cinco vezes da
tensão admissível do solo (de 0,1 para 0,5 MPa) e permitindo a construção de edifícios com
até trinta pavimentos.
Os diâmetros de estacas mais utilizados são de 300 e 400mm, e às vezes 520mm, onde os
espaçamentos mais comuns entre estacas variam de 0,80 a 1,00m ou mais (geralmente cerca
de 2,5 a 3 vezes o diâmetro da estaca).
2.6.1 Execução das estacas de compactação pelo processo tipo Franki
O processo tipo Franki é o mais utilizado no Brasil para a execução das estacas de
compactação de areia e brita, sendo essa técnica o objeto de estudo deste trabalho.
Estacas de compactação executadas por esse processo foram utilizadas na Alemanha em 1930
por Frankipfahl Baugesellachaft, na instalação de 22.000 estacas de 9 a 15m de comprimento
para a compactação de uma camada de areia média, que serviu de base para as fundações do
Kongresshalle em Nuremberg (ANDERSON et al., 1978).
61
As estacas de compactação executadas pelo processo Franki (ANDERSON et al.,1978;
VELLOSO; LOPES, 2002) são formadas utilizando-se um tubo de revestimento fechado na
ponta com uma “bucha” seca convencional, de areia e brita. O tubo é cravado, verticalmente,
através da queda livre de um pilão sobre a “bucha”, que tampona a parte inferior do tubo,
arrastando-o para baixo pelo atrito com as paredes internas do mesmo, até atingir a
profundidade desejada em um processo idêntico ao da execução de uma estaca Franki
convencional. A “bucha” é então expulsa e é introduzido o material granular no tubo. O
alargamento do fuste (base alargada ou bulbo) é formado através do apiloamento do material
granular dentro do tubo, que é mantido fixo. O volume de material utilizado na formação da
base alargada e o número de golpes para introduzir cada caçamba deste material são anotados
e servem para o controle de execução da estaca, verificando o tipo de material na sua base.
Para formação do fuste da estaca, injeta-se mais material granular que é compactado pelo
pilão enquanto o tubo é levantado lenta e gradualmente, até atingir a superfície do terreno
(
Figura 2.26).
Figura 2.26 - Execução de estacas de compactação pelo processo tipo Franki (ANDERSON et al., 1978)
Com este procedimento, a densificação do terreno é atingida através do deslocamento de
material igual ao volume da estaca, vibrações ocorridas durante a cravação (MITCHELL,
1970; ANDERSON et al.,1978) e introdução de material adicional compactado.
2.6.2 Materiais granulares usados nas estacas de compactação
Através do processo tipo Franki as estacas de compactação podem ser executadas com areia e
brita ou pó-de-pedra e brita. O pó-de-pedra pode ser utilizado se tiver menor custo do que a
areia e a dosagem dos materiais pode variar, dependendo das necessidades locais. Em Recife
62
(PE), por exemplo, a mistura empregada na execução das estacas de compactação de solos
arenosos é formada por areia (ou pó-de-pedra) e brita 50 ou 75, no traço em volume de 3:1,
respectivamente (GUSMÃO FILHO; GUSMÃO, 1994; GUSMÃO et al., 2002). O uso da
brita é necessário apenas pelo processo executivo da estaca que necessita de uma “bucha” em
sua ponta. Sem brita não se consegue formar a bucha.
Em ensaios de caracterização realizados com amostras coletadas em três obras na cidade do
Recife, Gusmão e Gusmão Filho (2002) constataram que o pó-de-pedra utilizado possuía
distribuição típica de uma areia grossa a média, com ausência de frações correspondentes a
silte e argila e o peso específico dos grãos estava entre 27,70 e 27,90 kN/m
3
, resultados dentro
da faixa esperada do material. Para as amostras de brita coletadas, verificaram que o material
estava dentro da faixa recomendada para os projetos, que é de 50 a 75mm.
Para obras em geral no litoral nordestino, Soares e Soares (2002) apresentam um traço de 4:1
em volume (areia e brita).
Para a região da Grande Vitória (ES), uma dosagem típica da areia e brita é de 1:1 em
volume, e a brita pode ser “corrida” com tamanho máximo de 25mm, ou seja, brita n° 2
(BICALHO et al., 2004), que é mais barata. Geralmente usa-se a areia limpa disponível no
próprio local, importando-se apenas a brita. Outro traço comum é de 35% de brita e 65% de
areia.
Além da areia (ou pó-de-pedra) e brita é comum nas cidades nordestinas a adição de cimento
no material das estacas. Estas estacas são chamadas de
estacas de argamassa e usadas em
solos com quantidades significativas de finos (GUSMÃO FILHO; GUSMÃO, 1994;
SOARES; SOARES, 2002).
Uma outra variação é a utilização de estacas mistas, onde, num primeiro estágio, estacas
apenas com areia (ou pó-de-pedra) e brita são executadas até uma determinada profundidade.
Num segundo estágio, são executadas estacas de argamassa por recravação do tubo no mesmo
ponto e feita a “emenda” das estacas por superposição (PASSOS et al., 2002).
Segundo Mitchell (1981) o solo natural e o material de substituição influenciam no resultado
do melhoramento. Quanto à granulometria, a areia média é melhor do que a fina para
execução das estacas de compactação por ser mais eficaz na transmissão das vibrações.
63
2.6.3 Fatores influentes no melhoramento de solos arenosos fofos por estacas de
compactação
2.6.3.1 Granulometria do solo “in situ”
A eficiência da técnica de melhoramento de solos arenosos através de estacas de compactação
depende, assim como nos demais métodos, da quantidade existente de finos (partículas
< 0,075mm), sendo indicado que fiquem, no máximo, em torno de 20% (MITCHELL, 1970;
VAN IMPE, 1989; BARKSDALE; TAKEFUMI, 1991). Na
Figura 2.27 é mostrada a faixa
granulométrica dos solos arenosos que podem ser densificados com esta técnica.
Areia Silte
Pedregulho Argila
Distribuição mais adequada
Faixa duvidosa
Tamanho das partículas (mm)
Porcentagem de finos por peso
Areia Silte
Pedregulho Argila
Distribuição mais adequada
Faixa duvidosa
Areia Silte
Pedregulho Argila
Areia Silte
PedregulhoPedregulho ArgilaArgila
Distribuição mais adequada
Faixa duvidosa
Distribuição mais adequada
Faixa duvidosaFaixa duvidosa
Tamanho das partículas (mm)
Porcentagem de finos por peso
Figura 2.27 - Granulometria dos solos adequada às técnicas de compactação profunda
(MITCHELL, 1981; adaptado)
Segundo Mitchell (1981), experiências têm mostrado que quando a quantidade de finos/peso
ultrapassa de 20% a 25% os métodos de vibro-compactação tornam-se ineficientes. Mitchell
(1981) utiliza o termo vibro-compactação para referir-se aos métodos que envolvem inserção
de estacas vibratórias no terreno, com ou sem adição de material, e inclui nesse termo também
as estacas de compactação.
A presença de finos reduz sensivelmente a eficiência do melhoramento pois reduz a
permeabilidade do solo a ser compactado e não permite uma rápida drenagem da água
solicitada (o que é necessário para que haja compactação) com a aplicação de forças
64
dinâmicas. Também a estrutura do solo fica mais difícil de ser destruída por causa da coesão
promovida pelos finos (MITCHELL, 1981).
Outro fato relacionado à presença de finos no solo a ser compactado é a criação de reações
viscosas às vibrações impostas ao terreno durante a compactação. Gera-se um maior
amortecimento das vibrações horizontais induzidas, reduzindo muito a eficiência do
melhoramento, como mostrado na
Figura 2.28 (GUSMÃO FILHO; GUSMÃO, 1994).
AREIA
AREIA ARGILOSA
TIPO DE SOLO
Ganho de SPT (K = N
f
/N
i
)
Resistência SPT inicial (N
i
)
AREIA
AREIA ARGILOSA
TIPO DE SOLO
Ganho de SPT (K = N
f
/N
i
)
AREIA
AREIA ARGILOSA
TIPO DE SOLO
Ganho de SPT (K = N
f
/N
i
)Ganho de SPT (K = N
f
/N
i
)
Resistência SPT inicial (N
i
)
Figura 2.28 - Efeito da granulometria no melhoramento (GUSMÃO FILHO; GUSMÃO, 1994)
A Figura 2.29 apresenta outra análise da influência negativa dos finos no melhoramento
através de técnicas de vibro-compactação (SAITO, 1977).
Figura 2.29 - Efeito da quantidade de finos no aumento da resistência à penetração através de vibro-
compactação (SAITO, 1977, obtida de MITCHELL, 1981)
0 5 10 15 20 25
10
8
6
4
2
0
65
E finalmente, Mitchell (1981) descreve um caso em que as estacas de compactação só foram
eficientes na densificação do solo nas zonas onde a quantidade de finos, em massa, era menor
que 20%.
2.6.3.2 Compacidade inicial do solo
Para que a densificação dos solos não coesivos ocorra, acompanhada da melhoria de suas
propriedades mecânicas, é necessário primeiramente que a estrutura inicial do solo seja
rompida permitindo que as partículas se movam para um novo arranjo. Em solos não coesivos
saturados isso é alcançado através da liquefação provocada por carregamentos dinâmicos e
cíclicos.
Segundo Mitchell (1981) experiências têm mostrado que é mais fácil levar um material fofo a
alcançar uma alta compacidade relativa do que um com compacidade relativa inicial
intermediária. Isso ocorre porque a estrutura do solo fofo é mais fácil de ser rompida. Por
outro lado, o processo pode provocar aumento de vazios onde as areias são muito compactas e
destruir a cimentação e enfraquecer camadas de areias concrecionadas. Nestas camadas
embora haja perda de resistência, geralmente ainda continuam razoavelmente compactas e
resistentes.
Gusmão Filho e Gusmão (1994) constataram que para estacas executadas em solo arenoso
com N
SPT
iniciais (N
i
) entre 20 e 25 golpes a relação entre os valores medidos antes e após a
compactação (K
m
= N
f
/N
i
) fica próxima da unidade, ou seja, o método não apresenta
eficiência (
Figura 2.30).
Figura 2.30 - Efeito da compactação com estacas de areia e brita (GUSMÃO FILHO; GUSMÃO, 1994)
Energia de cravação:
E = 39 kN.m
K
m
= N
f
/ N
i
N
i
66
Outro fator importante é relativo à profundidade mínima a partir da qual aparecem os efeitos
das estacas de compactação. Para profundidades até 1,5m o efeito do melhoramento é
desprezível, ou seja, não há compactação eficiente da camada superficial do terreno. A
ineficiência deste método para compactar as regiões mais superficiais (em torno de 1,5m)
deve-se à falta de confinamento próximo à superfície do terreno (GUSMÃO FILHO;
GUSMÃO, 1994) ocasionando ruptura do tipo generalizada no solo. Esta camada superficial
deve ser compactada através de outros métodos como rolos ou placas vibratórias (BICALHO
et al., 2002).
2.6.3.3 Energia de compactação
A energia aplicada na execução de estacas pelo processo tipo Franki é função do peso do
pilão, sua altura de queda e nº de golpes aplicados (Catálogo FRANKI; NBR-6122/96,
ABNT) e exerce influência nos resultados da compactação.
Gusmão Filho e Gusmão (1994) mostram na
Figura 2.31 a influência da energia de
compactação no processo de compactação utilizado em duas obras. As energias foram de
39 kN.m e 125 kN.m. A energia de 125 kN.m adotada para a cravação de 400 estacas com
diâmetro de 520mm, foi obtida utilizando-se o bate estacas Franki, com pilão de 25 kN
caindo de um altura de 5m, que redunda numa energia cerca de 3 vezes além do usual no
Recife. O aumento da energia de compactação resulta numa maior eficiência do
melhoramento e o limite máximo de resistência à penetração (ou compacidade) onde o
método é eficaz também aumenta.
Figura 2.31 -Influência da energia de compactação (GUSMÃO FILHO; GUSMÃO, 1994)
ENERGIA
39 kN.m
125 kN.m
N
i
K
m
= N
f
/ N
i
67
2.6.3.4 Efeito do envelhecimento das areias (“aging”)
Os ensaios de campo mais comuns na avaliação do melhoramento de solos arenosos são o
SPT e o CPT e os resultados desses ensaios logo após a execução, às vezes, registram um
acréscimo insignificante (ou até uma redução) na resistência e um aumento na
compressibilidade do solo compactado (MITCHELL; SOLYMAR, 1984). No entanto, os
valores aumentam consideravelmente com o tempo, podendo continuar por semanas, meses e
até por alguns anos.
A densificação através dos métodos de vibro-compactação ocorre imediatamente, assim como
os recalques na superfície do terreno. Ao final do tratamento, praticamente todo o recalque já
terá ocorrido, ao passo que as melhorias nas propriedades do solo (acréscimo de resistência e
decréscimo da compressibilidade) podem continuar por períodos de semanas ou anos, mesmo
para areias e pedregulhos limpos (sem finos). Esse efeito do envelhecimento (“aging”) nas
areias tem sido estudado por muitos pesquisadores (MITCHELL, 1981; MITCHELL;
SOLYMAR, 1984; SCHMERTMANN, 1987, 1991; MESRI et al., 1990; BAXTER;
MITCHELL, 2004) com destaque para o abrangente artigo apresentado por Schmertmann
(1991), que nota que o fenômeno às vezes ocorre e outras vezes não. O tempo para esse
“envelhecimento” pode variar de alguns dias a centenas de anos e as explicações para o
fenômeno ainda não são conclusivas. Algumas das principais hipóteses encontradas na
literatura para explicação do fenômeno do envelhecimento das areias são descritas a seguir.
Um termo muito utilizado nessas hipóteses é a
compressão secundária (“creep”), que segundo
Bowles (1996) representa o gradual reajustamento das partículas de solo para uma posição
mais densa, sob tensão efetiva constante, e ocorre após a dissipação da poro-pressão podendo
continuar por muitos anos.
Segundo Mitchell e Solymar (1984) a mais provável causa do fenômeno observado envolve
dissolução e precipitação de sílica ou outro material que funciona como um cimento nos
contatos das partículas. O aumento na resistência das areias ocorre devido à formação de
filetes de ácido de sílica gel nas superfícies das partículas e sílica precipitada da solução.
Estas precipitações causariam cimentação adesiva nos contatos entre partículas.
De acordo com Schmertmann (1987, 1991) podem contribuir no ganho de resistência das
areias limpas o acréscimo gradual das tensões laterais com o tempo, uma mobilização
68
adicional do atrito ou coesão do solo, ou de ambos como resultado de reorientação das
partículas durante a compressão secundária.
Exemplos de obras em que houve aumento continuado da melhoria do solo após densificação
são apresentados a seguir.
Mitchell (1981) cita a experiência da construção do Kwinama Terminal, em Western,
Austrália, onde foram executadas 12.500 estacas pelo processo de vibroflotation para a
densificação de um depósito arenoso até 25m de profundidade. Os valores das resistências de
cone (q
c
) pós-densificação aumentaram de 10 a 15% nas 3 semanas após o tratamento.
Após a densificação de um depósito de areia limpa, fofa, utilizando vibro-compactação (até
25,00m) e explosivos (de 25,00 a 40,00m), com o propósito de minimizar recalques após
construção de uma hidroelétrica no Rio Niger, na Nigéria, foram obtidos acréscimos acima de
100% na resistência à penetração do cone (q
c
) após 124 dias (MITCHELL; SOLYMAR,
1984). Os resultados de testes com CPT executados imediatamente após a execução das
estacas de compactação e após um dia do uso de explosivos indicaram uma redução na
resistência do solo, sendo que a redução mais significativa da resistência ocorreu com o uso
de explosivos.
Schmertmann (1987) cita acréscimos nos valores da resistência medidos por ensaios de CPT
em torno de 20 a 30% entre 1 e 10 semanas após a utilização da técnica de adensamento
dinâmico de uma areia saturada. Ele atribui este fato ao acréscimo do ângulo de atrito, devido
ao reajustamento das partículas e redistribuição dos grãos de areia após o adensamento
dinâmico. As resistências de cone imediatamente após o adensamento dinâmico (q
c0
) e após
algum tempo (q
c
) estão apresentadas na Figura 2.32.
Castello (1997a) cita um exemplo onde a resistência à penetração de barras (sondagens tipo
cone holandês ou penetrômetro dinâmico) mais que dobraram em 60 dias e quintuplicaram em
5,5 anos, sendo que o maior ganho ocorreu em uma semana. Ainda observou em Vitória (ES)
que uma areia compactada apresentou um aumento de resistência de 30% a 50% em 15 dias.
O grande número de hipóteses sobre o fenômeno (compressão secundária, cimentação,
movimento de partículas dispersas, tensões internas, e outras considerações) mostra que o
mecanismo ainda não é completamente entendido. No entanto, é razoável concluir que
avaliações imediatas após o término da compactação podem fornecer resultados
69
conservativos, subestimando-se o ganho de resistência do solo (MITCHELL, 1981;
CASTELLO, 1997a).
Figura 2.32 - Acréscimo na resistência estática do cone (q
c
) com o tempo, após adensamento dinâmico
(SCHMERTMANN, 1987; adaptado)
2.6.3.5 Distribuição das estacas de compactação
Geralmente a distribuição das estacas de compactação é feita nos nós de malhas quadradas ou
triangulares (
Figura 2.33) segundo um espaçamento (s). O comprimento da estaca usualmente
é tal que atravesse toda (ou quase) a camada fofa ou baseada em alguma análise teórica do
problema. A incógnita restante a se definir é o espaçamento máximo entre as estacas de forma
a conseguir-se a melhoria desejada.
Malha Quadrada Malha Triangular
Figura 2.33 - Distribuição típica de estacas de compactação (BASORE; BOITANO, 1969; adaptada)
O volume de areia fofa deslocada pelo material injetado é um dos mais importantes fatores a
serem observados no melhoramento de solos usando estacas de compactação (BARKSDALE;
TAKEFUMI, 1991), mas não é o único. Além da compressão necessária para a introdução da
estaca de compactação ainda existe a densificação oriunda das vibrações provenientes da sua
golpes
Dias após o adensamento dinâmico
Estacas
70
cravação. E tais vibrações serão tão mais importantes quanto mais denso estiver o solo, pois aí
a cravação será mais difícil (maior energia de cravação) e maior a transmissão de energia
(solo mais rígido terá maior módulo de elasticidade que aumenta a transmissão de vibrações).
Segundo Mitchell (1970) no caso de cravação de estacas convencionais em solos não coesivos
pelo processo tipo Franki a compressão do solo pode se estender, horizontalmente, até cinco
vezes o diâmetro da estaca. Em areia fofa (C
r
= 17%) foram observados deslocamentos de
solo até 3 a 4 diâmetros do centro da estaca e de 2,5 a 3,5 diâmetros abaixo da ponta da
estaca. Para areia média (C
r
= 37%), os valores observados foram 4,5 a 5,5 diâmetros abaixo
da ponta (ROBINSKI; MORRISON, 1964). Para estacas convencionais cravadas em solos
granulares, Broms (1981) indica uma região ao redor da estaca que é compactada durante a
cravação, com distância radial variando de 7 a 12 diâmetros e de 3 a 5 diâmetros abaixo da
ponta (
Figura 2.34). Segundo Gusmão Filho e Gusmão (1994) e Costa et al. (2004) a
execução de uma estaca de areia promove compactação significativa em um raio de influência
da ordem de 2 a 2,5 vezes seu diâmetro, tendo sido observado por Gusmão et al. (2002) que a
execução de uma estaca promoveu a compactação do solo a uma distância de 3 vezes o seu
diâmetro. E finalmente deve-se lembrar que o diâmetro final das estacas de compactação pode
ser de 1,5 a 1,6 vezes o diâmetro do tubo metálico utilizado para formação do fuste
(BOWLES, 1996).
ZONA COMPACTADA
RECALQUE
D
7D a 12D
3D a 5D
Figura 2.34 - Compactação ao redor de estacas cravadas em solos granulares (BROMS, 1981; adaptada)
Teoricamente, a especificação básica de espaçamento entre estacas pode se basear apenas no
volume total de estacas de compactação que levem a uma desejada compacidade relativa. No
71
entanto, mesmo tal procedimento simplificado requer conhecimento dos índices de vazios
inicial, máximo e mínimo e, para controle de qualidade, do índice de vazios final. Na prática,
a obtenção de tais parâmetros com confiabilidade é difícil, uma vez que amostras
indeformadas de areias fofas submersas são normalmente impraticáveis de serem obtidas
(ANDERSON et al., 1978; SOWERS, 1979; DAS, 2007). Assim, formulação teórica, embora
importante, deve ser tomada apenas como indicativa.
A formulação teórica para a estimativa do espaçamento entre as estacas de compactação é
baseada nos índices de vazios inicial (e
0
) e final (e
f
) da areia que se quer densificar
(MITCHELL, 1981; BARKSDALE; TAKEFUMI, 1991; BOWLES, 1996), onde o índice de
vazios inicial é medido diretamente ou através de correlações e o índice de vazios final seria
um valor imposto no projeto, por exemplo, para se obter uma dada compacidade relativa
(conforme demonstração apresentada no Anexo A). A formulação teórica sugerida para
estimativa do espaçamento entre as estacas numa malha quadrada é dada pela Equação 2.33 e
para uma distribuição triangular, a mesma deverá ser multiplicada por 1,08 (Equação 2.34).
f0
0
ee
e1
2
D
s
−
+
×π×=
(2.33)
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−
+
×π××=
f0
0
ee
e1
2
D
08,1s
(2.34)
sendo, s o espaçamento entre estacas, e
0
o índice de vazios inicial da areia (antes da
compactação), e
f
o índice de vazios final da areia (após a compactação) e D o diâmetro da
estaca. Nestas equações considera-se que a areia é densificada somente devido ao
deslocamento lateral, sendo este proporcional ao volume de material injetado na estaca. Como
é negligenciado o efeito das vibrações durante a execução da estaca, tal equação é
conservativa, e assim torna-se imprescindível verificar o melhoramento usando ensaios de
campo.
Num projeto específico, a situação ideal é a execução de estacas de testes com espaçamentos
pré-determinados e a verificação dos resultados através dos ensaios penetrométricos,
adotando-se como definitivo o maior espaçamento que atender às especificações de projeto.
Nas obras de Vitória (ES), além da análise teórica, o procedimento típico é considerar-se um
espaçamento de referência como 3 diâmetros do tubo Franki usado no processo, uma vez que,
72
para estacas convencionais, tal espaçamento acarreta nas areias dificuldades (ou até
impossibilidade) de cravação das últimas estacas de grupos. À medida que as estacas vão
sendo executadas verificam-se os resultados através de ensaios de campo comparando os
dados iniciais do terreno (antes da compactação) e finais (após a compactação), e se for o caso
ajusta-se o espaçamento (BICALHO et al. 2002, 2004a, 2004b).
Nas cidades de Recife, João Pessoa e Natal, Soares e Soares (2004) adotam espaçamentos
variando de 0,80m a 1,00m e a distribuição tanto pode ser localizada sob cada sapata (
Figura
2.35a) ou estendendo-se para além das bordas das sapatas (
Figura 2.35b) ou abrangendo toda
a área de projeção do prédio (
Figura 2.35c). Na opinião de Gusmão Filho e Gusmão (1994) a
malha deve cobrir toda área de projeção da lâmina do prédio, estendendo-se por mais uma ou
duas filas de estacas além da projeção da sapata.
(a) Localizada sob cada sapata (b) Estendendo-se para além das bordas das sapatas
(c) Cobrindo toda a área de projeção do prédio
Figura 2.35 – Exemplos de distribuição das estacas de compactação (SOARES; SOARES, 2004)
73
2.6.4 Controle executivo das estacas de compactação
2.6.4.1 Ensaios de campo
As técnicas mais comuns para avaliação dos resultados de uso dos processos de compactação
são: ensaios de campo, volume de material injetado e resistência à cravação das estacas. Os
ensaios de campo SPT e CPT são os mais utilizados na avaliação dos resultados em areias,
sendo que o CPT possui a vantagem de avaliar de forma contínua a camada de solo. Em
alguns casos, instrumentações (como piezômetros por exemplo) são usadas para monitorar as
condições durante a densificação (MITCHELL, 1981).
No Nordeste, assim como em todo o Brasil, o ensaio de campo mais usado é o SPT, ficando o
CPT (equipamento raro entre empresas de sondagens) quase que limitado a campos
experimentais. Na região da Grande Vitória (ES) tem sido comum o ensaio por Penetrômetro
(cone) Dinâmico Contínuo PD). A existência de laminações mais fracas, por exemplo, são
mais facilmente detectadas pela penetração contínua do ensaio por PD do que pelo SPT
(BICALHO et al. 2002, 2004, 2005). Diferentemente do SPT, prescinde de pré-furo (que pode
alterar as condições naturais do solo) e é um método rápido, fácil e econômico de
investigação “in situ” complementar às sondagens SPT (ISSMFE, 1989; CASTELLO et al.
2001; CORDEIRO, 2004).
É válido lembrar que, fora de Vitória, a utilização de penetrômetros dinâmicos (PD) pesados
(65kg) na avaliação do processo de compactação por estacas não é comum. Nas obras de
compactação de leitos e sub-leitos de estradas é que se encontra com maior facilidade
referências ao uso de penetrômetros leves para avaliação de compactação, relacionando os
resultados obtidos à resistência do ensaio CBR (STANICHEVSKY et al., 2003; TRICHÊS;
DAL PAI, 2006). Para avaliação de capacidade de carga de estacas também se tem usado
experimentalmente o penetrômetro dinâmico leve (ÁVILA; CONCIANI, 2006; SILVA et al.,
2006), assim como para caracterização geotécnica dos solos, utilizando tanto o leve quanto o
pesado (MARTINS; MIRANDA, 2003; NILSSON; 2004; MIGUEL et al., 2005).
74
2.6.4.2 Volume de material injetado e resistência à cravação
O volume de areia fofa substituída pelo material injetado é um dos mais importantes fatores a
serem observados no melhoramento de solos usando estacas de compactação (BARKSDALE;
TAKEFUMI, 1991).
Usualmente a camada fofa que se quer densificar está apoiada sobre alguma outra camada de
solo resistente e é necessário especificar-se uma profundidade para as estacas de compactação
e confirmar-se tal profundidade no campo. Como o processo utilizado na execução das
estacas de densificação é o tipo Franki, na região da Grande Vitória (ES), a confirmação da
profundidade para execução da base alargada (bulbo) é feita através da fórmula dinâmica de
Nordlund (1982) proposta para estacas tipo Franki convencionais, que se baseia no volume
expulso da bucha da estaca e na energia usada em tal processo. O número de golpes, N, para
uma dada carga então, é
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
⋅⋅
⋅⋅
=
3/2
t
scad
VhW
KVR
N
(2.35)
sendo R
ad
a carga admissível da estaca, V
c
o volume da caçamba (m
3
), h a altura de queda do
pilão; W o peso do pilão, K
s
a constante empírica do solo e V
t
o volume total de solo
adicionado na base (
m
3
). Esse controle da execução utiliza o número de golpes para injetar o
material no bulbo, garantindo a energia requerida para que a estaca desenvolva determinada
capacidade de carga. É certo que no caso das estacas de compactação, não há interesse em que
as estacas recebam algum carregamento, funcionando apenas como elemento de densificação
do solo. No entanto, à medida que se tem uma energia maior de compactação, o terreno ao
redor da estaca é vibrado com mais vigor, e essa energia pode ser medida através da fórmula
dinâmica de Nordlund (1982).
75
CAPÍTULO 3 CASOS DE OBRAS ESTUDADOS
3.1 Descrição da região e aspectos geológico-geotécnicos
O Estado do Espírito Santo está localizado na parte oriental da Região Sudeste, Brasil,
limitando-se com o Oceano Atlântico e com os Estados da Bahia, Minas Gerais e Rio de
Janeiro (
Figura 3.1). Possui um território compreendido por duas regiões naturais com relevos
bem distintos: o litoral, que corresponde à cerca de 40% da área total do Estado e o planalto,
que dá origem à região serrana com altitudes superiores a 1.000 metros, destacando-se o Pico
da Bandeira (2.890 m), o terceiro mais alto do País e o mais alto do Estado (PMV, 2008).
Figura 3.1 - Localização do Estado do Espírito Santo e sua capital, Vitória
A cidade de Vitória, capital do estado, está situada na ilha de mesmo nome e integra o
município de Vitória, formado por um arquipélago composto por 34 ilhas e por uma porção
continental. A Região Metropolitana da Grande Vitória (RMGV) engloba o próprio município
de Vitória mais os municípios de Vila Velha, Cariacica, Serra, Viana, Guarapari e Fundão
(
Figura 3.2).
A morfologia das regiões costeiras é influenciada pela dinâmica global (tectônica de placas,
clima, variações paleoclimáticas e mudanças do nível do mar) e pela dinâmica costeira
(ondas, correntes litorâneas e transporte de sedimentos, marés e ressacas, ventos). Essa
76
influência é perceptível ao longo da costa brasileira, que possui diferentes condicionamentos
geológicos e climáticos, responsáveis por grande diversidade de aspectos geomorfológicos e
de uma forma geral apresenta sucessões de planícies costeiras alternando-se com falésias e
costões rochosos (SOUZA et al., 2005). Um dos principais fatores que contribuíram para a
formação dos solos sedimentares da região costeira do Brasil foram os episódios de variações
do nível relativo do mar (transgressão e regressão) ocorridos durante o Período Quaternário e
tais ciclos trangressivos-regressivos deram origem aos sedimentos pleistocênicos e
holocênicos (MARTIN, 1988; CASTELLO; POLIDO, 1988, SUGUIO, 1999; SOUZA et al.,
2005).
GUARAPARI
VILA VELHA
VIANA
CARIACICA
SERRA
FUNDÃO
VITÓRIA
GUARAPARI
VILA VELHA
VIANA
CARIACICA
SERRA
FUNDÃO
GUARAPARI
VILA VELHA
VIANA
CARIACICA
SERRA
FUNDÃO
GUARAPARI
VILA VELHA
VIANA
CARIACICA
SERRA
FUNDÃO
VITÓRIA
Figura 3.2 - Municípios integrantes da Região Metropolitana da Grande Vitória (RMGV)
Alguns indicadores geológicos de paleoníveis do mar acima do atual são os terraços de
construção marinha, os terraços de abrasão marinha e as rochas praiais compostas de arenitos
ou conglomerados de paleopraias, em geral cimentados por carbonato de cálcio e contendo
teores variáveis de conchas de moluscos mais ou menos fragmentados e outros biodetritos
(espinhos de ouriços, algas calcárias, fragmentos de corais, etc.). São rochas típicas de regiões
de climas quentes e, na costa brasileira, ocorrem desde o litoral norte do Rio de Janeiro e
chegam até a região norte, com maior freqüência na costa nordestina (SOUZA et al., 2005).
De acordo com a subdivisão esquemática da costa brasileira em cinco setores (norte, nordeste,
leste, sudeste e sul), o Espírito Santo pertence ao setor da Costa Leste ou Oriental (
Figura 3.3)
compreendido entre a Baía de Todos os Santos (BA) e Cabo Frio (RJ) e para esse setor Souza
et al. (2005) descrevem:
RMGV
77
[...] “Costas altas, falésias na Formação Barreiras e costões rochosos no embasamento
cristalino, estes ocorrendo a partir da Baía de Vitória rumo ao sul, alternam-se com costas
baixas, constituídas por planícies costeiras muito bem desenvolvidas em torno da
desembocadura dos principais rios, como o Jequitinhonha, o Doce e o Paraíba do Sul. Nessas
planícies observam-se sistemas múltiplos de laguna e barreira. Manguezais ocupam as margens
das áreas estuarinas e lagunares. Amplos terraços ornamentados por sistemas de cordões
litorâneos regressivos, pleistocênicos e holocênicos, são parcialmente retrabalhados pelos
ventos, dando origem a campos de dunas arenosas.”
Figura 3.3 - A costa brasileira (SOUZA et al., 2005)
Embora ocupe uma região constituída, predominantemente, de solos sedimentares de origem
marinha, a região da Grande Vitória (ES) possui uma geologia acidentada e escarpada com
freqüentes afloramentos de rochas graníticas ou gnáissicas e morros que funcionam como um
escudo impedindo a ação homogênea de agentes marinhos e/ou agentes aluviais permitindo
78
assim o desenvolvimento, quase lado a lado (às vezes até se confundindo) de perfis de solo
sob as mais variadas condições. Na ilha de Vitória e em direção ao sul os afloramentos do
complexo cristalino se avizinham e penetram no mar. Ao norte, o embasamento cristalino
retrocede para o interior deixando uma faixa litorânea (cerca de 10 quilômetros) constituída
por tabuleiros da formação Barreiras, pertencente ao período Terciário (CASTELLO;
POLIDO, 1986, 1988). Sua formação geológica recente (Período Quaternário) é pouco
estudada, com registro de mapeamento geológico (MARTIN; 1988) apenas da planície
costeira do Rio Doce.
Segundo Castello e Polido (1986, 1988) a região de Vitória é dividida em “domínios”
geotécnicos, cujas características principais são apresentadas através de perfis geotécnicos
típicos de diversos bairros, baseados em investigações com ensaios de campo (SPT e CPT) e
ensaios de laboratório. Destaca-se na geologia local o fato de que os sedimentos marinhos de
baixada comumente constituem sopé de morros, com ocorrência de camadas de argilas
vermelhas ou variegadas, tipicamente coluviais, entremeadas nas camadas de solos
sedimentares, assim como matacões e blocos de rochas e também transições abruptas de
argila mole para rocha sã que apresentam mergulhos com grandes declividades (> 45°), como
exemplificado na
Figura 3.4.
Nas Figuras 3.5 a 3.7 são mostrados alguns dos perfis geotécnicos para as regiões de Vitória e
Vila Velha, sendo os mesmos identificados pelos nomes dos principais bairros. A região de
Jardim Camburi (Vitória) possui um solo com complexa geologia. Abaixo do aterro
superficial (cerca de 1,50m) o solo compõe-se, em geral, de “bancos” ou uma “matriz” de
areia, entremeados por lagunas, canais de drenagem ou rios preenchidos por sedimentos
argilosos e geralmente cobertos por mais camadas de areias e camadas tipicamente
transportadas por enxurradas provenientes dos tabuleiros vizinhos. Nessa região, os solos
quaternários estão assentados sobre solos da Formação Barreiras, com o embasamento
cristalino situando-se em profundidades além de 50 metros. A região de Jardim da Penha está
situada entre Vitória (capital) e Jardim Camburi e a característica marcante dos solos dessa
região (
Figura 3.5) é a existência de uma espessa camada (com 10m ou mais) de areia
concrecionada cujo material cimentante é ou óxido de ferro ou calcáreo.
79
Figura 3.4 - Perfil geotécnico típico de Vitória, ES (CASTELLO; POLIDO, 1986)
Figura 3.5 - Transição Jardim da Penha/Jardim Camburi, Vitória, ES – Ensaio de cone ao lado de SPT
(CASTELLO; POLIDO, 1988)
80
Na região da Praia da Costa, que é formada por uma faixa litorânea com cerca de 1 Km
localizada entre o mar aberto e Vila Velha, também se encontra uma espessa camada de areia
com cimentação calcárea, chegando a ser impenetrável à cravação de estacas metálicas e
apresentando recuperação de RQD (Rock Quality Designation) de 100% (CASTELLO;
POLIDO, 1988). As camadas sobrejacentes, com cerca de 3m ou mais de espessura, são
compostas por areias pouco a medianamente compactas, ocorrendo também laminações de
areias fofas ou com cimentação ferruginosa fraca e camadas de argilas marinhas. Mais abaixo
ocorrem solos coluviais, residuais e o embasamento cristalino. Em alguns locais, no entanto, a
camada de areia cimentada desaparece e a areia superficial apresenta-se fofa. Em outras
regiões de Vila Velha, tem-se basicamente uma laguna assoreada por vazas marinhas com
intrusões de bancos de areia onde podem ser encontradas cimentações calcáreas e/ou
ferruginosas e onde o embasamento cristalino encontra-se a mais de 50 metros de
profundidade (
Figura 3.6 e Figura 3.7).
Figura 3.6 - Perfil de um terreno situado em Itaparica, Vila Velha, ES (POLIDO; CASTELLO, 1982)
81
(a)
(b)
Figura 3.7 - Perfis geotécnicos de Vila Velha: (a) transição Praia da Costa/ Vila Velha (Rodovia Darly
Santos); (b) região central de Vila Velha, com camada de areia cimentada (CASTELLO; POLIDO, 1988)
82
3.2 Localização e descrição das obras
3.2.1 Introdução
As obras analisadas neste trabalho estão localizadas na região litorânea da Grande Vitória, em
bairros pertencentes aos municípios de Vitória e Vila Velha, Espírito Santo, conforme
apresentado na
Tabela 3.1.
Nas obras 1 e 2 analisa-se a técnica de melhoramento de solo arenoso com estacas de
compactação e a correlação entre os ensaios SPT e PD utilizados nas avaliações pré e pós-
compactação do terreno. A obra 3 refere-se a uma investigação geotécnica através de ensaios
SPT e PD em um terreno localizado na região litorânea do município de Vila Velha (próximo
à região da obra 2) com perfil geotécnico semelhante aos das obras 1 e 2, apresentando
camadas superficiais de areias limpas características da região litorânea da Grande Vitória
(ES). Portanto, face à possibilidade de uma correlação local entre os ensaios SPT e PD, além
da execução de ensaios de laboratório nas amostras amolgadas obtidas do SPT, incluiu-se esse
estudo de caso como fonte de informação auxiliar às demais obras analisadas.
Tabela 3.1 - Localização e descrição das obras estudadas
Estudo de Caso
Município Assunto
1 Vila Velha
2 Vitória
Estacas de compactação para melhoramento de solo arenoso
fofo e utilização de penetrômetro dinâmico pesado (PD) em
conjunto com ensaio SPT na investigação geotécnica do
terreno e avaliação dos resultados pós-compactação.
3 Vila Velha Utilização de penetrômetro dinâmico (PD) em conjunto com
ensaio SPT na investigação geotécnica do terreno
As regiões das obras em estudo possuem solos arenosos com mesma origem geológica
compostos por sedimentos marinhos do Holoceno (período Quaternário), com camadas de
areias superficiais geralmente heterogêneas, apresentando diferentes compacidades relativas
devidas, provavelmente, às estratificações ocorridas durante as variações do nível relativo do
mar (transgressões e regressões) ao longo dos anos (CASTELLO; POLIDO, 1982; SOUZA et
al., 2005) como visto no item 3.1. A
Figura 3.8 retirada do mapa “Levantamento de
Reconhecimento dos Solos do Espírito Santo” apresentada por EMBRAPA (1978) e adaptada
83
de Castello e Polido (1988) mostra a situação da região estudada de uma forma generalizada e
simplificada, com localização das três obras.
As areias em estudo têm propriedades índices bem similares apresentando-se como areias
finas a médias, quartzosas, geralmente limpas (menos de 5% passando na peneira nº 200) e
compacidade relativa variando de fofa a compacta.
Figura 3.8 - Mapa Pedológico da Grande Vitória (CASTELLO; POLIDO, 1988; adaptado da EMBRAPA,
1978) e localização das três obras em estudo
OBRA 1
(
Vila Velha
)
OBRA 2
(Vitória)
OBRA 3
(
Vila Velha
)
84
Os ensaios SPT foram realizados conforme a NBR-6484 (ABNT, 2001) tendo sido obtido o
índice de resistência à penetração do amostrador-padrão (N
SPT
) a cada metro, com exceção
apenas da obra 2 onde foram feitas algumas penetrações extras. Os ensaios com
penetrômetros dinâmicos (PD) foram realizados conforme especificação da “Referência
Internacional para Procedimentos de Ensaio para Sondagem Dinâmica” (ISSMFE 1989),
tendo sido obtido o índice de resistência à penetração (q
d
) a cada 0,20m. Os procedimentos de
execução desses ensaios foram apresentados no Capítulo 2.
Os penetrômetros dinâmicos pesados (PD) foram executados utilizando-se o tripé de
sondagem SPT onde o amostrador foi substituído pela ponta rombuda cônica. A cravação da
ponteira cônica no solo foi executada através da queda do martelo, com medição do número
de golpes necessários para penetrar 0,20m no solo. As características em comum entre os
penetrômetros executados nas três obras são: diâmetro (51 mm), ângulo (90°) e área da ponta
(2043 mm
2
). O peso do martelo e altura de queda variaram conforme mostra a Tabela 3.2.
Tabela 3.2 - Dados dos penetrômetros utilizados nas obras em estudo
Características dos Penetrômetros Obra 1 Obra 2 Obra 3
Peso do martelo (kgf) 64 65 65
Altura de queda (m) 0,45 0,40 0,75
3.2.2 Descrição e perfil geotécnico do terreno - Obra 1
A Obra 1 é um terreno localizado na região litoral do município de Vila Velha (ES), onde foi
construído um edifício residencial entre 1992 e 1994, com 10 pavimentos e cargas na
fundação variando de 2400 kN a 5300 kN. Foram utilizadas estacas de compactação de areia e
brita, executadas pelo processo tipo Franki para densificação das camadas superficiais de
areia para viabilização de fundações diretas. No Capítulo 4 discute-se em detalhado as estacas
de compactação utilizadas nesta obra.
Inicialmente foram realizados 7 ensaios SPT e 6 ensaios PD (penetrômetro pesado, conforme
Tabela 3.2), com a locação apresentada na Figura 3.9 e alguns ensaios de laboratório
(propriedades índices).
85
R
U
A
SP3
SP2
SP1
PD4
PD3
PD1
PD5
SP4
PD6
PD2
F1
F2
F3
L
I
M
I
T
E
D
O
T
E
R
R
E
N
O
(
3
4
,4
5
m
)
LIMITE DO TERRENO (56,60m)
LIMITE DO TERRENO (34,60m)
ÁREA 1ÁREA 2
(maior compacidade inicial)(menor compacidade inicial)
L
I
M
I
T
E
D
O
T
E
R
R
E
N
O
(
4
0
8
0
m
)
LEGENDA
- SP e F = Sondagem SPT Inicial
- PD = Penetrômetro dinâmico Inicial
R
U
A
Figura 3.9 - Planta de situação com 7 ensaios SPT e 6 ensaios PD executados no terreno natural - Obra 1
Na Figura 3.10 tem-se o perfil geotécnico típico do terreno natural (obra 1) onde se percebe a
grande heterogeneidade do terreno. Perfis geotécnicos detalhados são apresentados no Anexo
B, assim como os resultados de todos os ensaios SPT e PD executados (Tabelas B.1 e B.2,
respectivamente).
De uma forma geral, a superfície do terreno natural está na cota 0,00m (cota do meio-fio da
rua) e o nível d’água freático (NA) situa-se na cota -1,00m. Em parte do terreno, existe um
aterro argilo-arenoso com cerca de 1,00m de espessura e a seguir, até a cota -5,00m, ocorre
uma camada natural de areia limpa, com uma região variando de pouco compacta a compacta
(área 1) e outra região variando (de forma errática) de fofa a medianamente compacta (área
2). Na área 1, os valores de N
SPT
variam entre 5 e 33 golpes e na área 2 estão entre 2 e 25
golpes (energia supostamente em torno de 75%, de acordo com a maioria das medições no
Brasil).
Aproximadamente entre as cotas -4,50 e -5,50m tem-se uma camada de areia argilosa, às
vezes com material turfoso, com espessura máxima de 0,50m sob a qual encontra-se uma
camada de areia concrecionada por cimentação ferruginosa que vai até a cota -8,00m. Entre as
cotas -8,00m e -15,00m surgem camadas medianamente compressíveis, de argila marinha
orgânica (com espessura entre 2,00 e 4,00m) e areias marinhas fofas, siltes argilosos médios e
86
outros solos de consistências ou compacidades medianas. A seguir, ocorre nova camada de
areia muito compacta (com aproximadamente 5,00m de espessura) assente sobre camadas de
solos relativamente compressíveis e finalmente solos resistentes e pouco compressíveis (N
SPT
variando de 13 a 40 golpes), onde findam as sondagens.
15,45
15,22
1/45
8
5
19
12/15
33
30/3
19/15
7
4
1/20
2
2
4
24/15
15/7
2
1/15
5
7
11
9
1/20
38/15
15/5
22
16
1/20
8
3
4
2
36/30
15/5
15/7
15/9
4
5
4
4
6
6
6
20
AREIA ARGILOSA, COM
25
VALVAS, COMPACTA, CINZA ESVERDEADA
25,45
25
AREIA FINA, ARGILOSA,
ARGILA ORGÂNICA, MOLE
20
FOFA A POUCO COMPACTA, CINZA ESVERDEADA
A AMARELADA
CINZA ESCURA
20
A MÉDIA, CINZA ESVERDEADA
9
10
9
5
10
9
2
30/15
18
10
1/20
5/25
5
5
4/40
4
19
NA
NA
NA
POUCO
AREIA FINA,
AREIA ARGILOSA, FOFA, CINZA ESVERDEADA
MEDIANAMENTE COMPACTA A MUITO COMPACTA,
ARGILA ORGÂNICA, MOLE,
AREIA MÉDIA E FINA, POUCO ARGILOSA,
AREIA MÉDIA E FINA,
10
15
10
15
POUCO COMPACTA, CINZA ESCURA
POUCO ARGILOSA, FOFA,
VARIADA, MUITO COMPACTA,
AREIA DE TEXTURA
15
10
CINZA ESCURA
AREIA FINA E MÉDIA, POUCO A
AREIA FINA E MÉDIA, FERRUGINOSA,
AREIA ARGILOSA, COM TURFA,
5
5
FOFA, CINZA ESCURA
5
MEDIANAMENTE COMPACTA, MARROM E CINZA
CINZA ESCURA
FERRUGINOSA, FOFA A
COMPACTA, MARROM
10
15
AREIA FINA E MÉDIA,
CINZA CLARA
COMPACTA,
5
MARROM ESCURA
AMARELADA
MOLE A MÉDIA, VARIEGADA (VERMELHA, MARROM, AMARELA,
ATERRO: ARGILA ARENOSA, MUITO
SP3
0
0
COTAS (m):
0
SP2
CINZA ESCURA)
0
SP1
ÁREA 1ÁREA 2
(maior compacidade inicial)(menor compacidade inicial)
Figura 3.10 - Perfil geotécnico típico do terreno – Obra 1
A variação do N
SPT
até 35,50m de profundidade está apresentada na Figura 3.11, onde se
destacam os elevados valores para as camadas de areias concrecionadas por cimentação
ferruginosa, existentes entre as cotas -5,00m e -8,00m e entre as cotas -13,00 e -17,00m. A
profundidade de interesse para análise do terreno (obra 1) refere-se aos 6 metros iniciais
(camada superficial de areia fina e média), cuja variação da resistência inicial (N
SPT
e q
di
) com
a profundidade está mostrada na
Figura 3.12. Observa-se que os dois ensaios registraram um
aumento acentuado na resistência do terreno natural entre 3,00 e 5,00 metros.
87
0
5
10
15
20
25
30
35
0 20 40 60 80 100 120
N
SPT
(golpes/300mm)
Profundidade (m)
F1
F2
F3
SP1
SP2
SP3
SP4
Figura 3.11 - Ensaios SPT iniciais (terreno natural) – Obra 1
0
1
2
3
4
5
6
0 1020304050607080
N
SPT
(golpes/300mm)
Profundidade (m)
0
1
2
3
4
5
6
0 5 10 15 20 25 30
q
di
(MPa)
Profundidade (m)
(a) (b)
Figura 3.12 – Variação de N
SPT
(a) e q
di
(b) até 6,00m de profundidade para o terreno natural – Obra 1
88
Para análise estatística da variabilidade dos dados são usados a média (aritmética), o desvio-
padrão (
s) e o coeficiente de variação (Cv) que são medidas de dispersão e servem para
indicar a variabilidade dos dados em torno da média.
O coeficiente de variação (Cv) é definido como o quociente entre o desvio-padrão e a média
(Equação 3.1) e freqüentemente expresso em porcentagem. Sua vantagem é caracterizar a
dispersão dos resultados em termos relativos a seu valor médio (COSTA NETO, 1977). Uma
abordagem simples que pode auxiliar na avaliação da variabilidade é a análise dos valores
máximos, mínimos e médios obtidos, em conjunto com o desvio padrão e coeficiente de
variação.
%100
Média
padrãoDesvio
variaçãode eCoeficient ×
=
(3.1)
Na Figura 3.13, a variação com a profundidade (valores mínimos, médios e máximos) das
resistências iniciais q
di
e N
SPT
permite visualizar a dispersão dos dados em torno do valor
médio (principalmente à partir de 3,00m), que também pode ser observada pelo
s e pelo Cv
que quantifica essa variabilidade. Todos os resultados estão apresentados nas Tabelas B.1 a
B.6 (Anexo B).
0
1
2
3
4
5
6
020406080100
Coeficiente de variação (%)
Profundidade (m)
qd
Nspt
0
1
2
3
4
5
6
0 10203040
N
SPT
(golpes/300mm)
Profundidade (m)
mínimo
médio
máximo
0
1
2
3
4
5
6
0246810
Desvio-padrão
Profundidade (m)
qd
Nspt
0
1
2
3
4
5
6
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
Profundidade (m)
mínimo
médio
máximo
(a) (b) (c) (d)
Figura 3.13 - Valores mínimos, médios e máximos de N
SPT
(a) e q
di
(b), desvio-padrão (c) e coeficiente de
variação (d) de todos os ensaios SPT e PD executados (terreno natural) – Obra 1
Verifica-se na Figura 3.13 que o N
SPT
médio variou de 4 a 30 golpes e o q
di
médio
variou de
2 a 10 MPa. Através do coeficiente de variação (Cv) percebe-se a heterogeneidade do terreno
89
natural que foi registrada tanto pelo SPT quanto pelo PD (
Figura 3.13d). Até 1,50m, o N
SPT
apresentou um Cv de 89% e para q
di
o Cv variou de 15% a 56%. Entre 1,50m e 3,50m os
valores de Cv seguem quase que a mesma trajetória, variando de 14% a 65% (q
di
) e de 22% a
57% (N
SPT
) e de 3,50m a 5,50m os valores do Cv variaram entre 33% e 77% (q
di
) e 53% e
82% (N
SPT
).
Como o terreno natural possui áreas bem distintas com relação à compacidade inicial
(principalmente entre 3,00 e 5,00m) apresenta-se nas
Figura 3.14 e Figura 3.15 a variação de
N
SPT
e q
di
de acordo com as áreas de maior (área 1) e menor (área 2) compacidade inicial,
indicadas na
Figura 3.9.
0
1
2
3
4
5
6
0 102030405060708090
N
SPT
(golpes/300mm)
Profundidade (m)
F2
F3
SP1
0
1
2
3
4
5
6
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
Profundidade (m)
PD2
PD6
(a) (b)
Figura 3.14 - Variação de N
SPT
(a) e q
di
(b) até 6,00m de profundidade (área 1)
0
1
2
3
4
5
6
0 102030405060708090
N
SPT
(golpes/300mm)
Profundidade (m)
F1
SP2
SP3
SP4
0
1
2
3
4
5
6
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
Profundidade (m)
PD1
PD3
PD4
PD5
(a) (b)
Figura 3.15 - Variação de N
SPT
(a) e q
di
(b) até 6,00m de profundidade (área 2)
90
Observa-se na área 1 (
Figura 3.14) que até 2,50m o N
SPT
variou de 1 a 8 golpes e q
di
de 1 a
5 MPa. Entre 2,50m e 5,50m o N
SPT
variou de 18 a 33 golpes e q
di
de 3 a 20 MPa. Na área 2
(
Figura 3.15) observa-se que até 3,50m o N
SPT
variou de 2 a 11 golpes e q
di
de 1 a 5 MPa.
Entre 3,50m e 5,50m, o N
SPT
variou de 2 a 76 golpes e q
di
de 2,5 a 16 MPa.
3.2.3 Descrição e perfil geotécnico do terreno – Obra 2
A Obra 2 é um terreno localizado na região litoral do município de Vitória (ES) onde foram
construídos 6 edifícios residenciais com 8 e 10 pavimentos entre 1998 e 2000 e com cargas na
fundação variando entre 300kN a 2700kN. Foram utilizadas fundações diretas sobre camadas
superficiais de areia (com 6,00 a 8,50 metros de espessura) densificadas por meio de estacas
de compactação, que serão detalhadas no Capítulo 4. Foram realizados inicialmente 43
ensaios SPT e 8 ensaios PD (penetrômetro pesado, conforme
Tabela 3.2) de acordo com a
locação apresentada na
Figura 3.16 e alguns ensaios de laboratório (propriedades índices).
SP92B
SP93
RUA
Edifício F
SP92A
PD-90
SP91
SP14
F2 (1990)
F3 (1993)
SP90
SP83
SP16
SP82
Edifício E
- PD = Penetrômetro dinâmico inicial
- SP e F = Sondagem SPT inicial
CONVENÇÕES
SP51
SP50
PD40
SP21B
Edifício C
SP72
R
U
A
SP81
PD-80
SP80
F6 (1993)
F5 (1993)
F5 (1990)
SP32
SP18
Edifício D
PD70
SP73
SP17
SP30
PD-30
SP31
F8 (1993)
SP70
Edifício B
SP71
SP19B
PD41
F3 (1990)
SP40
F11 (1993)
SP21
PD51
SP52
F10 (1993)
SP21A
PD50
SP41
SP42
F7 (1993)
SP19A
SP19
Edifício A
F9 (1993)
Figura 3.16 – Planta de situação dos 43 ensaios SPT e 8 ensaios PD executados no terreno natural - Obra 2
91
As sondagens SPT identificadas como “F” foram executadas em épocas diferentes (1990 e
1993) pela mesma empresa. As sondagens “SP” e “PD” foram executadas por outra empresa,
entre 1996 e 1997.
O perfil típico do terreno apresentado na
Figura 3.17 é formado superficialmente por um
aterro argiloso com aproximadamente 1,50m de espessura que apresenta, em alguns trechos,
bolsões de areia cinza escura. Esse aterro está assente sobre o terreno original, que era
alagadiço e coberto de vegetação (que permaneceu no local marcando a transição entre aterro
e solo natural). Esta camada de aterro é errática, sem controle de engenharia e imprestável
como camada de apoio para fundações. Da mesma forma, o recobrimento vegetal e turfoso do
terreno original (logo abaixo da camada de aterro) é imprestável e às vezes pode passar
desapercebido nas sondagens devido à sua pequena espessura (0,30m a 0,50m). O lençol
d’água (NA) está situado aproximadamente na transição do aterro para solo natural no entorno
da cota -1,50m.
COTAS:
15
0
10
5
2
8
13
12
17
8
18
10
12
2
1/25
1
4
10
9
1
9
7
6
8
11
11
18
27
16
2
1/20
3
14
18
AREIA MUITO SILTOSA, MEDIANAMENTE COMPACTA, CINZA AZULADA
30 -14 -
-53 2975
AREIA MUITO ARGILOSA, FOFA, CINZA
15
15,45
15,45
15
0 0
0
ARGILA SILTOSA, MARINHA, MUITO MOLE, CINZA AZULADA
8,00
-2952 75
n200
PWLLLP
10
10
CINZA CLARA E MARROM
POUCO COMPACTA A
MUITO MOLE, VARIEGADO
MEDIANAMENTE COMPACTA,
TURFA ARENOSA, PRETA
TURFA ARENOSA, PRETA
5
AREIA MÉDIA E FINA,
ATERRO: SILTE ARGILO-ARENOSO,
NA
5
NA
5
62
0
48
qd (MPa)
PD-51
SP-52
SP-21B
Figura 3.17 - Perfil geotécnico típico do terreno – Obra 2 (edifício A)
As camadas naturais subjacentes, com 8 ou mais metros de espessura, compõem-se de areias
geralmente limpas (
≤ 5% de finos), mas às vezes com poucos finos (menos de 8%). Nos 6
primeiros metros a compacidade era predominantemente fofa e nos metros finais era
92
compacta, onde não era viável o uso de fundações superficiais. Subjacente a essa, ocorre uma
camada de argila marinha (orgânica) de espessura variável seguida de camadas arenosas
marinhas fofas, siltes argilosos médios e outros solos de consistências ou compacidades
medianas.
A profundidade de interesse para análise do terreno restringe-se aos 8 metros iniciais (camada
de areia fina e média), cuja variação da resistência inicial (N
SPT
e q
di
) com a profundidade está
mostrada na
Figura 3.18. Observa-se que o N
SPT
variou de 1 a 17 golpes até 6,50m e de 1 a 32
golpes para a profundidade de 7,50m. Os valores de q
di
variaram de 0,5 a 10 MPa ao longo da
profundidade.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0 5 10 15 20 25 30 35
N
SPT
(golpes/300mm)
Profundidade (m)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0 5 10 15
q
di
(MPa)
Profundidade (m)
(a) (b)
Figura 3.18 - Variação do N
SPT
(a) e q
di
(b) com a profundidade (terreno natural) – Obra 2
Na Figura 3.19, a variação das resistências iniciais q
di
e N
SPT
com a profundidade (valores
mínimos, médios e máximos), desvio-padrão e coeficiente de variação permitem visualizar a
dispersão dos dados em torno da média, onde se observa que os ensaios SPT e PD
apresentaram perfis semelhantes de variação da resistência com a profundidade. Todos os
resultados dos ensaios SPT e PD estão apresentados nas Tabelas C.1 e C.2 (Anexo C).
Verifica-se que o N
SPT
médio variou de 4 a 15 golpes e q
d
médio
variou de 1,5 a 6 MPa. O
desvio-padrão (
s) do N
SPT
variou de 2 a 2,6 golpes até 6,50m, chegando a 6 golpes aos 7,50m
de profundidade. Para q
di
, a variação do s foi de 1 a 2,8 MPa até 8,00m de profundidade.
93
Pelo coeficiente de variação (Cv) apresentado na
Figura 3.19d percebe-se uma maior
heterogeneidade do terreno natural até 2,00m (camadas de aterro e turfa arenosa), com Cv
igual a 55% para o N
SPT
e variando de 35% a 81% para o q
di
. De 2,00m a 6,50m (camada de
areia) os valores de Cv apresentam trajetórias semelhantes, variando de 24% a 44% (N
SPT
) e
de 18% a 43% (q
di
). A partir de 6,50m, Cv ficou em torno de 45% (N
SPT
) e variou de 40% a
62% (q
di
).
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0 5 10 15
q
di
(MPa)
Profundidade (m)
Mínimo
Médio
Máximo
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0 5 10 15 20 25 30 35
N
SPT
(golpes/300mm)
Profundidade (m)
Mínimo
Médio
Máximo
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0246810
Desvio-padrão
Profundidade (m)
qd
Nspt
0
1
2
3
4
5
6
7
8
020406080100
Coeficiente de variação (%)
Profundidade (m)
qd
Nspt
(a) (b) (c) (d)
Figura 3.19 - Valores mínimos, médios e máximos de q
d
(a) e N
SPT
(b), desvio-padrão (c) e coeficiente de
variação (d) de todos os ensaios SPT e PD executados (terreno natural) – Obra 2
3.2.4 Descrição e perfil geotécnico do terreno – Obra 3
Na Obra 3 o terreno em estudo tem uma área de aproximadamente 9000m
2
onde foi
construído um supermercado. Foram realizados 17 ensaios SPT e 17 ensaios PD (peso de 65
Kg e queda de 0,75m), locados lado a lado, distanciados de apenas um metro (
Figura 3.20).
Três ensaios SPT foram executados até 35,45m e os demais até 25,45m, enquanto que os
ensaios PD pararam aos 5,00m de profundidade.
Através dos perfis geotécnicos detalhados do terreno (Anexo C) observou-se que até os
12,00m de profundidade o subsolo é formado, em geral, por camadas de areia média e fina,
variando de fofa a pouco compacta e de medianamente compacta a compacta, de cores cinza,
marrom, vermelha ou amarela.
94
A camada subjacente de 12,00 a 14,00m é um silte arenoso, micáceo, fofo, marrom escuro. A
seguir, indo até 22,00m, tem-se areia fina, média e grossa, muito compacta, cinza. Entre 22,00
e 24,00m a areia é fina, siltosa, variando de medianamente compacta a compacta, cinza e a
partir dos 24,00m ocorrem camadas de argila com valvas, mole, cinza e silte argiloso, com
valvas, mole a médio, cinza. O nível d’água do lençol freático (NA) está em torno de 1,35m
de profundidade. Foi detectada a presença de detritos vegetais em alguns pontos localizados.
Um perfil típico das camadas superficiais (até 8,00m) do terreno está mostrado na
Figura
3.21.
PD1
- PD = Penetrômetro Dinâmico
- SP = Sondagem SPT
LEGENDA:
SP1
1,00m
SP7
SP12
SP11
PD11
PD6
SP6
PD1
SP1
SP8
SP13
PD12
RUA
PD7
PD13
SP14
PD8
SP9
SP16
SP3
SP2
PD2
RU
A
PD16
PD3
SP4
R
U
A
SP15
PD14
PD15
SP10
PD9
PD10
PD17
SP5
SP17
PD4
PD5
Figura 3.20 - Planta de situação com 17 ensaios SPT e 17 ensaios PD executados - Obra 3
A MED. COMPACTA, MARROM ESCURA
AREIA FINA E MÉDIA, POUCO
AREIA FINA E MÉDIA, FOFA A POUCO COMPACTA, MARROM E CINZA ESCURA
AREIA FINA E MÉDIA, MEDIANAMENTE COMPACTA A COMPACTA, CINZA E MARROM
0
AREIA FINA, POUCO
5
5/15
15
COMPACTA, MARROM
AREIA FINA, SILTOSA, FOFA A POUCO COMPACTA, CINZA
5
5.00
5
5
6
15
3
7
7
NA
COTAS:
PD-11
SP-11
N
SPT
0
00
qd (MPa)
1248
5
10
5
4/35
14
13
5
5.00
NA
11
7
5
qd (MPa)
SP-12
0
PD-12
0
84
0
SPT
N
12
Figura 3.21 - Perfil geotécnico típico das camadas superficiais até 8,00m (sondagens SPT e PD) – Obra 3
95
A
Figura 3.22 apresenta os resultados das sondagens SPT e PD até a profundidade em estudo
(5,00 metros), onde se observa que o N
SPT
variou de 1 a 25 golpes para a maior parte da
camada analisada, com exceção da profundidade de 1,50m que apresentou N
SPT
de até 30
golpes. A maior variação de q
d
ocorreu nos dois metros iniciais (2 a 25 MPa), ficando entre 1
e 12 MPa até 5,00m de profundidade. Os resultados completos dos ensaios SPT e PD estão
apresentados nas Tabelas D.1 e D.2, respectivamente (Anexo D).
0
1
2
3
4
5
6
010203040
N
SPT
(golpes/300mm)
Profundidade (m)
0
1
2
3
4
5
6
0 5 10 15 20 25 30
q
d
(MPa)
Profundidade (m)
(a) (b)
Figura 3.22 - Variação do N
SPT
(a) e de q
di
(b) até 5,00m de profundidade – Obra 3
Observa-se na Figura 3.23 que os ensaios SPT e PD registraram perfis similares de variação
da resistência do terreno, com valores de N
SPT
e q
di
seguindo quase a mesma trajetória,
inclusive para valores do desvio-padrão (
s) e do coeficiente de variação (Cv).
0
1
2
3
4
5
6
0 5 10 15 20 25
q
d
(MPa)
Profundidade (m)
Mínimo
Médio
Máximo
0
1
2
3
4
5
6
010203040
N
SPT
(golpes/300mm)
Profundidade (m)
Mínimo
Médio
Máximo
0
1
2
3
4
5
6
0246810
Desvio-padrão
Profundidade (m)
qd
Nspt
0
1
2
3
4
5
6
020406080100
Coeficiente de variação (%)
Profundidade (m)
qd
Nspt
(a) (b) (c) (d)
Figura 3.23 - Valores mínimos, médios e máximos de N
SPT
(a) e q
di
(b), desvio-padrão (c) e coeficiente de
variação (d) de todos os ensaios SPT e PD executados – Obra 3
96
A dispersão foi maior para o metro inicial, conforme os elevados valores de Cv tanto para o
N
SPT
(65%) quanto para o q
di
(>100%). Para as profundidades de 1,00m a 4,50m, os valores
de Cv permaneceram altos para os dois ensaios (variaram de 40% a 70%) só reduzindo para
valores em torno de 20% no último metro (4,50m a 5,50m).
Foram executados ensaios de determinação da granulometria por peneiramento em 50
amostras, cuja faixa granulométrica variou de areia fina a média, ocorrendo eventualmente
amostras com pequena fração de areia grossa e pedregulhos e está mostrada na
Figura 3.24. A
Figura 3.25 apresenta resultados obtidos por Polido e Castello (1982) para um terreno arenoso
numa área vizinha à obra 3, onde se verifica similaridade na variação granulométrica das
areias dessa região.
Figura 3.24 - Curvas granulométricas das 50 amostras ensaiadas, obtidas na obra 3
Figura 3.25 - Faixa de variação granulométrica de solo a ser compactado com rolo vibratório em
Coqueiral de Itaparica, Vila Velha, região vizinha à obra 3 (POLIDO; CASTELLO, 1982)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
0,010,1110100
Diâmetro em mm
Percentagem que Passa
D
50
médio = 0,43 mm
97
A análise táctil-visual classificou as areias estudadas (obtidas na obra 3) como sendo areias
quartzosas, de cor variada, com grãos predominantemente sub-arredondados a sub-angulares,
conforme as fotografias ao microscópio, conforme apresentadas na
Figura 3.26.
Figura 3.26 - Fotografias ao microscópio das areias estudadas na obra 3
Os resultados das areias estudadas na obra 3 estão apresentados na Tabela 3.3 juntamente com
um resumo das principais características de outras areias da região da Grande Vitória (ES).
Tabela 3.3 - Resumo das principais características das areias da Grande Vitória (ES)
Classificação
Areia fina e média, quartzosa Areia fina a
média/areia média a
fina, quartzosa
Areia fina a média, com
pequena fração de grossa e
pedregulhos, quartzosa
Forma dos
grãos
Sub-arredondada e
sub-angular
Angular e sub-angular Sub-arredondada a
sub-angular
C
u
2,00 a 6,00 1,65 a 3,35
(média = 2,40)
2,16 a 3,43
(média = 2,96)
D
50
(mm) - 0,30 a 0,70
(média = 0,50)
0,31 a 0,55
(média = 0,43)
D
10
(mm) 0,10a 0,30 - 0,15 a 0,23
média = 0,19
G
s
- 2,65 -
γ
d
min
(kN/m
3
)
15,70 13,60 -
γ
d
max
(kN/m
3
)
18,40 16,60 -
Local
Vila Velha Vitória Vila Velha (obra 3)
Referência
Polido e Castello (1982) Cordeiro (2004)
Este trabalho
Nota: C
u
é o coeficiente de uniformidade, D
50
é o diâmetro abaixo do qual se situam 50% em peso das
partículas, D
10
é o diâmetro efetivo, G
s
é a densidade dos grãos, γ
dmin
é o peso específico aparente seco
mínimo e γ
dmax
é o peso específico aparente seco máximo.
1mm
ESCALA:
98
Após execução dos ensaios de granulometria por peneiramento, as amostras obtidas na obra 3
foram submetidas a um teste com ácido clorídrico diluído com o propósito de verificar a
presença de calcário mas não houve reação (não houve efervescência) indicando que não
existe calcário nas areias pesquisadas da obra 3 (até a profundidade de 5,00m). Isto comprova
ausência de cimentação na areia.
Através do comportamento da variação de q
c
com a profundidade, Schmertmann (1978)
apresenta através da
Figura 3.27 uma provável classificação das areias quanto à compacidade
e ao seu histórico de tensões. Nos três casos de obras analisados verifica-se que a resistência
do terreno natural (q
di
) é, na sua forma geral, crescente com a profundidade (Figuras 3.13,
3.19 e 3.23), apresentando similaridades, pelo menos em boa parte, com a proposta de
Schmertmann (1978) para areia fofa normalmente adensada (
Figura 3.27a).
Figura 3.27 - Variação de q
c
com a profundidade para areias normalmente adensadas e sobreadensadas
(SCHMERTMANN, 1978)
AREIA FOFA SOBREADENSADA?
OU
AREIA COMPACTA NORMALMENTE ADENSADA
VARIANDO PARA FOFA COM A PROFUNDIDADE?
AREIA FOFA
NORMALMENTE
ADENSADA
Profundidade
AREIA COMPACTA
SOBREADENSADA
(b)
(c)
(a)
99
3.3 Correlações entre ensaios SPT e PD realizados nas três obras em estudo
3.3.1 Metodologia
Para a avaliação das correlações entre os dois índices de resistência (q
d
e N
SPT
) foram traçados
perfis geotécnicos completos de todas as obras pesquisadas, com a locação e profundidade
real dos ensaios SPT e PD, possibilitando que as camadas ficassem bem caracterizadas para a
análise, de forma que os pontos de prováveis mudanças de camadas e descontinuidades
localizadas pudessem ser detectados.
Com exceção das sondagens SP17A, SP17C, PD17B e PD17D (pertencentes à obra 1 e que
foram executadas no terreno em processo de compactação) todos os demais valores de q
d
e
N
SPT
analisados neste capítulo referem-se às sondagens iniciais, executadas no terreno natural
(antes da compactação).
O ensaio SPT fornece um valor único de N
SPT
para cada metro, ou seja, para uma
profundidade
z qualquer (onde z é um número inteiro) o N
SPT
é obtido no trecho
compreendido entre
z+0,15m a z+0,45m (Figura 3.28). O ensaio PD, por sua vez, fornece
valores de q
d
a cada 0,20m. Assim, adotou-se como critério para análise dos dados que o valor
de q
d
a ser comparado será o valor médio obtido entre as profundidades z e z+0,40m e os
demais valores de q
d
serão desprezados, para cada metro.
SPT
SPT
N
z+0,30m
z+0,45m
z
z+0,15m
d
q
z+0,40m
PD
z+0,20m
z
(a) (b)
Figura 3.28 - Critério adotado para análise de N
SPT
(a) e q
d
(b)
100
As análises das correlações restringem-se às profundidades de até 5,00m (obras 1 e 3) e até
8,00m (obra 2), uma vez que os ensaios com PD pararam nestas profundidades. Neste
trabalho adotou-se para análise a correlação do tipo
SPTdd
NKq
⋅
(3.2)
sendo q
d
a resistência de ponta do ensaio com penetrômetro dinâmico pesado (em MPa), N
SPT
(nº golpes/300mm) o índice de resistência à penetração do ensaio SPT e K
d
a constante de
correlação entre os dois ensaios.
3.3.2 Correções nos valores do N
SPT
3.3.2.1 Correção quanto à tensão efetiva
Conforme visto no Capítulo 2, a forma de correlacionar o N
SPT
com a compacidade dos solos
levando-se em conta o efeito do confinamento tem sido objeto de pesquisas e publicações.
Analisando-se as proposições de Peck et al. (1974), Skempton (1986) e Liao e Whitman
(1986) quanto ao efeito do confinamento nota-se que para tensões efetivas inferiores a 100
kPa o fator de correção (C
n
) é maior que 1 (Figura 2.4), majorando os valores do N
SPT
referentes às tensões efetivas inferiores a essa.
Neste estudo, as camadas arenosas analisadas pelas sondagens SPT e PD são compostas de
areia fina e média, limpa (< 5% de finos) nas obras 1 e 3 ou às vezes com poucos finos (≤ 8%
de finos) na obra 2. Nas obras 1 e 2, existe um aterro argilo-arenoso que chega a uma
profundidade em torno de 1,50m e a partir de então, as camadas de areias alcançam uma
profundidade máxima de 5,00m (obras 1 e 3) ou 8,00m (obra 2), com nível freático situado
entre 1,00 e 1,50m de profundidade.
Adotando-se um peso específico natural médio (γ
nat
) de 16 kN/m
3
para o aterro argilo-arenoso
e de 19 kN/m
3
para a camada de areia (BOWLES, 1996), tem-se uma tensão efetiva máxima
de 82,5 kN/m
2
(82,5 kPa) na cota -8,00m (Tabela 3.4).
No entanto, considerando-se que os dois índices de resistência avaliados (q
d
e N
SPT
) são
influenciados pelas mesmas tensões efetivas, além do fato de que os penetrômetros dinâmicos
utilizados possuem similaridades com o ensaio SPT (tripé, peso do martelo, diâmetro da
101
ponteira e no caso da obra 3 também a altura de queda) concluiu-se que as correções a serem
aplicadas ao N
SPT
deveriam ser as mesmas a serem aplicadas ao q
d
e portanto optou-se por
não fazer correção alguma. Já para as estimativas de ângulo de atrito e compacidade relativa
do Capítulo 4, os valores de N
SPT
devem ser corrigidos e assim correções de σ
v
’ para as obras
1 e 2 foram feitas e estão apresentadas na Tabela B.9 e C.4 (Anexos B e C).
Tabela 3.4 - Valores estimados das tensões efetivas nas profundidades em análise
Profundidade do nível d'água freático = 1,00m
Camada
γ
t (kN/m
3
)
γ
sub
(kN/m
3
) Espessura da camada (m)
Tensão efetiva (kN/m
2
)
Aterro 16 1 16
Areia 19 9 4 36
52
Profundidade do nível d'água freático = 1,50m
Camada
γ
t (kN/m
3
)
γ
sub
(kN/m
3
) Espessura da camada (m)
Tensão efetiva (kN/m
2
)
Aterro 16 1,5 24
Areia 19 9 6,5 58,5
82,5
Profundidade do nível d'água freático = 1,35m
Camada
γ
t (kN/m
3
)
γ
sub
(kN/m
3
) Espessura da camada (m)
Tensão efetiva (kN/m
2
)
Aterro 16 1,35 21,6
Areia 19 9 3,65 32,85
54,45
Nota: o peso específico da água foi adotado como 10 kN/m
3
Tensão efetiva na profundidade de 5,00m:
Tensão efetiva na profundidade de 8,00m:
Tensão efetiva na profundidade de 5,00m:
OBRA 1
OBRA 2
OBRA 3
3.3.2.2 Correção de Terzaghi e Peck (1948)
Segundo Velloso e Lopes (1997) a correção para N
SPT
> 15 é questionável e muitos autores
sugerem não usá-la. Nos estudos sobre correlações entre SPT e CPT encontrados na literatura,
essa correção também não foi mencionada por nenhum dos pesquisadores (DANZIGER;
VELLOSO 1986; POLITANO et al. 2001; CASTELLO; POLIDO 1994; CORDEIRO 2004).
Além disso, a correção proposta por Terzaghi e Peck (1948) para valores de N
SPT
acima de 15
golpes, aplica-se às
areias muito finas, siltosas, submersas e as camadas analisadas nesse
trabalho são compostas de
areias finas e médias, limpas (< 5% de finos) ou às vezes com
poucos finos (
≤
8% de finos). Portanto, neste trabalho optou-se em não utilizar essa correção.
3.3.2.3 Correção quanto à energia do ensaio
O valor da energia adotado como referência internacional é de 60% da energia teórica de
queda livre (ISSMFE, 1989) enquanto que os valores médios de energia sugeridos para o SPT
102
brasileiro variam entre 72% e 82,3% da energia teórica (DÉCOURT, 1989; CAVALCANTE,
2002). Nesse trabalho foi adotado para a energia teórica o valor de 75% e, portanto, os valores
de N
SPT
serão majorados em 25%, obtendo-se assim o valor de N
SPT,60
através da relação
25,1NN
60
75
NN
SPT60,SPTSPT60,SPT
×=∴=
(3.3)
sendo N
SPT,60
o número de golpes corrigido para a energia de referência (60%). No entanto,
para correlações entre SPT e PD é de se supor que a energia seja a mesma para os dois ensaios
pois o equipamento de cravação dos dois ensaios é o mesmo.
3.3.3 Análise de correlações entre SPT e PD - Obra 1
Para a primeira análise da correlação entre SPT e PD da obra 1, as sondagens foram
agrupadas, conforme
Figura 3.9, de acordo com a maior (área 1) ou menor (área 2)
compacidade inicial do terreno (
Tabela 3.5), obtendo-se os resultados mostrados na Figura
3.29.
Tabela 3.5 - Organização dos dados de SPT e PD da obra 1
Área 1 Área 2
Ensaio SPT Ensaio PD Ensaio SPT Ensaio PD
F2 PD6 F1 PD5
F3 PD2 SP4 PD1
SP1 PD6 SP3 PD4
SP2 PD3
Profundidades avaliadas: 1,30m; 2,30m; 3,30m e 4,30m
y = 0,45x
R
2
= 0,62
0
5
10
15
20
25
0 5 10 15 20 25 30 35 40
N
SPT
inicial (golpes/300mm)
q
d
inicial (MPa)
Figura 3.29 - Correlação N
SPT
x q
d
para o terreno natural – Obra 1
103
A correlação linear ajustada para uma reta passando pela origem, encontrada a partir dos
resultados analisados com valores sem correção nem para o SPT e nem para o PD, para o
terreno natural, com coeficiente de correlação (R
2
) igual a 0,62, foi
SPTd
N45,0q
⋅
(3.4)
A segunda análise foi global, considerando-se o terreno como um todo, usando-se valores
médios de todas as sondagens (sem a distinção de área 1 ou 2) obtendo-se os resultados
apresentados na
Figura 3.30, onde o coeficiente de correlação (R
2
) foi ligeiramente
melhorado, passando de 0,62 (1ª análise) para 0,64, mas mantendo-se basicamente a mesma
correlação. Isso sugere que o ajuste pobre definido pelo valor de R
2
é fundamentalmente
devido à própria heterogeneidade do terreno. Este problema, em outra situação, também foi
constatado por Lobo et al. (1996) na análise de correlação entre N
SPT
e q
d
. Isso sugere que se
deve sempre procurar estabelecer tais correlações especificamente para o próprio local de
execução dos serviços. Castello et al. (2001) também indicam essa “calibração” local do
penetrômetro com sondagens SPT.
y = 0,47x
R
2
= 0,64
0
5
10
15
0 5 10 15 20 25 30 35
N
SPT
(golpes/300mm)
q
d
(MPa)
Figura 3.30 - Correlação N
SPT
x q
d
para valores médios de todas as sondagens do terreno natural - Obra 1
A correlação linear ajustada para uma reta passando pela origem (Figura 3.30) para o terreno
natural utilizando-se os valores médios de todas as sondagens da obra 1 foi
SPTd
N47,0q
⋅
(3.5)
Na terceira análise da obra 1, a correlação foi obtida para o terreno parcialmente compactado
(durante o processo de compactação), ou seja, após a cravação das primeiras 29 estacas de
104
compactação. Esses resultados estão apresentados na
Figura 3.31 e referem-se às sondagens
SP17A, SP17C, PD17B e PD17D, executadas na região central do prédio (sapata S17) e
distanciadas de um metro, conforme locação apresentada na
Figura 3.32.
y = 0,40x
R
2
= 0,80
0
5
10
15
20
25
0 5 10 15 20 25 30 35 40
N
SPT
final (golpes/300mm)
q
df
final (MPa)
Figura 3.31 - Correlação N
SPT
x q
d
para o terreno em processo de compactação – Obra 1
A correlação linear ajustada para uma reta passando pela origem, para o terreno em processo
de compactação, levando-se em conta as resistências finais (q
df
e N
SPT, final
) foi
final,SPT
f
d
N40,0q
⋅
(3.6)
A regressão linear passando pela origem resulta nas retas centrais, onde se pode ver que para
o terreno natural (
Figura 3.29 e 3.30) a dispersão é considerável, conforme indicado pelos
baixos valores de R
2
(0,62 e 0,64). Já para o terreno em processo de compactação (Figura
3.31) a dispersão foi bem menor, com R
2
igual a 0,80. Os resultados de K
d
para o terreno
natural (0,45) e para o terreno em processo de compactação (0,40) ficaram bem próximos.
O melhor ajuste (R
2
= 0,80) e menor dispersão nos resultados referentes ao terreno em
processo de compactação (
Figura 3.31) podem ser atribuídos aos efeitos de melhoria
provocados pela execução das 29 estacas de compactação na região vizinha. Os efeitos da
cravação das estacas alcançaram o solo da região central (sapata S17, conforme
Figura 3.32)
homogeneizando-o, o que ocasionou uma maior confiabilidade na correspondência entre
resultados de N
SPT
e q
d
, resultando num melhor ajuste para a correlação. A Tabela 3.6
apresenta um resumo dos valores de K
d
encontrados para a obra 1.
105
S14
S15
S20
S21
S27
PD17D
PD17B
PD3
PD1
LEGENDA
- Estaca de compactação
- Penetrômetro dinâmico inicial (antes da compactação)
- Sapata
- Pilar
S30
- Penetrômetro dinâmico de verificação (pós-compactação)
S17
SP17A
SP17C
- Sondagem SPT (durante o processo de compactação)
1m
1
m
S14
S15
S20
S21
S27
S30
S17
Tabela 3.6
Figura 3.32 - Sondagens executadas na sapata S17 após a execução das 29 primeiras estacas da obra 1
Tabela 3.6 - Valores de K
d
obtidos nas correlações entre N
SPT
e q
d
analisadas para a obra 1
Análises dos índices N
SPT
e q
d
K
d
Coef. de correlação
linear (R
2
)
1) Análise parcial: sondagens iniciais (terreno natural) agrupadas
de acordo com a compacidade inicial do terreno (áreas 1 e 2)
0,45 0,62
2) Análise global: valores médios de todas as sondagens iniciais
(terreno natural) independente da posição (área 1 ou 2)
0,47 0,64
3) Terreno em processo de compactação: análise das sondagens
de verificação executadas na região central do prédio após a
cravação das 29 primeiras estacas de compactação
0,40 0,80
Nota: q
d
em MPa
3.3.4 Análise de correlações entre SPT e PD - Obra 2
Na primeira análise (parcial) da obra 2, os valores de N
SPT
e q
d
foram agrupados por edifício e
analisados num mesmo gráfico de dispersão, obtendo-se os valores mostrados na
Figura 3.33,
com R
2
= 0,51 e K
d
= 0,48, cuja correlação é
106
SPTd
N48,0q
⋅
(3.7)
y = 0,48x
R
2
= 0,51
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0 5 10 15 20 25 30 35 40
N
SPT
(golpes/300mm)
q
d
(Mpa)
Figura 3.33 -Correlação N
SPT
x q
d
(agrupados por edifício e analisados em conjunto) - Obra 2
Na segunda análise (global) utilizou-se valores médios de todas as sondagens do terreno,
independentemente da posição, obtendo-se K
d
de 0,45 com R
2
= 0,75 e cuja equação é
SPTd
N45,0q
⋅
(3.8)
y = 0,45x
R
2
= 0,75
0
5
10
0 5 10 15 20 25
N
SPT
(golpes/300mm)
q
d
(MPa)
Figura 3.34 - Correlação N
SPT
x q
d
com valores médios de todas as sondagens do terreno natural - Obra 2
A terceira análise foi feita individualmente para cada edifício (Figura 3.35), resultando nas
correlações apresentadas na
Tabela 3.7, juntamente com um resumo de todos os resultados de
K
d
obtidos para a obra 2.
Verifica-se que os resultados individuais para cada edifício (análise 3) apresentam
considerável dispersão (K
d
variou de 0,38 a 0,59), provavelmente devido à heterogeneidade
do terreno natural. Nota-se que nas análises 1 (parcial) ou 2 (global) os resultados estão bem
próximos, com K
d
de 0,48 e 0,45, similares aos valores obtidos na obra 1.
107
y = 0,45x
R
2
= 0,86
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0 5 10 15 20 25 30 35 40
N
SPT
(golpes/300mm)
q
d
(MPa)
y = 0,44x
R
2
= 0,75
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0 5 10 15 20 25 30 35 40
N
SPT
(golpes/300mm)
q
d
(MPa)
Edifício A Edifício B
y = 0,53x
R
2
= 0,62
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0 5 10 15 20 25 30 35 40
N
SPT
(golpes/300mm)
q
d
(MPa)
y = 0,38x
R
2
= 0,79
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0 5 10 15 20 25 30 35 40
N
SPT
(golpes/300mm)
q
d
(MPa)
Edifício C Edifício D
y = 0,51x
R
2
= 0,18
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0 5 10 15 20 25 30 35 40
N
SPT
(golpes/300mm)
q
d
(MPa)
y = 0,59x
R
2
= 0,81
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0 5 10 15 20 25 30 35 40
N
SPT
(golpes/300mm)
q
d
(MPa)
Edifício E Edifício F
Figura 3.35 - Correlação N
SPT
x q
d
para cada edifício - Obra 2
108
Tabela 3.7 - Valores de K
d
obtidos nas correlações entre N
SPT
e q
d
analisadas para a obra 2
Análises dos índices N
SPT
e q
d
K
d
Coef. de correlação
linear (R
2
)
1) Análise parcial: considerando-se todos os edifícios
(com sondagens agrupadas por edifício)
0,48 0,51
2) Análise global: valores médios de todas as
sondagens do terreno, independentemente da posição
0,45 0,75
3) Análise individual por edifício:
Edifício A
Edifício B
Edifício C
Edifício D
Edifício E
Edifício F
0,45
0,44
0,53
0,38
0,51
0,59
0,86
0,75
0,62
0,79
0,18
0,81
Nota: q
d
em MPa
Observa-se pela
Tabela 3.7 e Figura 3.35 que para os edifícios A, B, D e F houve um bom
ajuste pela regressão linear com a reta passando pela origem, conforme valores de R
2
(variou
de 0,75 a 0,86), o que não ocorreu com o edifício C (R
2
= 0,62). Para o edifício E o
ajustamento foi muito ruim, com grande dispersão (R
2
= 0,18), que pode ser devida à própria
heterogeneidade localizada do terreno, detectada diferentemente por cada sondagem, ou a
erros devidos à ação humana quando da realização das sondagens. De uma forma geral, na
obra 2 os valores de K
d
variaram de 0,38 a 0,59 o que pode ser atribuído à heterogeneidade
horizontal e vertical do terreno, conforme valores do coeficiente de variação (
Figura 3.19 e
Tabelas C.1 e C.2 do Anexo C).
3.3.5 Análise de correlações entre SPT e PD - Obra 3
Na primeira análise da obra 3 os dados foram organizados de acordo com posição (sondagens
vizinhas) uma vez que foram executadas lado a lado. A regressão linear passando pela origem
resulta na reta central definida na
Figura 3.36, com dispersão considerável (R
2
= 0,64), e o
resultado foi
SPTd
N56,0q
⋅
=
(3.9)
109
y = 0,56x
R
2
= 0,64
0
5
10
15
20
25
0 1020304050
N
SPT
(golpes/300mm)
q
d
(MPa)
Figura 3.36 - Correlação N
SPT
x q
d
obtida com todas as sondagens - Obra 3
A segunda análise (análise global) foi feita utilizando-se valores médios de todas as
sondagens do terreno, obtendo-se K
d
= 0,61 (Figura 3.37) com um bom ajustamento, dado o
alto valor de R
2
(0,93).
y = 0,61x
R
2
= 0,93
0
5
10
15
20
25
0 1020304050
N
SPT
(golpes/300mm)
q
d
(MPa)
Figura 3.37 - Correlação N
SPT
x q
d
com valores médios de todas as sondagens - Obra 3
A correlação linear encontrada a partir desses resultados está mostrada na Tabela 3.8 e é
expressa pela equação
SPTd
N61,0q
⋅
(3.10)
Na obra 3 deve-se lembrar que a altura de queda do penetrômetro (0,75m) foi bem maior do
que nas outras duas (obra 1 = 0,45m e obra 2 = 0,40m) e isto pode ter provocado uma
eficiência diferente na transmissão de energia de cravação.
110
Tabela 3.8 - Valores de K
d
obtidos nas correlações entre N
SPT
e q
d
analisadas para a obra 3
Análises dos índices N
SPT
e q
d
K
d
Coef. de correlação
linear (R
2
)
1) Análise parcial: agrupamento de sondagens
vizinhas (distanciadas de 1,00m)
0,56 0,64
2) Análise global: valores médios de todas as
sondagens do terreno
0,61 0,93
Nota: q
d
em MPa
3.3.6 Resumo das análises das correlações entre SPT e PD para as 3 obras
Os valores de K
d
obtidos nas três obras analisadas para as areias médias a finas, geralmente
limpas (
≤ 5% de finos) ou com poucos finos (menos de 8%) localizadas até 5,00m e 8,00m de
profundidade estão sumarizados na
Tabela 3.9.
Observa-se que um maior valor de R
2
(0,93) foi encontrado na correlação obtida na obra 3
(análise 2), com maior altura de queda do martelo (0,75m). Nas obras 1 e 2 que utilizaram
penetrômetros similares, com menor altura de queda do martelo (0,40m e 0,45m), obteve-se
resultados próximos, como se pode ver para as análises 1 e 2 (obra 1) com K
d
de 0,45 e 0,47 e
para as análises 1 e 2 (obra 2), com K
d
de 0,48 e 0,45.
Na obra 3, apesar do fato das sondagens estarem lado a lado, distanciadas de apenas 1,00m, a
análise 1 (parcial) apresentou uma dispersão (R
2
= 0,64) equivalente às obtidas nas obras 1 e
2. Para a análise 2 (global), os resultados da obra 3 apresentaram a menor dispersão
(R
2
= 0,93) dentre todos os resultados das 3 obras analisadas, obtendo-se valor de K
d
igual a
0,61 conforme mostrado na
Tabela 3.9.
Uma outra forma de observar-se os resultados é através da relação entre os valores médios de
K
d
e a energia teórica (peso do martelo × altura de queda) do ensaio PD (Equação 3.11) cujos
resultados estão apresentados na
Tabela 3.10.
queda de Altura martelo do Peso
K
Teórica Energia
K
dd
×
=
(3.11)
111
Tabela 3.9 - Valores de K
d
obtidos nas correlações entre N
SPT
e q
d
analisadas para as três obras
Estudo de caso Tipo de análise K
d
Coef. de correlação Penetrômetro utilizado
linear (R
2
) P (Kg) H (m)
Obra 1
1 (parcial) 0,45 0,62 64 0,45
2 (global) 0,47 0,64
3* 0,40* 0,80*
Obra 2
1 (parcial) 0,48 0,51 65 0,40
2 (global) 0,45 0,75
3 (individual)**
0,45
0,44
0,53
0,38
0,51
0,59
0,86
0,75
0,62
0,79
0,18
0,81
Obra 3
1 (parcial) 0,56 0,64 65 0,75
2 (global) 0,61 0,93
Nota: * Terreno em processo de compactação
** Análise individual de cada edifício
P = peso do martelo
H = altura de queda
Tabela 3.10 - Valores obtidos entre K
d
médio e a Energia Teórica do ensaio PD para as três obras
Estudo de
caso
Valores de K
d
considerados
K
d
médio
Peso do
martelo (Kgf)
Altura de
queda (m)
K
d
/Energia Teórica
(MPa/Kgf.m)
Obra 1
0,32 e 0,38 0,35 64 0,45 0,012
Obra 2
0,36 e 0,38 (*) 0,37 65 0,40 0,014
Obra 3
0,45 e 0,49 0,47 65 0,75 0,010
Nota: Não foi considerada a análise individual de cada edifício da Obra 2. O comportamento local se
afasta do global. Portanto, a análise pontual de amostras (estatística) por edifício pode ser insuficiente
para inferir-se sobre o todo.
As variações de K
d
com a profundidade (para as três obras) estão apresentadas na Figura 3.38,
onde observa-se que os valores situam-se, em sua grande maioria, no entorno de 0,5 (com q
d
em MPa
e N
SPT
em nº golpes/300mm).
Na obra 1, os valores de K
d
igual a 1,0 e 1,4 (referentes à profundidade de 4,30m) podem ser
devidos à transição da camada de areia medianamente compacta para areia argilosa fofa,
112
detectada por um ensaio e por outro não, ou devidos a algum erro quando da realização das
sondagens. Os demais pontos localizam-se entre 0,25 e 0,80.
Na obra 2 todos os pontos localizam-se no intervalo de 0,20 a 0,90, inclusive para a camada
de aterro areno-argiloso existente até 1,50m de profundidade.
Na obra 3 a maioria dos dados estão compreendidos por valores de K
d
entre 0,25 e 1,00. Os
pontos localizados fora desta faixa pertencem apenas às sondagens PD7 e SP7. Para estas
sondagens houve uma grande discordância entre os valores de N
SPT
e q
d
para a mesma
profundidade, mas como os furos estavam distanciados de apenas um metro, pode ser que
houvesse algum material mais resistente, detectado apenas pela penetração contínua do PD na
profundidade avaliada, ou simplesmente tenha ocorrido algum erro durante a execução dos
ensaios.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0123
K
d
= q
d
/N
SPT
Profundidade (m)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0123
K
d
= q
d
/N
SPT
Profundidade (m)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0123
K
d
= q
d
/N
SPT
Profundidade (m)
Obra 1 Obra 2 Obra 3
Figura 3.38 - Variação de K
d
com a profundidade para as três obras
3.3.7 Análise da equivalência entre q
d
e q
c
Assumindo que a Equação 2.9 (WASCHKOWSKI, 1983) aplica-se para as areias estudadas,
os resultados de correlações encontrados para a região em estudo, com K
d
variando de 0,38 a
0,61 (
Tabela 3.9), confirmam os valores previstos por correlações empíricas entre q
c
e N
SPT
(Tabela 2.1), ou seja, confirmam a equivalência entre q
d
e q
c
.
113
Um fato observado é que, analisando-se a correlação entre q
d
e N
SPT
antes e após a
compactação (no caso da obra 1) verifica-se que a influência do processo de compactação na
correlação foi muito pequena, com K
d
= 0,45 para o terreno natural e K
d
= 0,40 para o terreno
compactado. Isso também foi constatado por Soares (2002) que analisou a correlação entre q
c
e N
SPT
, antes e após a densificação de um terreno e concluiu que não há influência
significativa da compactação do solo no valor de K, tendo obtido valores de K = 0,50 para o
terreno natural e K = 0,60 e 0,65 para o terreno compactado (
Tabela 2.1).
114
CAPÍTULO 4 APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS
DAS ESTACAS DE COMPACTAÇÃO (OBRAS 1 E 2)
4.1 Considerações iniciais
Na obra 1, a utilização de fundações através de estacas convencionais apoiadas na camada de
areia ferruginosa (entre 5,50 e 9,00m) provocaria grande concentração de tensões na camada
de argila orgânica subjacente. Tal concentração de tensões poderia redundar em recalques
diferenciais significativos, o mesmo ocorrendo caso tais estacas fossem apoiadas na camada
de areia muito compacta (entre 15,00 e 18,00m), uma vez que logo abaixo existe outra
camada de argila orgânica com cerca de 5,50m de espessura.
Da mesma forma, na obra 2 o uso de estacas convencionais apoiadas na camada de areia
compacta (em torno de 6,00 a 8,00m de profundidade) também provocaria concentração de
tensões na camada de argila orgânica subjacente, havendo um grande risco de recalques
diferenciais significativos.
Tanto na obra 1 quanto na obra 2, se as estacas atravessassem todas as camadas de areias
(fofas a muito compactas) e as camadas de argila orgânica todos os problemas técnicos seriam
solucionados. Porém, além do problema para atravessar a areia concrecionada (obra 1) e a
areia compacta (obra 2) e sem vibrações prejudiciais aos vizinhos, o comprimento de
cravação aumentaria em torno de 15,00 m, chegando a um comprimento total de 25,00 m
(obra 1) e 30,00 m (obra 2), onerando substancialmente os custos dessas obras.
A utilização de fundações superficiais através de sapatas promoveria a redução de recalques
profundos a valores aceitáveis, porém, a camada superficial de areia para apoio das sapatas
apresentava compacidade variável, capacidade de carga baixa ou heterogênea e valores
elevados de recalques diferenciais, além da existência de camada de areia argilosa e às vezes
com turfa logo abaixo da camada de apoio, no caso da obra 1.
A solução adotada pelo projetista de fundações para as duas obras consistiu em promover-se a
melhoria da camada de areia superficial através de densificação por estacas do tipo Franki
executadas com mistura de brita e areia no lugar de concreto (estacas de compactação), e
apoiar os prédios em sapatas.
115
Levando-se em conta que as estacas de compactação, assim como os demais métodos de
compactação “in situ” de espessas camadas de solos arenosos (rolos vibratórios pesados,
vibroflotation, adensamento dinâmico, etc.) são ineficientes para partes mais superficiais do
terreno (cerca de 1,50m de profundidade), pois provocam afofamento do material
(MITCHELL, 1981; CASTELLO, 1982; AVALLE; CARTER, 2005) foi previsto para essa
região a compactação superficial através de placas vibratórias.
Dessa forma, o terreno tornou-se densificado e adequado para suporte de fundações
superficiais por sapatas. O terreno passou a funcionar como um radier natural
homogeneizando as tensões e uniformizando os eventuais recalques na camada de argila
orgânica.
A camada de areia superficial compactada na obra 1 tem cerca de 5,50m de espessura e a
solução adotada também tinha como objetivo a dispersão da laminação de areia argilo-turfosa
(com cerca de 0,50m de espessura) existente logo abaixo dessa camada de areia, através de
densificação e mistura de camadas pela cravação das estacas. Dessa forma, o terreno seria
densificado e promover-se-ia a difusão da areia argilosa no restante da massa de solo. Na obra
2 a espessura da camada de areia varia de 6,00 a 8,00 metros.
4.2 Distribuição das estacas
Os processos de densificação do terreno são de previsão praticamente impossível e assim
costuma-se ou superdimensioná-los ou testar-se no campo, previamente, o espaçamento
necessário entre estacas (MITCHELL, 1981; SOLYMAR et al., 1986; BOWLES, 1996).
Nos casos em estudo, o teste de campo era de realização difícil ou impossível e propôs-se
então a execução do estaqueamento em duas etapas (ou séries). Na 1ª etapa, as estacas seriam
executadas com um espaçamento maior e mais econômico, os resultados seriam verificados e
eventualmente, se necessário, proceder-se-ia a uma 2ª etapa de estaqueamento executando-se
estacas intermediárias. Um exemplo deste procedimento é apresentado no Catálogo das
Estacas FRANKI
©
(Figura 4.1) para a execução de estacas de compactação em duas séries,
inclusive com comprimentos diferenciados.
Para definição da posição das estacas adotou-se um pré-dimensionamento das sapatas com
uma taxa admissível de trabalho do terreno de 0,3 MPa (no caso da obra 1) e de 0,25 MPa (no
116
caso da obra 2). Para obras em Recife as taxas de trabalho adotadas para cargas permanentes
estão entre 0,4 e 0,5 MPa para terrenos que tinham taxa admissível de 0,1 MPa antes da
compactação (GUSMÃO FILHO; GUSMÃO, 1994; PASSOS et al., 2002).
Figura 4.1- Execução de estacas de compactação (adaptado do catálogo de estacas Franki©)
As sapatas foram pré-dimensionadas para as taxas adotadas e as malhas foram demarcadas,
com os espaçamentos entre estacas variando em função das dimensões das futuras sapatas.
Esses espaçamentos foram obtidos levando-se em conta a distância básica de 3 diâmetros que
é utilizada para as estacas tipo Franki convencionais (de concreto) e o fato de que esse
espaçamento acarreta nas areias locais dificuldades de cravação das últimas estacas de grupos.
Assim, adotou-se um espaçamento inicial (s) entre estacas da 1ª etapa variando de 1,90m a
2,30m (4,8 a 5,8 diâmetros) para a obra 1 e de 1,20m a 2,00m (3 a 5 diâmetros) para a obra 2.
A
Figura 4.2 mostra esquematicamente a posição das estacas em relação à área da sapata com
espaçamento (s) entre as estacas da 1ª etapa e as locações de possíveis estacas intermediárias
(2ª etapa).
- Estaca de compactação (1ª etapa)
Área de projeção da sapata
- Espaçamento entre estacas da 1ª etapaS
S
- Estaca de compactação intermediária (2ª etapa)
Figura 4.2 - Posição das estacas de compactação da 1ª e 2ª etapa
117
Os espaçamentos mais comuns encontrados na literatura são de 0,80m a 1,20m (SOARES;
SOARES, 2002; PASSOS et al., 2002; GUSMÃO et al., 2006) ou em torno de 3 vezes o
diâmetro da estaca (GUSMÃO FILHO; GUSMÃO, 1994) mas há registro de espaçamento de
0,60m para estacas de 300mm de diâmetro (GUSMÃO FILHO, 1982).
Através das Equações 2.33 e 2.34 (MITCHELL, 1981; BARKSDALE; TAKEFUMI, 1991;
BOWLES, 1996) obtém-se estimativas de espaçamentos entre estacas de 2,9 e 3,1 diâmetros
para malha quadrada e triangular, respectivamente (Anexo A). Tais valores são inferiores aos
adotados para as obras 1 e 2, mas sabe-se que tais equações são conservativas, uma vez que é
negligenciado o efeito das vibrações durante a execução da estaca, considerando-se que a
densificação ocorre somente devido ao deslocamento lateral, sendo este proporcional ao
volume de material injetado na estaca. Destaca-se aqui, mais uma vez, a importância da
avaliação dos resultados da resistência final do terreno (pós-compactação) através de ensaios
de campo.
A posição de cada sapata em relação ao prédio está identificada por região (periferia,
intermediária e central) e mostrada na
Figura 4.3. Na Figura 4.4 tem-se a locação geral das
estacas (1ª e 2ª etapas) da obra 1, distribuídas sob a área das sapatas (região de periferia) e
formando uma malha única para um grupo de sapatas (regiões intermediárias e central). A
locação das estacas de compactação da obra 2 (6 edifícios) é semelhante à adotada para a
obra 1, com estacas distribuídas sob sapatas de periferia e formando malhas de estacas nas
regiões intermediárias e centrais de cada prédio.
S1
S2
S3
S4
S5
S6
S7
S8
S9
S10
S11
S12
S13
S14
S15
S16
S17
S18
S19
S20
S21
S24 S25
S26
S27
S28
S22
S23
S29
S30
CONVENÇÕES:
Si
- Pilar
- Sapata da região central
- Sapata da região intermediária
- Sapata da região de periferia
- Número da sapata
Figura 4.3 - Posição da sapata em relação ao prédio: região de periferia, intermediária e central (obra 1)
118
S1
S2 S3
S4
S5
S6 S7
S8
S9
S10
S11
S12
S13
S14
S15
S16
S17
S18
S19 S20
S21
S24 S25
S26 S27
S28
S22
S23
S29
S30
LEGENDA
- Estaca de compactação (1ª Etapa)
- Estaca de compactação (2ª Etapa)
- Sapata (Si)
- Pilar
Área 1Área 2
Área 1Área 2
Figura 4.4 - Locação geral das estacas de compactação (1ª e 2ª etapas) e áreas de maior (área 1) e menor
(área 2) compacidade inicial do terreno - Obra 1
4.3 Processo executivo das estacas de compactação
As estacas de compactação foram executadas pelo processo tipo Franki, com areia e brita no
lugar do concreto. Quando havia terreno argiloso na superfície executava-se nele um pré-furo
(para não se arrastar argila para a camada de areia). O tubo Franki foi cravado da forma
convencional, com auxílio de um pilão de queda livre caindo sobre uma “bucha” de areia e
brita que tampona sua extremidade inferior. As estacas foram moldadas in-loco e constituídas
119
de uma mistura típica de 50% de areia limpa e 50% de brita (injetada por apiloamento), de
base alargada. A base alargada é formada durante a extração do tubo, através do apiloamento
da mistura de areia e brita no solo. A base alargada na ponta da estaca não é de grande
importância na densificação do solo, mas foi especificada para se ter certeza de atravessar-se
toda a camada de areia fofa. As características dos equipamentos utilizados (obras 1 e 2) estão
descritas na
Tabela 4.1. Como dito anteriormente, a brita não tem contribuição na
densificação do terreno, mas é imprescindível para a formação da bucha no tubo Franki. A
quantidade de brita tem que ser tal que possibilite a cravação do tubo no terreno.
Tabela 4.1 - Dados sobre a cravação das estacas de compactação
Diâmetro do tubo metálico = 400 mm
Comprimento do tubo = 6,00 m a 8,00 m
Peso do pilão = 20 kN
Diâmetro do pilão = 250 mm
Altura de queda do pilão = 6,00 m
As seguintes etapas foram realizadas durante a execução das estacas de compactação:
• Limpeza superficial do terreno: retirada de aterro superficial através de piteiramento
para evitar arraste e contaminação da areia com o aterro argiloso existente;
• Cravação do tubo no terreno arenoso, a partir do nível natural do terreno
(aproximadamente cota 0,00±0,20m);
• Determinação da paralisação da cravação do tubo, em torno das cotas -5,00m e
– 5,50m (obra 1) e entre as cotas -6,00m e -8,00m (obra 2);
• Execução da base alargada utilizando-se pelo menos um volume de 300 litros de
material, com a finalidade de aumentar o volume da estaca e vibrar o terreno mais
vigorosamente;
• Formação do fuste com a mistura (areia limpa e brita) apiloada e extração gradual do
tubo;
• Execução de novas bases alargadas (bulbos intermediários) a cada metro de extração
do tubo (cotas -4,00m, -3,00m e -2,00m) no caso da obra 1. As estacas da obra 2 não
tiveram bulbos intermediários;
• Término de formação do fuste na cota final definida em projeto (aproximadamente
120
cota -2,00m);
• Na obra 1 e parte da obra 2 (edifícios A, B e C) o controle de qualidade foi feito
através de penetrômetros dinâmicos pesados (65 kg) executados a partir do nível
natural do terreno (aproximadamente cota 0,00±0,20m). Nos edifícios D, E e F os
penetrômetros foram executados a partir da cota -2,00m, ou seja, após a escavação do
terreno;
• Escavação do terreno, na área das sapatas, até cerca de 0,20m acima do lençol freático
e densificação geral da área exposta através de placas vibratórias;
• Prosseguimento da escavação até a cota final de projeto para assentamento de sapatas.
A execução de bulbos intermediários (obra 1) foi especificada com a finalidade de vibrar o
terreno mais vigorosamente, aumentando também o deslocamento do solo natural através de
um volume maior de material injetado. Entretanto, apenas nas primeiras 29 estacas foi
possível executar os 4 bulbos (base alargada + 3 bulbos intermediários) e em alguns locais só
foi possível executar 1 bulbo (base alargada). De acordo com o avanço do estaqueamento,
algumas regiões do terreno já estavam tão densificadas que não permitiam a execução dos
bulbos intermediários e, em alguns casos, impediam o alcance da profundidade especificada
(5,00 a 5,50m), fazendo com que algumas estacas parassem aos 3,50m. Segundo informações
da empresa que executou o estaqueamento, à medida que aumentava o número de estacas
executadas, havia dificuldade para execução das demais, chegando a haver “levantamento” do
bate-estacas durante a cravação, tal era a densificação do terreno.
Um resumo das principais características das obras 1 e 2 é apresentado na
Tabela 4.2 e na
Figura 4.5 tem-se um desenho esquemático das estacas de compactação executadas e
assentamento da sapata sobre o terreno melhorado.
Tabela 4.2 - Resumo das principais características das obras 1 e 2
Estudo de
caso
Local
Quantidade
de estacas
Nº de
bulbos
Total de
estacas
Espaçamento
entre estacas
Profundidade da
base alargada
Obra 1
(1 edifício)
Vila Velha 4
8
117
29
1
2
3
4
158 1,90 a 2,30m
(4,8 a 5,8 diâmetros)
5,00 a 5,50m
Obra 2
(6 edifícios)
Vitória 178
p/ edifício
1 1068 1,20 a 2,00m
(3 a 5 diâmetros)
6,00 a 8,50m
121
Nível natural do terreno: cota 0,00±0,20m
Estaca de compactação
Sapata
cota final
Base alargada (300 litros)
cota -4,00m
cota -3,00m
cota -2,00m
Pilar
(a)
CAF
Concreto simples
P
i
l
a
r
Sapata
compactada por
e brita (compactação)
Bulbos intermediários (OBRA 1)
Estaca tipo Franki de areia
OBRA 1: cota -5,00 a -5,50m
OBRA 2: cota -6,00 a -8,50m
placa vibratória
Nível natural do terreno: cota 0,00±0,20m
Aterro: areia limpa,
Camada de areia compactada por
estacas tipo FRANKI de areia e brita
por estacas tipo FRANKI
de areia e brita
OBRA 1: cota -1,30m
OBRA 2: cota -1,50m e cota -2,00m
CAF = cota de assentamento das sapatas
(b)
(c)
Camada de areia compactada
Nível d'água freático (NA) = cota -1,00m (obra 1) e cota -1,50m (obra 2)
Notas:
Figura 4.5 - Desenho esquemático: (a) locação das estacas sob sapata projetada, (b) estacas executadas e
(c) sapata executada sobre o terreno melhorado
Na Figura 4.6 estão apresentadas as locações dos ensaios SPT e PD iniciais (terreno natural) e
finais (após compactação) e todas as estacas de compactação executadas na obra 1.
A avaliação final dos resultados da compactação através das estacas de areia e brita foi feita
comparando-se os resultados das resistências de ponta dos penetrômetros realizados antes
(q
di
) e após (q
df
) a compactação. Executava-se um grupo de estacas (1ª etapa) e avaliavam-se
os resultados através dos testes com penetrômetros (PD). Esses testes eram realizados de 1 a
40 dias após a execução das estacas, em posições intermediárias entre as estacas conforme
recomendações encontradas na literatura (BASORE; BOITANO, 1969; MITCHELL, 1981) e
segundo a disposição prevista para a eventual 2ª etapa de estaqueamento (
Figura 4.6). Como
122
as resistências de ponta (q
df
) dos penetrômetros dinâmicos realizados após a execução das
estacas da 1ª etapa foram satisfatórias, prescindiu-se da execução das estacas da 2ª etapa
(estacas intermediárias) nos dois casos de obra estudados (obras 1 e 2).
PD166
PD13
PD20
PD24
PD26
PD22
PD38
PD42
PD40
PD44
PD77
PD81
PD87
PD145
PD149
PD156
PD286
PD244
PD200
PD220
PD222
PD212
PD289
PD291
PD293
PD295
SPV17A
PD17D
SPV17C
PD17B
SP3
SP2
SP1
PD4
PD3
PD1
PD5
SP4
PD6
PD2
F1
F2
F3
PD198
PD164
CONVENÇÕES:
- Estaca de compactação executada
Si
- Pilar
S1
S2
S3
S4
S5
S6
S7
S8
S9
S10
S11
S12
S13
S14
S15
S16
S17
S18
S19
S20
S21
S24 S25
S26
S27
S28
S22
S23
S29
S30
ÁREA 1ÁREA 2
(maior compacidade inicial)(menor compacidade inicial)
- Ensaio SPT inicial (terreno natural)
- Ensaio SPT executado durante processo de compactação
- Ensaio PD inicial (terreno natural)
- Sapata
- Ensaio PD final (após compactação)
- Número da sapata
Figura 4.6 - Locação de todas as estacas de compactação, ensaios SPT e PD iniciais (terreno natural)
e finais (após compactação) executados na Obra 1
123
4.4 Estudo de caso: obra 1
Conforme detalhado nos itens 4.1 a 4.3, as estacas de compactação da obra 1 foram
executadas à partir da cota natural do terreno (0,00
±0,20m) até a cota -5,00±0,50m e com
término da formação do fuste na cota -2,00m (
Figura 4.7) com o propósito de densificar a
camada de areia fina e média submersa (variando de pouco a medianamente compacta) e
também dispersar, por mistura, a camada fina (0,50m de espessura) de areia argilosa com
turfa existente entre as cotas -5,00 e -5,50m, viabilizando a execução das sapatas. As estacas
de compactação (formadas com uma mistura de areia e brita) possuem diâmetro de 400mm e
foram executadas pelo processo tipo Franki, utilizando um pilão com peso de 20 kN e altura
de queda de 6,00m (conforme especificado na
Tabela 4.1), o que resulta numa energia de 120
kN.m.
AREIA
0
SP2
0
SP1
ATERRO: ARGILA ARENOSA, MUITO MOLE A MÉDIA, VARIEGADA
0
COTAS (m):
COMPACTA A MUITO COMPACTA, MARROM ESCURA
AREIA ARGILOSA, COM TURFA, FOFA, CINZA ESCURA
5
COMPACTA, MARROM E CINZA AMARELADA
5
5
AREIA FINA E MÉDIA, POUCO A MEDIANAMENTE
AREIA FINA E MÉDIA, FERRUGINOSA, MEDIANAMENTE
10
FINA E MÉDIA,
CINZA CLARA
COMPACTA,
NA
NA
placa vibratória
compactada por
Aterro: areia limpa
cota 0,00±0,20m
cota -2,00m
cota -1,30m (CAF)
cota -5,00±0,50m
Estaca de compactação
Sapata
1/45
8
5
19
12/15
33
30/3
19/15
2
1/15
5
7
11
9
1/20
38/15
15/5
22
16
Figura 4.7 - Perfil típico até 9,00m e profundidade de execução das estacas de compactação (obra 1)
Para avaliação dos resultados do processo de compactação, foram executados 31 testes com
penetrômetros dinâmicos pesados (65 kg) à partir do nível do terreno natural, conforme
locação apresentada na
Figura 4.6.
4.4.1 Estimativa de parâmetros geotécnicos do terreno natural
Um fator de grande influência nos resultados pós-densificação é a compacidade inicial do
terreno, que pode ser estimada através de correlações empíricas com o N
SPT
, conforme visto
no Capítulo 2. Assim, através dos resultados de N
SPT
foram utilizadas as Equações 2.13, 2.14,
2.15 e 2.16, propostas por Gibbs e Holtz (1957), Skempton (1986), Yoshida et al. (1988) e
124
Cubrinovski e Ishihara (1999), respectivamente, para estimativa da compacidade relativa do
terreno natural (C
r
) tendo sido considerada em todas as proposições a correção do índice N
SPT
para a energia padrão de 60% (N
SPT,60
) e a tensão efetiva na profundidade analisada, cujos
resultados detalhados estão apresentados Tabela B.11 (Anexo B).
Essa primeira estimativa da compacidade relativa do terreno natural (C
r
), apresentada na
Figura 4.8 e Tabela 4.3, refere-se à média obtida através dos resultados de N
SPT,60
nas
respectivas profundidades e considerando-se todo o terreno (sem distinção das áreas 1 e 2).
Verifica-se uma grande variação das previsões de acordo com cada método, com diferenças
entre os valores de C
r
previstos em até 45%. Houve maior concordância entre os métodos de
Skempton (1986) e Yoshida et al. (1988). A correlação entre N
SPT
e C
r
proposta por Yoshida
et al. (1988) forneceu os menores valores e a proposta de Cubrinovski e Ishihara (1999)
forneceu os maiores valores, inclusive com C
r
> 100% (profundidade de 1,00 a 1,45m) para
um N
SPT,60
máximo, nessa profundidade, de 13,8 golpes (Tabelas B.9 e B.10 do Anexo B).
Tabela 4.3 - Estimativa da compacidade relativa média do terreno natural em função do SPT (obra 1)
Profundidade Gibbz & Holtz (1957) Skemptom (1986) Yoshida et al. (1988) Cubrinovski e Ishihara (1999)
(m) C
r
(%) C
r
(%) C
r
(%) C
r
(%)
0,00 a 1,00 47 37 35 74
1,00 a 1,45 70 56 51 101
2,00 a 2,45 61 49 44 76
3,00 a 3,45 84 68 60 96
4,00 a 4,45 86 70 62 92
4,45 a 5,00 48 40 37 50
5,00 a 5,45 105 86 75 106
Compacidade relativa (C
r
)
Nota: Em parte do terreno, entre 0,00 e 1,00m de profundidade, havia um aterro argiloso (Figuras B.2 a B.4 do
Anexo B).
Para a profundidade de 5,00 a 5,45m a proposta de Gibbs e Holtz (1957) também forneceu
C
r
>100%, mas nessa profundidade as sondagens SP2 (N
SPT
= 76 golpes; N
SPT,60
= 95 golpes)
e SP4 (N
SPT
= 44,3 golpes; N
SPT,60
= 54 golpes) já haviam detectado a camada de areia
concrecionada (cimentada) subjacente, conforme perfis detalhados (Anexo B).
Numa segunda análise (
Figura 4.9) foram utilizadas apenas as propostas de Gibbs e Holtz
(1957) e Skempton (1986) para comparação dos resultados obtidos para todo o terreno (a) e
fazendo-se distinção das áreas 1 e 2 (b). Verifica-se que na área 1 o terreno é bastante
heterogêneo, com C
r
em torno de 15% a 20% no primeiro metro, variando de 40% a 70% até
2,50m e de 85% a 110% a partir dessa profundidade. Na área 2, o terreno apresentou C
r
entre
125
45% e 55% no primeiro metro e variando entre 50% e 70% até 4,45m. A 5,00m ocorre uma
redução, com C
r
entre 35% e 45%, passando para valores de 80% e >100% aos 5,45m. O
terreno na área 2 mostra-se homogêneo entre 1,45 e 4,00m.
0
1
2
3
4
5
6
020406080100120
N
SPT,60
(golpes/300mm), Cr (%)
Profundidade (m)
Nspt médio
Gibbz & Holtz (1957)
Skemptom (1986)
Yoshida et al. (1988)
Cubrinovski e Ishihara (1999)
Figura 4.8 - Estimativa da compacidade relativa geral do terreno natural (obra 1)
De uma forma geral, a maior variação nos valores médios de N
SPT,60
ocorre entre 3,45m e
5,45m de profundidade, com resultados variando de 30 a 34 golpes (área 1) e de 7 a 41 golpes
(área 2).
0
1
2
3
4
5
6
0 102030405060708090100110
N
SPT,60
(golpes/300mm), C
r
(%)
Profundidade (m)
Nspt,60 médio
Gibbz e Holtz (1957)
Skempton (1986)
0
1
2
3
4
5
6
0 102030405060708090100110
N
SPT,60
(golpes/300mm), C
r
(%)
Profundidade (m)
Área 1 - Gibbs e Holtz (1957)
Área 1 - Skempton (1986)
Área 2 - Gibbs e Holtz (1957)
Área 2 - Skempton (1986)
Nspt, 60 área 1
Nspt, 60 área 2
(a) Geral (b) Área 1 e área 2
Figura 4.9 – Compacidade relativa (C
r
) média estimada e N
SPT,60
do terreno natural (obra 1)
126
Na terceira análise foram considerados os valores mínimos e máximos da C
r
para cada
profundidade, através das propostas de Gibbs e Holtz (1957) e Skempton (1986) obtendo-se
os resultados da
Tabela 4.4 e Figura 4.10. Observa-se a grande defasagem entre os valores
mínimos e máximos de C
r
para a mesma profundidade, mais uma vez destacando-se a grande
heterogeneidade do terreno da obra 1.
Tabela 4.4 - Estimativa da compacidade relativa mínima e máxima do terreno natural (obra 1)
Profundidade
(m) C
r
mínima (%) C
r
máxima (%) C
r
mínima (%) C
r
máxima (%)
0,00 a 1,00 21 76 16 60
1,00 a 1,45 55 82 44 65
2,00 a 2,45 52 70 42 57
3,00 a 3,45 50 117 41 95
4,00 a 4,45 43 108 35 88
4,45 a 5,00 26 63 21 52
5,00 a 5,45 29
181
24
149
Skempton (1986)Gibbz e Holtz (1957)
Para a estimativa do ângulo de atrito (
φ') diretamente através dos resultados dos ensaios SPT
(
Tabela 4.5), foram utilizadas as Equações 2.21, 2.22, 2.17 e 2.23 sugeridas por Godoy
(1983), Wolff (1989), Kulhawy e Mayne (1990), Teixeira (1996), respectivamente, e valores
sugeridos por Décourt (2004). Os valores obtidos do ensaio SPT foram utilizados conforme
referenciado em cada formulação, sendo: N
SPT
o valor obtido com a energia do ensaio
(adotada = 75%), N
SPT,60
o valor corrigido para a energia de 60% e (N
SPT,60
)
1
o valor corrigido
para a energia de 60% e tensão efetiva.
0
1
2
3
4
5
6
0 25 50 75 100 125 150 175 200
C
r
(%)
Profundidade (m)
Cr mínima - Gibbz e Holtz (1957)
Cr máxima - Gibbz e Holtz (1957)
Cr mínima - Skempton (1986)
Cr máxima - Skempton (1986)
Figura 4.10 - Compacidade relativa (C
r
) mínima e máxima estimada para o terreno natural (obra 1)
127
Tabela 4.5 - Estimativa do ângulo de atrito diretamente dos resultados de N
SPT
(obra 1)
Profundidade Godoy (1983) Wolff (1989) Kulhawy e Teixeira (1996) Décourt (2004) Valor
Mayne (1990) Médio
(m)
φ
(°)
φ
(°)
φ
(°)
φ
(°)
φ
(°)
φ
(°)
0,00 a 1,00 30 30 35 25 32 30
1,00 a 1,45 31 32 41 28 36 34
2,00 a 2,45 31 31 38 27 34 32
3,00 a 3,45 34 35 41 32 38 36
4,00 a 4,45 35 35 43 33 39 37
4,45 a 5,00 30 30 34 26 32 30
5,00 a 5,45 40 40 50 40 39 42
*Os valores do ensaio SPT foram utilizados de acordo com as referências em cada formulação, onde:
N
SPT
é o valor obtido com a energia do ensaio (adotada = 75%);
N
SPT,60
é o valor corrigido para a energia de 60%;
(N
SPT,60
)
1
é o valor corrigido para a energia de 60% e tensão efetiva.
Ângulo de atrito obtido do N
SPT
*
Outro procedimento para estimar valores do ângulo de atrito foi através da C
r
utilizando as
Equações 2.20, 2.24, 2.25 e 2.18 propostas por Meyerhof (1957), De Mello (1971), Bolton
(1986) e Polido et al. (1999), respectivamente. Os valores de C
r
utilizados referem-se à
proposta de Skempton (1986) e os resultados obtidos estão apresentados na
Tabela 4.6.
Os valores médios estimados diretamente do N
SPT
variaram de 25° a 42° e através da
compacidade relativa (C
r
) variaram de 33° a 48°, sendo apresentados na Figura 4.11.
Tabela 4.6 - Estimativa do ângulo de atrito através da compacidade relativa (obra 1)
Profundidade Meyerhof (1957) De Mello (1971) Bolton (1986) Polido et al. (1999) Valor
Médio
(m)
φ
(°)
φ
(°)
φ
(°)
φ
(°)
φ
(°)
0,00 a 1,00 34 32 38 35 35
1,00 a 1,45 36 37 42 37 38
2,00 a 2,45 35 35 40 36 37
3,00 a 3,45 38 41 43 38 40
4,00 a 4,45 38 42 43 39 41
4,45 a 5,00 34 33 37 35 35
5,00 a 5,45 41 49 45 40 44
Nota: *Valores da compacidade relativa (C
r
) obtidos com a proposição de Skempton (1986)
Ângulo de atrito obtido da compacidade relativa*
128
0
1
2
3
4
5
6
20 25 30 35 40 45 50 55
Ângulo de atrito,
φ
(°)
Profundidade (m)
Godoy (1983)
Wolff (1989)
Kulhawy e Mayne (1990)
Teixeira (1996)
Décourt (2004)
Média do ângulo de atrito obtido com Nspt
0
1
2
3
4
5
6
30 35 40 45 50
Ângulo de atrito,
φ
(°)
Profundidade (m)
Meyerhof (1957)
De Mello (1971)
Bolton (1986)
Polido et al. (1999)
Média do ângulo de atrito obtido com Cr
(a) Utilizando o N
SPT
(b) Utilizando a C
r
Figura 4.11 - Ângulo de atrito estimado diretamente do N
SPT
(a) e através da C
r
(b) – Obra 1
4.4.2 Resultados dos testes de verificação com penetrômetros dinâmicos
As resistências dos penetrômetros executados antes (q
di
) e após (q
df
) a densificação estão
sumarizadas na
Figura 4.12, onde se observa uma melhora geral do terreno ao longo da
profundidade. Até 3,50m o valor inicial mínimo (q
di
) aumentou de 2 MPa para uma
resistência final (q
df
) mínima de 4 a 5 MPa e os valores médios passaram de 3 a 7 MPa para
10 a 20 MPa.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45
Resistência dinâmica de ponta, q
di
(MPa)
Profundidade (m)
Resistência inicial (qdi)
Envoltória de todos os resultados (qdi)
Resistência inicial média
Cota de assentamento das sapatas (m)
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 7
0
Resistência dinâmica de ponta, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Resistência final (qdf)
Envoltória de todos os resultados (qdf)
Resistência final média
Cota de assentamento das sapatas (m)
(a) Terreno natural (b) Terreno compactado
Figura 4.12 - Resultados dos penetrômetros executados antes (q
di
) e após (q
df
) a densificação por estacas
6 t
es
t
es
31 t
es
t
es
129
Os aumentos mais significativos ocorreram de 3,50 a 5,00m de profundidade, com valores
médios de q
di
em torno de 7 MPa aumentando para 20 a 25 MPa após a compactação. Para os
valores máximos de q
di
(cerca de 20 MPa) foram obtidos valores finais (q
df
) acima de 50 MPa.
Na
Figura 4.13 são apresentados os resultados considerando-se separadamente as áreas de
maior (área 1) e menor (área 2) compacidade inicial, com destaque para as altas resistências
alcançadas a partir de 3,50m de profundidade.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Resistência inicial (qdi)
Resistência final (qdf)
Cota de assentamento das sapatas (m)
Área 1 - qdi médio
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Resistência inicial (qdi)
Resistência final (qdf)
Cota de assentamento das sapatas (m)
Área 2 - qdi médio
(a) Área 1 (b) Área 2
Figura 4.13 - Resultados dos penetrômetros executados antes (q
di
) e após (q
df
) a densificação (áreas 1 e 2)
Na Figura 4.14 pode-se observar o desvio-padrão (s) e o coeficiente de variação (Cv) das
resistências ao longo da camada compactada pelas estacas. O valor de Cv é dado pela
Equação 3.1 e serve para quantificar a dispersão dos valores em torno da média.
(variabilidade dos resultados). Analisando-se o terreno em geral, sem distinção de área 1 ou 2
(maior e menor compacidade inicial) verifica-se pelo desvio-padrão (
Figura 4.14a) e
coeficiente de variação (
Figura 4.14b), obtidos para q
di
e q
df
, que há uma grande variação em
torno da média. De 1,50 a 3,00m (
Figura 4.14b) Cv variou de 14% a 35 para q
di
e de
30% a
43% para q
df
(o solo ficou mais heterogêneo).
Entre 3,00 e 4,00m pode-se notar uma redução
significativa na dispersão de q
df
, com Cv variando de 35% a 47% enquanto que para q
di
a
variação é de 48% a 77%, demonstrando que após a compactação o solo tornou-se mais
homogêneo nessa profundidade (menor dispersão nos valores da resistência) que é um dos
principais objetivos do processo de compactação por estacas (SOLYMAR et al., 1986).
130
0
1
2
3
4
5
6
0 5 10 15
Desvio-padrão (MPa)
Profundidade (m)
qdi
qdf
CAF
0
1
2
3
4
5
6
020406080100
Coeficiente de variação (%)
Profundidade (m)
qdi
qdf
CAF
(a) (b)
Figura 4.14 - Valores do desvio-padrão (a) e coeficiente de variação (b) dos resultados de penetrômetros
executados antes (q
di
) e após (q
df
) a densificação por estacas (obra 1)
Na
Figura 4.15 estão apresentadas as variações das resistências pré e pós-compactação (q
di
e
q
df
) com a profundidade de execução das estacas (bulbos, interrupção do fuste e cota final) e a
cota de assentamento das fundações (CAF). A
Tabela 4.7 apresenta a variação de q
di
e q
df
com
a profundidade (valores mínimos, médios, máximos, desvio-padrão e coeficiente de variação)
e os resultados individuais de cada teste de verificação estão na Tabela B.7 (Anexo B).
4,0
Terreno natural
4,5
6,0
5,5
5,0
Areia argilosa, turfosa
Cota final da estaca: -5,00±0,50m
(MPa)
Cota de assentamento das fundações (CAF): -1,30m
Resistência dinâmica de ponta: q
25
1,0
2,0
1,5
2,5
3,5
3,0
P
r
o
f
u
n
d
i
d
a
d
e
(
m
)
0,5
0,0
02015105
Terreno compactado
403530
e q
di df
60555045
Areia fina a média,
variando de pouco
compacta a compacta
(área 1) e de fofa a
medianamente
compacta (área 2)
Aterro argilo-arenoso
Cota -4,00m
Cota -3,00m
Cota final do fuste: -2,00m
Estaca de compactação
7065
Areia concrecioanda
Figura 4.15 - Resultados pré e pós-compactação (q
di
e q
df
), cotas de execução dos bulbos, interrupção do
fuste e assentamento das fundações (obra 1)
131
Como critério de aceitação foi especificada em projeto uma resistência de ponta de
penetrômetro (q
df
) mínima de 10 MPa nos dois metros iniciais a partir da cota de
assentamento das sapatas, ou seja, de 1,30m até 3,30m de profundidade.
Tabela 4.7 - Resistências iniciais (q
di
) e finais (q
df
) obtidas com os penetrômetros dinâmicos (obra 1)
Profundidade Melhoramento
(m)* Cv Cv relativo médio
Mín. Méd. Máx. Desvio-padrão (%) Mín. Méd. Máx. Desvio-padrão (%)
K
m
médio
0,00 a 0,20 1,2 2,1 2,7 0,6 30,6 1,1 2,4 3,9 0,9 36,0 1,1
0,20 a 0,40 1,6 2,4 3,9 0,9 39,9 0,9 2,8 6,6 1,2 44,6 1,2
0,40 a 0,60 1,2 2,0 3,9 1,0 52,1 0,6 3,4 10,5 2,3 68,8 1,7
0,60 a 0,80 1,2 1,9 3,9 1,0 56,3 0,6 4,1 12,5 3,2 76,9 2,2
0,80 a 1,00 1,8 3,0 4,7 1,1 37,7 1,6 6,7 17,6 3,9 58,1 2,2
1,00 a 1,20 3,5 4,3 5,4 0,8 18,9 2,9 9,9 24,5 4,8 48,9 2,3
1,20 a 1,40 3,1 4,0 4,7 0,6 14,5 3,8 10,0 20,8 4,0 39,9 2,5
1,40 a 1,60 1,6 3,8 4,9 1,2 31,7 4,8 9,6 17,6 3,1 31,9 2,5
1,60 a 1,80 2,4 4,2 5,2 1,0 25,1 3,3 9,7 15,7 2,9 30,3 2,3
1,80 a 2,00 2,0 3,1 4,0 0,7 23,4 3,2 9,2 18,1 3,5 37,6 2,9
2,00 a 2,20 2,4 2,8 3,3 0,4 14,4 3,7 9,0 15,7 3,1 34,0 3,2
2,20 a 2,40 1,8 2,5 3,1 0,5 21,3 2,7 9,4 16,3 3,6 38,5 3,8
2,40 a 2,60 1,7 2,7 3,2 0,6 23,2 2,3 9,7 22,3 4,1 42,6 3,6
2,60 a 2,80 2,0 3,1 5,1 1,1 35,1 3,2 11,9 22,9 4,0 33,7 3,9
2,80 a 3,00 1,6 3,3 4,7 1,1 32,4 4,4 13,3 22,0 4,4 32,7 4,0
3,00 a 3,20 2,0 4,2 7,1 2,0 47,7 5,3 15,4 29,0 5,4 34,9 3,7
3,20 a 3,40 2,4 5,7 11,8 3,7 64,7 5,3 18,1 31,5 6,9 38,3 3,2
3,40 a 3,60 3,9 7,7 16,1 5,0 65,7 5,3 21,5 39,3 8,7 40,6 2,8
3,60 a 3,80 4,3 9,3 20,4 7,2 76,8 11,0 24,2 62,1 11,4 47,0 2,6
3,80 a 4,00 3,9 8,8 17,3 6,0 68,8 9,3 24,8 54,2 10,9 43,8 2,8
4,00 a 4,20 5,5 9,7 16,9 4,6 47,5 5,9 21,8 64,2 12,1 55,4 2,2
4,20 a 4,40 3,9 9,2 14,9 4,2 45,4 3,8 20,4 65,3 12,7 62,2 2,2
4,40 a 4,60 3,5 9,2 13,8 3,8 41,9 2,5 19,2 57,0 13,5 70,1 2,1
4,60 a 4,80 2,4 6,8 12,9 3,7 54,8 3,0 16,1 49,7 9,0 55,8 2,4
4,80 a 5,00 2,4 4,9 10,6 3,1 64,4 4,0 15,9 49,0 8,9 55,9 3,2
5,00 a 5,20 2,4 3,5 4,7 1,7 47,1
5,20 a 5,40 3,9 5,1 6,3 1,7 32,6
Notas: * Profundidade em relação ao nível original do terreno, em metros.
K
m
médio é a razão q
df
médio/q
di
médio (fator de melhoramento médio)
Penetrômetros iniciais (terreno natural)
q
di
(MPa) q
df
(MPa)
Penetrômetros finais (terreno compactado)
Sabendo-se que as estacas de compactação são ineficientes para densificar as partes mais
superficiais do terreno (cerca de 1,00 a 1,50m de profundidade abaixo do nível final do fuste),
não era esperado que a resistência mínima de projeto (10 MPa) fosse alcançada até a
profundidade de 3,50m, tanto que o fuste foi interrompido na profundidade de 2,00m (
Figura
4.15). Assim, foi especificado o uso de placas vibratórias para atingir-se a compacidade
necessária e o controle dessa compactação superficial foi feito com testes de penetrômetro
dinâmico manual leve (cerca de 10 Kg) obtendo-se resultados de resistência de ponta (q
dm
)
acima de 15 MPa, mas que não são apresentados aqui por tratar-se de uma técnica diferente da
referenciada neste trabalho.
132
4.4.3 Influência da compacidade inicial do terreno no melhoramento do solo
Como visto no item 4.4.1 a compacidade inicial do terreno estimada apresentou valores muito
variáveis, com C
r
de 16% e acima de 100% para o terreno natural (Tabela 4.4). Para a
avaliação dos resultados da densificação do terreno através das estacas de compactação,
considerou-se o fator de melhoramento relativo (K
m
) como sendo a relação entre a resistência
final (após densificação) e inicial (antes da densificação) do terreno (K
m
= q
df
/q
di
).
Primeiramente, foi analisado o melhoramento relativo (K
m
) ocorrido em cada sapata
individualmente, separadas por área 1 (
Figura 4.16a) e área 2 (Figura 4.16b), obtendo-se os
resultados apresentados na
Figura 4.16. Observa-se pela Figura 4.16c que os maiores valores
de K
m
foram obtidos entre 2,00 e 3,00m (área 1) com K
m
médio variando de 2 a 4,5 e entre
2,50 e 3,50m (área 2) com K
m
médio variando de 5 a 7,5. De 3,50 a 5,00m os valores médios
de K
m
variaram de 1,5 a 2,5 (área 1) e de 2,5 a 4 (área 2). Observando-se os valores
individuais de K
m
, verifica-se que em alguns pontos da área 2 (menor compacidade inicial) o
fator K
m
chegou a 11,5 (Figura 4.16b). Nota-se também que em alguns pontos obteve-se
K
m
< 1, ou seja, houve uma redução na resistência do terreno, como observado entre 3,50 e
4,50m (área 1) e entre 4,50m a 5,00m (área 2).
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
0123456789101112
K
m
= q
df
/q
di
Profundidade (m)
CAF
Área 1
Km médio - Área 1
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
0123456789101112
K
m
= q
df
/q
di
Profundidade (m)
CAF
Área 2
Km médio - Área 2
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
012345678
K
m
= q
df
/q
di
Profundidade (m)
Km médio - Área 1
Km médio - Área 2
CAF
(a) (b) (c)
Figura 4.16 - Variação do fator K
m
em cada sapata da área 1 (a) e área 2 (b) e K
m
médio obtido (obra 1)
Outra forma de analisar a melhoria relativa do terreno foi considerando-se a separação apenas
por área, ao invés de separar os resultados por sapata, ou seja, uma análise global de cada
133
área. Foram tomadas as médias de todos os valores de q
di
e q
df
pertencentes às respectivas
áreas, cujos resultados estão apresentados na
Tabela 4.8 e Figura 4.17.
Tabela 4.8 - Melhoria relativa média do terreno (áreas 1 e 2) – Obra 1
Prof.
(m) qdi médio - área 1 qdf médio - área 1 Km médio - área 1 qdi médio - área 2 qdf médio - área 2 Km médio - área 2
(MPa) (MPa) (MPa) (MPa)
1,40 4,3 9,7 2,2 3,8 10,5 2,7
1,60 4,1 8,9 2,2 3,7 10,5 2,8
1,80 4,6 9,2 2,0 4,0 10,3 2,6
2,00 2,8 8,3 2,9 3,3 10,3 3,1
2,20 2,5 8,1 3,2 2,9 10,1 3,5
2,40 1,9 8,2 4,4 2,7 10,9 4,0
2,60 2,4 8,3 3,5 2,8 11,3 4,0
2,80 3,9 11,7 3,0 2,6 12,2 4,7
3,00 4,3 13,6 3,1 2,8 13,0 4,6
3,20 6,7 16,1 2,4 3,0 14,5 4,9
3,40 10,2 20,8 2,0 3,4 14,9 4,3
3,60 13,9 25,5 1,8 4,6 16,6 3,6
3,80 18,4 28,3 1,5 4,8 19,3 4,0
4,00 16,5 26,6 1,6 4,9 22,7 4,6
4,20 15,3 24,1 1,6 7,0 19,0 2,7
4,40 13,9 23,3 1,7 6,9 16,9 2,5
4,60 12,4 22,3 1,8 7,6 15,5 2,0
4,80 9,8 19,4 2,0 5,3 11,8 2,2
5,00 8,3 18,0 2,2 3,2 13,0 4,1
ÁREA 2ÁREA 1
Melhoria relativa do terreno analisada por áreas 1 e 2
0
1
2
3
4
5
6
0123456
K
m
= q
df
/q
di
Profundidade (m)
Km médio - área 1
Km médio - área 2
CAF
Figura 4.17 - Melhoria relativa média do terreno (áreas 1 e 2) – Obra 1
A melhoria relativa geral do terreno, sem distinção de área 1 e 2, tomando-se os valores
médios de q
di
e q
df
obtidos nas respectivas profundidades resultou nos valores mostrados na
Tabela 4.9 e Figura 4.18.
134
Tabela 4.9 - Melhoria relativa geral do terreno (K
m
médio geral) – Obra 1
Prof.
(m) q
di
médio q
df
médio K
m
médio
(MPa) (MPa)
1,40 4,0 10,0 2,5
1,60 3,8 9,6 2,5
1,80 4,2 9,7 2,3
2,00 3,1 9,2 2,9
2,20 2,8 9,0 3,2
2,40 2,5 9,4 3,8
2,60 2,7 9,7 3,6
2,80 3,1 11,9 3,9
3,00 3,3 13,3 4,0
3,20 4,2 15,4 3,7
3,40 5,7 18,1 3,2
3,60 7,7 21,5 2,8
3,80 9,3 24,2 2,6
4,00 8,8 24,8 2,8
4,20 9,7 21,8 2,2
4,40 9,2 20,4 2,2
4,60 9,2 19,2 2,1
4,80 6,8 16,1 2,4
5,00 4,9 15,9 3,2
Todo o terreno
Melhoria relativa geral do terreno
0
1
2
3
4
5
6
0123456
K
m
= q
df
/q
di
Profundidade (m)
Km médio - geral
CAF
Figura 4.18 - Melhoria relativa geral do terreno (K
m
médio geral) – Obra 1
A Figura 4.19 apresenta o aumento da resistência ao longo da camada densificada (valores
médios) para a área 1 (a), área 2 (b) e para todo o terreno (c) onde se verifica que a
compactação promoveu melhores resultados na área 2 (menor compacidade inicial).
135
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
0 5 10 15 20 25 30 35
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Área 1 - qdi médio
Área 1 - qdf médio
CAF
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
0 5 10 15 20 25
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Área 2 - qdi médio
Área 2 - qdf médio
CAF
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
0 5 10 15 20 25 30
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
qdi médio - Áreas 1 e 2
qdf médio - Áreas 1 e 2
CAF
(a) Área 1 (b) Área 2 (c) Toda a área
Figura 4.19 - Comparação das resistências médias iniciais e finais: área 1 (a), área 2 (b) e em geral (c)
Considerando-se os valores médios de resistência final (q
df
), obteve-se um valor máximo de
30 MPa na área 1 (a), 24 MPa na área 2 (b) e 25 MPa para o terreno em geral (c).
Comparando-se as áreas 1 e 2 nas profundidades entre 3,50m e 4,50m, percebe-se a grande
diferença entre os valores médios das resistências iniciais. Na área 1 tem-se q
di
= 18 MPa, que
equivale a um N
SPT
≈ 38 golpes considerando-se K
d
= 0,47 obtido através da correlação
q
d
= K
d
.N
SPT
para a obra 1 (Tabela 3.9) e na área 2 observa-se q
di
= 8 MPa (N
SPT
≈ 17 golpes).
Após a compactação esses valores aumentaram para 30 MPa e 24 MPa, respectivamente.
Verifica-se que a compactação por estacas não conseguiu aumentar a resistência da área 1 na
mesma proporção que na área 2, ou seja, o processo foi menos eficiente para os pontos com
maior compacidade inicial do terreno. Através da
Figura 4.20 observa-se que para q
di
até 5
MPa, obteve-se K
m
variando entre 1,5 e 7 e chegando a 11,5. Para q
di
> 5 MPa houve uma
redução significativa na eficiência do processo de compactação, com a maioria dos valores de
K
m
ficando entre 1 e 4 (chegando a um máximo de 8, em apenas dois pontos). Com q
di
≥ 10
MPa (N
SPT
> 21 golpes), K
m
variou de 1 a 2,5 e nota-se que há uma tendência maior dos
pontos em se aproximarem da unidade (K
m
= 1), ou seja, parece existir um valor limite de
resistência inicial do solo a partir do qual não há mais benefício da técnica de compactação,
ou seja, há uma redução na eficiência do método. No caso de q
di
≥ 13 MPa (N
SPT
> 27 golpes)
observa-se que há uma redução na resistência do terreno em alguns pontos (K
m
< 1).
136
K
m
= 7.q
di
-0,5
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
Figura 4.20 - Melhoria relativa geral do terreno (obra 1)
A Figura 4.20 mostra que os pontos do gráfico estão muito dispersos, refletindo
heterogeneidades do solo e erros de execução. No entanto, mesmo assim, fica evidenciada
uma melhoria relativa (K
m
= q
df
/q
di
) inversamente proporcional à resistência inicial (q
di
), de
forma a obter-se para a obra 1 uma correlação entre q
di
e K
m
cuja tendência pode ser expressa
pela equação 4.1, restrita a valores de q
di
≤ 10 MPa.
di
di
df
m
q
7
q
q
K ==
(4.1)
Os resultados observados na obra 1 provavelmente estão relacionados à dificuldade em se
destruir a estrutura de solos com compacidades relativas iniciais elevadas (q
di
≥ 10 MPa;
N
SPT
> 21 golpes). Aí ocorre uma redução na eficiência (menores valores do fator K
m
) do
processo de compactação por estacas granulares, o que está em concordância com a literatura
(GUSMÃO FILHO; GUSMÃO, 1994; MITCHELL, 1981; BICALHO; CASTELLO, 2004,
SOARES; SOARES, 2004). Destruir a estrutura inicial significaria promover a expansão do
solo. Em virtude do confinamento, a expansão não ocorreu e a compacidade não variou.
Segundo Mitchell (1981) pode até ocorrer afofamento (K
m
< 1) em locais onde as areias são
compactas ou muito compactas e quebra e enfraquecimento de camadas de areias
concrecionadas. No entanto, é válido lembrar que esta redução de resistência é usualmente
pequena e as areias continuam suficientemente compactas e resistentes para o projeto que se
quer executar.
137
A dispersão apresentada na correlação entre a resistência inicial (q
di
) e final (q
df
) do terreno,
representada pelo fator K
m
, pode ser atribuída a diversos fatores tais como heterogeneidade do
terreno, influência da defasagem de tempo entre a execução das estacas e os penetrômetros de
verificação (envelhecimento das areias), distância e posição do penetrômetro em relação ao
número de estacas executadas (efeitos de grupos de estacas), comprimento das estacas
executadas e número de bulbos, região em relação ao prédio onde se localiza a estaca (região
central, intermediária ou periférica) além de outros fatores devidos à ação humana (contagem
do número de golpes durante execução das sondagens, datas incorretas, volume de material
injetado nas estacas, etc).
Através do fator de melhoramento médio (K
m
médio) obtido para cada região (central,
intermediária e de periferia) e levando-se em conta a compacidade inicial do terreno (áreas 1 e
2) verifica-se através da
Figura 4.21 que os melhores resultados de densificação foram obtidos
para as sapatas da região central (maior concentração de estacas) e de periferia localizadas na
área 2 mostrando que, em geral, a eficiência da compactação foi muito maior na área com
menor compacidade inicial. Nessa análise, não foi considerada a defasagem de tempo entre a
execução das estacas e dos penetrômetros de verificação, que será feita no item 4.4.5.
0
1
2
3
4
5
6
012345678
Fator K
m
= q
df
/q
di
Profundidade (m)
Km médio - Periferia - Área 1
Km médio - Intermediária - Área 1
Km médio - Periferia - Área 2
Km médio - Central - Área 2
CAF
Figura 4.21 - Melhora relativa média do terreno nas regiões central, intermediária e de periferia (obra 1)
138
4.4.4 Raio de influência das estacas de compactação
A execução das estacas de densificação foi iniciada pelas 29 estacas da área demarcada na
Figura 4.22, integrantes, na sua maior parte, à área 1 (maior compacidade inicial). A
influência da densificação foi observada nos penetrômetros executados em distâncias
variáveis de 10 a 14 diâmetros (D), ou seja, de 4,00 a 5,60 m.
S14
S15
S20
S21
S27
PD212
PD17D
PD17B
PD3
PD1
LEGENDA
- Estaca de compactação, diâmetro (D) de 400mm
- Penetrômetro dinâmico inicial (antes da compactação)
- Sapata
- Pilar
S30
1ª
2ª
3ª
4ª
5ª
6ª
- Penetrômetro dinâmico de verificação (pós-compactação)
11 D
14 D
1
2
D
1
2
D
1
0
D
Figura 4.22 - Posição das primeiras 29 estacas executadas e raio de influência da densificação
Na profundidade de 4,00m os resultados dos testes PD17B e PD17D com distâncias de 11D a
14D (
Figura 4.23a) registraram aumento na resistência de 5 para 11 MPa, enquanto que em
PD212 com distâncias de 10D a 12D (
Figura 4.23b) o resultado foi bem mais significativo
nessa profundidade, passando de 5 para 32 MPa, assim como ao longo de toda a camada. Não
foi possível identificar com certeza o motivo dessa diferença nos resultados, mas
possivelmente se justifica pelo fato do PD212 estar numa situação mais favorável (mais
centralizado). Outra possibilidade é a heterogeneidade do terreno natural.
139
0
1
2
3
4
5
6
0 5 10 15 20
qdi, qdf (MPa)
Profundidade (m)
PD1 (inicial)
PD17B (final)
PD17D (final)
CAF
Distância = 11 a 14 diâmetros (D)
0
1
2
3
4
5
6
0 5 10 15 20 25 30 35 40
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
PD3 (inicial)
PD212 (final)
CAF
Distância = 10 a 12 diâmetros (D)
(a) (b)
Figura 4.23 - Raio de influência da compactação após execução das 29 primeiras estacas
4.4.5 Efeito do tempo nos resultados da densificação
Um importante fator a ser levado em conta na avaliação dos resultados é a defasagem entre o
período de execução do estaqueamento e o período de execução de sondagens de verificação
da densificação (MITCHELL, 1970,1981; SOLYMAR,1984; SCHMERTMANN, 1987).
Segundo Mitchell e Solymar (1984) sondagens mais defasadas da execução de melhoria de
terrenos arenosos apresentam maiores resistências.
Nesta obra não houve padrão definido para a defasagem de tempo entre execução/verificação,
e o intervalo de tempo variou de cerca de 1 até 40 dias. E aí se evidenciou a sua importância,
tendo-se os melhores resultados para as maiores defasagens. Os resultados dos testes PD13
(área 1) e PD81 (área 2) que apresentaram maiores valores de q
df
nos trechos compactados,
foram executados com maior defasagem de tempo que os demais testes nas respectivas áreas.
O teste PD13 (
Figura 4.24), que apresentou melhores resultados na área 1, foi executado na
sapata S2 que pertence à região de periferia (
Figura 4.6), ou seja, longe da região de maior
concentração de estacas e possui 5 estacas de compactação executadas em datas bem distintas.
Foram executadas as 3 primeiras estacas com 4 bulbos e após 29 dias as 2 últimas estacas com
3 bulbos apenas devido, provavelmente, à densificação ocorrida no local que não permitiu a
execução do 4º bulbo. Entre as profundidades de 3,5m e 4,50m os valores de q
di
variavam de
10 a 18 MPa e obteve-se q
df
variando de 23 a 65 MPa após a compactação (Figura 4.24). A
140
defasagem de tempo entre o teste PD13 e as 3 primeiras estacas são de 42 dias e em relação às
2 últimas estacas são de 14 dias.
PD13 (14 a 42 dias)
0
1
2
3
4
5
6
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Resistência inicial (qdi)
Resistência final (qdf)
PD13 (14 a 42 dias)
CAF
Área 1 - qdi médio
Figura 4.24 - Resultados dos penetrômetros antes (q
di
) e após (q
df
) a densificação da área 1 com destaque
para o teste PD13 que obteve melhores resultados
O teste PD81 (área 2) foi executado na sapata S10, localizada na região central do prédio
(Figura 4.6), com uma grande concentração de estacas (sobreposição de efeitos). Para a
profundidade de 3,50 a 4,50m, tinha-se q
di
variando de 4 a 7 MPa passando para um q
df
variando de 25 a 55 MPa (
Figura 4.25). A defasagem de tempo entre a execução do teste
PD81 e as estacas vizinhas é de 13 a 26 dias. No entanto, aqui, além do fator tempo deve-se
considerar que quando o teste PD81 foi realizado praticamente todas as estacas da obra já
haviam sido executadas (faltando apenas 6 estacas para o término da obra). Assim, não se
pode ser taxativo quanto à influência do tempo para o alcance de resistências tão altas, uma
vez que houve sobreposição de efeitos do grande número de estacas executadas na época.
Um outro fator de grande influência nos resultados da compactação e que deve ser levado em
conta é a compacidade inicial das áreas 1 e 2, onde se verifica notável diferença na eficiência
do método de compactação em tais áreas, conforme já discutido. Essa influência da
compacidade inicial, pode ser observada nos valores do fator de melhoramento obtidos, com
K
m
variando de 1,5 a 2,0 (área 1) e de 2,5 a 4,6 (área 2) para as profundidades de 3,40m a
4,40m (
Tabela 4.8).
141
PD81 (26 dias)
0
1
2
3
4
5
6
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Resistência inicial (qdi)
Resistência final (qdf)
PD81 (26 dias)
CAF
Área 2 - qdi médio
Figura 4.25 - Resultados dos penetrômetros antes (q
di
) e após (q
df
) a densificação da área 2 com destaque
para o teste PD81 que obteve melhores resultados
Decidiu-se então avaliar a influência do tempo de outra forma, considerando-se sapatas com
mesmas características quanto à posição em relação ao prédio, compacidade inicial do
terreno, nº de bulbos das estacas e a defasagem de tempo entre a execução dos penetrômetros
e as estacas. A quantidade e espaçamento das estacas são os mesmos para todas as sapatas
analisadas.
As sapatas S3 e S5 situam-se bem próximas, na periferia do prédio, pertencem à área 1
(
Figura 4.6) e os testes de verificação foram executados com defasagem de 7 e 12 dias,
respectivamente (
Figura 4.26). Os melhores resultados do fator de melhoramento, K
m
(Figura
4.26a) e da resistência final, q
df
(Figura 4.26b) foram obtidos aos 7 dias e referem-se à sapata
S3, contrariando a expectativa de que os melhores resultados fossem obtidos aos 12 dias
(maior defasagem de tempo).
As sapatas S29 e S30 localizam-se lado a lado na periferia do prédio e pertencem à área 2
(
Figura 4.6). Os testes de verificação foram executados com defasagem de 9 e 25 dias,
respectivamente (
Figura 4.27) e os melhores resultados do fator de melhoramento, K
m
(Figura
4.27a) e da resistência final, q
df
(Figura 4.27b) foram obtidos aos 25 dias (S29), como
esperado. Portanto, os dados disponíveis na obra 1 não permitiram análise conclusiva a
respeito do fator tempo.
142
7 dias
12 dias
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
0123456789101112
K
m
= q
df
/q
di
Profundidade (m)
PD6 e Média (PD20, PD22, PD24, PD26) - S3 - periferia
PD2 e Média (PD38, PD40, PD42, PD44) - S5 - periferia
CAF
7 dias
12 dias
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
0 10203040
q
df
(MPa)
Profundidade (m)
PD6 e Média (PD20, PD22, PD24, PD26) - S3 - periferia
PD2 e Média (PD38, PD40, PD42, PD44) - S5 - periferia
CAF
(a) (b)
Figura 4.26 - Comparação dos resultados pós-compactação com diferentes defasagens de tempo (área 1)
25 dias
9 dias
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
0123456789101112
K
m
= q
df
/q
di
Profundidade (m)
PD3 e PD286 - S29 - periferia
PD3 e Média (PD289, PD291, PD293, PD295) - S30 - periferia
CAF
25 dias
9 dias
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
6,0
0 10203040
q
df
(MPa)
Profundidade (m)
PD3 e PD286 - S29 - periferia
PD3 e Média (PD289, PD291, PD293, PD295) - S30 - periferia
CAF
(a) (b)
Figura 4.27 - Comparação dos resultados pós-compactação com diferentes defasagens de tempo (área 2)
143
4.4.6 Estimativa do N
SPT,final
,
C
r
e φ’ para o terreno compactado, através das
correlações entre N
SPT
e q
d
Os resultados de melhoramento de solo arenoso através de estacas de compactação
encontrados na literatura sobre obras no Brasil geralmente referem-se ao SPT, por isso foi
necessário fazer uma estimativa (projeção) do N
SPT,final
para a obra 1, uma vez que a
avaliação final utilizou testes com penetrômetros dinâmicos. Para essa estimativa, foram
usados os valores encontrados na correlação q
d
= K
d
.N
SPT
e o fator de melhoramento
K
m
= q
df
/q
di
, utilizando-se quatro opções, sendo:
•
Opção 1: Utilizando o valor de K
d
= 0,47 obtido para o terreno natural (Tabela 3.9);
•
Opção 2: Utilizando o valor de K
d
= 0,40 obtido para o terreno em processo de
compactação (
Tabela 3.9);
•
Opção 3: Utilizando o fator de melhoramento obtido para cada profundidade,
K
m
médio = q
df
médio/q
di
médio (Tabela 4.9);
•
Opção 4: Utilizando um fator de melhoramento médio geral (K
m
= 2,61), obtido para
todo o terreno através da correlação q
di
× q
df
.
Portanto, nas opções 1 e 2 os valores de q
df
foram convertidos para N
SPT
através da relação
N
SPT, final
= q
df
/K
d
(4.2)
Para as opções 3 e 4 utilizou-se a relação
N
SPT, final
= N
SPT, inicial
× K
m
(4.3)
Os valores de K
m
médio utilizados (nas respectivas profundidades analisadas) para estimativa
do N
SPT
final estão informados na Tabela 4.10.
Tabela 4.10 - Valores de N
SPT,inicial
, q
di
, q
df
e K
m
médio utilizados na estimativa do N
SPT,final
Iniciais Finais K
m
médio*
Prof. q
di
médio q
df
médio (q
df
/q
di
)Prof. N
SPT
médio inicial
(m) (MPa) (MPa) (m) (golpes/300mm)
1,4 4,0 10,0 2,5 1 a 1,45 8,3
2,4 2,5 9,4 3,8 2 a 2,45 6,7
3,4 5,7 18,1 3,2 3 a 3,45 15,1
4,4 9,2 20,4 2,2 4 a 4,45 17,0
5,0 4,9 15,9 3,2 4,45 a 5 5,8
Terreno natural
144
Os resultados do N
SPT
final estão apresentados na Tabela 4.11 e Figura 4.28, onde se verifica
que o N
SPT,final
médio estimado variou de 22 a 44 golpes. Nota-se um melhoramento da
resistência do terreno a partir de 1,50m de profundidade, mas, como o fuste das estacas
deveria ser interrompido na cota -2,00m, os resultados encontrados no entorno dessa
profundidade (N
SPT,final
≈ 22 golpes) pertencem a uma região de “incerteza”, ou seja, o
melhoramento ocorrido acima da cota -2,00m pode ser devido às vibrações provocadas
durante a execução da estaca para a cravação do tubo, apiloamento do fuste e execução dos
bulbos (principalmente o último bulbo, que deveria ser executado na cota -2,00m). Porém
como se trata de uma região composta de aterro areno-argiloso e/ou areia, não se pode ser
conclusivo. Outro fato é que algumas estacas talvez não tenham sido interrompidas na
profundidade especificada no projeto (cota -2,00m).
Tabela 4.11 - Valores de N
SPT,final
estimados através de correlações (K
d
e K
m
)
Prof.
(m) K
d
= 0,47 K
d
= 0,40 K
m
médio* = variável K
m
= 2,61 Valor médio
N
SPT
,
final
(opção 1) N
SPT
,
final
(opção 2) N
SPT
,
final
(opção 3) N
SPT
,
final
(opção 4) N
SPT
,
final
1,00 a 1,45 21,4 25,1 20,9 21,6 22,2
2,00 a 2,45 20,0 23,5 25,8 17,5 21,7
3,00 a 3,45 38,5 45,3 48,2 39,5 42,9
4,00 a 4,45 43,4 51,0 37,6 44,4 44,1
4,45 a 5,00 33,8 39,7 18,8 15,1 26,8
Notas:
1) K
d
é o fator de correlação entre q
d
e N
SPT
(q
d
= K
d
.N
SPT
)
2) K
m
é o fator de melhoramento relativo (K
m
= q
df
/q
di
)
Ensaio SPT final (estimado)
N
SPT
final (golpes/300mm)
A melhoria ocorrida entre 3,00m e 4,45m, no entanto refere-se à região de interesse para a
aplicação do processo de compactação, tendo sido obtidos resultados satisfatórios (N
SPT,final
de
42,9 e 44,1 golpes), inclusive na camada de areia argilosa (às vezes turfosa) que existia no
local (profundidade de 4,45 a 5,00) onde se alcançou N
SPT,final
de 26,8 golpes.
Através do N
SPT
final médio estimado (pós-compactação) com fatores de correlações (K
d
e
K
m
) obteve-se valores de C
r
e φ’ pós-densificação utilizando-se as propostas de Skempton
(1986) e Meyerhof (1957), respectivamente, com resultados apresentados na
Tabela 4.12 e
Figura 4.29. Observa-se que o melhoramento elevou o valor de C
r
que estava numa faixa de
41 a 73% (média = 58%) para uma faixa de 88% a >100% (média = 101%). Segundo
Schmertmann (1975) a imprecisão na estimativa de C
r
através do N
SPT
pode envolver erros de
± 20% e a dispersão nos resultados também foi observada por Pacheco (1978) e Décourt
145
(1989). Embora seja notório o aumento nos valores estimados de C
r
, tais valores não são
conclusivos quanto ao real estado de compacidade do terreno densificado, sendo mais
interessante observar-se o aumento na sua resistência (MITCHELL, 1981). O ângulo de atrito
que variava de 34° a 41° (média = 37,5º) passou para valores entre 41° e 46° (média = 43,5°),
o que está de acordo com resultados obtidos por Gusmão et al. (2002).
0
1
2
3
4
5
6
0 102030405060
q
di
, q
df
(MPa) - N
SPT
inicial, N
SPT
final (golpes/300mm)
Profundidade (m)
qdi médio
qdf médio
NSPT médio
inicial
Opção 1
Opção 2
Opção 3
Opção 4
Figura 4.28 - Valores estimados de N
SPT
pós-compactação através de correlações (K
d
e K
m
)
Tabela 4.12 - Resumo dos valores médios de compacidade relativa e ângulo de atrito estimados para o
terreno natural e compactado (obra 1) através de correlações (K
d
e K
m
)
Prof. Tensão
(m) efetiva Antes Após Antes Após Antes Após Antes Após
(kN/m
2
)
N
SPT
N
SPT
N
SPT
,
60
N
SPT
,
60
C
r
(%) C
r
(%)
φ
(°)
φ
(°)
1,45 20,05 8,3 22,2 10,4 27,8 56 92 36 42
2,45 29,05 6,7 21,7 8,4 27,1 49 88 35 41
3,45 38,05 15,1 42,9 18,9 53,6 71 119 39 46
4,45 47,05 17,0 44,1 21,3 55,1 73 117 39 46
5,45 56,05 5,8 26,8 7,3 33,6 41 89 34 41
Valores médios 58 101 37 43
Ângulo de atritoEnsaio SPT
Skempton (1986) Meyerhof (1956)
Compacidade relativa
Original Corrigido pela energia
146
0
1
2
3
4
5
6
0 102030405060708090100110120
N
SPT
(golpes/300mm) -
φ
(°) - C
r
(%)
Profundidade (m)
NSPT médio inicial NSPT médio final
Cr inicial Cr final
ângulo de atrito inicial ângulo de atrito final
Figura 4.29 - Valores estimados de compacidade relativa (C
r
) e ângulo de atrito (φº) para o terreno natural
e compactado, utilizando a correlação entre N
SPT
x q
d
Nas Figuras 4.30 e 4.31 estão apresentadas as resistências iniciais (q
di
) e finais (q
df
) e a
estimativa da compacidade relativa ao longo da profundidade, utilizando as correlações de
Gibbs e Holtz (1957) e Skempton (1986), adotando-se valores para a compacidade relativa
(C
r
= 50%, 75% e 100%), que foi uma metodologia usada por Solymar et al. (1986) em
análises semelhantes. Os valores de N
SPT
pós-compactação foram obtidos dividindo-se os
valores de q
df
por 0,40 (N
SPT,final
= q
df
/0,40), conforme valor de K
d
obtido da correlação para o
terreno em processo de compactação (
Tabela 3.9).
Cr = 50%
Cr = 75%
Cr = 100%
0
1
2
3
4
5
6
7
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70
Resistência final, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Cr = 50%
Cr = 75%
Cr = 100%
qdf mínimo
qdf médio
qdf máximo
CAF
Figura 4.30 - Resultados iniciais (q
di
) e finais (q
df
) com C
r
estimada pela proposta de Gibbs e Holtz (1957)
147
Cr = 50%
Cr = 75%
Cr = 100%
0
1
2
3
4
5
6
7
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70
Resistência final, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Cr = 50%
Cr = 75%
Cr = 100%
qdf mínimo
qdf médio
qdf máximo
CAF
Figura 4.31 - Resultados iniciais (q
di
) e finais (q
df
) com C
r
estimada pela proposta de Skempton (1986)
De uma forma geral, observa-se, através de correlações, que após a densificação a camada
arenosa adquiriu resistências mínimas de q
df
correspondentes a C
r
> 50% e em torno de 100%
para os valores médios de q
df
. Embora o uso de correlações não comprovadas para o local
específico torne esta conclusão numericamente questionável, verifica-se que o processo de
compactação foi satisfatório tanto pela magnitude dos acréscimos na resistência à penetração
e compacidade relativa, quanto pela uniformidade e consistência desses acréscimos ao longo
da profundidade. A camada arenosa que variava de fofa a muito compacta, o que era
inadequado devido à provável ocorrência de recalques diferenciais, foi densificada pelo
processo.
4.4.7 Melhoria da camada de areia argilosa com material turfoso
Os resultados dos ensaios de caracterização por peneiramento com material da camada de
areia argilosa (às vezes com material turfoso), existente entre as profundidades de 4,50 e
5,00m (com espessura máxima de 0,50m) estão apresentados na
Tabela 4.13. O índice de
vazios foi obtido adotando-se um grau de saturação de 100% e densidade dos grãos (G
s
) de
2,65.
148
Tabela 4.13 - Caracterização da camada de areia argilosa existente entre 4,50 e 5,00m de profundidade
Descrição Furo SP2 Furo SP3 Furo SP4 Valor
Amostra nº 4A 4B 5 4
médio
Profundidade (m) 4,30 a 4,45 4,50 a 4,95 5,00 a 5,45 4,50 a 4,95
Areia grossa: 4,75 - 2,00mm (%) 0,23 0,00 0,41 0,00
0,16
Areia média: 2,00 - 0,42mm (%) 33,66 37,45 25,94 58,28
38,83
Areia fina: 0,42mm - 0,075mm (%) 60,78 56,17 32,80 39,69
47,36
Finos: < 0,075mm (%) 5,33 6,38 40,85 2,03
13,65
Umidade natural, w
n
(%) 17,91 43,7 76,61 25,14
40,84
Índice de vazios, e 0,47 1,16 2,03 0,67
1,08
Pelos resultados pós-densificação (q
df
) expostos na Figura 4.12, observa-se que a técnica de
densificação através de estacas de compactação foi eficiente tanto para a camada de areia
argilosa localizada entre 4,50 e 5,00m quanto para a camada de argila arenosa que aparece na
sondagem F3 entre 2,00 e 3,00m de profundidade (vide Figura B.2 do Anexo B). Supõe-se
que essas camadas tenham sofrido ruptura hidráulica e se misturado à areia, pois
desapareceram. Lo et al. (1990) já haviam utilizado com sucesso a técnica de adensamento
dinâmico com o mesmo objetivo.
4.5 Estudo de Caso: Obra 2
Na obra 2 analisa-se um terreno onde foi construído um conjunto residencial formado por seis
edifícios (A, B, C, D, E e F) utilizando-se estacas de compactação para densificação da
camada arenosa superficial e posterior uso de fundações diretas por meio de sapatas,
conforme detalhado nos itens 4.1 a 4.3. As estacas foram executadas a partir da cota natural
do terreno (0,00±0,20m), atingindo profundidades variando da cota -6,00 a -8,00m e com
término da formação do fuste na cota -2,00m (
Figura 4.32). O objetivo foi densificar a
camada de areia média e fina com compacidade variando de fofa a compacta.
Como não há informação sobre a execução de bulbos intermediários nas estacas, será
considerado que as mesmas foram executadas somente com a base alargada. Também não foi
possível recuperar dados referentes às datas de execução das estacas e dos penetrômetros de
verificação e por isso os dados não serão analisados quanto à defasagem de tempo entre a
execução das estacas e a medição da resistência pós-densificação.
Para avaliação dos resultados do processo de compactação, foram executados 29 testes (PDV)
com penetrômetro dinâmico pesado (65 Kg) e altura de queda de 0,40m a partir do nível do
149
terreno natural (edifícios A, B e C) e a partir da cota -2,00m (edifícios D, E e F), conforme
locação apresentada na
Figura 4.33.
COTAS:
15
0
10
5
2
8
13
12
17
8
18
10
12
2
1/25
1
4
10
9
1
9
7
6
8
11
11
18
27
16
2
1/20
3
14
18
AREIA MUITO SILTOSA, MEDIANAMENTE COMPACTA, CINZA AZULADA
30 -14 -
-53 2975
AREIA MUITO ARGILOSA, FOFA, CINZA
15
15,45
15,45
15
cota 0,00m
0
0
0
cota -6,00m
ARGILA SILTOSA, MARINHA, MUITO MOLE, CINZA AZULADA
8,00
-2952 75
n 200
PWLLLP
10
Variação
dependendo
da resistência
à cravação
cota -8,00m
10
CINZA CLARA E MARROM
POUCO COMPACTA A
MUITO MOLE, VARIEGADO
MEDIANAMENTE COMPACTA,
TURFA ARENOSA, PRETA
TURFA ARENOSA, PRETA
5
AREIA MÉDIA E FINA,
ATERRO: SILTE ARGILO-ARENOSO,
NA
5
cota -2,00m
cota -1,50m (CAF)
NA
5
62
0
48
qd (MPa)
PD-51
SP-52
SP-21B
Sapata
placa vibratória
Aterro: areia limpa
compactada por
Estaca de
compactação
Figura 4.32 - Perfil típico até 15,45m e profundidade de execução das estacas de compactação (obra 2)
PDV-95
RUA
Edifício F
PD-90
PDV-92
PDV-94
PDV-93
PDV-85
PDV-91
PDV-82
PDV-83
PDV-84
Edifício E
PD40
Edifício C
PDV-43
R
U
A
PDV-34
PDV-81
PD-80
PDV-35
PDV-73
Edifício D
PD70
PDV-75
PDV-74
PDV-31
PD30
PDV-33
PDV-32
PDV-44
Edifício B
PDV-71
PD41
PDV-42
PDV-55
PD51
PDV-54
PDV-56
PDV-53
PD50
PDV-52
PDV-45
PDV-41
Edifício A
- PDV = Penetrômetro dinâmico final (após compactação)
- PD = Penetrômetro dinâmico inicial (antes da compactação)
CONVENÇÕES
Figura 4.33 - Penetrômetros dinâmicos executados antes (PD) e após (PDV) a compactação do terreno
150
4.5.1 Estimativa de parâmetros geotécnicos do terreno natural
Na Tabela 4.14 e Figura 4.34 estão apresentadas as estimativas da compacidade relativa (C
r
)
média do terreno natural (obra 2), obtidas com as propostas de Gibbs e Holtz (1957),
Skempton (1986) e Yoshida et al. (1988), respectivamente, nas quais foram utilizados todos
os valores do N
SPT,60
(N
SPT
corrigido para a energia de 60%) obtidos na obra 2 e as tensões
efetivas nas respectivas profundidades. Verifica-se que houve maior concordância e
coincidentemente previsões menores para o método de Skempton (1986) e Yoshida et al.
(1988), com C
r
média variando de 47 a 56% e de 46 a 60%, respectivamente. A proposta de
Gibbs e Holtz (1957) apresentou C
r
média variando de 63 a 85%. Os resultados detalhados
estão apresentados nas Tabelas C.9 a C.11 (Anexo C).
Tabela 4.14 - Estimativa da compacidade relativa média do terreno natural em função do SPT (obra 2)
Profundidade Gibbs e Holtz (1957) Skempton (1986) Yoshida et al. (1988)
(m) C
r
(%) C
r
(%) C
r
(%)
1,00 a 1,45 turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa
2,00 a 2,45 63 49 46
3,00 a 3,45 70 52 50
4,00 a 4,45 72 52 52
5,00 a 5,45 72 51 52
6,00 a 6,45 69 47 49
7,00 a 7,45 85 56 60
Compacidade relativa (C
r
)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0 102030405060708090100
N
SPT,60
(golpes/300mm), C
r
média (%)
Profundidade (m)
Gibbs e Holtz (1957)
Skempton (1986)
Yoshida et al. (1988)
Nspt,60 médio 4,7
Figura 4.34 - Compacidade relativa média estimada e N
SPT,60
médio do terreno natural (obra 2)
151
É importante mencionar a grande dispersão de resultados entre as equações propostas por
Gibbs e Holtz (1957), Skempton (1986) e Yoshida et al. (1988), e que tal dispersão varia com
a profundidade (
Figura 4.34). Esta dispersão entre as equações investigadas para estimativa de
C
r
também foi observada no estudo de caso para a obra 1 (item 4.4.1).
Verifica-se uma grande variação na C
r
para o terreno natural, conforme valores mínimos e
máximos (
Tabela 4.15 e Figura 4.35) estimados pelas proposições de Gibbs e Holtz (1957) e
Skempton (1986). A grande diferença entre os valores mínimos e máximos de C
r
para a
mesma profundidade demonstra a heterogeneidade do terreno da obra 2.
Tabela 4.15 - Estimativa da compacidade relativa (C
r
) mínima e máxima do terreno natural (obra 2)
Profundidade
(m) C
r
mínima (%) C
r
máxima (%) C
r
mínima (%) C
r
máxima (%)
1,00 a 1,45 turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa
2,00 a 2,45 19 87 15 67
3,00 a 3,45 34 91 25 67
4,00 a 4,45 48 94 35 68
5,00 a 5,45 54
103
38 72
6,00 a 6,45 29 97 20 66
7,00 a 7,45 28
137
19 91
Compacidade relativa (C
r
)
Gibbs e Holtz (1957) Skempton (1986)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0 25 50 75 100 125 150
N
SPT,60
(golpes/300mm), C
r
(%)
Profundidade (m)
Cr mínima
Cr média
Cr máxima
Nspt,60 médio
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0 102030405060708090100
N
SPT,60
(golpes/300mm), C
r
(%)
Profundidade (m)
Cr mínima
Cr média
Cr máxima
Nspt,60 médio
(a) Usando a proposta de Gibbs e Holtz (1957) (b) Usando a proposta de Skempton (1986)
Figura 4.35 – Estimativa dos valores mínimos, médios e máximos de compacidade relativa (C
r
)
Através das propostas de Godoy (1983), Wolff (1989), Kulhawy e Mayne (1990) e Teixeira
(1996), estimou-se o ângulo de atrito (φ’) diretamente através dos valores médios de N
SPT
,
cujos resultados estão apresentados na
Tabela 4.16.
152
Tabela 4.16 - Estimativa do ângulo de atrito diretamente dos resultados de N
SPT
(obra 2)
Profundidade Godoy (1983) Wolff (1989) Kulhawy e Teixeira (1996) Valor
(m) Mayne (1990) Médio
φ
(°)
φ
(°)
φ
(°)
φ
(°)
φ
(°)
1,00 a 1,45 turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa
2,00 a 2,45 31 31 38 27 32
3,00 a 3,45 31 31 39 28 32
4,00 a 4,45 32 31 38 28 32
5,00 a 5,45 32 31 38 29 32
6,00 a 6,45 31 31 36 28 32
7,00 a 7,45 33 32 40 31 34
*Os valores obtidos do ensaio SPT foram utilizados de acordo com as formulações, onde:
N
SPT
é o valor obtido com a energia do ensaio (adotada = 75%);
N
SPT
,
60
é o valor corrigido para a energia de 60%;
(N
SPT,60
)
1
é o valor corrigido para a energia de 60% e tensão efetiva.
Ângulo de atrito obtido do N
SPT
*
Na
Tabela 4.17 estão apresentados os valores do ângulo de atrito estimados através da C
r
utilizando as propostas de Meyerhof (1957), De Mello (1971), Bolton (1986) e Polido et al.
(1999), sendo que os valores de C
r
referem-se à proposta de Skempton (1986). Os valores
médios estimados diretamente do N
SPT
variaram de 32° a 34° e através da compacidade
relativa (C
r
) variaram de 36° a 38°, sendo apresentados na Figura 4.36.
Tabela 4.17 - Estimativa do ângulo de atrito através da compacidade relativa (obra 2)
Profundidade Meyerhof (1957) De Mello (1971) Bolton (1986) Polido et al. (1999) Valor
Médio
(m) φ
(°)
φ
(°)
φ
(°)
φ
(°)
φ
(°)
1,00 a 1,45 turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa
2,00 a 2,45 35 35 40 36 37
3,00 a 3,45 36 36 40 37 37
4,00 a 4,45 36 36 39 37 37
5,00 a 5,45 36 36 39 37 37
6,00 a 6,45 35 35 38 36 36
7,00 a 7,45 36 37 40 37 38
Nota: *Valores da compacidade relativa (C
r
) obtidos com a proposição de Skempton (1986)
Ângulo de atrito obtido à partir da compacidade relativa*
153
0
1
2
3
4
5
6
7
8
20 25 30 35 40 45
Ângulo de atrito,
φ
(°)
Profundidade (m)
Godoy (1983)
Wolff (1989)
Kulhawy e Mayne (1990)
Teixeira (1996)
Média do ângulo de atrito obtido com Nspt
0
1
2
3
4
5
6
7
8
30 35 40 45
Ângulo de atrito,
φ
(°)
Profundidade (m)
Meyerhof (1957)
De Mello (1971)
Bolton (1986)
Polido et al. (1999)
Média do ângulo de atrito obtido com Cr
(a) Utilizando o N
SPT
(b) Utilizando a C
r
Figura 4.36 - Ângulo de atrito estimado diretamente do N
SPT
(a) e através da C
r
(b)
4.5.2 Resultados dos testes de verificação com penetrômetros dinâmicos
Os edifícios A, B e C foram executados conforme especificações do projeto de fundações,
onde os penetrômetros de verificação (PDV) deveriam ser executados a partir do nível natural
do terreno. Entretanto, nos edifícios D, E e F os penetrômetros foram executados após a
escavação do terreno, ou seja, na cota -2,00m.
Os resultados dos testes com penetrômetros dinâmicos executados antes (q
di
) e após (q
df
) a
densificação referentes aos edifícios A, B e C estão apresentados nas Figuras 4.37 a 4.39,
onde se verifica um aumento expressivo nas resistências finais (q
df
), com os maiores valores
de q
df
sendo observados nas profundidades de 5,00m (ed. A), 3,50 e 5,50m (ed. B) e 7,50m
(ed. C).
154
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0 1020304050
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Resistência inicial (qdi)
Resistência final (qdf)
CAF
Figura 4.37 - Resistências de ponta de penetrômetro dinâmico: iniciais (q
di
) e finais (q
df
) – Edifício A
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
01020304050
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Resistência inicial (qdi)
Resistência final (qdf)
CAF
Figura 4.38 - Resistências de ponta de penetrômetro dinâmico: iniciais (q
di
) e finais (q
df
) – Edifício B
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0 102030405060
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Resistência inicial (qdi)
Resistência final (qdf)
CAF
Figura 4.39 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (q
di
) e finais (q
df
) – Edifício C
155
Nos edifícios A, B e C as resistências iniciais (q
di
) apresentavam valores médios em torno de
5 MPa (
Figura 4.40) e obteve-se, a partir de 2,00m de profundidade, resistências finais médias
(q
df
) variando de 10 a 35 MPa.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0 102030405060
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
qdi médio (ed. A)
qdf médio (ed. A)
qdi médio (ed. B)
qdf médio (ed. B)
qdi médio (ed. C)
qdf médio (ed. C)
CAF
Figura 4.40 - Resistências médias iniciais (q
di
) e finais (q
df
) para os edifícios A, B e C
Observa-se (
Figura 4.40) que o acréscimo na resistência (q
df
) no edifício A foi crescente com
a profundidade, chegando a um valor máximo em torno de 35 MPa. No edifício B, o aumento
foi crescente até 3,50m, com q
df
entre 15 e 20MPa. Daí se manteve praticamente constante até
6,00m, reduzindo para valores em torno de 12 MPa em 7,00m. No edifício C o aumento na
resistência alcançou valores de 25 a 30 MPa na maior parte da camada, com valores de 15
MPa apenas entre 4,00 e 5,00m, possivelmente devido à presença de finos. Dentre os três
edifícios analisados observa-se que o maior acréscimo na resistência média final (q
df
médio)
foi obtido no edifício C, que também apresentou o maior fator de melhoramento
(K
m
= q
df
/q
di
), ou seja, obteve a melhoria relativa mais significativa, com valores de K
m
variando de 2,5 a 7, chegando a 11 na profundidade de 4m (
Figura 4.41).
156
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 101112131415
K
m
= q
df
/q
di
Profundidade (m)
CAF
Km (A)
Km (B)
Km (C)
Figura 4.41 - Variação do fator de melhoramento (K
m
) com a profundidade para os edifícios A, B e C
Nos edifícios D, E e F, após a execução das estacas de compactação a partir da cota natural do
terreno e interrupção do fuste na cota -2,00m, o terreno foi escavado e os testes de verificação
(PDV) foram executados a partir da cota do terreno escavado (cota -2,00m a -2,40m).
Na obra 2, a resistência mínima de ponta de penetrômetro (q
df
) especificada como critério de
aceitação para o terreno densificado foi de 5 MPa nos dois metros iniciais a partir da cota de
assentamento das sapatas. Como as estacas deveriam ser interrompidas na cota -2,00m
especificou-se para toda a obra 2 o uso de placas vibratórias para compactação superficial e
posterior verificação dos resultados com penetrômetro dinâmico manual leve (cerca de 10
Kg). As resistências iniciais (q
di
) e finais (q
df
) referentes aos edifícios D, E e F estão
mostradas nas
Figura 4.42 a Figura 4.45 verificando-se que os valores de q
df
são inferiores ao
mínimo especificado em projeto (5 MPa), possivelmente devido ao afofamento resultante do
processo de escavação e à perda de confinamento. Esse foi um procedimento em desacordo
com as especificações de projeto e por isso a cota de assentamento das fundações (CAF)
nesses edifícios foi alterada, passando da cota -1,50m para as cotas -2,00m (edifícios D e E) e
cota -2,40m (edifício F). Assim, apesar dos resultados de densificação por estacas de
compactação (q
df
) na região dos prédios D, E e F serem inferiores ao mínimo (5 MPa),
verificou-se que após a compactação superficial por placas vibratórias os resultados de
resistência de ponta do penetrômetro manual (q
dm
) foram satisfatórios para todos os prédios.
O uso de placas vibratórias trata-se de uma técnica diferente da que está referenciada nesse
trabalho e não será considerada aqui.
157
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 102030405060
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m
)
Resistência inicial (qdi)
Resistência final (qdf)
CAF
Figura 4.42 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (q
di
) e finais (q
df
) – Edifício D
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 1020304050607080
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Resistências iniciais (qdi)
Resistências finais (qdf)
CAF
Figura 4.43 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (q
di
) e finais (q
df
) – Edifício E
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0 102030405060
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Resistência inicial (qdi)
Resistência final (qdf)
CAF
Figura 4.44 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (qdi) e finais (qdf) – Edifício F
158
As resistências iniciais (q
di
) nos edifícios D, E e F (Figura 4.45) apresentavam valores médios
em torno de 5 MPa (até 6,00m) chegando a um máximo de 10 MPa (7,50m). Até 3,50m houve
uma redução na resistência do terreno (q
df
< q
di
) provocada pela escavação, mas a partir de
4,00m de profundidade as resistências finais médias (q
df
) são crescentes com a profundidade
com valores de q
df
variando de 10 a 45 MPa.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
01020304050
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
qdi (ed. D)
qdf médio (ed. D)
qdi (ed. E)
qdf médio (ed. E)
qdi (ed. F)
qdf médio (ed. F)
CAF
Figura 4.45 - Resistências médias iniciais (q
di
) e finais (q
df
) para os edifícios D, E e F
Como esperado, a redução na resistência do terreno ocorrida até 3,50m (
Figura 4.45) resulta
em baixos valores para o fator de melhoramento (K
m
< 1), conforme pode ser visto na Figura
4.46. No entanto, esse baixo valor de K
m
não é atribuível à ineficiência do processo de
densificação com as estacas de compactação, mas ao processo de escavação. Entretanto, de
4,00m a 6,50m, K
m
variou de 2 a 9, com valores máximos de 13 e 15,5 de 6,50m a 7,00m
(edifício D).
159
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0 5 10 15 20
K
m
= q
df
/
q
di
Profundidade (m)
Km (D)
Km (E)
Km (F)
CAF
Figura 4.46 - Variação do fator de melhoramento (K
m
) com a profundidade para os edifícios D, E e F
Comparando-se os valores médios de q
di
e q
df
(Figura 4.47) verifica-se aumento na resistência
média do terreno densificado, crescendo linearmente com a profundidade à partir da
cota -2,00m (paralisação do fuste) para a região dos edifícios A, B e C. Quanto à região dos
edifícios D, E e F, os valores de q
df
obtidos entre as cotas -2,00m a -4,00m não são
conclusivos quanto aos resultados da densificação por estacas de compactação, uma vez que
tal densificação foi destruída pela escavação realizada. Nessa região, parece ter havido uma
redução na resistência média do terreno (afofamento), que tinha um q
di
médio em torno de 5
MPa. Também se deve considerar que os resultados penetrométricos não estão corrigidos
quanto às profundidades, que passam a ser diferentes, na mesma cota.
Para que se tivesse uma noção das resistências finais (q
df
) considerando-se o confinamento
devido ao solo (caso não houvessem escavado o local) adotou-se o fator C
n
proposto por
Skempton (1986) para a correção do índice N
SPT
(ensaio SPT) quanto à tensão efetiva, que
resultou em valores ainda muito baixos (1 a 3 MPa), conforme mostra a
Figura 4.48. No
entanto, deve-se observar que os fatores de correção C
n
(Figura 2.4) foram arbitrariamente
fixados em 2 para projeto, independentemente de observações experimentais (PECK et al.,
1974; SKEMPTON, 1986; LIAO;WHITMAN, 1986). Esses e outros resultados detalhados
referentes aos penetrômetros dinâmicos de verificação estão apresentados nas Tabelas C.5 a
C.8 (Anexo C).
160
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0 5 10 15 20 25 30 35
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
qdi médio
qdf médio
CAF
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0 5 10 15 20 25 30 35
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
qdi médio
qdf médio
CAF
(a) Edifícios A, B e C (b) Edifícios D, E e F
Figura 4.47 - Valores médios de q
di
e q
df
para os edifícios A, B, C (a) e D, E, F (b) – Obra 2
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45
q
di
, q
df
(Mpa)
Profundidade (m)
qdi médio
qdf médio
qdf médio corr
Cota de assentamento das sapatas
Figura 4.48 - Valores médios de q
di
e q
df
(ed. D, E e F) com q
df
corrigido quanto à tensão efetiva
Na Figura 4.49 estão sumarizados os resultados obtidos na obra 2, sendo que nos edifícios A,
B e C (
Figura 4.49a), os valores mínimos de q
df
variaram de 10 a 15 MPa ao longo da camada
arenosa, o que representa um aumento mínimo de duas a três vezes (K
m
= 2 a 3) na resistência
inicial (q
di
), que era em torno de 5 MPa.
161
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
0 102030405060
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Resistências iniciais (qdi)
Resistências finais (qdf)
Envoltória de todos os resultados (qdf)
Resistência final média
CAF
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
0 102030405060
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
(a) Edifícios A, B, C (b) Edifícios D, E, F
Figura 4.49 - Resultados dos testes executados antes (q
di
) e após (q
df
) a densificação por estacas (obra 2)
Para os edifícios D, E e F (
Figura 4.49b), à partir de 4,00m de profundidade, verifica-se
crescimento com a profundidade dos valores de q
df
. Os valores mínimos de q
df
variaram de 5 a
10 MPa até 8,00m, passando para q
df
> 15 MPa a partir daí. Entre 5,00 e 7,00m foram
registrados valores de q
df
> 60 MPa, sendo que os valores de q
di
nessas profundidades eram
de, no máximo, 10 MPa.
Comparando-se os gráficos da
Figura 4.48 observa-se a grande diferença nos resultados da
resistência final (q
df
) para os testes de verificação executados antes ou após a escavação do
terreno densificado.
Não foi encontrado na literatura caso semelhante à situação dos prédios D, E e F, com testes
de verificação realizados após escavação do terreno. Porém, Soares e Soares (2004)
comentam que o efeito na densificação do terreno através de estacas de areia é mais eficiente
em terrenos não escavados do que em terrenos previamente escavados para execução de
subsolos.
162
4.5.3 Influência da compacidade inicial do terreno no melhoramento do solo
Os resultados obtidos na obra 2 estão de acordo com a literatura (GUSMÃO FILHO;
GUSMÃO, 1994; MITCHELL, 1981) no que diz respeito à influência da compacidade inicial
na eficiência da densificação por estacas de compactação.
Para os edifícios A, B e C isso pode ser observado na
Figura 4.50, onde a melhoria relativa foi
bem maior (K
m
até 8,5) para q
di
até 5 MPa (que é equivalente a um N
SPT
≅ 11 golpes
considerando-se o fator de correlação K
d
= 0,45, conforme Tabela 3.9). Verifica-se uma
redução na melhoria relativa (K
m
≅ 3) para q
di
> 7 MPa (N
SPT
> 15 golpes).
K
m
= 8.q
di
-0,5
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 5 10 15
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
Figura 4.50 - Melhoria relativa (K
m
) do terreno na região dos edifícios A, B e C
Pelo gráfico da Figura 4.50 (edifícios A, B e C) nota-se mais uma vez uma grande dispersão
dos pontos. Mas mesmo assim, como na obra 1, constata-se nitidamente que a melhoria
relativa do terreno (K
m
= q
df
/q
di
) é inversamente proporcional à resistência inicial (q
di
). Uma
aproximação para a correlação entre q
di
e K
m
, para valores de q
di
< 10 MPa, é dada pela
equação:
di
di
df
m
q
8
q
q
K ==
(4.4)
Para os edifícios D, E e F os resultados obtidos para profundidades além de 4,00m foram
satisfatórios para o projeto, porém, numa análise global, não foi possível obter uma curva que
se ajustasse de forma conclusiva aos pontos obtidos. Verifica-se até ocorrência de valores de
163
K
m
< 1 (Figura 4.46). Esses baixos valores de K
m
referem-se ao metro inicial do terreno que
só foi testado após escavação até a cota -2,00m. No entanto, abaixo da cota -4,00m (onde
C
n
≅ 1), obteve-se K
m
variando de 2 a 9, chegando a valores extremos de 13 e 15,5.
4.5.4 Influência da concentração de estacas nos resultados da densificação
Quanto à influência da concentração de estacas nos resultados pós-densificação (q
df
),
observou-se que para os edifícios A, C, D e F os testes executados na região central
apresentaram melhores resultados, como esperado, devido à maior concentração de estacas.
No entanto, nos edifícios B e E os melhores resultados foram obtidos na região de periferia,
conforme gráficos apresentados nas Figuras 4.51 e 4.52.
PDV-54
(central)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0 1020304050
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
PDV-43
(periferia)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0 1020304050
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Resistênci
a inicial
(qdi)
Resistênci
afinal
PDV-33
(central)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0 102030405060
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Edifício A Edifício B Edifício C
Figura 4.51 - Resultados pós-densificação (q
df
) quanto à concentração de estacas (ed. A, B, C)
PDV-73
(central)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 20406080100
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
PDV-85
(periferia)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 1020304050607080
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
PDV-93
(central)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 102030405060
q
di
, q
df
(MPa)
Profundidade (m)
Edifício D Edifício E Edifício F
Figura 4.52 - Resultados pós-densificação (q
df
) quanto à concentração de estacas (ed. C, D, E)
164
4.6 Análises de compacidade relativa considerando a equivalência entre q
c
e q
d
para as duas obras
Como as estimativas de C
r
através do N
SPT
apresentaram valores não conclusivos (C
r
> 100%)
para as duas obras, fez-se outra tentativa para obtenção de C
r
assumindo a equivalência entre
a resistência de ponta do cone (q
c
) e do penetrômetro dinâmico (q
d
), Equação 2.9
(WASCHKOWSKI, 1983), usando-se as correlações propostas por Jamiolkowski et al. (1985)
e Kulhawy e Mayne (1990) para o cone (q
c
), Equações 2.26 e 2.27 respectivamente. Nessas
equações, foram utilizados, ao invés de q
c
, os valores da resistência de ponta do penetrômetro
(q
d
). Porém, os resultados também apresentaram C
r
> 100% para as duas obras (terreno
compactado), como pode ser visto na
Figura 4.53.
Apesar de tais propostas admitirem a influência da compressilibidade e da tensão efetiva e
terem sido desenvolvidas para um ensaio contínuo (q
c
), os resultados obtidos (utilizando-se
q
d
) embora melhores do que os dos ensaios SPT e bem sugestivos carecem de confirmação
por ensaios de determinação direta da compacidade relativa.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0 20406080100120
Compacidade relativa - C
r
(%)
Profundidade (m)
Kulhawy e Mayne (1990) - Obra 1 (natural)
Jamiolkowski et al. (1985) - Obra 1 (natural)
Kulhawy e Mayne (1990) - Obra 1 (compactado)
Jamiolkowski et al. (1985) - Obra 1 (compactado)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0 20 40 60 80 100 120
Compacidade relativa - C
r
(%)
Profundidade (m)
Kulhawy e Mayne (1990) - Obra 2 (natural)
Jamiolkowski et al. (1985) - Obra 2 (natural)
Kulhawy e Mayne (1990) - Obra 2 (compactado)
Jamiolkowski et al. (1985) - Obra 2 (compactado)
Figura 4.53 - Estimativas de C
r
através de q
d
nas correlações propostas, originalmente, para q
c
165
4.7 Resumo e comparação das análises de melhoria relativa do terreno nas duas
obras
Os resultados de melhoria relativa (K
m
) encontrados nas obras 1 e 2 estão demonstrados na
Tabela 4.18 juntamente com um resumo de valores encontrados na literatura para obras de
melhoramento de solo arenoso executadas no Brasil, através do uso de estacas de
compactação, pelo processo tipo Franki ou Strauss.
Tabela 4.18 – Valores de melhoria relativa (K
m
) encontrados na literatura
Referências Compr. das Material
<= 5 5 a 10 10 a 19 19 a 25 >25 estacas (m) das estacas
Gusmão Filho (1982) K
m
5 a 6 vezes o valor inicial (aumentou de 5 para 30 golpes) argamassa
Gusmão Filho e Gusmão (1
9
K
m
3 a 5 1 a 3 6m areia e brita
Soares (2002) K
m
3 2,5 a 3,3 2,5 a 3,3 * 5m areia e cimento
Soares e Soares (2002) K
m
3 2,7 2,1 3,5 a 5m areia e cimento
Gusmão et al. (2002) K
m
2,6 a 3,1 1,4 1 4m pó-de-pedra e brita
Costa et al. (2004) K
m
5 1,5 a 5 1,8 5m areia/pó-de-pedra e brita
Bicalho e Castello (2004a) K
m
2 a 15 1 a 4 1 a 3 1 a 2,5 1 7m areia e brita
Soares (2005) K
m
4,6 3,8 3,0 1,8 1,1 5m areia e brita/areia e cimento
Gusmão et al. (2006) K
m
3,3 1,5 6 a 8m argmassa
Este trabalho:
Obra 1 K
m
3 a 12
2 a 8 1,5 a 5 1 a 3 1 a 2,5 5m areia e brita
Obra 2 (Edifícios A, B, C)
K
m
3 a 8,5
3 a 8 2 a 6 6m a 8m areia e brita
Obra 2
(Edifícios D, E, F)
K
m
3 a 9
2,5 a 9 2 a 5 2 6m a 8m areia e brita
Nota: Fator de melhoramento = K
m
= N
SPT
final/ N
SPT
inicial
* N
SPT
final absoluto = 50 golpes
N
SPT
inicial (golpes/300mm)
EFICIÊNCIA DA COMPACTAÇÃO
Os resultados das obras 1 e 2 apresentados na
Tabela 4.18 referem-se a faixas de valores
aproximados de K
m
. Esses valores foram obtidos usando-se os resultados dos gráficos
apresentados nas Figuras 4.20 e 4.50 para conversão de q
di
em N
SPT,i
(por faixas de intervalos)
usando-se os fatores de correlação entre N
SPT
e q
d
(Tabela 3.9) da obra 1 (K
d
= 0,40) e obra 2
(K
d
= 0,45).
Isso se tornou necessário uma vez que não foram encontradas na literatura referências ao uso
de penetrômetro dinâmico pesado (PD) na avaliação de resultados pós-densificação com
estacas de compactação. Existem apenas referências a SPT e poucas referências (campo
experimental) ao CPT. Na
Tabela 4.18, que inclui resultados referentes a estacas de
argamassa (que utilizam cimento), observa-se que os resultados encontrados neste trabalho,
para estacas de areia e brita, estão de acordo com os demais, com a eficiência variando em
função da compacidade inicial, obtendo-se maiores valores de K
m
(melhoria relativa) para os
166
menores valores de N
SPT
iniciais. Para Soares (2002), acima de 25 golpes a melhoria alcança
(no máximo) um valor absoluto de N
SPT
final igual a 50 golpes.
Nas obras 1 e 2 estudadas, observou-se que a melhoria relativa, K
m
, é função da resistência
inicial do terreno (q
di
):
()
di
di
df
m
qf
q
q
K == (4.5)
e como observado na Figura 4.20 (obra 1) e Figura 4.50 (obra 2), os ajustes de curvas obtidos
mostram que K
m
é inversamente proporcional a q
di.
Uma
relação aproximada para a melhoria
relativa nas duas obras analisadas é dada pelas Equações 4.1 e 4.4, restritas a q
di
< 10 MPa.
167
CAPÍTULO 5 CONCLUSÕES E SUGESTÕES
5.1 Introdução
Este capítulo apresenta as conclusões referentes ao estudo e análise realizados neste trabalho e
as sugestões para futuras pesquisas sobre estacas de compactação e utilização do
penetrômetro dinâmico na avaliação dos resultados pós-compactação.
5.2 Conclusões
5.2.1 Resultados da correlação entre q
d
e N
SPT
das 3 obras analisadas
O presente trabalho investigou a correlação entre os valores da resistência de ponta (q
d
) do
ensaio de penetração dinâmica contínua (PD) e o número de golpes (N
SPT
) do ensaio SPT para
areias da região da Grande Vitória (ES). Foram feitas análises parciais separadas por áreas de
acordo com suas características geotécnicas (áreas 1 e 2 da obra 1) ou pela proximidade das
sondagens e análises globais para todo o terreno nos três casos estudados, obtendo-se
correlações ligeiramente melhores. Isto confirma que o tamanho da amostra estatística
suplanta outras considerações. Os resultados mostraram uma correlação linear entre N
SPT
e q
d
que depende da altura de queda livre do martelo de cravação utilizado no ensaio PD. Para o
ensaio SPT foi adotada energia teórica de 75%. A correlação analisada foi do tipo
SPTdd
NKq ⋅= (sendo q
d
em MPa) e para todas as análises obteve-se:
•
Para queda de 0,45m e peso de 64 Kg:
SPTd
N03,043,0q
⋅
•
Para queda de 0,40m e peso de 65 Kg:
SPTd
N10,048,0q
⋅
•
Para queda de 0,75m e peso de 65 Kg:
SPTd
N02,058,0q
⋅
As correlações encontradas entre resistência de ponta do cone dinâmico (PD) e o SPT são
semelhantes às publicadas (DANZIGER; VELLOSO, 1986; POLITANO et al. 2001;
CASTELLO; POLIDO, 1994; CORDEIRO, 2004) para o cone estático (CPT). Isto confirma a
conclusão de Waschkowski (1983) de que os ensaios de cone estático e dinâmico são
equivalentes.
168
O melhor ajuste (R
2
= 0,80) e menor dispersão nos resultados foram obtidos num terreno em
processo de compactação (obra 1), o que tende a promover sua homogeneização. Os baixos
valores de correlações (R
2
) e dispersão nos resultados (coeficiente de variação) obtidos
podem, fundamentalmente, serem atribuídos à própria heterogeneidade do terreno.
Os resultados do SPT e PD encontrados nas três obras estudadas apresentaram grande
dispersão, como comprovados pelos altos valores de desvio-padrão (s) e de coeficiente de
variação (Cv), com Cv chegando a 89% para o N
SPT
e a 82% para o q
d
. Entretanto, quando
comparados os valores mínimos e máximos de Cv para cada ensaio, por profundidade,
observou-se que o SPT é mais dispersivo que o PD (maior valor de Cv). Ou seja, a diferença
entre o valor mínimo e máximo de Cv foi maior para o ensaio SPT do que para o PD,
demonstrando que o ensaio SPT é mais dispersivo que o PD.
Observa-se na literatura internacional, para os mais variados tipos de solos, que mesmo para o
CPT (que é considerado um ensaio de referência) também se pode obter grandes dispersões
nos resultados, em virtude da heterogeneidade inerente a todos os solos. Valores mínimos e
máximos do coeficiente de variação apresentados na literatura para o número de golpes do
SPT (N
SPT
) são de 15% e 45%, respectivamente (HARR, 1984; KULHAWY, 1992). Para a
resistência de ponta (q
c
) do CPT estes valores são de 15% e 37% para o cone mecânico
(HARR, 1984; KULHAWY, 1992) e de 5% e 15% para o cone elétrico (KULHAWY, 1992).
5.2.2 Estimativa da compacidade relativa e ângulo de atrito para o terreno natural
através do N
SPT
As correlações empíricas relacionadas ao N
SPT
propostas por Gibbs e Holtz (1957), Skempton
(1986), Yoshida et al. (1988) e Cubrinovski e Ishihara (1999) foram utilizadas para estimativa
da compacidade relativa ,C
r
, dos terrenos arenosos investigados neste trabalho. As propostas
de Skempton (1986) e Yoshida et al. (1988) apresentaram resultados mais conservadores
(menores valores de C
r
) para os dados analisados.
Independentemente da proposta utilizada na estimativa de C
r
do terreno foram obtidos valores
elevados (C
r
> 85%), tendo inclusive resultados superiores a 100%. Uma explicação para isso
é que tais formulações são inadequadas para avaliação das areias cimentadas, uma vez que a
resistência de tais areias não está condicionada à compacidade relativa e nem ao ângulo de
atrito, e sim à cimentação existente entre os grãos. Na região da Grande Vitória (ES) é comum
169
encontrar-se areias cimentadas com elevados índices de vazios (≥ 1) e que apresentam altas
resistências. Outro fato é que no caso das obras 1 e 2 as tensões efetivas máximas analisadas
são de 52 kPa e 82,5 kPa e as correlações para estimativa de C
r
foram desenvolvidas para
tensões efetivas acima de 50 kPa (SKEMPTON, 1986), o que equivale a uma profundidade
em torno de 2,80m (considerando-se areia não submersa) ou aproximadamente 5,50m (no
caso de areia submersa), o que significa que, para tensões até 50 kPa, os resultados obtidos
por tais propostas não são conclusivas a respeito da compacidade relativa do terreno natural
ou compactado. As propostas analisadas apresentaram grande dispersão nos resultados de C
r
observando-se resultados muito diferentes para um mesmo N
SPT
e mesma profundidade
(principalmente até 4,50m) como, por exemplo, valores médios variando de 35% a 74% (obra
1) e de 50% a 70% (obra 2). A dispersão foi ainda maior para C
r
mínima e máxima, com
valores entre 29% e 181%, usando a proposta de Gibbs e Holtz (1957) e 24% e 149% com a
proposta de Skempton (1986) entre 5,00 e 5,45m (obra 1, terreno natural). No caso da obra 2 e
para o terreno natural foram obtidos valores de 28% e 137% com a proposta de Gibbs e Holtz
(1957) e de 19% e 91% para a proposta de Skempton (1986).
As estimativas do ângulo de atrito diretamente a partir do N
SPT
(GODOY, 1983; WOLFF,
1989; KULHAWY; MAYNE, 1990; TEIXEIRA, 1996; DÉCOURT, 2004) apresentaram
maior dispersão nos resultados do que os valores estimados através da compacidade relativa
(MEYERHOF, 1957; DE MELLO, 1971; BOLTON, 1986; POLIDO et al., 1999). Em geral,
houve uma grande dispersão nos valores do ângulo de atrito obtidos para uma mesma
profundidade, quando comparados os resultados das diversas equações empíricas propostas.
Todas as equações e correlações relacionadas ao N
SPT
são métodos indiretos e fornecem
valores aproximados. A imprecisão da estimativa de C
r
através do N
SPT
já havia sido
comentada por Schmertmann (1975), segundo o qual pode facilmente envolver um erro de
±20%. A dispersão nos resultados também foi observada por Décourt (1989), que concluiu
que há pouco interesse prático em se conhecer C
r
quantitativamente e Pacheco (1978) já havia
verificado a imprecisão da determinação de C
r
por meio de σ’
v
e N
SPT
. Críticas semelhantes
são direcionadas às correlações entre φ’ e C
r
pois tais correlações parecem ser obtidas para um
dado solo ou local sem garantir sua aplicabilidade a outros locais, o que também foi
observado neste estudo. Além disto, ensaios de laboratório são realizados em depósitos
arenosos recentes e os ensaios de campo podem ser resultados de depósitos “envelhecidos”
(
aged) e provavelmente pré-adensados.
170
Embora o uso de correlações não comprovadas para o local específico torne as conclusões
numericamente questionáveis, verifica-se que o processo de compactação foi satisfatório tanto
pela magnitude dos acréscimos na resistência à penetração (q
df
) e compacidade relativa (C
r
),
quanto pela uniformidade e consistência desses acréscimos ao longo da profundidade.
Camadas arenosas que variavam de fofa a muito compacta (o que era inadequado devido à
provável ocorrência de recalques diferenciais) foram densificadas pelo processo. Segundo
Solymar et al. (1986) a uniformidade no melhoramento do solo é tão importante quanto o
acréscimo de resistência à penetração.
5.2.3 Estacas de compactação
As estacas de compactação com diâmetro nominal de 400mm, executadas com areia e brita
pelo processo tipo Franki (martelo de 20 kN e altura de queda de 6,00m) a partir da cota
natural do terreno até profundidades de 5,00 (obra 1) e variando de 6,00 a 8,00m (obra 2)
promoveram melhoria de compacidade do terreno ao longo de toda a profundidade analisada,
com resultados satisfatórios.
Os melhores resultados foram obtidos principalmente a partir de 3,50m com resistência final
média (q
df
) acima de 20 MPa (obra 1) e a partir de 4,00/5,00m com q
df
médio de 15 MPa
(obra 2), sendo alcançados resultados em torno de 30 a 40 MPa a partir dessas profundidades
nas duas obras. Nas partes mais superficiais do terreno as resistências são menores devido à
ineficiência do método em face da falta de confinamento do solo, que se rompe ao invés de
ser comprimido.
5.2.3.1 Espaçamento entre estacas e resistência pós-compactação
A estimativa para o espaçamento inicial entre estacas fornecido pela fórmula teórica de
Barksdale e Takefumi (1991) é conservadora, resultando numa distância de 2,9 diâmetros
(≅ 1,20m) para se alcançar uma C
r
de 70%. Nas obras estudadas, os espaçamentos usados
foram de 4,8 a 5,8 diâmetros (1,90 a 2,30m, na obra 1) e de 3 a 5 diâmetros (1,20m a 2,00m,
na obra 2) e forneceram resultados de C
r
> 90% e resistências elevadas (q
df
médio > 15 MPa).
171
5.2.3.2 Concentração de estacas
Quanto à concentração de estacas, na maioria das verificações, obteve-se resistências mais
elevadas na região central do prédio (maior concentração de estacas). No entanto, em alguns
casos os melhores resultados foram obtidos na região de periferia do prédio. Possivelmente,
outros fatores como compacidade inicial do terreno, defasagem de tempo entre
avaliação/execução das estacas e n° de bulbos exerceram grande influência nesses resultados.
5.2.3.3 Influência da compacidade inicial do terreno nos resultados da compactação
Conforme resultados obtidos para as duas obras, a melhoria relativa do terreno (K
m
), dado
pela relação entre a resistência final e inicial (K
m
= q
df
/q
di
) é inversamente proporcional à sua
resistência inicial (q
di
) para valores de q
di
≤ 10 MPa, sendo aproximada pela função
di
di
df
m
q
A
q
q
K == , com A igual a 7 (obra 1) e 8 (obra 2).
Além do aumento na sua resistência (q
df
), após o processo de compactação o terreno tornou-se
mais homogêneo, o que foi constatado pela redução na dispersão dos valores de q
df
(terreno
compactado), que é um dos principais objetivos do processo de compactação por estacas de
areia e brita (MITCHEL, 1981; SOLYMAR et al., 1986).
5.2.3.4 Execução de bulbos nas estacas de compactação
A criação de bulbos intermediários (obra 1) e na ponta das estacas (obras 1 e 2) aumenta tanto
o volume injetado como as vibrações no terreno. Isso ficou evidente na execução das últimas
estacas de grupos (obra 1), pois havia dificuldade para sua cravação e em alguns locais não foi
possível chegar ao comprimento de 5,00±0,50m especificado em projeto (algumas estacas
pararam aos 3,50m) e nem executar os 4 bulbos projetados inicialmente. Do total de 158
estacas cravadas, apenas 29 tiveram 4 bulbos. Portanto, a área de influência de uma estaca
pode ser muito ampliada por este procedimento. Na obra 1 conseguiu-se detectar melhorias
significativas do terreno até distâncias de 14 diâmetros.
A análise de Broms (1981) que prevê melhoria do terreno a distâncias de 7 a 12 diâmetros é
conservativa e talvez restrita a estacas pré-moldadas. É possível que, no caso da obra 1, o uso
172
do processo Franki e de bulbos adicionais e intermediários tenha ampliado significativamente
a área de influência de uma estaca.
5.2.4 Influência do tempo na resistência das areias
O efeito do envelhecimento (“aging”) nas areias tem sido estudado por muitos pesquisadores
(MITCHELL, 1981; SOLYMAR, 1984; SCHMERTMANN, 1987, 1991; MESRI et al., 1990;
BAXTER; MITCHELL, 2004). O tempo para esse “envelhecimento” pode variar de alguns
dias a centenas de anos e as explicações para o fenômeno ainda não são conclusivas e
conforme notado por Schmertmann (1991), o fenômeno às vezes ocorre e outras vezes não.
Um fato importante é que a densificação através dos métodos de vibro-compactação ocorre
imediatamente, assim como os recalques na superfície do terreno. Assim, ao final do
tratamento, praticamente todo o recalque já terá ocorrido, ao passo que as melhorias nas
propriedades do solo (acréscimo de resistência e decréscimo da compressibilidade) podem
continuar por períodos de semanas ou anos, mesmo para areias e pedregulhos limpos (sem
finos). Exemplos de obras em que houve aumento continuado da melhoria do solo após
densificação são apresentadas por Mitchell (1981), Mitchell e Solymar (1984), Schmertmann
(1987). Castello (1997a) cita um exemplo onde a resistência à penetração de barras
(sondagens tipo cone holandês ou penetrômetro dinâmico) mais que dobraram em 60 dias e
quintuplicaram em 5,5 anos e ainda observou em Vitória (ES) que uma areia compactada
apresentou um aumento de resistência de 30% a 50% em 15 dias.
O grande número de hipóteses sobre o fenômeno (compressão secundária, cimentação,
movimento de partículas dispersas, tensões internas, e outras considerações) mostra que o
mecanismo ainda não é completamente entendido. No entanto, é razoável concluir que
avaliações imediatas após o término da compactação podem fornecer resultados
conservativos, subestimando-se o ganho de resistência do solo (MITCHELL, 1981;
CASTELLO, 1998).
Para as obras estudadas nesse trabalho, no entanto, os dados disponíveis não permitiram uma
análise conclusiva a respeito do fator tempo. Na obra 1 não houve um padrão definido para a
defasagem de tempo (o intervalo variou de 1 a 40 dias), embora tenha sido evidenciado que os
melhores resultados foram obtidos para maiores defasagens. No caso da obra 2, faltaram
informações sobre as datas de execução das estacas.
173
5.3 Sugestões para futuros trabalhos
• Acompanhar recalques da obra através de instrumentação;
•
Para análise da influência do fator tempo, executar ensaios de campo de tal forma que
os resultados sejam avaliados com defasagens de tempo padronizadas em relação ao
término de todo o estaqueamento;
•
Medições diretas de compacidade relativa antes, durante e após a densificação;
•
Para avaliação das correlações entre os ensaios, realizar ensaios de CPT em conjunto
com o SPT e PD nas areias da Grande Vitória;
•
Análise estatística mais detalhada, com um banco de dados maior, uma vez que foi
observado que o tamanho da amostra estatística suplanta outras considerações como a
heterogeneidade do terreno, por exemplo.
174
CAPÍTULO 6 REFERÊNCIAS
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187
CAPÍTULO 7 ANEXOS
188
7.1 Anexo A: Fórmula teórica para estimativa do espaçamento entre estacas de
compactação
INICIAL FINAL
Volume de vazios:
Volume de sólidos:
Volume total do solo:
Índice de vazios:
0
v
V
s
V
t
V
s
v
0
V
V
e
0
= (A)
estvv
VVV
0f
s
V
t
V
s
est
0f
s
estv
f
V
V
ee
V
VV
e
0
−=∴
= (B)
De (A):
0
t
s0
s
t
s
t
s
st
s
v
0
e1
V
Ve1
V
V
1
V
V
V
VV
V
V
e
0
+
=∴+=∴−=
−
== (C)
(C) em (B):
)e1(
ee
V
V
)e1(
V
V
e
e1
V
V
e
V
V
ee
0
f0
t
est
0
t
est
0
0
t
est
0
s
est
0f
+
−
=∴+⋅−=
+
−=−= (D)
Sabe-se que:
H
4
D
V
2
est
⋅
⋅π
= (E) e
HsV
2
t
⋅=
(F)
Assim:
0
f0
2
2
e1
ee
Hs
H
4
D
+
−
=
⋅
⋅
⋅π
∴
f0
0
2
2
ee
e1
4
D
s
−
+
×
⋅π
=∴
f0
0
2
ee
e1
4
D
s
−
+
×
⋅π
=
ou
f0
0
ee
e1
2
D
s
−
+
×π×=
s
s
H
Estaca de volume V
est
s
s
H
Volume de solo, V
t
189
sendo, s o espaçamento entre estacas; e
0
o índice de vazios inicial da areia (antes da
compactação), e
f
o índice de vazios final da areia (após a compactação) e D o diâmetro da
estaca.
Exemplo de estimativa da distância inicial entre as estacas de compactação
Para estimar a distância inicial entre estacas, adota-se valores para C
r
(inicial e final) e para os
índices de vazios (e
máx
e e
mín
). Considerando-se o exemplo para uma areia sub-angular,
uniforme:
a)
Situação Inicial: C
r
= 30% e
máx
= 0,85
b)
Situação Final: C
r
= 70% e
mín
= 0,45
Sabe-se que a compacidade relativa (C
r
) é dada por:
mínmáx
natmáx
r
ee
ee
C
−
−
=
∴
)ee(Cee
mínmáxrmáxnat
−=
)45,085,0(Cr85,0e
nat
−×−=∴
40,0C85,0e
rnat
Para C
r
= 30%: 40,030,085,0e
nat
×−
∴
73,0e
nat
= e
0
Para C
r
= 70%: 40,070,085,0e
nat
−
∴
57,0e
nat
= e
f
Assim:
f0
0
ee
e1
2
D
s
−
+
×π×=
∴
57,073,0
73,01
2
D
s
−
+
×π=
∴
D9,2s
(malha quadrada)
e
D13,3D9,208,1s ×
××=
(malha triangular)
190
7.2 Anexo B: Obra 1
191
R
U
A
SP3
SP2
SP1
PD4
PD3
PD1
PD5
SP4
PD6
PD2
F1
F2
F3
L
I
M
I
T
E
D
O
T
E
R
R
E
N
O
(
3
4
,4
5
m
)
LIMITE DO TERRENO (56,60m)
LIMITE DO TERRENO (34,60m)
L
I
M
I
TE
D
O
T
E
R
R
E
N
O
(
4
0
8
0
m
)
R
U
A
LEGENDA
- SP e F = Sondagem SPT Inicial
- PD = Penetrômetro dinâmico Inicial
Figura B. 1 - Planta de situação com locação dos ensaios SPT e PD (iniciais) e posição dos perfis geotécnicos (P1, P2 e P3) - Obra 1
192
Figura B. 2 - Perfil geotécnico P1 (terreno natural) – Obra 1
193
Figura B. 3 - Perfil geotécnico P2 (terreno natural) – Obra 1
194
Figura B. 4 - Perfil geotécnico P3 (terreno natural) – Obra 1
195
Tabela B.1 – Resultados de todos os ensaios SPT iniciais executados no terreno natural (Obra 1)
Profundidade* Mínimo Médio Máximo Desvio-padrão Coeficiente de
(m)
F1 F2 F3 SP1 SP2 SP3 SP4
variação (%)
0 a 0,45 0,7 2,0 9,0 5,0 0,7 4,2 9,0 3,7 88,7
1,00 a 1,45 9,0 7,0 8,0 8,0 5,0 10,0 11,0 5,0 8,3 11,0 2,0 23,8
2,00 a 2,45 8,0 6,0 5,0 5,0 7,0 9,0 7,0 5,0 6,7 9,0 1,5 22,3
3,00 a 3,45 8,0 27,0 25,0 19,0 11,0 5,0 11,0 5,0 15,1 27,0 8,6 56,6
4,00 a 4,45 25,0 23,0 24,0 24,0 9,0 10,0 4,0 4,0 17,0 25,0 8,9 52,6
4,45 a 5,00 1,5 9,0 7,0 1,5 5,8 9,0 3,9 66,6
5,00 a 5,45 9,0 18,0 30,0 33,0 76,0 2,0 44,3 2,0 30,3 76,0 24,8 81,9
6,00 a 6,45 68,0 60,0 80,0 300,0 90,0 60,0 90,0 60,0 106,9 300,0 86,1 80,6
7,00 a 7,45 31,0 60,0 59,0 38,0 22,0 18,0 34,0 18,0 37,4 60,0 16,6 44,2
8,00 a 8,45 26,0 13,0 14,0 7,0 16,0 10,0 9,0 7,0 13,6 26,0 6,3 46,4
9,00 a 9,45 1,1 3,6 5,0 4,0 1,5 1,5 1,2 1,1 2,6 5,0 1,6 62,6
10,00 a 10,45 4,0 3,0 9,0 1,5 8,0 6,0 5,0 1,5 5,2 9,0 2,7 51,3
11,00 a 11,45 3,0 8,0 3,0 2,0 3,0 5,0 3,0 2,0 3,9 8,0 2,0 52,8
12,00 a 12,45 1,9 4,0 19,0 2,0 4,0 5,0 4,0 1,9 5,7 19,0 6,0 104,9
13,00 a 13,45 2,0 20,0 64,0 4,0 2,0 3,0 34,6 2,0 18,5 64,0 23,5 127,2
14,00 a 14,45 52,0 75,0 75,0 48,0 36,0 4,0 90,0 4,0 54,3 90,0 29,0 53,4
15,00 a 15,45 76,0 81,0 83,0 64,3 90,0 19,0 75,0 19,0 69,8 90,0 23,7 34,0
16,00 a 16,45 95,0 88,0 100,0 64,3 64,3 86,8 100,0 15,8 18,2
17,00 a 17,45 39,0 68,0 74,0 50,0 39,0 57,8 74,0 16,1 27,9
18,00 a 18,45 10,0 22,0 14,0 4,0 4,0 12,5 22,0 7,5 60,4
19,00 a 19,45 2,0 4,0 4,6 5,0 2,0 3,9 5,0 1,3 34,2
20,00 a 20,45 2,0 4,0 4,0 4,0 2,0 3,5 4,0 1,0 28,6
21,00 a 21,45 4,0 4,0 4,0 4,0 4,0 0,0 0,0
22,00 a 22,45 4,0 6,0 4,0 5,0 6,0 1,4 28,3
23,00 a 23,45 6,0 6,0 6,0 6,0 6,0 0,0 0,0
24,00 a 24,45 6,0 6,0 6,0 6,0 6,0 0,0 0,0
25,00 a 25,45 13,0 20,0 13,0 16,5 20,0 4,9 30,0
26,00 a 26,45 17,0 17,0 17,0 17,0
27,00 a 27,45 2,0 2,0 2,0 2,0
28,00 a 28,45 15,0 15,0 15,0 15,0
29,00 a 29,45 4,0 4,0 4,0 4,0
30,00 a 30,45 27,0 27,0 27,0 27,0
31,00 a 31,45 40 40,0 40,0 40,0
32,00 a 32,45 43,0 43,0 43,0 43,0
33,00 a 33,45 36,0 36,0 36,0 36,0
34,00 a 34,45 42,0 42,0 42,0 42,0
35,00 a 35,45 28,0 28,0 28,0 28,0
Nota: * Profundidade em relação ao nível do terreno, em metros
N
SPT
(nº golpes/300mm)
196
Tabela B.2 – Resultados de todos os ensaios PD executados no terreno natural (Obra 1)
Profundidade* Mínimo Médio Máximo Desvio-padrão Coeficiente de
(m) PD1 PD2 PD3 PD4 PD5 PD6 variação (%)
0,00 a 0,20 2,7 2,0 2,4 1,6 2,7 1,2 1,2 2,1 2,7 0,6 30,6
0,20 a 0,40 3,1 1,6 2,0 1,7 3,9 2,0 1,6 2,4 3,9 0,9 39,9
0,40 a 0,60 2,1 1,2 1,2 1,8 3,9 1,7 1,2 2,0 3,9 1,0 52,1
0,60 a 0,80 1,6 1,2 1,3 1,3 3,9 2,0 1,2 1,9 3,9 1,0 56,3
0,80 a 1,00 1,8 2,7 2,0 2,9 4,7 3,9 1,8 3,0 4,7 1,1 37,7
1,00 a 1,20 3,8 4,2 3,5 3,5 5,1 5,4 3,5 4,3 5,4 0,8 18,9
1,20 a 1,40 3,1 3,9 4,3 4,3 3,5 4,7 3,1 4,0 4,7 0,6 14,5
1,40 a 1,60 3,5 3,9 4,7 4,9 1,6 4,3 1,6 3,8 4,9 1,2 31,7
1,60 a 1,80 3,9 5,2 4,5 5,1 2,4 3,9 2,4 4,2 5,2 1,0 25,1
1,80 a 2,00 4,0 2,7 3,5 2,0 3,5 2,9 2,0 3,1 4,0 0,7 23,4
2,00 a 2,20 3,3 2,7 2,4 2,7 3,1 2,4 2,4 2,8 3,3 0,4 14,4
2,20 a 2,40 2,7 2,0 2,4 3,1 2,7 1,8 1,8 2,5 3,1 0,5 21,3
2,40 a 2,60 2,5 3,1 2,4 3,1 3,2 1,7 1,7 2,7 3,2 0,6 23,2
2,60 a 2,80 2,6 5,1 2,0 2,7 3,1 2,7 2,0 3,1 5,1 1,1 35,1
2,80 a 3,00 2,7 4,7 1,6 3,7 3,3 3,9 1,6 3,3 4,7 1,1 32,4
3,00 a 3,20 3,1 7,1 2,0 3,1 3,6 6,3 2,0 4,2 7,1 2,0 47,7
3,20 a 3,40 3,9 11,8 2,4 3,5 3,9 8,6 2,4 5,7 11,8 3,7 64,7
3,40 a 3,60 5,1 16,1 4,1 3,9 5,1 11,8 3,9 7,7 16,1 5,0 65,7
3,60 a 3,80 4,3 20,4 4,7 4,7 5,4 16,5 4,3 9,3 20,4 7,2 76,8
3,80 a 4,00 5,1 17,3 3,9 5,7 4,9 15,7 3,9 8,8 17,3 6,0 68,8
4,00 a 4,20 7,1 16,9 9,4 5,5 5,9 13,7 5,5 9,7 16,9 4,6 47,5
4,20 a 4,40 3,9 14,9 7,8 5,9 9,8 12,9 3,9 9,2 14,9 4,2 45,4
4,40 a 4,60 3,5 13,8 6,7 7,8 12,2 11,0 3,5 9,2 13,8 3,8 41,9
4,60 a 4,80 2,4 12,9 6,3 3,9 8,6 6,7 2,4 6,8 12,9 3,7 54,8
4,80 a 5,00 2,7 10,6 4,8 2,4 2,7 6,1 2,4 4,9 10,6 3,1 64,4
5,00 a 5,20 2,4 4,7 2,4 3,5 4,7 1,7 47,1
5,20 a 5,40 3,9 6,3 3,9 5,1 6,3 1,7 32,6
Nota: * Profundidade em relação ao nível do terreno, em metros
q
d
(MPa)
197
Tabela B.3 - Resultados de N
SPT
referentes à área 1 (maior compacidade inicial do terreno)
Profundidade* Mínimo Médio Máximo Desvio-padrão Coeficiente de
(m) F2 F3 SP1 variação (%)
0,00 a 0,45 0,7 0,7 0,7 0,7
1,00 a 1,45 7,0 8,0 8,0 7,0 7,7 8,0 0,6 7,5
2,00 a 2,45 6,0 5,0 5,0 5,0 5,3 6,0 0,6 10,8
3,00 a 3,45 27,0 25,0 19,0 19,0 23,7 27,0 4,2 17,6
4,00 a 4,45 23,0 24,0 24,0 23,0 23,7 24,0 0,6 2,4
5,00 a 5,45 18,0 30,0 33,0 18,0 27,0 33,0 7,9 29,4
6,00 a 6,45 60,0 80,0 300,0 60,0 146,7 300,0 133,2 90,8
Nota: * Profundidade em relação ao nível do terreno, em metros
N
SPT
(golpes/300mm)
Tabela B.4 - Resultados de q
d
referentes à área 1 (maior compacidade inicial do terreno)
Profundidade* Mínimo Médio Máximo Desvio-padrão Coeficiente de
(m) PD2 PD6 variação (%)
0,00 a 0,20 2,0 1,2 1,2 1,6 2,0 0,6 35,4
0,20 a 0,40 1,6 2,0 1,6 1,8 2,0 0,3 15,7
0,40 a 0,60 1,2 1,7 1,2 1,4 1,7 0,3 24,4
0,60 a 0,80 1,2 2,0 1,2 1,6 2,0 0,6 35,4
0,80 a 1,00 2,7 3,9 2,7 3,3 3,9 0,8 25,0
1,00 a 1,20 4,2 5,4 4,2 4,8 5,4 0,8 17,3
1,20 a 1,40 3,9 4,7 3,9 4,3 4,7 0,6 12,9
1,40 a 1,60 3,9 4,3 3,9 4,1 4,3 0,3 6,7
1,60 a 1,80 5,2 3,9 3,9 4,6 5,2 0,9 19,8
1,80 a 2,00 2,7 2,9 2,7 2,8 2,9 0,1 4,9
2,00 a 2,20 2,7 2,4 2,4 2,5 2,7 0,3 10,9
2,20 a 2,40 2,0 1,8 1,8 1,9 2,0 0,1 7,4
2,40 a 2,60 3,1 1,7 1,7 2,4 3,1 1,0 43,3
2,60 a 2,80 5,1 2,7 2,7 3,9 5,1 1,7 42,4
2,80 a 3,00 4,7 3,9 3,9 4,3 4,7 0,6 12,9
3,00 a 3,20 7,1 6,3 6,3 6,7 7,1 0,6 8,3
3,20 a 3,40 11,8 8,6 8,6 10,2 11,8 2,2 21,8
3,40 a 3,60 16,1 11,8 11,8 13,9 16,1 3,1 21,9
3,60 a 3,80 20,4 16,5 16,5 18,4 20,4 2,8 15,0
3,80 a 4,00 17,3 15,7 15,7 16,5 17,3 1,1 6,7
4,00 a 4,20 16,9 13,7 13,7 15,3 16,9 2,2 14,5
4,20 a 4,40 14,9 12,9 12,9 13,9 14,9 1,4 10,0
4,40 a 4,60 13,8 11,0 11,0 12,4 13,8 2,0 16,2
4,60 a 4,80 12,9 6,7 6,7 9,8 12,9 4,4 45,3
4,80 a 5,00 10,6 6,1 6,1 8,3 10,6 3,2 38,3
Nota: * Profundidade em relação ao nível do terreno, em metros
q
d
(MPa)
ÁREA 1 (maior compacidade inicial)
198
Tabela B.5 - Valores de N
SPT
referentes à área 2 (menor compacidade inicial do terreno)
Profundidade* Mínimo Médio Máximo Desvio-padrão Coeficiente de
(m) F1 SP2 SP3 SP4 variação (%)
0,00 a 0,45 2,0 9,0 5,0 2,0 5,3 9,0 3,5 65,8
1,00 a 1,45 9,0 5,0 10,0 11,0 5,0 8,8 11,0 2,6 30,1
2,00 a 2,45 8,0 7,0 9,0 7,0 7,0 7,8 9,0 1,0 12,4
3,00 a 3,45 8,0 11,0 5,0 11,0 5,0 8,8 11,0 2,9 32,8
4,00 a 4,45 25,0 9,0 10,0 4,0 4,0 12,0 25,0 9,1 75,5
4,45 a 5,00 9,0 1,5 9,0 7,0 1,5 6,6 9,0 3,5 53,5
5,00 a 5,45 9,0 76,0 2,0 44,3 2,0 32,8 76,0 34,2 104,3
6,00 a 6,45 68,0 90,0 60,0 90,0 60,0 77,0 90,0 15,4 20,0
Nota: * Profundidade em relação ao nível do terreno, em metros
N
SPT
(golpes/300mm)
Tabela B.6 - Resultados de q
di
referentes à área 2 (menor compacidade inicial do terreno) natural
Profundidade* Mínimo Médio Máximo Desvio-padrão Coeficiente de
(m) PD1 PD3 PD4 PD5 variação (%)
0,00 a 0,20 2,7 2,4 1,6 2,7 1,6 2,4 2,7 0,6 23,6
0,20 a 0,40 3,1 2,0 1,7 3,9 1,7 2,7 3,9 1,0 39,2
0,40 a 0,60 2,1 1,2 1,8 3,9 1,2 2,2 3,9 1,2 53,2
0,60 a 0,80 1,6 1,3 1,3 3,9 1,3 2,0 3,9 1,3 63,8
0,80 a 1,00 1,8 2,0 2,9 4,7 1,8 2,8 4,7 1,3 47,3
1,00 a 1,20 3,8 3,5 3,5 5,1 3,5 4,0 5,1 0,7 18,7
1,20 a 1,40 3,1 4,3 4,3 3,5 3,1 3,8 4,3 0,6 15,4
1,40 a 1,60 3,5 4,7 4,9 1,6 1,6 3,7 4,9 1,5 41,6
1,60 a 1,80 3,9 4,5 5,1 2,4 2,4 4,0 5,1 1,2 29,7
1,80 a 2,00 4,0 3,5 2,0 3,5 2,0 3,3 4,0 0,9 27,5
2,00 a 2,20 3,3 2,4 2,7 3,1 2,4 2,9 3,3 0,4 15,0
2,20 a 2,40 2,7 2,4 3,1 2,7 2,4 2,7 3,1 0,3 11,7
2,40 a 2,60 2,5 2,4 3,1 3,2 2,4 2,8 3,2 0,5 16,3
2,60 a 2,80 2,6 2,0 2,7 3,1 2,0 2,6 3,1 0,5 18,7
2,80 a 3,00 2,7 1,6 3,7 3,3 1,6 2,8 3,7 0,9 33,1
3,00 a 3,20 3,1 2,0 3,1 3,6 2,0 3,0 3,6 0,7 23,9
3,20 a 3,40 3,9 2,4 3,5 3,9 2,4 3,4 3,9 0,7 21,6
3,40 a 3,60 5,1 4,1 3,9 5,1 3,9 4,6 5,1 0,6 13,8
3,60 a 3,80 4,3 4,7 4,7 5,4 4,3 4,8 5,4 0,4 9,4
3,80 a 4,00 5,1 3,9 5,7 4,9 3,9 4,9 5,7 0,7 15,0
4,00 a 4,20 7,1 9,4 5,5 5,9 5,5 7,0 9,4 1,8 25,4
4,20 a 4,40 3,9 7,8 5,9 9,8 3,9 6,9 9,8 2,5 36,9
4,40 a 4,60 3,5 6,7 7,8 12,2 3,5 7,6 12,2 3,6 47,3
4,60 a 4,80 2,4 6,3 3,9 8,6 2,4 5,3 8,6 2,7 51,9
4,80 a 5,00 2,7 4,8 2,4 2,7 2,4 3,2 4,8 1,1 35,1
5,00 a 5,20 2,4 4,7 2,4 3,5 4,7 1,7 47,1
5,20 a 5,40 3,9 6,3 3,9 5,1 6,3 1,7 32,6
Nota: * Profundidade em relação ao nível do terreno, em metros
q
d
(MPa)
ÁREA 2 (menor compacidade inicial)
199
Tabela B.7a - Resultados dos penetrômetros finais (q
df
) executados após a compactação – obra 1 (continua...)
PD220 PD222 PD164 PD166 PD198 PD200 PD212 PD145 PD149 PD17B PD17D PD289 PD291 PD293 PD295 PD38 PD40 PD42 PD44
29/9 29/9 30/9 30/9 30/9 30/9 30/9 1/10 1/10 1/10 1/10 9/10 9/10 9/10 9/10 13/10 13/10 13/10 13/10
0,00 a 0,20 2,2 3,3 1,1 3,3 2,2 2,8 1,1 3,3 3,9 2,0 3,5 2,2 1,7 2,2 1,7 1,7 2,2 3,3 2,2
0,20 a 0,40 1,1 2,8 1,1 3,9 1,7 2,8 2,2 3,3 2,2 3,0 3,5 2,2 2,2 2,2 2,2 3,3 2,8 3,9 3,3
0,40 a 0,60 1,1 1,7 1,1 1,7 0,6 2,8 2,8 2,8 0,6 2,0 4,5 1,1 2,2 3,3 2,8 3,3 2,2 5,0 3,9
0,60 a 0,80 4,4 2,2 3,9 1,7 2,2 3,3 3,9 0,6 1,1 2,5 3,0 2,2 1,7 3,9 2,8 4,4 1,1 2,8 1,1
0,80 a 1,00 6,3 1,6 7,4 6,3 4,2 6,3 5,3 3,2 3,7 3,3 3,8 4,7 4,2 6,9 4,2 5,3 2,6 5,3 4,2
1,00 a 1,20 7,9 3,7 9,0 10,5 6,9 7,4 6,9 6,9 5,3 2,9 3,8 7,9 7,9 9,5 7,9 7,9 6,3 9,0 6,9
1,20 a 1,40 9,0 6,3 9,0 9,5 6,3 6,9 6,3 7,4 4,7 3,8 3,8 7,9 11,1 10,5 10,5 8,4 8,4 7,4 6,9
1,40 a 1,60 9,5 7,4 9,0 10,0 6,3 10,0 5,8 7,4 5,8 4,8 5,3 8,4 10,0 9,0 8,4 7,4 7,9 7,9 9,0
1,60 a 1,80 9,5 7,9 10,5 9,5 6,9 8,4 7,4 9,0 6,9 3,8 3,3 9,5 10,5 8,4 8,4 7,4 7,4 9,0 10,0
1,80 a 2,00 8,1 6,6 8,1 8,6 6,6 8,1 6,6 8,6 5,1 3,2 3,7 7,6 8,1 7,1 8,6 7,6 6,6 9,6 8,1
2,00 a 2,20 7,6 7,1 8,1 9,1 6,1 8,1 8,1 8,6 4,5 3,7 4,1 8,6 7,1 7,1 8,1 7,6 6,6 9,1 8,6
2,20 a 2,40 9,6 7,1 9,1 8,6 6,1 6,6 7,6 6,6 4,0 3,2 2,7 9,6 9,1 8,1 8,6 8,6 6,6 8,1 7,1
2,40 a 2,60 10,1 7,6 9,6 12,1 9,1 8,1 10,1 9,6 6,6 3,2 2,3 9,1 8,6 9,1 8,6 3,0 7,6 8,1 7,6
2,60 a 2,80 12,6 9,1 9,6 13,1 9,6 8,6 10,6 10,1 8,1 3,7 3,2 9,6 9,1 9,1 8,6 11,6 11,6 13,6 12,6
2,80 a 3,00 16,0 9,7 17,0 15,0 10,7 9,2 10,7 9,7 7,3 5,3 4,4 10,7 11,2 9,2 7,3 15,5 14,1 15,0 17,5
3,00 a 3,20 22,3 11,6 14,6 15,0 10,7 8,2 12,6 16,5 8,2 5,3 5,3 11,6 12,6 10,7 8,7 17,5 17,0 18,4 20,4
3,20 a 3,40 25,7 20,4 20,4 16,5 12,6 8,2 13,6 26,7 9,2 5,3 6,2 11,2 13,6 12,1 11,2 24,3 19,9 23,8 25,7
3,40 a 3,60 24,7 19,4 19,4 14,1 23,8 16,5 28,6 38,8 12,6 6,6 5,3 12,6 13,6 11,6 11,6 26,2 25,7 30,1 28,1
3,60 a 3,80 26,2 18,4 17,5 15,5 29,6 17,5 32,0 33,0 17,5 11,0 11,0 16,5 13,1 13,1 11,6 28,1 20,9 24,7 29,1
3,80 a 4,00 17,3 12,1 21,9 14,9 21,5 16,8 23,8 27,1 16,3 9,3 11,0 21,9 18,7 20,5 14,0 28,5 17,7 37,3 27,5
4,00 a 4,20 15,4 11,2 17,7 18,7 13,1 13,1 14,0 17,3 11,2 5,9 6,4 16,8 20,1 16,3 20,1 27,1 19,1 43,9 24,3
4,20 a 4,40 16,8 9,8 19,1 19,6 14,0 14,9 15,4 14,5 10,3 4,7 3,8 15,9 15,4 16,8 14,5 24,7 23,3 32,2 19,1
4,40 a 4,60 14,0 10,3 20,5 14,0 14,0 11,7 13,1 13,5 9,8 4,2 2,5 13,5 14,0 12,1 14,0 24,3 19,1 23,3 18,7
4,60 a 4,80 17,7 12,1 16,3 13,1 13,1 9,3 13,1 15,9 9,8 4,2 3,0 11,2 11,7 15,4 14,0 20,1 15,9 14,9 19,1
4,80 a 5,00 17,5 14,8 10,8 15,3 12,6 9,4 13,5 14,8 9,0 4,5 4,0 11,2 11,2 11,2 10,3 18,0 13,0 13,9 17,1
Nota: * Profundidade em relação ao nível do terreno, em metros
Profundidade (m)*
Data de execução
Identificação
Resistência dinâmica de ponta (final), qdf (MPa)
200
Tabela B.7b - Resultados dos penetrômetros finais (q
df
) executados após a compactação – obra 1 (conclusão)
PD20 PD22 PD24 PD26 PD77 PD81 PD286 PD13 PD87 PD109 PD244 PD156 Mínimo Médio Máximo Desvio-padrão Coeficiente de
14/10 14/10 14/10 14/10 25/11 25/11 25/11 26/11 26/11 26/11 26/11 2/12 variação
(%)
0,00 a 0,20 1,1 1,7 1,7 2,2 3,3 3,3 1,3 2,6 1,3 3,3 3,9 2,6 1,1 2,4 3,9 0,9 36,0
0,20 a 0,40 1,7 2,8 2,2 3,9 5,9 6,6 2,0 3,9 0,9 2,6 1,7 3,3 0,9 2,8 6,6 1,2 44,6
0,40 a 0,60 2,2 3,9 5,5 4,4 7,2 10,5 1,5 4,6 1,3 8,5 4,6 4,6 0,6 3,4 10,5 2,3 68,8
0,60 a 0,80 2,8 5,5 6,6 2,8 10,5 12,5 0,9 11,2 6,6 10,5 4,6 5,3 0,6 4,1 12,5 3,2 76,9
0,80 a 1,00 6,3 9,0 11,6 3,7 15,1 13,8 3,8 17,6 12,6 10,1 6,9 8,8 1,6 6,7 17,6 3,9 58,1
1,00 a 1,20 17,4 13,7 12,6 9,0 18,2 17,0 8,8 24,5 15,7 13,2 8,8 14,5 2,9 9,9 24,5 4,8 48,9
1,20 a 1,40 15,3 12,6 12,6 12,6 17,0 16,4 10,7 20,8 15,1 11,9 9,4 12,6 3,8 10,0 20,8 4,0 39,9
1,40 a 1,60 13,7 10,0 7,9 11,1 17,6 15,7 12,6 11,3 15,1 10,7 11,9 11,3 4,8 9,6 17,6 3,1 31,9
1,60 a 1,80 12,6 11,1 10,0 11,6 14,5 15,7 13,2 8,8 15,7 9,4 13,8 10,1 3,3 9,7 15,7 2,9 30,3
1,80 a 2,00 10,1 10,6 10,1 10,6 9,7 15,7 15,1 8,4 18,1 11,5 16,3 12,7 3,2 9,2 18,1 3,5 37,6
2,00 a 2,20 10,1 8,6 9,1 7,1 13,9 13,9 15,1 12,1 15,7 11,5 13,3 12,1 3,7 9,0 15,7 3,1 34,0
2,20 a 2,40 11,6 8,1 9,6 9,1 16,3 15,7 15,1 13,3 14,5 13,9 13,3 14,5 2,7 9,4 16,3 3,6 38,5
2,40 a 2,60 7,6 7,1 9,1 6,1 22,3 15,7 12,7 12,7 15,7 14,5 10,9 15,1 2,3 9,7 22,3 4,1 42,6
2,60 a 2,80 14,1 12,6 17,2 10,6 22,9 17,5 15,7 13,9 16,3 14,5 14,5 15,7 3,2 11,9 22,9 4,0 33,7
2,80 a 3,00 18,9 14,6 15,0 10,2 22,0 19,7 18,0 15,1 15,1 16,8 16,8 15,1 4,4 13,3 22,0 4,4 32,7
3,00 a 3,20 20,9 18,0 20,4 16,5 19,1 29,0 22,0 18,0 16,8 19,7 14,5 15,1 5,3 15,4 29,0 5,4 34,9
3,20 a 3,40 31,5 19,9 29,6 18,0 17,4 29,0 22,0 20,9 17,4 17,4 18,6 13,3 5,3 18,1 31,5 6,9 38,3
3,40 a 3,60 33,5 34,9 39,3 23,3 18,6 24,4 22,0 23,2 26,7 16,8 19,1 14,5 5,3 21,5 39,3 8,7 40,6
3,60 a 3,80 48,5 27,2 38,3 26,2 26,1 26,1 24,4 62,1 36,5 18,6 17,4 12,8 11,0 24,2 62,1 11,4 47,0
3,80 a 4,00 44,3 25,7 42,0 26,6 32,4 44,7 23,5 54,2 32,9 29,0 24,0 12,3 9,3 24,8 54,2 10,9 43,8
4,00 a 4,20 33,6 21,5 35,5 23,8 21,2 43,0 19,0 64,2 30,2 11,2 23,5 18,4 5,9 21,8 64,2 12,1 55,4
4,20 a 4,40 28,9 20,5 41,5 21,0 8,9 46,3 22,3 65,3 19,0 5,6 17,3 30,2 3,8 20,4 65,3 12,7 62,2
4,40 a 4,60 49,9 20,5 39,7 19,6 15,6 55,8 10,6 57,0 15,1 8,4 14,5 22,9 2,5 19,2 57,0 13,5 70,1
4,60 a 4,80 33,1 19,1 32,7 18,2 14,5 9,5 49,7 20,7 12,3 14,0 10,1 3,0 16,1 49,7 9,0 55,8
4,80 a 5,00 35,1 17,5 24,7 13,9 16,1 16,1 49,0 20,5 28,0 12,9 9,7 4,0 15,9 49,0 8,9 55,9
Nota: * Profundidade em relação ao nível do terreno, em metros
Resistência dinâmica de ponta (final), qdf (MPa)
Identificação
Data de execução
Profundidade (m)*
201
Tabela B.8 – Cálculo do fator de correção quanto à tensão efetiva (C
n
) sugerido por Skempton (1986) – obra 1
Camada Peso esp. natural Peso esp. submerso Espessura da Tensão efetiva Fator de correção (C
n
)
de até
γ
t (kN/m
3
)*
γ
sub
(kN/m
3
) camada (m)
σ
'
v
(kN/m
2
) Skempton (1986)
0,00 1,00 Aterro 16 1,00 16,00 1,72
1,00 1,45 Areia 19 9 0,45 20,05 1,67
1,45 2,45 Areia 19 9 1,00 29,05 1,55
2,45 3,45 Areia 19 9 1,00 38,05 1,45
3,45 4,45 Areia 19 9 1,00 47,05 1,36
4,45 5,00 Areia 19 9 0,55 52,00 1,32
5,00 5,45 Areia 19 9 0,45 56,05 1,28
Notas: O fator de correção sugerido por Skempton (1986) é dado por C
n
= 200/(100+
σ
'
v
)
Valores adotados obtidos de Sowers (1979) e Bowles (1996)
Prof. (m)
Tabela B.9 – Valores obtidos do ensaio SPT: original, N
SPT
, com correção pela energia padrão de 60%, N
SPT,60
, e com correção pela energia de 60% e
quanto à tensão de confinamento, (N
SPT,60
)
1
, para a área 1 (obra 1)
Profundidade
(m)
F2 F3 SP1 F2 F3 SP1 F2 F3 SP1
0,00 a 1,00 0,7 0,8 1,4
1,00 a 1,45 7,0 8,0 8,0 8,8 10,0 10,0 14,6 16,7 16,7
2,00 a 2,45 6,0 5,0 5,0 7,5 6,3 6,3 11,6 9,7 9,7
3,00 a 3,45 27,0 25,0 19,0 33,8 31,3 23,8 48,9 45,3 34,4
4,00 a 4,45 23,0 24,0 24,0 28,8 30,0 30,0 39,1 40,8 40,8
5,00 a 5,45 18,0 30,0 33,0 22,5 37,5 41,3 28,8 48,1 52,9
N
SPT
N
SPT,60
(N
SPT,60
)
1
SPT corrigido para energia de 60% SPT corrigido pela tensão efetivaSPT original
ÁREA 1 (maior compacidade inicial)
202
Tabela B.10 – Valores obtidos do ensaio SPT: original, N
SPT
, com correção pela energia padrão de 60%, N
SPT,60
, e com correção pela energia de 60% e
quanto à tensão de confinamento, (N
SPT,60
)
1
, para a área 2 (obra 1)
Profundidade
(m)
F1 SP2 SP3 SP4 F1 SP2 SP3 SP4 F1 SP2 SP3 SP4
0,00 a 1,00 2,0 9,0 5,0 2,5 11,3 6,3 4,3 19,4 10,8
1,00 a 1,45 9,0 5,0 10,0 11,0 11,3 6,3 12,5 13,8 18,7 10,4 20,8 22,9
2,00 a 2,45 8,0 7,0 9,0 7,0 10,0 8,8 11,3 8,8 15,5 13,6 17,4 13,6
3,00 a 3,45 8,0 11,0 5,0 11,0 10,0 13,8 6,3 13,8 14,5 19,9 9,1 19,9
4,00 a 4,45 25,0 9,0 10,0 4,0 31,3 11,3 12,5 5,0 42,5 15,3 17,0 6,8
4,45 a 5,00 1,5 9,0 7,0 1,9 11,3 8,8 2,5 14,8 11,5
5,00 a 5,45 9,0 76,0 2,0 44,3 11,3 95,0 2,5 55,4 14,4 121,8 3,2 70,9
SPT original
N
SPT
SPT corrigido para energia de 60% SPT corrigido pela tensão efetiva
N
SPT,60
ÁREA 2 (menor compacidade inicial)
(N
SPT,60
)
1
203
Tabela B.11 – Estimativa da compacidade relativa (C
r
) do terreno natural através dos resultados do SPT
Profundidade F2 F3 SP1 F1 SP2 SP3 SP4 Tensão efetiva
(m) (kN/m2) C
r
média (%)
0,00 a 1,00 20,6 35,6 75,6 56,4 16,00 47,0
1,00 a 1,45 65,2 69,7 69,7 73,9 55,1 77,9 81,7 20,05 70,4
2,00 a 2,45 57,5 52,5 52,5 66,4 62,1 70,4 62,1 29,05 60,5
3,00 a 3,45 116,8 112,4 98,0 63,6 74,5 50,3 74,5 38,05 84,3
4,00 a 4,45 103,5 105,8 105,8 107,9 64,8 68,3 43,2 47,05 85,6
4,45 a 5,00 25,9 63,4 55,9 52,00 48,4
5,00 a 5,45 88,2 113,9 119,5 62,4 181,3 29,4 138,4 56,05 104,7
0,00 a 1,00 16,3 28,2 59,8 44,6 16,00 37,2
1,00 a 1,45 51,8 55,4 55,4 58,7 43,8 61,9 64,9 20,05 56,0
2,00 a 2,45 46,2 42,2 42,2 53,4 49,9 56,6 49,9 29,05 48,6
3,00 a 3,45 94,7 91,1 79,4 51,5 60,4 40,7 60,4 38,05 68,3
4,00 a 4,45 84,6 86,4 86,4 88,2 52,9 55,8 35,3 47,05 69,9
4,45 a 5,00 21,2 52,0 45,9 52,00 39,7
5,00 a 5,45 72,6 93,7 98,3 51,3 149,2 24,2 113,9 56,05 86,2
0,00 a 1,00 16,5 27,3 54,6 41,6 16,00 35,0
1,00 a 1,45 47,3 50,3 50,3 53,1 40,5 55,8 58,3 20,05 50,8
2,00 a 2,45 42,2 38,8 38,8 48,1 45,3 50,8 45,3 29,05 44,2
3,00 a 3,45 81,5 78,7 69,4 46,6 53,9 37,5 53,9 38,05 60,2
4,00 a 4,45 73,8 75,3 75,3 76,7 47,9 50,3 33,0 47,05 61,8
4,45 a 5,00 20,8 47,4 42,2 52,00 36,8
5,00 a 5,45 64,6 81,7 85,4 47,0 125,3 23,5 97,7 56,05 75,0
0,00 a 1,00 32,3 56,0 118,7 88,5 16,00 73,9
1,00 a 1,45 93,5 100,0 100,0 106,1 79,0 111,8 117,2 20,05 101,1
2,00 a 2,45 71,9 65,7 65,7 83,1 77,7 88,1 77,7 29,05 75,7
3,00 a 3,45 133,3 128,3 111,9 72,6 85,1 57,4 85,1 38,05 96,2
4,00 a 4,45 110,7 113,1 113,1 115,4 69,2 73,0 46,2 47,05 91,5
4,45 a 5,00 26,9 65,9 58,1 52,00 50,3
5,00 a 5,45 89,7 115,8 121,5 63,4 184,3 29,9 140,7 56,05 106,5
Notas:
1) Adotou-se D
50
= 0,43mm (obtido da obra 3) para a proposta de Cubrinovski e Ishihara (1999).
2) Foi considerada uma energia de 75% para o ensaio SPT brasileiro.
Yoshida et al. (1988)
Cubrinovski e Ishihara (1999)
C
r
(%) C
r
(%)
Estimativa da compacidade relativa
Gibbz & Holtz (1957)
Skemptom (1986)
Área 1 Área 2
204
MELHORIA RELATIVA DO TERRENO
EXPONENCIAL
y = 4,98e
-0,09x
R
2
= 0,46
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
MELHORIA RELATIVA DO TERRENO - ÁREA 1
EXPONENCIAL
y = 3,67e
-0,06x
R
2
= 0,40
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
MELHORIA RELATIVA DO TERRENO - ÁREA 2
EXPONENCIAL
y = 7,97e
-0,17x
R
2
= 0,47
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
MELHORIA RELATIVA DO TERRENO
PARÁBOLA
y = 0,03x
2
- 0,77x + 6,54
R
2
= 0,39
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
MELHORIA RELATIVA DO TERRENO - ÁREA 1
POTÊNCIA
y = 0,01x
2
- 0,32x + 4,26
R
2
= 0,29
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
MELHORIA RELATIVA DO TERRENO - ÁREA 2
POTÊNCIA
y = 0,12x
2
- 2,03x + 10,28
R
2
= 0,49
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
MELHORIA RELATIVA DO TERRENO
LOGARÍTMI CA
y = -1,95Ln(x) + 6,56
R
2
= 0,41
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
MELHORIA RELATIVA DO TERRENO - ÁREA 1
LOGARÍTMICA
y = -1,11Ln(x) + 4,62
R
2
= 0,32
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
MELHORIA RELATIVA DO TERRENO - ÁREA 2
LOGARÍTMI CA
y = -3,44Ln(x) + 8,98
R
2
= 0,49
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
MELHORIA RELATIVA DO TERRENO
POTÊNCIA
y = 7,99x
-0,63
R
2
= 0,53
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
MELHORIA RELATIVA DO TERRENO - ÁREA 1
POTÊNCIA
y = 5,26x
-0,46
R
2
= 0,44
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
MELHORIA RELATIVA DO TERRENO - ÁREA 2
POTÊNCIA
y = 11,68x
-0,82
R
2
= 0,54
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0 5 10 15 20 25
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
Figura B. 5 – Tentativas de ajustes para curvas de melhoria relativa do terreno (obra 1)
205
7.3 Anexo C: Obra 2
206
Tabela C.1 – Resultados dos ensaios SPT iniciais até 7,50m de profundidade (terreno natural) – Obra 2
Posição Ensaio 1,00 a 1,45 2,00 a 2,45 3,00 a 3,45 4,00 a 4,45 5,00 a 5,45 6,00 a 6,45 7,00 a 7,45
Edifício A F9 (1993) 4,0 11,0 8,0 9,0 6,0 9,0 1,4
F10 (1993) 2,0 7,0 6,0 11,0 6,0 1,4 11,0
F11 (1993) 1,2 6,0 6,0 6,0 10,0 12,0 1,9
SP21 2,6 10,0 10,0 10,0 18,0 7,0 7,0
SP21A 2,0 7,0 9,0 10,0 7,0 16,0 12,0
SP21B 2,0 8,0 13,0 12,0 17,0 8,0 10,0
SP50 5,0 11,0 10,0 12,0 11,0 11,0 14,0
SP51 2,0 9,0 11,0 15,0 12,0 10,0 9,0
SP52 1,0 9,0 7,0 6,0 8,0 11,0 11,0
Edifício B F3 (1990) 1,0 8,0 9,0 11,0 10,0 8,0 8,0
F7 (1993) 8,0 8,0 10,0 8,0 7,0 10,0 11,0
SP19 4,0 7,0 13,0 7,0 9,0 9,0 16,0
SP19A 5,0 13,0 14,0 11,0 13,0 11,0 16,0
SP19B 7,0 8,0 12,0 12,0 7,0 5,0 13,0
SP40 4,0 8,0 7,0 9,0 9,0 6,0 22,0
SP41 4,0 9,0 7,0 10,0 11,0 12,0 10,0
SP42 7,0 9,0 7,0 10,0 10,0 11,0 11,0
Edifício C F5 (1990) 2,0 7,0 9,0 11,0 9,0 10,0 9,0
F5 (1993) 1,0 5,0 7,0 4,0 7,0 9,0 9,0
SP17 7,0 7,0 11,0 6,0 12,0 6,0 20,0
SP30 4,0 6,0 6,0 9,0 12,0 13,0 11,0
SP31 8,0 6,0 8,0 12,0 7,0 8,0 9,0
SP32 7,0 9,0 10,0 12,0 8,0 8,0 23,0
Edifício D F8 (1993) 0,7 3,8 6,0 7,0 10,0 6,0 16,0
SP18 4,0 6,0 7,0 11,0 6,0 6,0 20,0
SP70 4,0 6,0 9,0 8,0 8,0 6,0 20,0
SP71 4,0 10,0 9,0 10,0 9,0 9,0 10,0
SP72 2,0 8,0 9,0 8,0 10,0 11,0 16,0
SP73 4,0 8,0 9,0 11,0 12,0 11,0 13,0
Edifício E SP80 5,0 8,0 8,0 9,0 8,0 6,0 17,0
SP81 8,0 8,0 11,0 11,0 8,0 10,0 15,0
SP82 2,0 6,0 9,0 10,0 7,0 7,0 12,0
SP83 2,0 8,0 13,0 11,0 6,0 9,0 4,0
SP16 2,3 8,0 9,0 6,0 8,0 2,0 4,0
F6 (1993) 2,0 6,3 7,0 8,0 11,0 10,0 17,0
Edifício F F2 (1990) 2,0 7,0 7,0 7,0 7,0 7,0 13,0
F3 (1993) 1,2 6,0 7,0 8,0 9,4 8,3 15,0
SP14 7,0 7,0 6,0 5,0 8,0 6,0 5,0
SP90 5,0 1,0 5,0 5,0 6,0 6,0 16,0
SP91 4,0 5,0 9,0 6,0 7,0 7,0 14,0
SP92A 5,0 1,0 7,0 9,0 12,0 10,0 32,0
SP92B 2,0 0,6 2,0 9,0 10,0 4,0 25,0
SP93 6,0 5,0 5,0 6,0 5,0 5,0 11,0
0,7 0,6 2,0 4,0 5,0 1,4 1,4
3,8 7,1 8,5 9,0 9,1 8,3 13,0
8,0 13,0 14,0 15,0 18,0 16,0 32,0
2,2 2,5 2,5 2,4 2,8 2,9 6,1
58,1 34,8 29,1 26,9 30,3 34,6 47,1
Notas: * Profundidade em relação ao nível original do terreno, cota 0,00m.
Desvio-padrão
Coef. de Variação (%)
Profundidade* (m)
N
SPT
(golpes/300mm)
Mínimo
Médio
Resultados dos ensaios SPT
Máximo
207
Tabela C.2 – Resultados dos ensaios PD iniciais (terreno natural) – Obra 2
Profundidade* Mínimo Médio Máximo Desvio-padrão Coeficiente de
(m) PD30 PD40 PD41 PD50 PD51 PD70 PD80 PD90 variação (%)
0,00 a 0,20 4,99 4,49 4,49 2,49 4,49 6,48 3,49 2,00 2,0 4,1 6,5 1,4 34,7
0,20 a 0,40 3,99 2,99 2,49 6,98 5,49 6,48 3,49 3,99 2,5 4,5 7,0 1,6 36,6
0,40 a 0,60 6,48 2,00 2,00 4,99 4,49 2,99 2,99 6,98 2,0 4,1 7,0 1,9 47,1
0,60 a 0,80 6,48 1,00 1,50 2,99 2,49 2,49 0,50 7,48 0,5 3,1 7,5 2,5 81,5
0,80 a 1,00 4,78 0,96 1,43 2,87 1,91 1,43 0,48 6,21 0,5 2,5 6,2 2,0 80,0
1,00 a 1,20 2,87 1,43 1,91 1,43 0,96 1,43 0,96 4,78 1,0 2,0 4,8 1,3 65,4
1,20 a 1,40 0,48 1,43 2,87 0,96 0,96 1,43 1,43 2,87 0,5 1,6 2,9 0,9 56,4
1,40 a 1,60 3,34 2,87 3,82 0,96 1,91 1,91 0,48 0,48 0,5 2,0 3,8 1,3 65,4
1,60 a 1,80 5,25 3,34 4,30 0,96 3,82 0,96 0,48 0,48 0,5 2,4 5,3 1,9 79,0
1,80 a 2,00 4,58 3,66 4,58 2,75 4,58 0,46 2,75 0,46 0,5 3,0 4,6 1,7 58,1
2,00 a 2,20 4,12 4,12 4,58 4,58 3,66 1,83 6,87 3,21 1,8 4,1 6,9 1,4 34,6
2,20 a 2,40 3,21 3,21 4,12 4,58 3,66 3,66 6,87 3,21 3,2 4,1 6,9 1,2 30,4
2,40 a 2,60 3,66 3,66 4,12 3,66 4,12 3,21 8,24 4,58 3,2 4,4 8,2 1,6 36,4
2,60 a 2,80 3,66 3,66 4,12 3,66 3,66 3,21 9,16 5,50 3,2 4,6 9,2 2,0 43,1
2,80 a 3,00 4,84 3,96 4,84 3,08 4,40 2,64 8,36 4,84 2,6 4,6 8,4 1,7 37,4
3,00 a 3,20 4,84 3,96 4,84 3,96 4,40 3,08 7,92 4,84 3,1 4,7 7,9 1,4 30,1
3,20 a 3,40 6,16 4,84 5,72 3,96 4,84 3,08 6,60 4,40 3,1 5,0 6,6 1,2 23,6
3,40 a 3,60 5,28 5,72 6,16 3,96 6,16 3,96 5,28 4,40 4,0 5,1 6,2 0,9 17,8
3,60 a 3,80 3,96 5,72 5,72 4,40 6,16 3,96 5,28 3,96 4,0 4,9 6,2 0,9 18,9
3,80 a 4,00 2,96 5,93 5,08 4,23 5,50 3,81 3,39 2,96 3,0 4,2 5,9 1,2 27,3
4,00 a 4,20 1,69 5,50 5,50 3,81 4,23 4,23 3,39 2,54 1,7 3,9 5,5 1,3 34,4
4,20 a 4,40 2,12 5,50 4,66 4,66 5,08 5,08 2,54 3,39 2,1 4,1 5,5 1,3 30,9
4,40 a 4,60 2,12 4,66 4,23 5,50 5,93 2,96 4,23 3,81 2,1 4,2 5,9 1,2 29,9
4,60 a 4,80 2,54 4,23 5,50 5,50 5,08 2,54 4,66 2,96 2,5 4,1 5,5 1,3 30,9
4,80 a 5,00 3,67 3,67 4,90 4,90 4,08 2,86 4,08 5,30 2,9 4,2 5,3 0,8 19,3
5,00 a 5,20 4,08 2,45 3,67 4,08 5,71 2,86 4,08 5,30 2,4 4,0 5,7 1,1 27,3
5,20 a 5,40 5,30 2,45 4,90 4,90 5,30 3,26 4,49 4,08 2,4 4,3 5,3 1,0 23,6
5,40 a 5,60 6,12 2,04 4,49 5,30 5,30 3,26 4,49 3,26 2,0 4,3 6,1 1,3 31,4
5,60 a 5,80 4,49 2,04 4,49 6,12 6,53 3,26 3,67 3,26 2,0 4,2 6,5 1,5 35,7
5,80 a 6,00 3,94 2,36 3,94 5,91 5,91 2,76 3,54 1,57 1,6 3,7 5,9 1,6 41,7
6,00 a 6,20 3,94 3,15 5,91 4,72 4,72 3,15 3,15 2,36 2,4 3,9 5,9 1,2 29,9
6,20 a 6,40 4,33 2,36 5,12 3,54 2,36 3,15 2,76 4,33 2,4 3,5 5,1 1,0 29,2
6,40 a 6,60 3,15 1,18 2,76 2,76 1,57 2,76 3,54 5,91 1,2 3,0 5,9 1,4 48,3
6,60 a 6,80 3,94 1,57 3,15 1,97 1,57 1,97 4,33 7,48 1,6 3,2 7,5 2,0 62,1
6,80 a 7,00 6,85 2,66 3,80 1,90 1,14 4,94 5,70 9,51 1,1 4,6 9,5 2,8 60,9
7,00 a 7,20 8,37 3,42 6,09 2,66 2,66 5,32 3,80 10,27 2,7 5,3 10,3 2,8 52,4
7,20 a 7,40 9,89 4,94 7,23 3,42 3,80 5,32 3,80 8,37 3,4 5,8 9,9 2,4 40,8
7,40 a 7,60 10,27 4,94 7,23 3,80 2,28 5,32 4,18 6,85 2,3 5,6 10,3 2,5 44,0
7,60 a 7,80 9,51 2,66 7,61 4,18 2,28 5,70 5,32 8,37 2,3 5,7 9,5 2,6 46,2
7,80 a 8,00 8,83 2,21 7,36 5,89 1,84 5,89 5,89 8,09 1,8 5,7 8,8 2,5 44,3
Nota: * Profundidade em relação ao nível do terreno, em metros
q
d
(MPa)
208
Tabela C.3 – Resultados dos ensaios SPT iniciais até 7,50m de profundidade (terreno natural) corrigidos
pela energia de cravação – Obra 2
Posição Ensaio 1,00 a 1,45 2,00 a 2,45 3,00 a 3,45 4,00 a 4,45 5,00 a 5,45 6,00 a 6,45 7,00 a 7,45
Edifício A F9 (1993) 5,0 13,8 10,0 11,3 7,5 11,3 1,7
F10 (1993) 2,5 8,8 7,5 13,8 7,5 1,8 13,8
F11 (1993) 1,4 7,5 7,5 7,5 12,5 15,0 2,3
SP21 3,2 12,5 12,5 12,5 22,5 8,8 8,8
SP21A 2,5 8,8 11,3 12,5 8,8 20,0 15,0
SP21B 2,5 10,0 16,3 15,0 21,3 10,0 12,5
SP50 6,3 13,8 12,5 15,0 13,8 13,8 17,5
SP51 2,5 11,3 13,8 18,8 15,0 12,5 11,3
SP52 1,3 11,3 8,8 7,5 10,0 13,8 13,8
Edifício B F3 (1990) 1,3 10,0 11,3 13,8 12,5 10,0 10,0
F7 (1993) 10,0 10,0 12,5 10,0 8,8 12,5 13,8
SP19 5,0 8,8 16,3 8,8 11,3 11,3 20,0
SP19A 6,3 16,3 17,5 13,8 16,3 13,8 20,0
SP19B 8,8 10,0 15,0 15,0 8,8 6,3 16,3
SP40 5,0 10,0 8,8 11,3 11,3 7,5 27,5
SP41 5,0 11,3 8,8 12,5 13,8 15,0 12,5
SP42 8,8 11,3 8,8 12,5 12,5 13,8 13,8
Edifício C F5 (1990) 2,5 8,8 11,3 13,8 11,3 12,5 11,3
F5 (1993) 1,3 6,3 8,8 5,0 8,8 11,3 11,3
SP17 8,8 8,8 13,8 7,5 15,0 7,5 25,0
SP30 5,0 7,5 7,5 11,3 15,0 16,3 13,8
SP31 10,0 7,5 10,0 15,0 8,8 10,0 11,3
SP32 8,8 11,3 12,5 15,0 10,0 10,0 28,8
Edifício D F8 (1993) 0,8 4,7 7,5 8,8 12,5 7,5 20,0
SP18 5,0 7,5 8,8 13,8 7,5 7,5 25,0
SP70 5,0 7,5 11,3 10,0 10,0 7,5 25,0
SP71 5,0 12,5 11,3 12,5 11,3 11,3 12,5
SP72 2,5 10,0 11,3 10,0 12,5 13,8 20,0
SP73 5,0 10,0 11,3 13,8 15,0 13,8 16,3
Edifício E SP80 6,3 10,0 10,0 11,3 10,0 7,5 21,3
SP81 10,0 10,0 13,8 13,8 10,0 12,5 18,8
SP82 2,5 7,5 11,3 12,5 8,8 8,8 15,0
SP83 2,5 10,0 16,3 13,8 7,5 11,3 5,0
SP16 2,8 10,0 11,3 7,5 10,0 2,5 5,0
F6 (1993) 2,5 7,9 8,8 10,0 13,8 12,5 21,3
Edifício F F2 (1990) 2,5 8,8 8,8 8,8 8,8 8,8 16,3
F3 (1993) 1,5 7,5 8,8 10,0 11,7 10,4 18,8
SP14 8,8 8,8 7,5 6,3 10,0 7,5 6,3
SP90 6,3 1,3 6,3 6,3 7,5 7,5 20,0
SP91 5,0 6,3 11,3 7,5 8,8 8,8 17,5
SP92A 6,3 1,3 8,8 11,3 15,0 12,5 40,0
SP92B 2,5 0,8 2,5 11,3 12,5 5,0 31,3
SP93 7,5 6,3 6,3 7,5 6,3 6,3 13,8
0,8 0,8 2,5 5,0 6,3 1,8 1,7
4,7 8,9 10,6 11,3 11,4 10,4 16,3
10,0 16,3 17,5 18,8 22,5 20,0 40,0
2,7 3,1 3,1 3,0 3,5 3,6 7,7
58,1 34,8 29,1 26,9 30,3 34,6 47,1
Notas: 1) Foi considerada uma energia de 75% para o ensaio SPT brasileiro.
2) * Profundidade em relação ao nível original do terreno, cota 0,00m.
Máximo
Desvio-padrão
Coef. de Variação (%)
Resultados dos ensaios SPT corrigidos pela energia
Profundidade* (m)
N
SPT,60
(golpes/300mm)
Mínimo
Médio
209
Tabela C.4 – Resultados dos ensaios SPT iniciais até 7,50m de profundidade (terreno natural) corrigidos
pela energia de cravação e pela tensão efetiva – Obra 2
Fator de correção C
n
1,62 1,51 1,42 1,33 1,26 1,19 1,13
1,00 a 1,45 2,00 a 2,45 3,00 a 3,45 4,00 a 4,45 5,00 a 5,45 6,00 a 6,45 7,00 a 7,45
Posição Ensaio
Edifício A F9 (1993) 8 21 14 15 9 13 2
F10 (1993) 4 13 11 18 9 2 16
F11 (1993) 2 1111101618 3
SP21 5 191817281010
SP21A 4 13 16 17 11 24 17
SP21B 4 15 23 20 27 12 14
SP50 10 21 18 20 17 16 20
SP51 4 171925191513
SP52 2 171210131616
Edifício B F3 (1990) 2 15 16 18 16 12 11
F7 (1993) 16151813111516
SP19 8 132312141323
SP19A 10252518201623
SP19B 1415212011 7 18
SP40 8 15121514 9 31
SP41 8 171217171814
SP42 14 17 12 17 16 16 16
Edifício C F5 (1990) 4 13 16 18 14 15 13
F5 (1993) 2 9 12 7 11 13 13
SP17 14 13 19 10 19 9 28
SP30 8 111115191916
SP31 16 11 14 20 11 12 13
SP32 14 17 18 20 13 12 32
Edifício D F8 (1993) 1 7 11 12 16 9 23
SP18 8 111218 9 9 28
SP70 8 11161313 9 28
SP71 8 191617141314
SP72 4 151613161623
SP73 8 151618191618
Edifício ESP80 1015141513 9 24
SP81 16 15 19 18 13 15 21
SP82 4 111617111017
SP83 4 152318 9 13 6
SP16 5 15161013 3 6
F6 (1993) 4 12 12 13 17 15 24
Edifício F F2 (1990) 4 13 12 12 11 10 18
F3 (1993) 2 11 12 13 15 12 21
SP14 14 13 11 8 13 9 7
SP90 102989923
SP91 8 9 16 10 11 10 20
SP92A 10 2 12 15 19 15 45
SP92B 4 1 4 15 16 6 35
SP93 12 9 9 10 8 7 16
1,41,23,56,77,92,11,9
7,7 13,5 15,0 15,0 14,4 12,4 18,4
16,2 24,6 24,8 25,0 28,3 23,8 45,1
4,54,74,44,04,44,38,7
58,1 34,8 29,1 26,9 30,3 34,6 47,1
Notas: * Profundidade em relação ao nível original do terreno, cota 0,00m.
Desvio-padrão
Coef. de Variação (%)
(N
SPT,60
)
1
(golpes/300mm)
Mínimo
Médio
Profundidade (m)*
Resultados dos ensaios SPT corrigidos pela energia e pela tensão efetiva
Máximo
210
Tabela C.5a – Resultados dos ensaios PDV finais (terreno compactado) - Edifícios A, B e C - Obra 2
(continua...)
Prof. PDV-52 PDV-53 PDV-54 PDV-55 PDV-56 PDV-41 PDV-42 PDV-43 PDV-44 PDV-45
(m)
0,20 4,1 1,0 2,5 2,0 2,5 15,3 9,7 13,2 4,6 14,8
0,40 4,6 4,1 4,1 2,5 3,6 9,7 8,1 8,1 4,1 9,7
0,60 4,1 5,1 3,1 2,0 2,5 5,1 5,6 4,6 2,5 4,1
0,80 4,1 3,6 2,5 2,0 1,5 3,1 5,1 4,1 2,5 3,6
1,00 3,9 2,4 1,9 1,5 1,9 1,9 5,4 4,4 3,4 3,9
1,20 8,8 2,9 2,9 1,5 1,9 2,9 2,4 3,9 5,8 4,9
1,40 10,7 2,9 2,9 1,9 2,4 2,4 3,9 4,4 2,9 2,4
1,60 11,2 1,9 2,4 3,9 8,8 8,8 10,2 10,7 3,9 3,9
1,80 4,9 3,4 9,3 9,3 9,7 7,8 10,7 9,3 8,8 4,4
2,00 6,5 7,9 11,7 10,7 10,3 8,4 10,3 8,4 8,9 9,3
2,20 10,3 11,7 11,7 11,2 10,7 11,7 13,1 11,2 12,1 12,6
2,40 11,7 12,6 15,4 10,7 10,3 11,7 12,6 11,7 14,0 13,1
2,60 14,0 9,8 14,0 11,2 11,2 11,7 14,0 15,4 14,9 11,7
2,80 14,0 10,3 12,6 13,5 10,7 14,5 18,7 17,3 15,4 13,1
3,00 13,5 13,5 13,5 12,6 13,0 15,3 14,8 18,8 16,2 13,0
3,20 14,8 14,8 13,9 13,9 13,5 17,9 22,0 23,8 16,2 13,5
3,40 19,7 17,9 16,6 16,2 15,7 20,6 21,1 22,9 17,5 13,0
3,60 19,3 18,4 17,9 19,7 17,9 18,4 17,9 20,6 17,9 14,4
3,80 19,7 19,7 23,3 21,5 19,7 18,8 17,5 17,9 16,2 14,4
4,00 18,1 18,6 25,0 19,9 19,4 17,3 14,7 13,8 14,7 14,2
4,20 23,3 22,9 29,8 20,7 20,7 18,6 15,5 14,7 14,7 15,1
4,40 24,2 24,2 33,7 19,9 24,2 17,7 13,8 16,0 13,8 15,1
4,60 28,1 29,4 41,0 23,7 25,5 17,3 16,8 18,1 13,4 15,5
4,80 30,2 32,8 43,2 26,8 31,1 17,3 15,1 20,7 13,0 17,3
5,00 40,8 39,9 30,4 35,8 19,1 16,2 21,2 12,9 15,0
5,20 20,8 16,2 20,8 12,9 14,6
5,40 25,0 20,0 17,9 14,6 12,9
5,60 21,6 21,6 18,3 15,8 13,3
5,80 21,2 20,8 16,6 15,0 14,6
6,00 17,3 16,9 15,3 15,7 12,8
6,20 14,1 19,3 11,6 14,5 10,8
6,40 13,2 14,1 12,4 14,9 10,0
6,60 13,2 16,1 12,8 14,1 10,4
6,80 14,5 15,3 13,6 12,4 9,2
7,00 13,2 14,7 14,3 14,3 10,9
7,20
7,40
7,60
7,80
8,00
Resistência dinâmica de ponta q
df
(MPa)
Edifício A Edifício B
211
Tabela C.5b – Resultados dos ensaios PDV finais (terreno compactado) - Edifícios A, B e C - Obra 2
(conclusão)
PDV-31 PDV-32 PDV-33 PDV-34 PDV-35 q
df
mínimo q
df
médio q
df
máximo Desvio-padrão Coeficiente de K
m
médio
(MPa) (MPa) (MPa) (MPa) variação (%)
8,6 4,6 6,6 11,2 6,1 1,0 7,1 15,3 5,1 71,4 1,7
5,6 5,6 3,6 5,6 3,1 2,5 5,5 9,7 2,7 49,0 1,2
9,2 4,6 4,1 3,6 3,6 2,0 4,2 9,2 2,1 50,6 1,0
10,7 3,1 4,6 3,6 3,1 1,5 3,8 10,7 2,6 69,2 1,3
6,8 2,4 3,4 2,9 2,9 1,5 3,3 6,8 1,7 50,9 1,3
5,4 1,9 4,4 6,3 2,4 1,5 3,9 8,8 2,3 58,8 2,2
4,4 1,5 2,9 5,8 3,4 1,5 3,7 10,7 2,7 73,1 2,7
14,6 5,8 7,8 7,3 9,3 1,9 7,4 14,6 4,1 55,5 2,8
21,4 7,8 12,2 8,8 10,7 3,4 9,2 21,4 5,2 56,1 2,6
21,0 9,3 12,6 6,1 10,7 6,1 10,2 21,0 4,5 44,8 2,5
28,0 13,5 16,8 9,3 11,7 9,3 13,0 28,0 5,9 45,6 3,0
33,2 16,3 19,6 9,3 13,5 9,3 14,4 33,2 7,4 51,6 3,8
39,7 17,7 21,5 9,8 14,5 9,8 15,4 39,7 9,3 60,2 3,9
46,7 23,4 31,3 14,5 19,6 10,3 18,4 46,7 11,5 62,5 4,8
39,9 20,2 33,2 16,2 20,2 12,6 18,2 39,9 9,5 52,0 4,2
31,0 27,4 34,6 19,3 25,1 13,5 20,1 34,6 8,2 40,6 4,5
24,7 33,7 34,6 20,6 26,9 13,0 21,4 34,6 7,9 36,6 4,1
23,3 26,9 34,1 20,2 26,9 14,4 20,9 34,1 6,9 33,0 3,8
22,0 17,1 37,2 24,7 30,5 14,4 21,4 37,2 7,8 36,5 4,0
16,4 15,1 28,5 25,5 24,6 13,8 19,1 28,5 6,0 31,5 3,9
16,8 13,0 26,8 18,1 19,4 13,0 19,3 29,8 6,2 32,1 4,6
16,4 15,1 24,6 19,0 15,5 13,8 19,5 33,7 7,1 36,1 4,4
17,7 20,3 22,5 13,4 13,4 13,4 21,1 41,0 9,2 43,8 4,6
19,0 22,0 27,2 9,9 16,0 9,9 22,8 43,2 10,6 46,5 4,9
21,2 22,9 25,4 12,5 17,5 12,5 23,6 40,8 10,7 45,4 5,5
24,5 30,8 32,5 15,4 29,1 12,9 21,8 32,5 8,4 38,5 5,3
25,4 34,5 37,0 22,1 26,2 12,9 23,5 37,0 9,5 40,2 5,1
25,0 34,1 46,6 25,0 27,0 13,3 24,8 46,6 11,8 47,5 5,2
20,4 29,5 41,2 27,0 27,5 14,6 23,4 41,2 10,0 42,7 4,8
17,3 28,9 43,0 26,5 24,5 12,8 21,8 43,0 10,8 49,8 4,8
20,1 25,3 43,8 16,9 26,5 10,8 20,3 43,8 11,4 56,5 4,4
16,9 26,1 45,4 18,1 23,7 10,0 19,5 45,4 12,1 62,1 5,4
16,1 27,3 51,8 16,1 20,5 10,4 19,8 51,8 14,2 71,5 8,5
20,1 26,1 49,4 19,7 22,1 9,2 20,2 49,4 13,4 66,0 8,1
21,3 25,6 49,3 20,6 25,2 10,9 20,9 49,3 13,1 62,5 6,3
20,9 27,9 50,8 19,8 24,8 19,8 28,9 50,8 14,4 50,1 6,1
21,7 29,1 52,7 20,9 23,3 20,9 29,6 52,7 15,0 50,9 4,9
20,6 29,9 50,4 21,7 23,7 20,6 29,2 50,4 14,1 48,3 5,0
20,2 29,9 46,5 19,0 25,6 19,0 28,2 46,5 12,8 45,5 5,3
21,4 29,6 43,5 18,0 21,4 18,0 26,8 43,5 11,8 44,2 5,0
Edifícios A, B e C
Resistência dinâmica de ponta q
df
(MPa)
Edifício C
212
Tabela C.6 – Resultados dos ensaios PDV finais (terreno compactado) - Edifícios D, E e F - Obra 2
(sem correção quanto à tensão efetiva)
Prof. PDV-73 PDV-71 PDV-75 PDV-74 PDV-81 PDV-82 PDV-83 PDV-84 PDV-85 PDV-91 PDV-92 PDV-93 PDV-94 PDV-95
(m)
2,20 2,0 1,5 1,0 0,5 0,5 0,5 0,5 0,5 0,5
2,40 5,6 3,1 2,5 1,5 0,5 1,0 1,0 1,0 0,5
2,60 6,6 4,1 3,1 1,5 1,0 2,5 2,5 3,6 2,5 0,5 0,5 0,5 0,5 0,5
2,80 6,6 5,6 4,6 3,6 2,5 2,5 2,5 3,6 3,6 1,0 1,0 1,5 1,5 0,5
3,00 6,8 6,3 5,8 3,9 3,4 3,4 2,4 3,4 3,4 1,0 3,1 2,5 3,1 2,0
3,20 4,9 4,9 8,8 5,4 4,9 3,9 3,4 3,4 4,9 2,5 3,6 3,6 3,1 3,1
3,40 7,8 5,8 11,7 6,8 9,3 5,4 3,4 4,9 6,8 4,4 5,4 5,4 4,4 3,4
3,60 14,6 6,8 13,6 10,2 8,8 5,8 5,4 6,8 8,8 5,4 6,3 5,8 4,9 3,9
3,80 19,5 7,3 16,6 14,6 9,3 8,3 7,3 9,7 11,2 7,3 9,3 8,3 5,4 4,4
4,00 20,6 9,3 16,8 16,3 9,3 8,4 9,3 9,3 11,7 8,3 9,7 10,2 5,8 4,4
4,20 21,5 12,6 21,0 17,7 12,1 13,5 13,5 13,5 13,1 8,3 11,2 13,1 6,8 5,8
4,40 22,0 14,5 24,8 18,7 11,7 12,6 15,4 15,4 14,0 9,3 11,2 14,0 5,6 5,1
4,60 22,4 14,9 23,8 20,1 12,6 11,7 16,3 20,6 15,9 8,4 11,7 14,5 7,0 5,1
4,80 21,0 17,7 23,4 28,0 18,7 12,6 17,3 20,6 19,6 9,3 16,3 18,7 7,5 6,1
5,00 15,3 18,4 17,9 22,4 17,1 12,6 17,1 20,2 18,8 8,4 14,0 20,6 7,0 7,0
5,20 15,7 17,1 19,3 21,5 19,3 12,6 13,0 19,3 22,4 9,8 13,1 24,3 14,0 7,9
5,40 11,2 18,4 17,9 19,7 19,3 13,9 11,2 19,7 35,0 10,8 14,8 24,2 14,8 8,1
5,60 16,2 19,3 18,8 17,9 17,5 9,0 11,7 17,1 58,3 9,9 13,0 26,9 8,1 6,3
5,80 22,0 21,5 25,1 19,3 19,3 12,6 12,6 20,2 76,3 13,0 12,1 23,3 9,0 5,8
6,00 27,6 20,7 25,0 19,9 18,1 12,1 13,4 16,4 51,8 14,4 15,3 22,4 9,4 10,8
6,20 49,7 18,6 23,7 18,1 22,5 19,4 21,6 13,0 21,6 14,8 14,4 24,2 9,9 8,5
6,40 51,8 17,7 31,5 19,9 22,9 25,0 22,9 18,6 20,3 15,1 23,3 28,9 6,0 6,0
6,60 103,6 16,4 33,7 22,5 25,0 29,4 27,6 19,0 20,3 10,8 25,0 30,2 6,9 6,5
6,80 17,7 35,8 26,3 22,0 33,7 30,2 19,0 18,1 11,7 17,3 34,5 8,6 7,8
7,00 20,8 30,4 25,4 20,0 32,5 29,5 18,7 16,2 9,5 13,0 36,3 10,4 7,8
7,20 20,8 29,1 26,2 20,4 32,5 25,4 20,8 18,7 9,9 15,1 40,6 13,0 9,5
7,40 23,7 27,5 22,5 21,2 35,8 24,1 20,4 18,7 9,2 14,1 39,9 12,9 8,7
7,60 24,5 24,5 20,0 25,0 37,0 15,8 19,6 20,0 13,7 16,6 33,3 11,2 12,1
7,80 23,7 25,8 23,3 30,4 35,4 17,9 14,6 20,8 14,1 15,8 36,6 11,6 15,0
8,00 24,5 26,1 23,3 26,9 36,1 29,3 16,1 17,7 15,4 23,7 29,1 12,5 16,2
8,20 32,5 21,3 23,3 25,3 39,3 31,3 19,7 18,1 18,3 26,6 28,3 12,9 12,5
8,40 27,7 26,5 20,9 24,5 35,7 31,7 20,5 18,9 16,5 32,1 28,1 14,1 15,7
8,60 25,3 23,3 21,7 31,7 31,7 33,7 19,3 20,5 21,3 30,1 35,3 14,9 14,9
8,80 21,3 16,1 28,1 30,1 49,4 30,1 18,1 19,7 24,1 27,3 26,1 16,1 16,1
9,00 18,6 13,6 21,7 38,0 38,0 37,2 16,7 23,3 20,1 30,9 29,7 14,9 18,1
9,20 19,4 14,0 19,4 20,5 34,1 30,5 16,1 20,5
9,40 18,2 14,7 17,5 22,1 38,8 33,0 18,6 24,4
9,60 17,5 14,0 16,3
9,80 16,3 14,3 17,1
10,00 17,3 13,1 17,3
10,20 18,0 13,5 17,6
10,40 16,1 16,5 20,3
10,60 17,6 15,0 21,4
10,80 13,9 15,0 16,9
11,00 12,7 13,4 20,7
11,20 13,8
11,40 12,7
11,60 13,1
11,80 14,5
12,00 15,5
VALORES ORIGINAIS (SEM A CORREÇÃO PELA TENSÃO EFETIVA)
Resistência dinâmica de ponta q
df
(MPa)
Edifício D Edifício FEdifício E
213
Tabela C.7 – Resultados dos ensaios PDV finais (terreno compactado) - Edifícios D, E e F - Obra 2
(com correção quanto à tensão efetiva)
Prof. PDV-73 PDV-71 PDV-75 PDV-74 PDV-81 PDV-82 PDV-83 PDV-84 PDV-85 PDV-91 PDV-92 PDV-93 PDV-94 PDV-95
(m)
2,20 4,0 3,0 2,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0
2,40 11,0 6,0 5,0 3,0 1,0 2,0 2,0 2,0 1,0
2,60 13,0 8,0 6,0 3,0 2,0 5,0 5,0 7,0 5,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0
2,80 13,0 11,0 9,0 7,0 5,0 5,0 5,0 7,0 7,0 2,0 2,0 3,0 3,0 1,0
3,00 13,4 12,4 11,5 7,7 6,7 6,7 4,8 6,7 6,7 2,0 6,0 5,0 6,0 4,0
3,20 9,6 9,6 17,2 10,5 9,6 7,7 6,7 6,7 9,6 5,0 7,0 7,0 6,0 6,0
3,40 15,3 11,5 23,0 13,4 18,2 10,5 6,7 9,6 13,4 8,6 10,5 10,5 8,6 6,7
3,60 28,7 13,4 26,8 20,1 17,2 11,5 10,5 13,4 17,2 10,5 12,4 11,5 9,6 7,7
3,80 38,3 14,4 32,5 28,7 18,2 16,3 14,4 19,1 22,0 14,4 18,2 16,3 10,5 8,6
4,00 40,4 18,4 33,0 32,1 18,4 16,5 18,4 18,4 22,9 16,3 19,1 20,1 11,5 8,6
4,20 42,2 24,8 41,3 34,9 23,9 26,6 26,6 26,6 25,7 16,3 22,0 25,8 13,4 11,5
4,40 43,1 28,4 48,6 36,7 22,9 24,8 30,3 30,3 27,5 18,4 22,0 27,5 11,0 10,1
4,60 44,0 29,4 46,8 39,5 24,8 22,9 32,1 40,4 31,2 16,5 22,9 28,4 13,8 10,1
4,80 41,3 34,9 45,9 55,1 36,7 24,8 34,0 40,4 38,5 18,4 32,1 36,7 14,7 11,9
5,00 30,0 36,1 35,3 44,1 33,5 24,7 33,5 39,7 37,0 16,5 27,5 40,4 13,8 13,8
5,20 30,9 33,5 37,9 42,3 37,9 24,7 25,6 37,9 44,1 19,3 25,7 47,7 27,5 15,6
5,40 22,0 36,1 35,3 38,8 37,9 27,3 22,0 38,8 68,8 21,2 29,1 47,6 29,1 15,9
5,60 31,7 37,9 37,0 35,3 34,4 17,6 22,9 33,5 114,6 19,4 25,6 52,9 15,9 12,3
5,80 43,2 42,3 49,4 37,9 37,9 24,7 24,7 39,7 149,9 25,6 23,8 45,8 17,6 11,5
6,00 54,3 40,7 49,2 39,0 35,6 23,8 26,3 32,2 101,8 28,2 30,0 44,1 18,5 21,2
6,20 97,6 36,5 46,7 35,6 44,1 38,2 42,4 25,4 42,4 29,1 28,2 47,6 19,4 16,8
6,40 101,8 34,8 61,9 39,0 45,0 49,2 45,0 36,5 39,9 29,7 45,8 56,8 11,9 11,9
6,60 203,6 32,2 66,2 44,1 49,2 57,7 54,3 37,3 39,9 21,2 49,2 59,4 13,6 12,7
6,80 34,8 70,4 51,7 43,3 66,2 59,4 37,3 35,6 22,9 33,9 67,9 17,0 15,3
7,00 40,9 59,7 49,9 39,2 63,8 58,0 36,8 31,9 18,7 25,4 71,3 20,4 15,3
7,20 40,9 57,2 51,5 40,1 63,8 49,9 40,9 36,8 19,5 29,7 79,7 25,4 18,7
7,40 46,6 53,9 44,1 41,7 70,3 47,4 40,1 36,8 18,0 27,8 78,5 25,3 17,2
7,60 48,2 48,2 39,2 49,0 72,7 31,1 38,4 39,2 27,0 32,7 65,4 22,1 23,7
7,80 46,6 50,7 45,8 59,7 69,5 35,1 28,6 40,9 27,8 31,1 71,9 22,9 29,4
8,00 48,1 51,3 45,7 52,8 71,0 57,6 31,5 34,7 30,2 46,6 57,2 24,5 31,9
8,20 63,9 41,8 45,7 49,7 77,3 61,5 38,6 35,5 36,0 52,3 55,6 25,3 24,5
8,40 54,4 52,1 41,0 48,1 70,2 62,3 40,2 37,1 32,3 63,1 55,2 27,6 30,8
8,60 49,7 45,7 42,6 62,3 62,3 66,2 37,9 40,2 41,8 59,2 69,4 29,2 29,2
8,80 41,8 31,5 55,2 59,2 97,0 59,2 35,5 38,6 47,3 53,6 51,3 31,5 31,5
9,00 36,6 26,7 42,7 74,7 74,7 73,1 32,8 45,7 39,4 60,7 58,4 29,2 35,5
9,20 38,1 27,4 38,1 40,2 67,0 59,9 31,5 40,2
9,40 35,8 29,0 34,3 43,4 76,2 64,8 36,6 48,0
9,60 34,3 27,4 32,0
9,80 32,0 28,2 33,5
10,00 33,9 25,8 33,9
10,20 35,4 26,5 34,6
10,40 31,7 32,4 39,8
10,60 34,6 29,5 42,0
10,80 27,3 29,5 33,2
11,00 25,0 26,4 40,7
11,20 27,1
11,40 25,0
11,60 25,7
11,80 28,5
12,00 30,4
Resistência dinâmica de ponta q
df
(MPa)
VALORES CORRIGIDOS PELA TENSÃO EFETIVA
Edifício D Edifício E Edifício F
214
Tabela C.8 – Valores mínimos, médios, máximos, desvio-padrão e coeficiente de variação dos
penetrômetros de verificação (PDV) - Edifícios D, E e F - Obra 2
Tensão Fator
Prof. q
df
mín q
df
méd q
df
máx s Cv K
m
efetiva C
n
q
df
mín q
df
méd q
df
máx s Cv K
m
(m) (MPa) (MPa) (MPa) (MPa) (%) médio
σ
'
v
(kPa)
(MPa) (MPa) (MPa) (MPa) (%) médio
2,20 0,51 0,85 2,03 0,57 67,08 0,21 1,80 1,96 1,00 1,67 4,00 1,12 67,08 0,21
2,40 0,51 1,87 5,60 1,65 88,37 0,40 3,60 1,93 1,00 3,66 10,99 3,24 88,37 0,40
2,60 0,51 2,14 6,61 1,80 83,86 0,39 5,40 1,90 1,00 4,21 12,99 3,53 83,86 0,39
2,80 0,51 2,91 6,61 1,80 61,94 0,48 7,20 1,87 1,00 5,71 12,99 3,54 61,94 0,48
3,00 1,02 3,62 6,82 1,65 45,52 0,67 9,00 1,83 2,00 7,11 13,39 3,24 45,52 0,67
3,20 2,54 4,29 8,77 1,55 36,21 0,80 10,80 1,81 5,00 8,43 17,22 3,05 36,21 0,80
3,40 3,41 6,05 11,69 2,30 37,96 1,26 12,60 1,78 6,70 11,89 22,96 4,51 37,96 1,26
3,60 3,90 7,65 14,61 3,23 42,17 1,65 14,40 1,75 7,65 15,03 28,70 6,34 42,17 1,65
3,80 4,38 9,88 19,48 4,27 43,25 2,20 16,20 1,72 8,61 19,41 38,27 8,39 43,25 2,20
4,00 4,38 10,69 20,55 4,39 41,06 3,09 18,00 1,69 8,61 21,00 40,38 8,62 41,06 3,09
4,20 5,84 13,14 21,49 4,60 35,01 3,81 19,80 1,67 11,48 25,82 42,21 9,04 35,01 3,81
4,40 5,14 13,88 24,76 5,48 39,50 3,71 21,60 1,64 10,09 27,27 48,63 10,77 39,50 3,71
4,60 5,14 14,65 23,82 5,70 38,95 3,91 23,40 1,62 10,09 28,77 46,80 11,21 38,95 3,91
4,80 6,07 16,91 28,02 6,15 36,38 4,90 25,20 1,60 11,93 33,23 55,06 12,09 36,38 4,90
5,00 7,01 15,48 22,44 5,05 32,62 3,72 27,00 1,57 13,76 30,41 44,08 9,92 32,62 3,72
5,20 7,94 16,38 24,29 4,88 29,77 3,94 28,80 1,55 15,60 32,18 47,72 9,58 29,77 3,94
5,40 8,08 17,08 35,00 6,82 39,89 4,25 30,60 1,53 15,87 33,56 68,76 13,39 39,89 4,25
5,60 6,28 17,85 58,34 12,89 72,23 4,77 32,40 1,51 12,34 35,08 114,61 25,33 72,23 4,77
5,80 5,83 20,87 76,28 16,98 81,35 6,02 34,20 1,49 11,46 40,99 149,87 33,35 81,35 6,02
6,00 9,42 19,81 51,81 10,65 53,79 7,40 36,00 1,47 18,51 38,92 101,79 20,93 53,79 7,40
6,20 8,53 19,99 49,65 9,89 49,45 6,79 37,80 1,45 16,75 39,28 97,55 19,43 49,45 6,79
6,40 6,04 22,14 51,81 11,21 50,63 6,36 39,60 1,43 11,88 43,51 101,79 22,03 50,63 6,36
6,60 6,48 26,92 103,63 23,65 87,83 6,49 41,40 1,41 12,72 52,90 203,59 46,46 87,83 6,49
6,80 7,77 21,75 35,84 9,68 44,48 4,65 43,20 1,40 15,27 42,74 70,41 19,01 44,48 4,65
7,00 7,77 20,79 36,27 9,39 45,15 3,04 45,00 1,38 15,27 40,85 71,26 18,45 45,15 3,04
7,20 9,50 21,69 40,59 9,04 41,68 3,29 46,80 1,36 18,66 42,61 79,74 17,76 41,68 3,29
7,40 8,74 21,44 39,94 9,33 43,51 3,61 48,60 1,35 17,17 42,13 78,47 18,33 43,51 3,61
7,60 11,23 21,03 37,03 7,78 37,01 3,78 50,40 1,33 22,07 41,31 72,75 15,29 37,01 3,78
7,80 11,65 21,92 36,61 8,22 37,51 3,33 52,20 1,31 22,89 43,07 71,93 16,15 37,51 3,33
8,00 12,48 22,84 36,13 6,88 30,13 3,38 54,00 1,30 24,52 44,86 70,98 13,52 30,13 3,38
8,20 12,48 23,80 39,34 7,84 32,96 55,80 1,28 24,52 46,75 77,29 15,41 32,96
8,40 14,05 24,06 35,73 6,92 28,75 57,60 1,27 27,60 47,26 70,19 13,59 28,75
8,60 14,85 24,89 35,33 6,99 28,08 59,40 1,25 29,18 48,90 69,40 13,73 28,08
8,80 16,06 24,80 49,38 9,10 36,69 61,20 1,24 31,55 48,72 97,01 17,87 36,69
9,00 13,57 24,67 38,01 9,01 36,51 63,00 1,23 26,67 48,47 74,67 17,69 36,51
9,20 13,96 21,80 34,12 6,94 31,84 64,80 1,21 27,43 42,82 67,04 13,64 31,84
9,40 14,74 23,41 38,78 8,37 35,77 66,60 1,20 28,95 46,00 76,19 16,45 35,77
9,60 13,96 15,90 17,45 1,78 11,18 68,40 1,19 27,43 31,24 34,29 3,49 11,18
9,80 14,35 15,90 17,06 1,40 8,79 70,20 1,18 28,19 31,24 33,52 2,75 8,79
10,00 13,13 15,88 17,25 2,38 15,00 72,00 1,16 25,79 31,20 33,90 4,68 15,00
10,20 13,50 16,38 18,00 2,50 15,25 73,80 1,15 26,53 32,18 35,37 4,91 15,25
10,40 16,13 17,63 20,25 2,28 12,94 75,60 1,14 31,69 34,63 39,79 4,48 12,94
10,60 15,00 18,00 21,38 3,20 17,80 77,40 1,13 29,48 35,37 42,00 6,30 17,80
10,80 13,88 15,25 16,88 1,52 9,94 79,20 1,12 27,27 29,97 33,16 2,98 9,94
11,00 12,71 15,62 20,70 4,42 28,29 81,00 1,10 24,97 30,68 40,67 8,68 28,29
Nota: s é o desvio-padrão, Cv o coeficiente de variação e K
m
o fator de melhoramento do solo.
C
n
é o fator de correção quanto à tensão efetiva, proposto por Skempton (1986) para o ensaio SPT.
Com correção quanto à tensão efetiva
Edifícios D, E e F
Sem correção quanto à tensão efetiva
215
Tabela C.9 – Estimativa da compacidade relativa utilizando resultados do ensaio SPT pela proposta de
Gibbs e Holtz (1957) - Obra 2
Tensão efetiva (kN/m
2
) 23,20 32,20 41,20 50,20 59,20 68,20 77,20
1,00 a 1,45 2,00 a 2,45 3,00 a 3,45 4,00 a 4,45 5,00 a 5,45 6,00 a 6,45 7,00 a 7,45
Posição Ensaio
Edifício A F9 (1993) 48 80 68 73 59 73 28
F10 (1993) 34 64 59 80 59 29 80
F11 (1993) 26 59 59 59 77 84 33
SP21 39 77 77 77 103 64 64
SP21A 34 64 73 77 64 97 84
SP21B 34 68 87 84 100 68 77
SP50 54807784808091
SP51 34738094847773
SP52 24736459688080
Edifício B F3 (1990) 24 68 73 80 77 68 68
F7 (1993) 68 68 77 68 64 77 80
SP19 48648764737397
SP19A 54 87 91 80 87 80 97
SP19B 64 68 84 84 64 54 87
SP40 486864737359114
SP41 48736477808477
SP42 64736477778080
Edifício C F5 (1990) 34 64 73 80 73 77 73
F5 (1993) 24 54 64 48 64 73 73
SP17 646480598459108
SP30 48595973848780
SP31 68596884646873
SP32 647377846868116
Edifício D F8 (1993) 20 47 59 64 77 59 97
SP18 485964805959108
SP70 485973686859108
SP71 48777377737377
SP72 34687368778097
SP73 48687380848087
Edifício ESP80 546868736859100
SP81 68688080687794
SP82 34597377646484
SP83 34688780597348
SP16 36687359683448
F6 (1993) 34 61 64 68 80 77 100
Edifício F F2 (1990) 34 64 64 64 64 64 87
F3 (1993) 27 59 64 68 74 70 94
SP14 64645954685954
SP90 54245454595997
SP91 48547359646491
SP92A 54 24 64 73 84 77 137
SP92B 34 19 34 73 77 48 121
SP93 59545459545480
20 19 34 54 54 34 48
44 57 66 69 70 64 90
68 77 87 80 84 80 137
13 16 11 9 8 12 22
29 29 17 13 12 18 24
Notas: * Profundidade em relação ao nível original do terreno, cota 0,00m.
Gibbs e Holtz (1957)
Profundidade (m)*
Máximo
Desvio-padrão
Coeficiente de Variação (%)
Compacidade relativa, C
r
(%)
Mínimo
Médio
216
Tabela C.10 – Estimativa da compacidade relativa utilizando resultados do ensaio SPT pela proposta de
Skempton (1986) - Obra 2
Tensão efetiva (kN/m
2
) 23,20 32,20 41,20 50,20 59,20 68,20 77,20
1,00 a 1,45 2,00 a 2,45 3,00 a 3,45 4,00 a 4,45 5,00 a 5,45 6,00 a 6,45 7,00 a 7,45
Posição Ensaio
Edifício A F9 (1993) 39 62 51 52 41 49 19
F10 (1993) 27 49 44 58 41 20 53
F11 (1993) 21 46 44 43 54 57 22
SP21 31595755724442
SP21A 27 49 54 55 45 66 56
SP21B 27 53 65 60 70 47 51
SP50 43625760565560
SP51 27566068595248
SP52 19564843485553
Edifício B F3 (1990) 19 53 54 58 54 47 45
F7 (1993) 55 53 57 49 45 52 53
SP19 39496546514964
SP19A 43 67 67 58 61 55 64
SP19B 51 53 62 60 45 37 58
SP40 39534852514075
SP41 39564855565751
SP42 51564855545553
Edifício C F5 (1990) 27 49 54 58 51 52 48
F5 (1993) 19 42 48 35 45 49 48
SP17 51496043594072
SP30 39464452595953
SP31 55465160454748
SP32 51565760484777
Edifício D F8 (1993) 16 36 44 46 54 40 64
SP18 39464858414072
SP70 39465449484072
SP71 39595455514951
SP72 27535449545564
SP73 39535458595558
Edifício ESP80 43535152484066
SP81 55536058485262
SP82 27465455454456
SP83 27536558414932
SP16 29535443482332
F6 (1993) 27 47 48 49 56 52 66
Edifício F F2 (1990) 27 49 48 46 45 44 58
F3 (1993) 21 46 48 49 52 48 62
SP14 51494439484036
SP90 43194039414064
SP91 39425443454460
SP92A 43 19 48 52 59 52 91
SP92B 27 15 25 52 54 33 80
SP93 47424043383753
16 15 25 39 38 23 32
35 44 49 50 49 44 60
55 59 65 58 59 55 91
10 12 8 6 6 8 15
29 29 17 13 12 18 24
Notas: * Profundidade em relação ao nível original do terreno, cota 0,00m.
Máximo
Desvio-padrão
Coeficiente de Variação (%)
Compacidade relativa, C
r
(%)
Mínimo
Médio
Profundidade (m)*
Skempton (1986)
217
Tabela C.11 - Estimativa da compacidade relativa utilizando resultados do ensaio SPT pela proposta de
Yoshida et al. (1988) - Obra 2
Tensão efetiva (kN/m
2
) 23,20 32,20 41,20 50,20 59,20 68,20 77,20
1,00 a 1,45 2,00 a 2,45 3,00 a 3,45 4,00 a 4,45 5,00 a 5,45 6,00 a 6,45 7,00 a 7,45
Posição Ensaio
Edifício A F9 (1993) 36 57 49 52 43 52 22
F10 (1993) 26 46 43 57 43 22 57
F11 (1993) 20 43 43 43 55 60 25
SP21 29 55 55 55 72 46 46
SP21A 26465255466860
SP21B 26496260704955
SP50 40 57 55 60 57 57 64
SP51 26 52 57 66 60 55 52
SP52 19 52 46 43 49 57 57
Edifício BF3 (1990) 19495257554949
F7 (1993) 49495549465557
SP19 36 46 62 46 52 52 68
SP19A 40626457625768
SP19B 46496060464062
SP40 36 49 46 52 52 43 79
SP41 36 52 46 55 57 60 55
SP42 46 52 46 55 55 57 57
Edifício CF5 (1990) 26465257525552
F5 (1993) 19404636465252
SP17 46 46 57 43 60 43 75
SP30 36 43 43 52 60 62 57
SP31 49 43 49 60 46 49 52
SP32 46 52 55 60 49 49 80
Edifício D F8 (1993) 16 35 43 46 55 43 68
SP18 36 43 46 57 43 43 75
SP70 36 43 52 49 49 43 75
SP71 36 55 52 55 52 52 55
SP72 26 49 52 49 55 57 68
SP73 36 49 52 57 60 57 62
Edifício ESP80 40494952494370
SP81 49 49 57 57 49 55 66
SP82 26 43 52 55 46 46 60
SP83 26 49 62 57 43 52 36
SP16 28 49 52 43 49 26 36
F6 (1993) 26444649575570
Edifício FF2 (1990) 26464646464662
F3 (1993) 21434649535066
SP14 46 46 43 40 49 43 40
SP90 40 19 40 40 43 43 68
SP91 36 40 52 43 46 46 64
SP92A 40194652605594
SP92B 26152652553684
SP93 43 40 40 43 40 40 57
16 15 26 40 40 26 36
33 42 48 50 50 47 64
49 55 62 57 60 57 94
911766814
27 27 16 12 11 17 23
Notas: * Profundidade em relação ao nível original do terreno, cota 0,00m.
Yoshida et al. (1988)
Profundidade (m)*
Máximo
Desvio-padrão
Coeficiente de Variação (%)
Compacidade relativa, C
r
(%)
Mínimo
Médio
218
Fator Km (ABC)
LOGARÍTMICA
y = -2,33Ln(x) + 7,91
R
2
= 0,22
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0123456789101112
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
Fator Km (ABC)
POLINOMIAL (parábola)
y = 0,08x
2
- 1,34x + 8,77
R
2
= 0,22
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0123456789101112
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
Fator Km (ABC)
POTÊNCIA
y = 8,04x
-0,45
R
2
= 0,18
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0123456789101112
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
Fator Km (ABC)
EXPONENCIAL
y = 6,24e
-0,09x
R
2
= 0,15
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0123456789101112
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
Figura C. 1 - Tentativas de ajustes para curvas de melhoria relativa do terreno – prédios A, B e C (obra 2)
y = -4,47Ln(x) + 11,32
R
2
= 0,43
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
0123456789101112
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
y = 0,14x
2
- 2,42x + 12,53
R
2
= 0,42
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
0123456789101112
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
y = 16,37x
-0,92
R
2
= 0,53
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
0123456789101112
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
y = 10,25e
-0,19x
R
2
= 0,52
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
0123456789101112
q
di
(MPa)
K
m
= q
df
/q
di
Figura C. 2 - Tentativas de ajustes para curvas de melhoria relativa do terreno – prédios D, E e F (obra 2)
219
7.4 Anexo D: Obra 3
220
LEGENDA:
- SP = Sondagem SPT
- PD = Penetrômetro Dinâmico
SP3
SP16
SP13
SP8
SP1
SP6
SP11
SP12
SP7
PD11
PD6
PD12
RUA
PD7
R
U
A
SP2
PD1
PD2
PD17
SP14
PD13
PD8
SP9
PD14
SP15
PD9
SP10
PD3
SP4
PD16
PD4
SP5
SP17
PD15
PD10
R
U
A
PD5
P1
P3
P2
P4
P1
P3
P2
P4
Figura C. 3 - Planta de situação com ensaios SPT e PD e posição dos perfis geotécnicos (P1, P2, P3 e P4) - Obra 3
221
Figura C. 4 - Perfis geotécnicos P1 e P3 – Obra 3
222
Figura C. 5 - Perfis geotécnicos P2 e P4 – Obra 3
223
Tabela D.1 – Resultados dos ensaios SPT (até 5,00m de profundidade) – Obra 3
Profundidade* Média Desvio-Padrão Coeficiente de
(m) SP1 SP2 SP3 SP4 SP5 SP6 SP7 SP8 SP9 SP10 SP11 SP12 SP13 SP14 SP15 SP16 SP17 Variação (%)
1,00 a 1,45 4 18 9 31 9 25 6 19 9 8 7 11 5 9 4 22 30 13,3 9,0 67,8
2,00 a 2,45 57792810983755515156,6 3,3 50,0
3,00 a 3,45 55431433333733252 3,4 1,5 43,7
4,00 a 4,45 13 12 10 8 9 11 2 12 5 11 5 13 10 5 11 6 4 8,6 3,5 40,5
Nota: * Profundidade em relação ao nível do terreno, em metros
N
SPT
(nº golpes/300mm)
Tabela D.2 – Resultados dos ensaios PD – Obra 3
Profundidade* Mínimo Médio Máximo Desvio-padrão Coeficiente de
(m) PD1 PD2 PD3 PD4 PD5 PD6 PD7 PD8 PD9 PD10 PD11 PD12 PD13 PD14 PD15 PD16 PD17 Variação (%)
0,00 a 0,20 1,0 1,0 1,0 1,0 2,1 1,0 1,0 1,0 1,0 2,1 1,0 0,5 0,5 1,0 1,0 1,0 3,1 0,5 1,2 3,1 0,6 51,9
0,20 a 0,40 1,0 2,1 1,0 1,0 4,1 1,0 1,0 1,0 1,0 3,1 0,5 0,5 0,5 1,0 1,0 1,0 4,1 0,5 1,5 4,1 1,2 78,4
0,40 a 0,60 1,0 3,1 1,0 10,3 8,3 2,1 2,1 2,1 1,0 5,2 0,5 1,0 0,5 1,0 5,2 2,1 5,2 0,5 3,0 10,3 2,9 94,1
0,60 a 0,80 2,1 5,2 3,1 13,4 8,3 3,1 1,0 1,0 1,0 4,1 1,0 5,2 0,5 1,0 5,2 3,1 15,5 0,5 4,3 15,5 4,4 100,3
0,80 a 1,00 3,9 13,7 5,9 16,7 9,8 3,9 2,9 3,9 3,9 3,9 7,8 7,8 5,9 2,0 4,9 3,9 9,8 2,0 6,5 16,7 4,0 61,6
1,00 a 1,20 2,9 13,7 5,9 15,7 7,8 24,5 8,8 11,8 7,8 4,9 10,8 7,8 7,8 5,9 2,9 5,9 5,9 2,9 8,9 24,5 5,3 59,9
1,20 a 1,40 2,0 19,6 6,9 18,6 4,9 20,6 13,7 11,8 7,8 3,9 4,9 3,9 2,0 4,9 2,9 9,8 10,8 2,0 8,8 20,6 6,2 70,8
1,40 a 1,60 5,9 20,6 3,9 12,7 3,9 19,6 15,7 10,8 9,8 2,0 2,9 7,8 3,9 3,9 2,0 8,8 14,7 2,0 8,8 20,6 6,1 69,3
1,60 a 1,80 5,9 13,7 4,9 14,7 3,9 18,6 14,7 11,8 8,8 2,0 4,9 5,9 4,9 6,9 2,0 5,9 16,7 2,0 8,6 18,6 5,3 61,9
1,80 a 2,00 3,7 8,4 4,7 10,3 1,9 12,1 12,1 10,3 9,3 1,9 4,7 3,7 4,7 3,7 0,9 5,6 12,1 0,9 6,5 12,1 3,9 60,2
2,00 a 2,20 3,7 5,6 4,7 4,7 1,9 6,5 9,3 4,7 5,6 1,9 3,7 2,8 3,7 2,8 0,9 3,7 6,5 0,9 4,3 9,3 2,1 48,2
2,20 a 2,40 1,9 4,7 2,8 4,7 0,9 3,7 4,7 5,6 4,7 0,9 4,7 2,8 3,7 2,8 0,9 3,7 4,7 0,9 3,4 5,6 1,5 44,4
2,40 a 2,60 0,9 1,9 2,8 3,7 0,5 2,8 4,7 3,7 4,7 0,9 4,7 0,9 1,9 1,9 0,5 1,9 4,7 0,5 2,5 4,7 1,6 62,0
2,60 a 2,80 0,9 1,9 2,8 2,8 0,5 1,9 3,7 2,8 5,6 0,5 1,9 0,9 0,6 0,9 0,5 1,9 1,9 0,5 1,9 5,6 1,4 73,1
2,80 a 3,00 1,8 2,7 2,7 1,8 0,9 2,7 3,6 2,7 2,7 0,4 1,8 1,8 0,9 1,8 0,5 1,8 1,8 0,4 1,9 3,6 0,9 45,7
3,00 a 3,20 1,8 3,6 3,6 1,8 0,4 2,7 4,5 2,7 1,8 0,6 3,6 3,6 2,7 2,7 0,9 1,8 0,9 0,4 2,3 4,5 1,2 51,8
3,20 a 3,40 1,8 3,6 2,7 1,8 0,4 1,8 4,5 2,7 0,9 1,8 1,8 2,7 1,8 1,8 0,9 1,8 0,9 0,4 2,0 4,5 1,0 51,4
3,40 a 3,60 1,8 4,5 3,6 0,9 0,9 1,8 4,5 2,7 1,8 1,8 3,6 3,6 0,9 0,9 0,9 2,7 0,9 0,9 2,2 4,5 1,3 59,2
3,60 a 3,80 3,6 4,5 2,7 0,9 0,9 3,6 4,5 1,8 0,9 2,7 4,5 5,3 3,6 1,8 1,8 3,6 0,9 0,9 2,8 5,3 1,5 53,0
3,80 a 4,00 3,4 6,8 4,3 1,7 1,7 3,4 2,6 2,6 1,7 2,6 4,3 6,8 4,3 0,9 2,6 2,6 0,9 0,9 3,1 6,8 1,8 56,5
4,00 a 4,20 5,1 6,0 3,4 1,7 5,1 5,1 4,3 3,4 2,6 2,6 1,7 6,0 5,1 3,4 3,4 1,7 2,6 1,7 3,7 6,0 1,5 39,7
4,20 a 4,40 6,8 7,7 5,1 2,6 5,1 6,8 3,4 6,0 2,6 6,8 1,7 6,0 6,0 2,6 6,0 1,7 2,6 1,7 4,7 7,7 2,0 43,9
4,40 a 4,60 6,0 7,7 6,0 8,5 7,7 6,8 6,0 6,8 3,4 9,4 2,6 5,1 7,7 4,3 6,0 5,1 2,6 2,6 6,0 9,4 2,0 33,1
4,60 a 4,80 6,0 7,7 6,0 10,2 7,7 7,7 7,7 6,8 4,3 10,2 5,1 10,2 6,8 3,4 6,0 8,5 4,3 3,4 7,0 10,2 2,1 30,0
4,80 a 5,00 6,0 7,7 6,0 10,2 7,7 7,7 7,7 6,8 4,3 10,2 5,1 10,2 6,8 3,4 6,0 8,5 4,3 3,4 7,0 10,2 2,1 30,0
Nota: * Profundidade em relação ao nível do terreno, em metros
q
d
(MPa)
6
6
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