estacas de compactaÇÃo para melhoramento de solos arenosos fofos e uso de...

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

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

Cn Fator de correção do NSPT quanto à tensão efetiva

Cr Compacidade relativa = Densidade relativa (Dr)

Cu Coeficiente de uniformidade

Cv Coeficiente de variação

D10 Diâmetro efetivo do solo

D50 Diâmetro médio do solo

emáx Índice de vazios máximo

emin Índice de vazios mínimo

enat Índice de vazios do solo no seu estado natural ou de referência

φ’ Ângulo de atrito interno

Gs Densidade dos grãos

K Coeficiente de correlação entre qc e NSPT

Kd Coeficiente de correlação entre qd e NSPT

Km Coeficiente de melhoria do terreno após compactação

LL Limite de Liquidez

LP Limite de Plasticidade

NSPT Índice de resistência à penetração do ensaio SPT

NSPT,60 Índice de resistência à penetração do ensaio SPT corrigido para a energia

padrão de 60%

(NSPT,60)1 Índice de resistência à penetração do ensaio SPT corrigido para a energia

padrão de 60% e tensão efetiva

P200 Peneira nº 200 (malha = 0,075mm)

qc Resistência de ponta do cone (CPT)

qd Resistência de ponta do penetrômetro dinâmico pesado (PD)

qdi Resistência inicial de ponta do penetrômetro dinâmico pesado (PD)

qdf Resistência final de ponta do penetrômetro dinâmico pesado (PD)

R2 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

wn Umidade natural

γd Peso específico aparente seco do solo

γdmín Peso específico aparente seco mínimo do solo

γdmáx Peso específico aparente seco máximo do solo

γnat Peso específico natural do solo

γsub 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 NSPT com a tensão de confinamento (Cn) ......................................................... 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 NSPT (GIBBS; HOLTZ, 1957) .................................. 40

Figura 2.10 - Relação entre ângulo de atrito, NSPT e tensão efetiva vertical.......................................................... 41

Figura 2.11 - Estimativa do ângulo de atrito de solos granulares com base no NSPT............................................. 41

Figura 2.12 - Relação entre ângulo de atrito e compacidade relativa para as areias típicas de Vitória (ES) ......... 42

Figura 2.13 - Cr x φ’ para solos granulares (BURMISTER, 1948, adaptado)........................................................ 43

Figura 2.14 – Relação aproximada entre qc e compacidade relativa (Cr), 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 Cr através de qc (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 emáx e emín (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 emáx - emín em função do tamanho médio dos

grãos (CUBRINOVSKI; ISHIHARA, 2002) e (b) em função da angularidade (R) e coeficiente de

uniformidade (Cu), (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 (qc) 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 NSPT (a) e qdi (b) até 6,00m de profundidade para o terreno natural – Obra 1 ............. 87

Figura 3.13 - Valores mínimos, médios e máximos de NSPT (a) e qdi (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 NSPT (a) e qdi (b) até 6,00m de profundidade (área 1) .................................................. 89

Figura 3.15 - Variação de NSPT (a) e qdi (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 NSPT (a) e qdi (b) com a profundidade (terreno natural) – Obra 2 ................................ 92

Figura 3.19 - Valores mínimos, médios e máximos de qd (a) e NSPT (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 NSPT (a) e de qdi (b) até 5,00m de profundidade – Obra 3 ........................................... 95


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 qc com a profundidade para areias normalmente adensadas e sobreadensadas............ 98

Figura 3.28 - Critério adotado para análise de NSPT (a) e qd (b) ............................................................................ 99

Figura 3.29 - Correlação NSPT x qd para o terreno natural – Obra 1 ................................................................... 102

Figura 3.30 - Correlação NSPT x qd para valores médios de todas as sondagens do terreno natural - Obra 1 ..... 103

Figura 3.31 - Correlação NSPT x qd 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 NSPT x qd (agrupados por edifício e analisados em conjunto) - Obra 2......................... 106

Figura 3.34 - Correlação NSPT x qd com valores médios de todas as sondagens do terreno natural - Obra 2 ..... 106

Figura 3.35 - Correlação NSPT x qd para cada edifício - Obra 2.......................................................................... 107

Figura 3.36 - Correlação NSPT x qd obtida com todas as sondagens - Obra 3 ...................................................... 109

Figura 3.37 - Correlação NSPT x qd com valores médios de todas as sondagens - Obra 3 ................................... 109

Figura 3.38 - Variação de Kd 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 (Cr) média estimada e NSPT,60 do terreno natural (obra 1)............................ 125

Figura 4.10 - Compacidade relativa (Cr) mínima e máxima estimada para o terreno natural (obra 1)................ 126

Figura 4.11 - Ângulo de atrito estimado diretamente do NSPT (a) e através da Cr (b) – Obra 1........................... 128

Figura 4.12 - Resultados dos penetrômetros executados antes (qdi) e após (qdf) a densificação por estacas ....... 128

Figura 4.13 - Resultados dos penetrômetros executados antes (qdi) e após (qdf) 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 (qdi) e após (qdf) a densificação por estacas (obra 1) ...................................................... 130

Figura 4.15 - Resultados pré e pós-compactação (qdi e qdf), cotas de execução dos bulbos, interrupção do fuste e

assentamento das fundações (obra 1)......................................................................................................... 130

Figura 4.16 - Variação do fator Km em cada sapata da área 1 (a) e área 2 (b) e Km 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 (Km 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 (qdi) e após (qdf) a densificação da área 1 com destaque para o

teste PD13 que obteve melhores resultados ............................................................................................... 140

Figura 4.25 - Resultados dos penetrômetros antes (qdi) e após (qdf) 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 NSPT pós-compactação através de correlações (Kd e Km) ............................ 145

Figura 4.29 - Valores estimados de compacidade relativa (Cr) e ângulo de atrito (φº) para o terreno natural e

compactado, utilizando a correlação entre NSPT x qd ................................................................................. 146

Figura 4.30 - Resultados iniciais (qdi) e finais (qdf) com Cr estimada pela proposta de Gibbs e Holtz (1957) .... 146

Figura 4.31 - Resultados iniciais (qdi) e finais (qdf) com Cr 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 NSPT,60 médio do terreno natural (obra 2)....................... 150

Figura 4.35 – Estimativa dos valores mínimos, médios e máximos de compacidade relativa (Cr) ..................... 151

Figura 4.36 - Ângulo de atrito estimado diretamente do NSPT (a) e através da Cr (b).......................................... 153

Figura 4.37 - Resistências de ponta de penetrômetro dinâmico: iniciais (qdi) e finais (qdf) – Edifício A ............ 154

Figura 4.38 - Resistências de ponta de penetrômetro dinâmico: iniciais (qdi) e finais (qdf) – Edifício B ............ 154

Figura 4.39 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (qdi) e finais (qdf) – Edifício C ............................ 154

Figura 4.40 - Resistências médias iniciais (qdi) e finais (qdf) para os edifícios A, B e C ..................................... 155

Figura 4.41 - Variação do fator de melhoramento (Km) com a profundidade para os edifícios A, B e C............ 156

Figura 4.42 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (qdi) e finais (qdf) – Edifício D............................ 157

Figura 4.43 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (qdi) e finais (qdf) – 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 (qdi) e finais (qdf) para os edifícios D, E e F...................................... 158

Figura 4.46 - Variação do fator de melhoramento (Km) com a profundidade para os edifícios D, E e F ............ 159

Figura 4.47 - Valores médios de qdi e qdf para os edifícios A, B, C (a) e D, E, F (b) – Obra 2............................ 160

Figura 4.48 - Valores médios de qdi e qdf (ed. D, E e F) com qdf corrigido quanto à tensão efetiva .................... 160

Figura 4.49 - Resultados dos testes executados antes (qdi) e após (qdf) a densificação por estacas (obra 2)........ 161

Figura 4.50 - Melhoria relativa (Km) do terreno na região dos edifícios A, B e C .............................................. 162

Figura 4.51 - Resultados pós-densificação (qdf) quanto à concentração de estacas (ed. A, B, C) ....................... 163

Figura 4.52 - Resultados pós-densificação (qdf) quanto à concentração de estacas (ed. C, D, E)........................ 163

Figura 4.53 - Estimativas de Cr através de qd nas correlações propostas, originalmente, para qc........................ 164

LISTA DE TABELAS

Tabela 2.1 – Alguns resultados da literatura para a correlação qc/NSPT para areias.............................................. 35

Tabela 2.2 – Valores típicos de emáx, emín, γdmáx e γdmín 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 Cr, φ’e γnat 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 Kd obtidos nas correlações entre NSPT e qd analisadas para a obra 1 ............................. 105



Tabela 3.9 - Valores de Kd obtidos nas correlações entre NSPT e qd analisadas para as três obras ...................... 111

Tabela 3.10 - Valores obtidos entre Kd 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 NSPT (obra 1)................................... 127

Tabela 4.6 - Estimativa do ângulo de atrito através da compacidade relativa (obra 1) ....................................... 127

Tabela 4.7 - Resistências iniciais (qdi) e finais (qdf) 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 (Km médio geral) – Obra 1 ........................................................ 134

Tabela 4.10 - Valores de NSPT,inicial, qdi, qdf e Km médio utilizados na estimativa do NSPT,final.............................. 143

Tabela 4.11 - Valores de NSPT,final estimados através de correlações (Kd e Km)................................................... 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 (Kd e Km) ............................................................... 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 (Cr) mínima e máxima do terreno natural (obra 2)............... 151

Tabela 4.16 - Estimativa do ângulo de atrito diretamente dos resultados de NSPT (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 (Km) 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 NSPT...............................................................................................................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 (Cr) e ângulo de atrito interno efetivo (φ’) ................................................ 35 2.4.2 Estimativa de Cr e φ’ através do ensaio SPT................................................................................. 38 2.4.3 Estimativa de Cr 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 NSPT .................................................................................................... 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 qd e qc........................................................................................... 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 NSPT,final, Cr e φ’ para o terreno compactado, através das correlações entre NSPT e

qd 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 QC E QD 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 qd e NSPT das 3 obras analisadas .............................................. 167 5.2.2 Estimativa da compacidade relativa e ângulo de atrito para o terreno natural através do NSPT168 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 (emáx) e no estado compacto, tem-se um índice de

vazios em torno de 0,35 correspondendo ao índice de vazios mínimo (emín). 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 (NSPT) 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 NSPT 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 (NSPT) 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 NSPT 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 NSPT

Devido às várias influências na medida do NSPT, 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 NSPT

(quando NSPT > 15) devido ao desenvolvimento de pressões neutras negativas, dado por

⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ −

+=2

15N15N SPT

corrSPT (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 NSPT varia com o inverso

da energia

1

2

2SPT

1SPT22SPT11SPT E

ENN

ENEN =∴×=× (2.2)

onde NSPT1 e NSPT2 são obtidos com energias de ensaios E1 e E2, 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 NSPT medido no Brasil (NSPT,Br) pode ser corrigido para o padrão

internacional por

6075NN Br,SPT60,SPT ×= (2.3)

Correção quanto à tensão efetiva de confinamento

Os valores obtidos para NSPT de depósitos de solos granulares homogêneos em diferentes

profundidades variam em função da diferença de tensão efetiva confinante. Assim, para usar o

valor de NSPT na estimativa da compacidade relativa é necessário que se faça padronização

quanto à tensão efetiva de confinamento através do fator de correção (Cn) obtendo-se então o

valor corrigido (NSPT)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 NSPT quanto à tensão efetiva vertical são as

de Peck et al. (1974), Liao e Whitman (1986) e Skempton (1986) que correspondem,

respectivamente, a

'

2000log77,0Cv

n ⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛σ

= (2.5)

vn '

1,98Cσ

= (2.6)

vn '100

200Cσ+

= (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 Cn 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 Cn para NSPT

Tens

ão E

fetiv

a, σ

'v (k

Pa)

Peck et al. (1974)

Skempton (1986)

Liao e Whitman (1986)

Figura 2.4 - Fator de correção do NSPT com a tensão de confinamento (Cn)

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 (qc) 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 (qd) 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

D0.

1DD

90°

D = diâmetro (variações de 35,7 a 51mm)

Figura 2.7 - Ponteira cônica (CASTELLO et al., 2001)

A resistência (tensão) de ponta (qd) do penetrômetro dinâmico é obtida através de fórmula

dinâmica de cravação de estacas

⎟⎠⎞

⎜⎝⎛

+×⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛

⋅⋅⋅

P'PP

SANHP = qd (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 (qd) do penetrômetro dinâmico

é comparável à resistência de ponta do cone estático (qc), tendo-se então

1 qq

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 (NSPT) e CPT

(resistência de ponta, qc) e, tipicamente, as correlações apresentadas na literatura

(DANZIGER; VELLOSO, 1986; ALBIERO, 1990; POLITANO et al., 2001) têm a forma

SPT

c

Nq

K = (2.10)

Soares (2002) analisou a correlação entre qc e NSPT 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 qc 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 qc/NSPT para areias.

35

Tabela 2.1 – Alguns resultados da literatura para a correlação qc/NSPT para areias

qc/NSPT 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


ou argilo-siltosa

Ramaswany et al. (1982)

0,50 a 0,70 0,30<D50<0,70mm 55% a 65% Robertson et al. (1983) 0,60 0,53


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<D50<0,70mm

60%

Cordeiro (2004)*

* Para areias de Vitória, ES. Nota: qc em MPa.

2.4 Estimativa de parâmetros geotécnicos de resistência de solos granulares

2.4.1 Compacidade relativa (Cr) e ângulo de atrito interno efetivo (φ’)

Para indicar o estado de compacidade (estrutura) de um solo granular natural usa-se a

compacidade relativa (Cr), sendo comuns os termos de grau de compacidade (GC) e

densidade relativa (Dr) ou simplesmente compacidade, normalmente expressa em

percentagem e dada por

% 100eeee

Cmínmáx

máxr ×

−

−= (2.11)

ou

36

% 100Cd

máx,d

mín,dmáx,d

mín,ddr ×

γ

γ×

γ−γ

γ−γ= (2.12)

sendo e, emín e emáx o índice de vazios do solo em sua condição natural ou de referência,

mínimo (estado mais compacto), máximo (estado mais fofo), respectivamente, e γd, γdmín e

γdmáx 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 emáx, emín, γdmáx e γdmín para solos granulares

Índice de vazios

Peso específico aparente seco

(kN/m3) Referência Descrição

emáx emín γdmáx γdmín

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 (Gs = 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 (Gs = 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

(Gs = 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 (Gs = 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 Cr 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 Cr 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 NSPT 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 - NSPT

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 NSPT 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 NSPT sejam corrigidos para essa tensão de confinamento. Ou seja, considera-se aqui

39

que, adotando-se um peso específico médio de 16,5 kN/m3, ter-se-ia uma tensão de

normalização de cerca de 100 kPa.

Tabela 2.4 - Valores empíricos de Cr, φ’e γnat para solos granulares

Descrição Muito

fofa

Fofa Média Compacta Muito

compacta

Compacidade relativa, Cr

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

NSPT,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

γnat (kN/m3) * 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 γnat = peso específico natural

Existem também correlações nas quais é possível estimar Cr em função do NSPT e da tensão

efetiva. Gibbs e Holtz (1957) apresentaram a correlação mostrada na Figura 2.9 e a seguinte

equação:

1001623,0

N(%)C '

v

60,SPTr ×

+σ⋅= (2.13)

onde Cr é a compacidade relativa, NSPT,60 é o NSPT 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:

1002728,0

N(%)C '

v

60,SPTr ×

+σ⋅= (2.14)

40

Figura 2.9 - Compacidade relativa de areias em função do NSPT (GIBBS; HOLTZ, 1957)

Yoshida et al. (1988; apud BOWLES, 1996) propuseram a seguinte correlação:

100N25(%)C 46,060,SPT

12,0v

'r ×⋅σ⋅= − (2.15)

A proposta de Cubrinovski e Ishihara (1999) utiliza D50 (50% do solo tem diâmetro inferior a

D50, em mm) e é dada por

100989

D06,023,0N

(%)C

5,0

'v

7,1

5060,SPT

r ×

⎥⎥⎥⎥⎥

⎦

⎤

⎢⎢⎢⎢⎢

⎣

⎡

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛σ

⋅⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛+

= (2.16)

Um gráfico para obtenção de φ’ através do NSPT 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 NSPT (Figura 2.11). Nos dois gráficos,

deve-se usar o valor do NSPT 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,SPT1

2,02,12N

tan' ⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛σ⋅+

=φ − (2.17)

41

Figura 2.10 - Relação entre ângulo de atrito, NSPT 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 NSPT

(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 Cr = 30% Cr = 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(%)Cr ×−φ⋅= (2.20)

Para a estimativa do ângulo de atrito diretamente do NSPT, 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

SPTN4,028' +°=φ (2.21)

2160,SPT160,SPT )N(00054,0)N(3,01,27' ⋅−⋅+=φ (2.22)

43

°+⋅=φ 15N20' SPT (2.23)

A proposta de Wolff (1989) utiliza (NSPT,60)1 que é o valor do NSPT 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

NSPT mas usadas para converter as estimativas de Cr em ângulo de atrito (φ’) e são,

respectivamente

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛−

=φ∴=φ−r

r C49,1712,0arctg'712,0'tg)C49,1( (2.24)

( )[ ]{ }1ln10C333' 'vr −σ−⋅+=φ (2.25)

nessas equações σ’v é expresso em kPa e Cr em decimais. A proposta de Burmister (1948) é

mostrada na Figura 2.13.

Areia fina uniform

e

Areia fina bem graduada uniforme

Areia média uniforme

Areia média bem graduada

Areia grossa uniformePedregulho- areia- silte bem graduados

Pedregulho uniforme

Âng

ulo

de a

trito

inte

rno,

φ’

Compacidade relativa, Cr (%)

Areia fina uniform

e





Pedregulho uniforme

Âng

ulo

de a

trito

inte

rno,

φ’


Areia fina uniform

e





Pedregulho uniforme

Âng

ulo

de a

trito

inte

rno,

φ’


Figura 2.13 - Cr x φ’ para solos granulares (BURMISTER, 1948, adaptado)

Segundo Schmertmann (1975) a estimativa de Cr através do NSPT pode facilmente envolver

um erro de ± 20%. Décourt (1989) analisou a dispersão nos resultados de correlações entre Cr

e NSPT e a sua complexidade, e concluiu que há pouco interesse prático em se conhecer Cr

quantitativamente. Pacheco (1978) já havia verificado a imprecisão da determinação de Cr por

meio de σ’v e NSPT. Críticas semelhantes são direcionadas às correlações entre φ’ e Cr 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 Cr e φ’ através do ensaio CPT

A compacidade relativa (Cr) e o ângulo de atrito (φ’) para solos granulares podem ser

estimados através da resistência de ponta de cone (qc) 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 Cr em areias

normalmente adensadas de média compressibilidade (Jamiolkowski et al., 1985), com qc e

0v'σ expressos em tf/m2, é dada por

( ) 100'q

log6698(%)C 5,0v

c10r

0

×σ

⋅+−= (2.26)

Tens

ão e

fetiv

a ve

rtica

l,σ’

v0(k

Pa)

Resistência de ponta do cone, qc (MPa)

Cr

Cr

Tens

ão e

fetiv

a ve

rtica

l,σ’

v0(k

Pa)


Tens

ão e

fetiv

a ve

rtica

l,σ’

v0(k

Pa)


Cr

Cr

Figura 2.14 – Relação aproximada entre qc e compacidade relativa (Cr), 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 qc com o envelhecimento (QA), compressibilidade (QC) e a razão de

sobreadensamento (RSA).

100'RSAQQ3020

q(%)C

v15,0

CA

c2r ×

σ⋅⋅⋅⋅= (2.27)

sendo qc e σ’v em kPa;

QA = fator de envelhecimento = 1,2 + 0,05.log (t/100); para t em anos

QC = fator de compressibilidade (0,91≤QC ≤1,09), onde QC = 0,91 (baixa

compressibilidade) para areia quartzosa, grãos arredondados; QC = 1,00 (média

compressibilidade) para areia com feldspato e/ou alguns finos e QC = 1,09 (alta

compressibilidade) para areia micácea e/ou contendo muitos finos.

Com

paci

dade

rela

tiva

–C

r(%

)

Cr

Com

paci

dade

rela

tiva

–C

r(%

)

Cr

Figura 2.15 – Estimativa de Cr através de qc (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 qc dado em MPa.

46

cq29' +°=φ (2.28)

Segundo Kulhawy e Mayne (1990), pode-se estimar o ângulo de atrito através da equação

⎥⎥⎦

⎤

⎢⎢⎣

⎡⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛σ

+=φ −

0

c1

'qlog38,01,0tg' (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 (Cr) usando uma ou mais das

várias correlações existentes e desenvolvidas para condições particulares. Porém, a conversão

47

direta da resistência à penetração em Cr 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 NSPT (golpes/0,3m) * CPT: Resistência de cone, qc (MPa) * Densidade relativa equivalente (%) **

Peso específico seco (kN/m3) 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

Cr < 33%

Cr < 48%

Cr < 60%

Cr < 70%

33% < Cr ≤ 54%

48% < Cr ≤ 73%

60% < Cr ≤ 85%

70% < Cr ≤ 92%

Cr > 54%

Cr > 73%

Cr > 85%

Cr > 92%

Notas:

1) Para um nível d’água freático a 1,50m abaixo da superfície

2) g = aceleração da gravidade ≅ 9,8m/s2

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 (emáx) e mínimo (emín) 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) emáx e emín 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 emáx e emín 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 D50) da areia e os finos não-plásticos usados nos ensaios

(D50,areia/D50,finos) foi de 4,2. Percebe-se que, à medida que a porcentagem de finos/volume

aumentou de 0 a 30%, os valores de emáx e emín 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 emáx e emín 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 emáx e emín (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 emáx e emín, 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

(emáx – emín) em função de D50 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 emáx e emín em função do coeficiente de uniformidade (Cu) 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 Cu, o valor de emáx ou emín é variável, com valores crescentes para

partículas mais angulares (maiores índices de angularidade, R).

)mm(D06,023,0ee

50mínmáx +=− (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, Cu = D60/D10 Coeficiente de Uniformidade, Cu = D60/D10

Índi

ce d

e va

zios

máx

imo,

em

ax

Índi

ce d

e va

zios

mín

imo,

em

in

Aum

ento

angu

larid

ade

Aum

ento

an

gula

ridad

e


Índi

ce d

e va

zios

máx

imo,

em

ax

Índi

ce d

e va

zios

mín

imo,

em

in

Aum

ento

angu

larid

ade


Índi

ce d

e va

zios

máx

imo,

em

ax

Índi

ce d

e va

zios

mín

imo,

em

in


Índi

ce d

e va

zios

máx

imo,

em

ax

Índi

ce d

e va

zios

mín

imo,

em

in

Aum

ento

angu

larid

ade

Aum

ento

angu

larid

ade

Aum

ento

an

gula

ridad

e

Aum

ento

an

gula

ridad

e

(b)

Figura 2.20 – Índices de vazios máximos e mínimos: (a) variação de emáx - emín em função do tamanho

médio dos grãos (CUBRINOVSKI; ISHIHARA, 2002) e (b) em função da angularidade (R) e coeficiente

de uniformidade (Cu), (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 (Cr). De maneira geral, é especificado que seja atingida uma Cr 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 NSPT 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/m2. 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 (Cr) 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 (NSPT 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 vibrador

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/m3, 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)

Porc

enta

gem

de

finos

por

pes

o

Areia Silte

Pedregulho Argila


Faixa duvidosa

Areia Silte

Pedregulho Argila

Areia Silte

PedregulhoPedregulho ArgilaArgila


Faixa duvidosa


Faixa duvidosaFaixa duvidosa

Tamanho das partículas (mm)

Porc

enta

gem

de

finos

por

pes

o

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).

AREIAAREIA ARGILOSA

TIPO DE SOLO

Gan

ho d

e SP

T (K

= N

f/N

i)

Resistência SPT inicial (Ni)

AREIAAREIA ARGILOSA

TIPO DE SOLO

Gan

ho d

e SP

T (K

= N

f/N

i) AREIAAREIA ARGILOSA

TIPO DE SOLO

Gan

ho d

e SP

T (K

= N

f/N

i)G

anho

de

SPT

(K =

Nf/N

i)

Resistência SPT inicial (Ni)

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 NSPT iniciais (Ni) entre 20 e 25 golpes a relação entre os valores medidos antes e após a

compactação (Km = Nf/Ni) 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

Km = Nf / Ni

Ni

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

Ni

Km = Nf / Ni

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 (qc) 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 (qc) 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 (qc0) e após

algum tempo (qc) 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 (qc) 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 (Cr = 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 (Cr = 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 (e0) e final (ef) 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

eee1

2Ds

−+

×π×= (2.33)

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛

−+

×π××=f0

0

eee1

2D08,1s (2.34)

sendo, s o espaçamento entre estacas, e0 o índice de vazios inicial da areia (antes da

compactação), ef 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

VhWKVR

N (2.35)

sendo Rad a carga admissível da estaca, Vc o volume da caçamba (m3), h a altura de queda do

pilão; W o peso do pilão, Ks a constante empírica do solo e Vt o volume total de solo

adicionado na base (m3). 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 (NSPT) 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 (qd) 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 mm2). 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

RU

A

SP3 SP2SP1PD4 PD3

PD1

PD5

SP4

PD6 PD2

F1 F2 F3

LIM

ITE

DO

TE R

REN

O (3

4,45

m)

LIMITE DO TERRENO (56,60m)


ÁREA 1ÁREA 2(maior compacidade inicial)(menor compacidade inicial)

LIM

ITE

DO TER

RENO (4

080m

)

LEGENDA

- SP e F = Sondagem SPT Inicial

- PD = Penetrômetro dinâmico Inicial

RUA

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 NSPT 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 (NSPT

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

21/155

7

11

91/2038/15

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

20AREIA ARGILOSA, COM

25VALVAS, COMPACTA, CINZA ESVERDEADA

25,45

25

AREIA FINA, ARGILOSA,

ARGILA ORGÂNICA, MOLE

20

FOFA A POUCO COMPACTA, CINZA ESVERDEADA

A AMARELADACINZA 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 NANA

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 ESCURA5

MEDIANAMENTE COMPACTA, MARROM E CINZA

CINZA ESCURA

FERRUGINOSA, FOFA A COMPACTA, MARROM

10

15

AREIA FINA E MÉDIA,

CINZA CLARACOMPACTA,

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


Figura 3.10 - Perfil geotécnico típico do terreno – Obra 1

A variação do NSPT 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 (NSPT e qdi) 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

NSPT (golpes/300mm)

Pro

fund

idad

e (m

)

F1F2F3SP1SP2SP3SP4

Figura 3.11 - Ensaios SPT iniciais (terreno natural) – Obra 1

0

1

2

3

4

5

6

0 10 20 30 40 50 60 70 80

NSPT (golpes/300mm)

Prof

undi

dade

(m)

0

1

2

3

4

5

6

0 5 10 15 20 25 30

qdi (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

(a) (b)

Figura 3.12 – Variação de NSPT (a) e qdi (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.

%100Média

padrãoDesvio variaçãode eCoeficient ×−

= (3.1)

Na Figura 3.13, a variação com a profundidade (valores mínimos, médios e máximos) das

resistências iniciais qdi e NSPT 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

0 20 40 60 80 100

Coeficiente de variação (%)

Pro

fund

idad

e (m

)

qd

Nspt

0

1

2

3

4

5

6

0 10 20 30 40

NSPT (golpes/300mm)

Pro

fund

idad

e (m

)

mínimo

médio

máximo

0

1

2

3

4

5

6

0 2 4 6 8 10Desvio-padrão

Pro

fund

idad

e (m

)

qd

Nspt

0

1

2

3

4

5

6

0 5 10 15 20 25

qdi (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

mínimomédiomáximo

(a) (b) (c) (d)


variação (d) de todos os ensaios SPT e PD executados (terreno natural) – Obra 1

Verifica-se na Figura 3.13 que o NSPT médio variou de 4 a 30 golpes e o qdi 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 NSPT

apresentou um Cv de 89% e para qdi 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% (qdi) e de 22% a

57% (NSPT) e de 3,50m a 5,50m os valores do Cv variaram entre 33% e 77% (qdi) e 53% e

82% (NSPT).

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

NSPT e qdi 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 10 20 30 40 50 60 70 80 90

NSPT (golpes/300mm)

Pro

fund

idad

e (m

)

F2F3SP1

0

1

2

3

4

5

6

0 5 10 15 20 25

qdi (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)PD2

PD6

(a) (b)

Figura 3.14 - Variação de NSPT (a) e qdi (b) até 6,00m de profundidade (área 1)

0

1

2

3

4

5

6

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

NSPT (golpes/300mm)

Pro

fund

idad

e (m

)

F1SP2SP3SP4

0

1

2

3

4

5

6

0 5 10 15 20 25

qdi (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

PD1

PD3

PD4

PD5

(a) (b)

Figura 3.15 - Variação de NSPT (a) e qdi (b) até 6,00m de profundidade (área 2)

90

Observa-se na área 1 (Figura 3.14) que até 2,50m o NSPT variou de 1 a 8 golpes e qdi de 1 a

5 MPa. Entre 2,50m e 5,50m o NSPT variou de 18 a 33 golpes e qdi de 3 a 20 MPa. Na área 2

(Figura 3.15) observa-se que até 3,50m o NSPT variou de 2 a 11 golpes e qdi de 1 a 5 MPa.

Entre 3,50m e 5,50m, o NSPT variou de 2 a 76 golpes e qdi 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 FSP92A 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 CSP72

RU

A

SP81PD-80SP80

F6 (1993)F5 (1993)F5 (1990)

SP32

SP18 Edifício D

PD70 SP73 SP17

SP30PD-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

18AREIA MUITO SILTOSA, MEDIANAMENTE COMPACTA, CINZA AZULADA

30 -14 -

-53 2975

AREIA MUITO ARGILOSA, FOFA, CINZA

15

15,45 15,45

15

0 00

ARGILA SILTOSA, MARINHA, MUITO MOLE, CINZA AZULADA

8,00

- 2952 75n 200PW LL LP

1010

CINZA CLARA E MARROM

POUCO COMPACTA A

MUITO MOLE, VARIEGADO

MEDIANAMENTE COMPACTA,

TURFA ARENOSA, PRETA TURFA ARENOSA, PRETA

5AREIA MÉDIA E FINA,

ATERRO: SILTE ARGILO-ARENOSO,

NA

5

NA

5

620 4 8 qd (MPa)

PD-51SP-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 (NSPT e qdi) com a profundidade está

mostrada na Figura 3.18. Observa-se que o NSPT variou de 1 a 17 golpes até 6,50m e de 1 a 32

golpes para a profundidade de 7,50m. Os valores de qdi 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

NSPT (golpes/300mm)

Prof

undi

dade

(m)

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 5 10 15

qdi (MPa)P

rofu

ndid

ade

(m)

(a) (b)

Figura 3.18 - Variação do NSPT (a) e qdi (b) com a profundidade (terreno natural) – Obra 2

Na Figura 3.19, a variação das resistências iniciais qdi e NSPT 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 NSPT médio variou de 4 a 15 golpes e qd médio variou de 1,5 a 6 MPa. O

desvio-padrão (s) do NSPT variou de 2 a 2,6 golpes até 6,50m, chegando a 6 golpes aos 7,50m

de profundidade. Para qdi, 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 NSPT e variando de 35% a 81% para o qdi. De 2,00m a 6,50m (camada de

areia) os valores de Cv apresentam trajetórias semelhantes, variando de 24% a 44% (NSPT) e

de 18% a 43% (qdi). A partir de 6,50m, Cv ficou em torno de 45% (NSPT) e variou de 40% a

62% (qdi).

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 5 10 15

qdi (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

Mínimo

Médio

Máximo

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 5 10 15 20 25 30 35

NSPT (golpes/300mm)

Prof

undi

dade

(m)

Mínimo

Médio

Máximo

0

1

2

3

4

5

6

7

8


Pro

fund

idad

e (m

)qd

Nspt

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 20 40 60 80 100Coeficiente de variação (%)

Pro

fund

idad

e (m

)

qd

Nspt

(a) (b) (c) (d)

Figura 3.19 - Valores mínimos, médios e máximos de qd (a) e NSPT (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 9000m2 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

SP12SP11 PD11

PD6SP6

PD1SP1

SP8

SP13PD12

RUA

PD7

PD13 SP14

PD8 SP9

SP16

SP3SP2 PD2

RUA

PD16

PD3 SP4

RU

A

SP15PD14 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 ESCURAAREIA 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

5.0055

6

15

3

7

7NA

COTAS:PD-11SP-11

NSPT 000

qd (MPa)124 8

5

10

5

4/35

14

13

55.00

NA11

7

5

qd (MPa)

SP-12

0

PD-12

0840SPTN 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 NSPT variou de 1 a 25 golpes para a maior parte da

camada analisada, com exceção da profundidade de 1,50m que apresentou NSPT de até 30

golpes. A maior variação de qd 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

0 10 20 30 40

NSPT (golpes/300mm)

Pro

fund

idad

e (m

)

0

1

2

3

4

5

6

0 5 10 15 20 25 30

qd (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

(a) (b)

Figura 3.22 - Variação do NSPT (a) e de qdi (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 NSPT e qdi 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

qd (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

MínimoMédioMáximo

0

1

2

3

4

5

6

0 10 20 30 40

NSPT (golpes/300mm)

Pro

fund

idad

e (m

)

Mínimo

Médio

Máximo

0

1

2

3

4

5

6


Pro

fund

idad

e (m

)

qd

Nspt

0

1

2

3

4

5

6

0 20 40 60 80 100Coeficiente de variação (%)

Pro

fund

idad

e (m

)

qd

Nspt

(a) (b) (c) (d)


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

NSPT (65%) quanto para o qdi (>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

Perc

enta

gem

que

Pas

sa

D50 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

Cu 2,00 a 6,00 1,65 a 3,35 (média = 2,40)

2,16 a 3,43 (média = 2,96)

D50 (mm) - 0,30 a 0,70 (média = 0,50)

0,31 a 0,55 (média = 0,43)

D10 (mm) 0,10a 0,30 - 0,15 a 0,23 média = 0,19

Gs - 2,65 -

γd min (kN/m3) 15,70 13,60 -

γd max (kN/m3) 18,40 16,60 -

Local Vila Velha Vitória Vila Velha (obra 3)

Referência Polido e Castello (1982) Cordeiro (2004) Este trabalho

Nota: Cu é o coeficiente de uniformidade, D50 é o diâmetro abaixo do qual se situam 50% em peso das partículas, D10 é o diâmetro efetivo, Gs é a densidade dos grãos, γdmin é o peso específico aparente seco mínimo e γdmax 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 qc 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 (qdi) 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 qc 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 (qd e NSPT) 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 qd e

NSPT analisados neste capítulo referem-se às sondagens iniciais, executadas no terreno natural

(antes da compactação).

O ensaio SPT fornece um valor único de NSPT para cada metro, ou seja, para uma

profundidade z qualquer (onde z é um número inteiro) o NSPT 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 qd a cada 0,20m. Assim, adotou-se como critério para análise dos dados que o valor

de qd a ser comparado será o valor médio obtido entre as profundidades z e z+0,40m e os

demais valores de qd serão desprezados, para cada metro.

SPT

SPTN z+0,30mz+0,45m

zz+0,15m dq

z+0,40m

PD

z+0,20mz

(a) (b)

Figura 3.28 - Critério adotado para análise de NSPT (a) e qd (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 qd a resistência de ponta do ensaio com penetrômetro dinâmico pesado (em MPa), NSPT

(nº golpes/300mm) o índice de resistência à penetração do ensaio SPT e Kd a constante de

correlação entre os dois ensaios.

3.3.2 Correções nos valores do NSPT

3.3.2.1 Correção quanto à tensão efetiva

Conforme visto no Capítulo 2, a forma de correlacionar o NSPT 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 (Cn) é maior que 1 (Figura 2.4), majorando os valores do NSPT

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 (γnat) de 16 kN/m3 para o aterro argilo-arenoso

e de 19 kN/m3 para a camada de areia (BOWLES, 1996), tem-se uma tensão efetiva máxima

de 82,5 kN/m2 (82,5 kPa) na cota -8,00m (Tabela 3.4).

No entanto, considerando-se que os dois índices de resistência avaliados (qd e NSPT) 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 NSPT deveriam ser as mesmas a serem aplicadas ao qd 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 NSPT devem ser corrigidos e assim correções de σv’ 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 = 1,00mCamada γt (kN/m3) γsub (kN/m3) Espessura da camada (m) Tensão efetiva (kN/m2)Aterro 16 1 16Areia 19 9 4 36

52Profundidade do nível d'água freático = 1,50mCamada γt (kN/m3) γsub (kN/m3) Espessura da camada (m) Tensão efetiva (kN/m2)Aterro 16 1,5 24Areia 19 9 6,5 58,5

82,5Profundidade do nível d'água freático = 1,35mCamada γt (kN/m3) γsub (kN/m3) Espessura da camada (m) Tensão efetiva (kN/m2)Aterro 16 1,35 21,6Areia 19 9 3,65 32,85

54,45Nota: o peso específico da água foi adotado como 10 kN/m3

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 NSPT > 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 NSPT 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 NSPT serão majorados em 25%, obtendo-se assim o valor de NSPT,60 através da relação

25,1NN6075NN SPT60,SPTSPT60,SPT ×=∴= (3.3)

sendo NSPT,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 = 0,45xR2 = 0,62

0

5

10

15

20

25

0 5 10 15 20 25 30 35 40

NSPT inicial (golpes/300mm)

qd in

icia

l (M

Pa)

Figura 3.29 - Correlação NSPT x qd 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 (R2) 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 (R2) 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 R2 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 NSPT e qd. 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 = 0,47xR2 = 0,64

0

5

10

15

0 5 10 15 20 25 30 35

NSPT (golpes/300mm)

qd (

MP

a)

Figura 3.30 - Correlação NSPT x qd 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 = 0,40xR2 = 0,80

0

5

10

15

20

25

0 5 10 15 20 25 30 35 40

NSPT final (golpes/300mm)

qdf

final

(MP

a)

Figura 3.31 - Correlação NSPT x qd 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 (qdf e NSPT, final) foi

final,SPTfd 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 R2 (0,62 e 0,64). Já para o terreno em processo de compactação (Figura

3.31) a dispersão foi bem menor, com R2 igual a 0,80. Os resultados de Kd para o terreno

natural (0,45) e para o terreno em processo de compactação (0,40) ficaram bem próximos.

O melhor ajuste (R2 = 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 NSPT e qd, resultando num melhor ajuste para a correlação. A Tabela 3.6

apresenta um resumo dos valores de Kd encontrados para a obra 1.

105

S14S15

S20S21

S27

PD17D

PD17B

PD3

PD1

LEGENDA

- Estaca de compactação

- Penetrômetro dinâmico inicial (antes da compactação)

- Sapata

- Pilar

S30- Penetrômetro dinâmico de verificação (pós-compactação)

S17SP17A

SP17C

- Sondagem SPT (durante o processo de compactação)

1m

1m

S14S15

S20S21

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 Kd obtidos nas correlações entre NSPT e qd analisadas para a obra 1

Análises dos índices NSPT e qd Kd Coef. de correlação linear (R2)

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: qd em MPa


Na primeira análise (parcial) da obra 2, os valores de NSPT e qd foram agrupados por edifício e

analisados num mesmo gráfico de dispersão, obtendo-se os valores mostrados na Figura 3.33,

com R2 = 0,51 e Kd = 0,48, cuja correlação é

106

SPTd N48,0q ⋅= (3.7)

y = 0,48xR2 = 0,51

0123456789

10

0 5 10 15 20 25 30 35 40

NSPT (golpes/300mm)

qd (M

pa)

Figura 3.33 -Correlação NSPT x qd (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 Kd de 0,45 com R2 = 0,75 e cuja equação é

SPTd N45,0q ⋅= (3.8)

y = 0,45xR2 = 0,75

0

5

10

0 5 10 15 20 25

NSPT (golpes/300mm)

qd (M

Pa)

Figura 3.34 - Correlação NSPT x qd 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

Kd obtidos para a obra 2.

Verifica-se que os resultados individuais para cada edifício (análise 3) apresentam

considerável dispersão (Kd 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 Kd de 0,48 e 0,45, similares aos valores obtidos na obra 1.

107

y = 0,45xR2 = 0,86

0123456789

10

0 5 10 15 20 25 30 35 40

NSPT (golpes/300mm)

qd (M

Pa)

y = 0,44xR2 = 0,75

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

0 5 10 15 20 25 30 35 40

NSPT (golpes/300mm)

qd (M

Pa)

Edifício A Edifício B

y = 0,53xR2 = 0,62

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

0 5 10 15 20 25 30 35 40

NSPT (golpes/300mm)

qd (M

Pa)

y = 0,38xR2 = 0,79

012

34567

89

10

0 5 10 15 20 25 30 35 40

NSPT (golpes/300mm)

qd (M

Pa)

Edifício C Edifício D

y = 0,51xR2 = 0,18

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

0 5 10 15 20 25 30 35 40

NSPT (golpes/300mm)

qd (M

Pa)

y = 0,59xR2 = 0,81

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

0 5 10 15 20 25 30 35 40

NSPT (golpes/300mm)

qd (M

Pa)

Edifício E Edifício F

Figura 3.35 - Correlação NSPT x qd para cada edifício - Obra 2

108



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: qd 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 R2 (variou

de 0,75 a 0,86), o que não ocorreu com o edifício C (R2 = 0,62). Para o edifício E o

ajustamento foi muito ruim, com grande dispersão (R2 = 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 Kd 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).


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 (R2 = 0,64), e o

resultado foi

SPTd N56,0q ⋅= (3.9)

109

y = 0,56xR2 = 0,64

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50

NSPT (golpes/300mm)

q d (M

Pa)

Figura 3.36 - Correlação NSPT x qd 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 Kd = 0,61 (Figura 3.37) com um bom ajustamento, dado o

alto valor de R2 (0,93).

y = 0,61xR2 = 0,93

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50

NSPT (golpes/300mm)

qd (M

Pa)

Figura 3.37 - Correlação NSPT x qd 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



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: qd em MPa

3.3.6 Resumo das análises das correlações entre SPT e PD para as 3 obras

Os valores de Kd 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 R2 (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 Kd de 0,45 e 0,47 e

para as análises 1 e 2 (obra 2), com Kd 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 (R2 = 0,64) equivalente às obtidas nas obras 1 e

2. Para a análise 2 (global), os resultados da obra 3 apresentaram a menor dispersão

(R2 = 0,93) dentre todos os resultados das 3 obras analisadas, obtendo-se valor de Kd 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

Kd 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 PesoK

Teórica EnergiaK dd

×= (3.11)

111

Tabela 3.9 - Valores de Kd obtidos nas correlações entre NSPT e qd analisadas para as três obras

Estudo de caso Tipo de análise Kd Coef. de correlação Penetrômetro utilizado linear (R2) 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 Kd médio e a Energia Teórica do ensaio PD para as três obras

Estudo de caso

Valores de Kd considerados

Kd médio

Peso do martelo (Kgf)

Altura de queda (m)

Kd/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 Kd 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 qd

em MPa e NSPT em nº golpes/300mm).

Na obra 1, os valores de Kd 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 Kd 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 NSPT e qd 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

0 1 2 3

Kd = qd/NSPT

Pro

fund

idad

e (m

)

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 1 2 3

Kd = qd/NSPT

Pro

fund

idad

e (m

)

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 1 2 3

Kd = qd/NSPT

Pro

fund

idad

e (m

)

Obra 1 Obra 2 Obra 3

Figura 3.38 - Variação de Kd com a profundidade para as três obras

3.3.7 Análise da equivalência entre qd e qc

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 Kd variando de 0,38 a

0,61 (Tabela 3.9), confirmam os valores previstos por correlações empíricas entre qc e NSPT

(Tabela 2.1), ou seja, confirmam a equivalência entre qd e qc.

113

Um fato observado é que, analisando-se a correlação entre qd e NSPT 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 Kd = 0,45 para o terreno natural e Kd = 0,40 para o terreno

compactado. Isso também foi constatado por Soares (2002) que analisou a correlação entre qc

e NSPT, 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 etapaSS

- 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

S8S9

S10 S11S12

S13

S14

S15

S16 S17

S18S19 S20

S21

S24 S25

S26 S27

S28

S22S23

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 S11S12

S13 S14 S15

S16 S17

S18S19 S20

S21

S24 S25

S26 S27

S28

S22S23

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)

CAFConcreto simples

Pila

r

Sapata

compactada por

e brita (compactação)

Bulbos intermediários (OBRA 1)

Estaca tipo Franki de areia

OBRA 1: cota -5,00 a -5,50mOBRA 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 porestacas tipo FRANKI de areia e brita

por estacas tipo FRANKI de areia e brita

OBRA 1: cota -1,30mOBRA 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

(qdi) e após (qdf) 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 (qdf) 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

PD22PD38

PD42PD40

PD44

PD77PD81 PD87

PD145

PD149PD156

PD286

PD244

PD200PD220

PD222

PD212

PD289

PD291

PD293

PD295

SPV17A

PD17D SPV17C

PD17B

SP3SP2

SP1PD4 PD3

PD1

PD5SP4 PD6

PD2F1 F2

F3

PD198

PD164

CONVENÇÕES:

- Estaca de compactação executada

Si

- Pilar

S1 S2S3

S4

S5

S6 S7

S8S9

S10 S11S12

S13

S14

S15

S16

S17

S18S19

S20 S21

S24 S25

S26S27

S28

S22S23

S29S30


- 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

SP20

SP1

ATERRO: ARGILA ARENOSA, MUITO MOLE A MÉDIA, VARIEGADA0

COTAS (m):

COMPACTA A MUITO COMPACTA, MARROM ESCURA

AREIA ARGILOSA, COM TURFA, FOFA, CINZA ESCURA5

COMPACTA, MARROM E CINZA AMARELADA

55

AREIA FINA E MÉDIA, POUCO A MEDIANAMENTE

AREIA FINA E MÉDIA, FERRUGINOSA, MEDIANAMENTE

10

FINA E MÉDIA,

CINZA CLARACOMPACTA,

NANA

placa vibratóriacompactada porAterro: areia limpa

cota 0,00±0,20m

cota -2,00m cota -1,30m (CAF)

cota -5,00±0,50m


Sapata 1/45

8

5

19

12/15

33

30/3

19/15

21/155

7

11

91/2038/15

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 NSPT, conforme visto

no Capítulo 2. Assim, através dos resultados de NSPT 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 (Cr) tendo sido considerada em todas as proposições a correção do índice NSPT

para a energia padrão de 60% (NSPT,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 (Cr), apresentada na

Figura 4.8 e Tabela 4.3, refere-se à média obtida através dos resultados de NSPT,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 Cr previstos em até 45%. Houve maior concordância entre os métodos de

Skempton (1986) e Yoshida et al. (1988). A correlação entre NSPT e Cr proposta por Yoshida

et al. (1988) forneceu os menores valores e a proposta de Cubrinovski e Ishihara (1999)

forneceu os maiores valores, inclusive com Cr > 100% (profundidade de 1,00 a 1,45m) para

um NSPT,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) Cr (%) Cr (%) Cr (%) Cr (%)

0,00 a 1,00 47 37 35 741,00 a 1,45 70 56 51 1012,00 a 2,45 61 49 44 763,00 a 3,45 84 68 60 964,00 a 4,45 86 70 62 924,45 a 5,00 48 40 37 505,00 a 5,45 105 86 75 106

Compacidade relativa (Cr)

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

Cr >100%, mas nessa profundidade as sondagens SP2 (NSPT = 76 golpes; NSPT,60 = 95 golpes)

e SP4 (NSPT = 44,3 golpes; NSPT,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 Cr 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 Cr entre

125

45% e 55% no primeiro metro e variando entre 50% e 70% até 4,45m. A 5,00m ocorre uma

redução, com Cr 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

0 20 40 60 80 100 120

NSPT,60 (golpes/300mm), Cr (%) P

rofu

ndid

ade

(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 NSPT,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 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110

NSPT,60 (golpes/300mm), Cr (%)

Pro

fund

idad

e (m

)

Nspt,60 médio

Gibbz e Holtz (1957)

Skempton (1986)

0

1

2

3

4

5

6

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110


Prof

undi

dade

(m)

Área 1 - Gibbs e Holtz (1957)Área 1 - Skempton (1986)Área 2 - Gibbs e Holtz (1957)Área 2 - Skempton (1986)Nspt, 60 área 1Nspt, 60 área 2

(a) Geral (b) Área 1 e área 2

Figura 4.9 – Compacidade relativa (Cr) média estimada e NSPT,60 do terreno natural (obra 1)

126

Na terceira análise foram considerados os valores mínimos e máximos da Cr 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 Cr 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) Cr mínima (%) Cr máxima (%) Cr mínima (%) Cr máxima (%)

0,00 a 1,00 21 76 16 601,00 a 1,45 55 82 44 652,00 a 2,45 52 70 42 573,00 a 3,45 50 117 41 954,00 a 4,45 43 108 35 884,45 a 5,00 26 63 21 525,00 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: NSPT o valor obtido com a energia do ensaio

(adotada = 75%), NSPT,60 o valor corrigido para a energia de 60% e (NSPT,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

Cr (%)

Pro

fund

idad

e (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 (Cr) mínima e máxima estimada para o terreno natural (obra 1)

127

Tabela 4.5 - Estimativa do ângulo de atrito diretamente dos resultados de NSPT (obra 1)

Profundidade Godoy (1983) Wolff (1989) Kulhawy e Teixeira (1996) Décourt (2004) ValorMayne (1990) Médio

(m) φ (°) φ (°) φ (°) φ (°) φ (°) φ (°)0,00 a 1,00 30 30 35 25 32 301,00 a 1,45 31 32 41 28 36 342,00 a 2,45 31 31 38 27 34 323,00 a 3,45 34 35 41 32 38 364,00 a 4,45 35 35 43 33 39 374,45 a 5,00 30 30 34 26 32 305,00 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:NSPT é o valor obtido com a energia do ensaio (adotada = 75%);NSPT,60 é o valor corrigido para a energia de 60%;(NSPT,60)1 é o valor corrigido para a energia de 60% e tensão efetiva.

Ângulo de atrito obtido do NSPT*

Outro procedimento para estimar valores do ângulo de atrito foi através da Cr 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 Cr utilizados referem-se à

proposta de Skempton (1986) e os resultados obtidos estão apresentados na Tabela 4.6.

Os valores médios estimados diretamente do NSPT variaram de 25° a 42° e através da

compacidade relativa (Cr) 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) ValorMédio

(m) φ (°) φ (°) φ (°) φ (°) φ (°)0,00 a 1,00 34 32 38 35 351,00 a 1,45 36 37 42 37 382,00 a 2,45 35 35 40 36 373,00 a 3,45 38 41 43 38 404,00 a 4,45 38 42 43 39 414,45 a 5,00 34 33 37 35 355,00 a 5,45 41 49 45 40 44

Nota: *Valores da compacidade relativa (Cr) 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 (°) P

rofu

ndid

ade

(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 (°)

Pro

fund

idad

e (m

)

Meyerhof (1957)De Mello (1971) Bolton (1986)Polido et al. (1999)Média do ângulo de atrito obtido com Cr

(a) Utilizando o NSPT (b) Utilizando a Cr

Figura 4.11 - Ângulo de atrito estimado diretamente do NSPT (a) e através da Cr (b) – Obra 1

4.4.2 Resultados dos testes de verificação com penetrômetros dinâmicos

As resistências dos penetrômetros executados antes (qdi) e após (qdf) 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 (qdi) aumentou de 2 MPa para uma

resistência final (qdf) 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, qdi (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

Resistência inicial (qdi)Envoltória de todos os resultados (qdi)Resistência inicial médiaCota 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 70

Resistência dinâmica de ponta, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

Resistência final (qdf)Envoltória de todos os resultados (qdf)Resistência final médiaCota de assentamento das sapatas (m)

(a) Terreno natural (b) Terreno compactado

Figura 4.12 - Resultados dos penetrômetros executados antes (qdi) e após (qdf) a densificação por estacas

6 testes 31 testes

129

Os aumentos mais significativos ocorreram de 3,50 a 5,00m de profundidade, com valores

médios de qdi em torno de 7 MPa aumentando para 20 a 25 MPa após a compactação. Para os

valores máximos de qdi (cerca de 20 MPa) foram obtidos valores finais (qdf) 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

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (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

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (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 (qdi) e após (qdf) 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 qdi e qdf, 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 qdi e de 30% a

43% para qdf (o solo ficou mais heterogêneo). Entre 3,00 e 4,00m pode-se notar uma redução

significativa na dispersão de qdf, com Cv variando de 35% a 47% enquanto que para qdi 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)Pr

ofun

dida

de (m

)

qdiqdfCAF

0

1

2

3

4

5

6

0 20 40 60 80 100

Coeficiente de variação (%)

Prof

undi

dade

(m)

qdiqdfCAF

(a) (b)

Figura 4.14 - Valores do desvio-padrão (a) e coeficiente de variação (b) dos resultados de penetrômetros executados antes (qdi) e após (qdf) a densificação por estacas (obra 1)

Na Figura 4.15 estão apresentadas as variações das resistências pré e pós-compactação (qdi e

qdf) 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 qdi e qdf 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

5,0Areia 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

Prof

undi

dad e

(m)

0,5

0,00 2015105

Terreno compactado

403530

e qdi 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


7065

Areia concrecioanda

Figura 4.15 - Resultados pré e pós-compactação (qdi e qdf), 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 (qdf) 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 (qdi) e finais (qdf) obtidas com os penetrômetros dinâmicos (obra 1)

Profundidade Melhoramento(m)* Cv Cv relativo médio

Mín. Méd. Máx. Desvio-padrão (%) Mín. Méd. Máx. Desvio-padrão (%) Km 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 1,10,20 a 0,40 1,6 2,4 3,9 0,9 39,9 0,9 2,8 6,6 1,2 44,6 1,20,40 a 0,60 1,2 2,0 3,9 1,0 52,1 0,6 3,4 10,5 2,3 68,8 1,70,60 a 0,80 1,2 1,9 3,9 1,0 56,3 0,6 4,1 12,5 3,2 76,9 2,20,80 a 1,00 1,8 3,0 4,7 1,1 37,7 1,6 6,7 17,6 3,9 58,1 2,21,00 a 1,20 3,5 4,3 5,4 0,8 18,9 2,9 9,9 24,5 4,8 48,9 2,31,20 a 1,40 3,1 4,0 4,7 0,6 14,5 3,8 10,0 20,8 4,0 39,9 2,51,40 a 1,60 1,6 3,8 4,9 1,2 31,7 4,8 9,6 17,6 3,1 31,9 2,51,60 a 1,80 2,4 4,2 5,2 1,0 25,1 3,3 9,7 15,7 2,9 30,3 2,31,80 a 2,00 2,0 3,1 4,0 0,7 23,4 3,2 9,2 18,1 3,5 37,6 2,92,00 a 2,20 2,4 2,8 3,3 0,4 14,4 3,7 9,0 15,7 3,1 34,0 3,22,20 a 2,40 1,8 2,5 3,1 0,5 21,3 2,7 9,4 16,3 3,6 38,5 3,82,40 a 2,60 1,7 2,7 3,2 0,6 23,2 2,3 9,7 22,3 4,1 42,6 3,62,60 a 2,80 2,0 3,1 5,1 1,1 35,1 3,2 11,9 22,9 4,0 33,7 3,92,80 a 3,00 1,6 3,3 4,7 1,1 32,4 4,4 13,3 22,0 4,4 32,7 4,03,00 a 3,20 2,0 4,2 7,1 2,0 47,7 5,3 15,4 29,0 5,4 34,9 3,73,20 a 3,40 2,4 5,7 11,8 3,7 64,7 5,3 18,1 31,5 6,9 38,3 3,23,40 a 3,60 3,9 7,7 16,1 5,0 65,7 5,3 21,5 39,3 8,7 40,6 2,83,60 a 3,80 4,3 9,3 20,4 7,2 76,8 11,0 24,2 62,1 11,4 47,0 2,63,80 a 4,00 3,9 8,8 17,3 6,0 68,8 9,3 24,8 54,2 10,9 43,8 2,84,00 a 4,20 5,5 9,7 16,9 4,6 47,5 5,9 21,8 64,2 12,1 55,4 2,24,20 a 4,40 3,9 9,2 14,9 4,2 45,4 3,8 20,4 65,3 12,7 62,2 2,24,40 a 4,60 3,5 9,2 13,8 3,8 41,9 2,5 19,2 57,0 13,5 70,1 2,14,60 a 4,80 2,4 6,8 12,9 3,7 54,8 3,0 16,1 49,7 9,0 55,8 2,44,80 a 5,00 2,4 4,9 10,6 3,1 64,4 4,0 15,9 49,0 8,9 55,9 3,25,00 a 5,20 2,4 3,5 4,7 1,7 47,15,20 a 5,40 3,9 5,1 6,3 1,7 32,6

Notas: * Profundidade em relação ao nível original do terreno, em metros.Km médio é a razão qdf médio/qdi médio (fator de melhoramento médio)

Penetrômetros iniciais (terreno natural)qdi (MPa) qdf (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 (qdm)

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 Cr 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 (Km) como sendo a relação entre a resistência

final (após densificação) e inicial (antes da densificação) do terreno (Km = qdf/qdi).

Primeiramente, foi analisado o melhoramento relativo (Km) 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 Km foram obtidos entre 2,00 e 3,00m (área 1) com Km médio variando de 2 a 4,5 e entre

2,50 e 3,50m (área 2) com Km médio variando de 5 a 7,5. De 3,50 a 5,00m os valores médios

de Km variaram de 1,5 a 2,5 (área 1) e de 2,5 a 4 (área 2). Observando-se os valores

individuais de Km, verifica-se que em alguns pontos da área 2 (menor compacidade inicial) o

fator Km chegou a 11,5 (Figura 4.16b). Nota-se também que em alguns pontos obteve-se

Km < 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

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Km = qdf/qdi

Pro

fund

idad

e (m

)

CAFÁrea 1Km 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

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Km = qdf/qdi

Pro

fund

idad

e (m

)

CAFÁrea 2Km 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

0 1 2 3 4 5 6 7 8

Km = qdf/qdi

Pro

fund

idad

e (m

)

Km médio - Área 1

Km médio - Área 2

CAF

(a) (b) (c)

Figura 4.16 - Variação do fator Km em cada sapata da área 1 (a) e área 2 (b) e Km 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 qdi e qdf 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 2,71,60 4,1 8,9 2,2 3,7 10,5 2,81,80 4,6 9,2 2,0 4,0 10,3 2,62,00 2,8 8,3 2,9 3,3 10,3 3,12,20 2,5 8,1 3,2 2,9 10,1 3,52,40 1,9 8,2 4,4 2,7 10,9 4,02,60 2,4 8,3 3,5 2,8 11,3 4,02,80 3,9 11,7 3,0 2,6 12,2 4,73,00 4,3 13,6 3,1 2,8 13,0 4,63,20 6,7 16,1 2,4 3,0 14,5 4,93,40 10,2 20,8 2,0 3,4 14,9 4,33,60 13,9 25,5 1,8 4,6 16,6 3,63,80 18,4 28,3 1,5 4,8 19,3 4,04,00 16,5 26,6 1,6 4,9 22,7 4,64,20 15,3 24,1 1,6 7,0 19,0 2,74,40 13,9 23,3 1,7 6,9 16,9 2,54,60 12,4 22,3 1,8 7,6 15,5 2,04,80 9,8 19,4 2,0 5,3 11,8 2,25,00 8,3 18,0 2,2 3,2 13,0 4,1

ÁREA 2ÁREA 1Melhoria relativa do terreno analisada por áreas 1 e 2

0

1

2

3

4

5

6

0 1 2 3 4 5 6

Km = qdf/qdi

Pro

fund

idad

e (m

)

Km médio - área 1Km médio - área 2CAF

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 qdi e qdf 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 (Km médio geral) – Obra 1

Prof.(m) qdi médio qdf médio Km médio

(MPa) (MPa)1,40 4,0 10,0 2,51,60 3,8 9,6 2,51,80 4,2 9,7 2,32,00 3,1 9,2 2,92,20 2,8 9,0 3,22,40 2,5 9,4 3,82,60 2,7 9,7 3,62,80 3,1 11,9 3,93,00 3,3 13,3 4,03,20 4,2 15,4 3,73,40 5,7 18,1 3,23,60 7,7 21,5 2,83,80 9,3 24,2 2,64,00 8,8 24,8 2,84,20 9,7 21,8 2,24,40 9,2 20,4 2,24,60 9,2 19,2 2,14,80 6,8 16,1 2,45,00 4,9 15,9 3,2

Todo o terrenoMelhoria relativa geral do terreno

0

1

2

3

4

5

6

0 1 2 3 4 5 6

Km = qdf/qdi

Prof

undi

dade

(m)

Km médio - geral

CAF

Figura 4.18 - Melhoria relativa geral do terreno (Km 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

qdi, qdf (MPa)Pr

ofun

dida

de (m

)

Área 1 - qdi médioÁrea 1 - qdf médioCAF

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

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

Área 2 - qdi médioÁrea 2 - qdf médioCAF

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

qdi, qdf (MPa)

Prof

undi

dade

(m)

qdi médio - Áreas 1 e 2qdf médio - Áreas 1 e 2CAF

(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 (qdf), 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 qdi = 18 MPa, que

equivale a um NSPT ≈ 38 golpes considerando-se Kd = 0,47 obtido através da correlação

qd = Kd.NSPT para a obra 1 (Tabela 3.9) e na área 2 observa-se qdi = 8 MPa (NSPT ≈ 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 qdi até 5

MPa, obteve-se Km variando entre 1,5 e 7 e chegando a 11,5. Para qdi > 5 MPa houve uma

redução significativa na eficiência do processo de compactação, com a maioria dos valores de

Km ficando entre 1 e 4 (chegando a um máximo de 8, em apenas dois pontos). Com qdi ≥ 10

MPa (NSPT > 21 golpes), Km variou de 1 a 2,5 e nota-se que há uma tendência maior dos

pontos em se aproximarem da unidade (Km = 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 qdi ≥ 13 MPa (NSPT > 27 golpes)

observa-se que há uma redução na resistência do terreno em alguns pontos (Km < 1).

136

Km = 7.qdi-0,5

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

0 5 10 15 20 25

qdi (MPa)

K m =

qdf/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 (Km = qdf/qdi) inversamente proporcional à resistência inicial (qdi), de

forma a obter-se para a obra 1 uma correlação entre qdi e Km cuja tendência pode ser expressa

pela equação 4.1, restrita a valores de qdi ≤ 10 MPa.

didi

dfm q

7qq

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 (qdi ≥ 10 MPa;

NSPT > 21 golpes). Aí ocorre uma redução na eficiência (menores valores do fator Km) 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 (Km < 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 (qdi) e final (qdf) do terreno,

representada pelo fator Km, 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 (Km 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

0 1 2 3 4 5 6 7 8

Fator Km = qdf/qdi

Pro

fund

idad

e (m

)

Km médio - Periferia - Área 1Km médio - Intermediária - Área 1Km médio - Periferia - Área 2Km médio - Central - Área 2CAF

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

2ª3ª

4ª

5ª6ª

- Penetrômetro dinâmico de verificação (pós-compactação)

11 D

14 D

12 D

12 D

10 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 20qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (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

qdi, qdf (MPa)

Prof

undi

dade

(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 qdf 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 qdi variavam de

10 a 18 MPa e obteve-se qdf 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

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

Resistência inicial (qdi)Resistência final (qdf)PD13 (14 a 42 dias)CAFÁrea 1 - qdi médio

Figura 4.24 - Resultados dos penetrômetros antes (qdi) e após (qdf) 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 qdi variando de 4 a 7 MPa passando para um qdf

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

Km 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

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

Resistência inicial (qdi)Resistência final (qdf)PD81 (26 dias)CAFÁrea 2 - qdi médio

Figura 4.25 - Resultados dos penetrômetros antes (qdi) e após (qdf) 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, Km (Figura

4.26a) e da resistência final, qdf (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, Km (Figura

4.27a) e da resistência final, qdf (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

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Km = qdf/qdi

Prof

undi

dade

(m)

PD6 e Média (PD20, PD22, PD24, PD26) - S3 - periferiaPD2 e Média (PD38, PD40, PD42, PD44) - S5 - periferiaCAF

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 10 20 30 40

qdf (MPa)

Prof

undi

dade

(m)

PD6 e Média (PD20, PD22, PD24, PD26) - S3 - periferiaPD2 e Média (PD38, PD40, PD42, PD44) - S5 - periferiaCAF

(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

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Km = qdf/qdi

Prof

undi

dade

(m)

PD3 e PD286 - S29 - periferiaPD3 e Média (PD289, PD291, PD293, PD295) - S30 - periferiaCAF

25 dias9 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 10 20 30 40

qdf (MPa)

Prof

undi

dade

(m)

PD3 e PD286 - S29 - periferiaPD3 e Média (PD289, PD291, PD293, PD295) - S30 - periferiaCAF

(a) (b)

Figura 4.27 - Comparação dos resultados pós-compactação com diferentes defasagens de tempo (área 2)

143

4.4.6 Estimativa do NSPT,final, Cr e φ’ para o terreno compactado, através das

correlações entre NSPT e qd

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 NSPT,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 qd = Kd.NSPT e o fator de melhoramento

Km = qdf/qdi, utilizando-se quatro opções, sendo:

• Opção 1: Utilizando o valor de Kd = 0,47 obtido para o terreno natural (Tabela 3.9);

• Opção 2: Utilizando o valor de Kd = 0,40 obtido para o terreno em processo de

compactação (Tabela 3.9);

• Opção 3: Utilizando o fator de melhoramento obtido para cada profundidade,

Km médio = qdf médio/qdi médio (Tabela 4.9);

• Opção 4: Utilizando um fator de melhoramento médio geral (Km = 2,61), obtido para

todo o terreno através da correlação qdi × qdf.

Portanto, nas opções 1 e 2 os valores de qdf foram convertidos para NSPT através da relação

NSPT, final = qdf/Kd (4.2)

Para as opções 3 e 4 utilizou-se a relação

NSPT, final = NSPT, inicial × Km (4.3)

Os valores de Km médio utilizados (nas respectivas profundidades analisadas) para estimativa

do NSPT final estão informados na Tabela 4.10.

Tabela 4.10 - Valores de NSPT,inicial, qdi, qdf e Km médio utilizados na estimativa do NSPT,final

Iniciais Finais Km médio*Prof. qdi médio qdf médio (qdf/qdi) Prof. NSPT médio inicial(m) (MPa) (MPa) (m) (golpes/300mm)1,4 4,0 10,0 2,5 1 a 1,45 8,32,4 2,5 9,4 3,8 2 a 2,45 6,73,4 5,7 18,1 3,2 3 a 3,45 15,14,4 9,2 20,4 2,2 4 a 4,45 17,05,0 4,9 15,9 3,2 4,45 a 5 5,8

Terreno natural

144

Os resultados do NSPT final estão apresentados na Tabela 4.11 e Figura 4.28, onde se verifica

que o NSPT,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 (NSPT,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 NSPT,final estimados através de correlações (Kd e Km)

Prof. (m) Kd = 0,47 Kd = 0,40 Km médio* = variável Km = 2,61 Valor médio

NSPT, final (opção 1) NSPT, final (opção 2) NSPT, final (opção 3) NSPT, final (opção 4) NSPT, final

1,00 a 1,45 21,4 25,1 20,9 21,6 22,22,00 a 2,45 20,0 23,5 25,8 17,5 21,73,00 a 3,45 38,5 45,3 48,2 39,5 42,94,00 a 4,45 43,4 51,0 37,6 44,4 44,14,45 a 5,00 33,8 39,7 18,8 15,1 26,8Notas:1) Kd é o fator de correlação entre qd e NSPT (qd = Kd.NSPT)2) Km é o fator de melhoramento relativo (Km = qdf/qdi)

Ensaio SPT final (estimado)NSPT 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 (NSPT,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 NSPT,final de 26,8 golpes.

Através do NSPT final médio estimado (pós-compactação) com fatores de correlações (Kd e

Km) obteve-se valores de Cr 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 Cr 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 Cr através do NSPT 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 Cr, 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 10 20 30 40 50 60

qdi , qdf (MPa) - NSPT inicial, NSPT final (golpes/300mm)

Pro

fund

idad

e (m

)

qdi médio

qdf médio

NSPT médioinicialOpção 1

Opção 2

Opção 3

Opção 4

Figura 4.28 - Valores estimados de NSPT pós-compactação através de correlações (Kd e Km)

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 (Kd e Km)

Prof. Tensão (m) efetiva Antes Após Antes Após Antes Após Antes Após

(kN/m2) NSPT NSPT NSPT,60 NSPT,60 Cr (%) Cr (%) φ (°) φ (°)1,45 20,05 8,3 22,2 10,4 27,8 56 92 36 422,45 29,05 6,7 21,7 8,4 27,1 49 88 35 413,45 38,05 15,1 42,9 18,9 53,6 71 119 39 464,45 47,05 17,0 44,1 21,3 55,1 73 117 39 465,45 56,05 5,8 26,8 7,3 33,6 41 89 34 41

Valores médios 58 101 37 43

Ângulo de atritoEnsaio SPTSkempton (1986) Meyerhof (1956)

Compacidade relativaOriginal Corrigido pela energia

146

0

1

2

3

4

5

6

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120

NSPT (golpes/300mm) - φ (°) - Cr (%)

Pro

fund

idad

e (m

)

NSPT médio inicial NSPT médio finalCr inicial Cr finalângulo de atrito inicial ângulo de atrito final

Figura 4.29 - Valores estimados de compacidade relativa (Cr) e ângulo de atrito (φº) para o terreno natural e compactado, utilizando a correlação entre NSPT x qd

Nas Figuras 4.30 e 4.31 estão apresentadas as resistências iniciais (qdi) e finais (qdf) 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

(Cr = 50%, 75% e 100%), que foi uma metodologia usada por Solymar et al. (1986) em

análises semelhantes. Os valores de NSPT pós-compactação foram obtidos dividindo-se os

valores de qdf por 0,40 (NSPT,final = qdf/0,40), conforme valor de Kd 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, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

Cr = 50%

Cr = 75%

Cr = 100%

qdf mínimo

qdf médio

qdf máximo

CAF

Figura 4.30 - Resultados iniciais (qdi) e finais (qdf) com Cr 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, qdf (MPa)

Prof

undi

dade

(m)

Cr = 50%

Cr = 75%

Cr = 100%

qdf mínimo

qdf médio

qdf máximo

CAF

Figura 4.31 - Resultados iniciais (qdi) e finais (qdf) com Cr 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 qdf correspondentes a Cr > 50% e em torno de 100%

para os valores médios de qdf. 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 (Gs) 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, wn (%) 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 (qdf) 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

18AREIA MUITO SILTOSA, MEDIANAMENTE COMPACTA, CINZA AZULADA

30 -14 -

-53 2975

AREIA MUITO ARGILOSA, FOFA, CINZA

15

15,45 15,45

15

cota 0,00m0 00

cota -6,00m

ARGILA SILTOSA, MARINHA, MUITO MOLE, CINZA AZULADA

8,00

- 2952 75n 200PW LL LP

10

Variação dependendo da resistênciaà cravaçãocota -8,00m

10

CINZA CLARA E MARROM

POUCO COMPACTA A

MUITO MOLE, VARIEGADO

MEDIANAMENTE COMPACTA,

TURFA ARENOSA, PRETA TURFA ARENOSA, PRETA

5AREIA MÉDIA E FINA,

ATERRO: SILTE ARGILO-ARENOSO,

NA

5

cota -2,00m cota -1,50m (CAF)

NA

5

620 4 8 qd (MPa)

PD-51SP-52 SP-21B

Sapata

placa vibratória

Aterro: areia limpa compactada por


Figura 4.32 - Perfil típico até 15,45m e profundidade de execução das estacas de compactação (obra 2)

PDV-95

RUA

Edifício FPD-90

PDV-92PDV-94

PDV-93

PDV-85

PDV-91

PDV-82PDV-83

PDV-84

Edifício E

PD40

Edifício C

PDV-43

RU

A

PDV-34

PDV-81PD-80

PDV-35

PDV-73Edifício D

PD70 PDV-75

PDV-74

PDV-31PD30

PDV-33

PDV-32

PDV-44Edifício B

PDV-71

PD41

PDV-42

PDV-55

PD51

PDV-54

PDV-56

PDV-53

PD50PDV-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 (Cr)

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 NSPT,60 (NSPT 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 Cr média variando de 47 a 56% e de 46 a 60%, respectivamente. A proposta de

Gibbs e Holtz (1957) apresentou Cr 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) Cr (%) Cr (%) Cr (%)

1,00 a 1,45 turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa2,00 a 2,45 63 49 463,00 a 3,45 70 52 504,00 a 4,45 72 52 525,00 a 5,45 72 51 526,00 a 6,45 69 47 497,00 a 7,45 85 56 60

Compacidade relativa (Cr)

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

NSPT,60 (golpes/300mm), Cr média (%)

Pro

fund

idad

e (m

)

Gibbs e Holtz (1957)

Skempton (1986)


Nspt,60 médio 4,7

Figura 4.34 - Compacidade relativa média estimada e NSPT,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

Cr também foi observada no estudo de caso para a obra 1 (item 4.4.1).

Verifica-se uma grande variação na Cr 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 Cr para a

mesma profundidade demonstra a heterogeneidade do terreno da obra 2.

Tabela 4.15 - Estimativa da compacidade relativa (Cr) mínima e máxima do terreno natural (obra 2)

Profundidade(m) Cr mínima (%) Cr máxima (%) Cr mínima (%) Cr máxima (%)

1,00 a 1,45 turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa2,00 a 2,45 19 87 15 673,00 a 3,45 34 91 25 674,00 a 4,45 48 94 35 685,00 a 5,45 54 103 38 726,00 a 6,45 29 97 20 667,00 a 7,45 28 137 19 91

Compacidade relativa (Cr)Gibbs e Holtz (1957) Skempton (1986)

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 25 50 75 100 125 150


Pro

fund

idad

e (m

)

Cr mínima

Cr média

Cr máxima

Nspt,60 médio

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100


Pro

fund

idad

e (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 (Cr)

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 NSPT,

cujos resultados estão apresentados na Tabela 4.16.

152

Tabela 4.16 - Estimativa do ângulo de atrito diretamente dos resultados de NSPT (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 arenosa2,00 a 2,45 31 31 38 27 323,00 a 3,45 31 31 39 28 324,00 a 4,45 32 31 38 28 325,00 a 5,45 32 31 38 29 326,00 a 6,45 31 31 36 28 327,00 a 7,45 33 32 40 31 34

*Os valores obtidos do ensaio SPT foram utilizados de acordo com as formulações, onde:NSPT é o valor obtido com a energia do ensaio (adotada = 75%);NSPT,60 é o valor corrigido para a energia de 60%;(NSPT,60)1 é o valor corrigido para a energia de 60% e tensão efetiva.

Ângulo de atrito obtido do NSPT*

Na Tabela 4.17 estão apresentados os valores do ângulo de atrito estimados através da Cr

utilizando as propostas de Meyerhof (1957), De Mello (1971), Bolton (1986) e Polido et al.

(1999), sendo que os valores de Cr referem-se à proposta de Skempton (1986). Os valores

médios estimados diretamente do NSPT variaram de 32° a 34° e através da compacidade

relativa (Cr) 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) ValorMédio

(m) φ (°) φ (°) φ (°) φ (°) φ (°)1,00 a 1,45 turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa turfa arenosa2,00 a 2,45 35 35 40 36 373,00 a 3,45 36 36 40 37 374,00 a 4,45 36 36 39 37 375,00 a 5,45 36 36 39 37 376,00 a 6,45 35 35 38 36 367,00 a 7,45 36 37 40 37 38

Nota: *Valores da compacidade relativa (Cr) 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 (°) P

rofu

ndid

ade

(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 (°)

Pro

fund

idad

e (m

)

Meyerhof (1957)De Mello (1971) Bolton (1986)Polido et al. (1999)Média do ângulo de atrito obtido com Cr

(a) Utilizando o NSPT (b) Utilizando a Cr

Figura 4.36 - Ângulo de atrito estimado diretamente do NSPT (a) e através da Cr (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 (qdi) e após (qdf) 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 (qdf), com os maiores valores

de qdf 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 10 20 30 40 50

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)


Resistência final (qdf)

CAF

Figura 4.37 - Resistências de ponta de penetrômetro dinâmico: iniciais (qdi) e finais (qdf) – Edifício A

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

0 10 20 30 40 50

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

Resistência inicial (qdi)Resistência final (qdf)

CAF

Figura 4.38 - Resistências de ponta de penetrômetro dinâmico: iniciais (qdi) e finais (qdf) – Edifício B

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

0 10 20 30 40 50 60

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)



CAF

Figura 4.39 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (qdi) e finais (qdf) – Edifício C

155

Nos edifícios A, B e C as resistências iniciais (qdi) apresentavam valores médios em torno de

5 MPa (Figura 4.40) e obteve-se, a partir de 2,00m de profundidade, resistências finais médias

(qdf) variando de 10 a 35 MPa.

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

0 10 20 30 40 50 60

qdi, qdf (MPa)Pr

ofun

dida

de (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 (qdi) e finais (qdf) para os edifícios A, B e C

Observa-se (Figura 4.40) que o acréscimo na resistência (qdf) 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 qdf 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 (qdf médio)

foi obtido no edifício C, que também apresentou o maior fator de melhoramento

(Km = qdf/qdi), ou seja, obteve a melhoria relativa mais significativa, com valores de Km

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 10 11 12 13 14 15

Km = qdf/qdi

Prof

undi

dade

(m)

CAFKm (A)Km (B)Km (C)

Figura 4.41 - Variação do fator de melhoramento (Km) 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 (qdf) 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 (qdi) e finais (qdf) referentes aos edifícios D, E e F estão

mostradas nas Figura 4.42 a Figura 4.45 verificando-se que os valores de qdf 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 (qdf) 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 (qdm) 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

0123456789

101112

0 10 20 30 40 50 60

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)



CAF

Figura 4.42 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (qdi) e finais (qdf) – Edifício D

0123456789

101112

0 10 20 30 40 50 60 70 80

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

Resistências iniciais (qdi)Resistências finais (qdf)CAF

Figura 4.43 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (qdi) e finais (qdf) – Edifício E

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

0 10 20 30 40 50 60

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

) Resistência inicial (qdi)


CAF

Figura 4.44 - Resistências de ponta de penetrômetro: iniciais (qdi) e finais (qdf) – Edifício F

158

As resistências iniciais (qdi) 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 (qdf < qdi) provocada pela escavação, mas a partir de

4,00m de profundidade as resistências finais médias (qdf) são crescentes com a profundidade

com valores de qdf variando de 10 a 45 MPa.

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

0 10 20 30 40 50

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (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 (qdi) e finais (qdf) 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 (Km < 1), conforme pode ser visto na Figura

4.46. No entanto, esse baixo valor de Km 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, Km 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

Km = qdf/qdi

Pro

fund

idad

e (m

)Km (D)

Km (E)

Km (F)

CAF

Figura 4.46 - Variação do fator de melhoramento (Km) com a profundidade para os edifícios D, E e F

Comparando-se os valores médios de qdi e qdf (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 qdf 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 qdi 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 (qdf) considerando-se o confinamento

devido ao solo (caso não houvessem escavado o local) adotou-se o fator Cn proposto por

Skempton (1986) para a correção do índice NSPT (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 Cn (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

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

qdi médio

qdf médio

CAF

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

0 5 10 15 20 25 30 35

qdi , qdf (MPa)

Prof

undi

dade

(m)

qdi médio

qdf médio

CAF

(a) Edifícios A, B e C (b) Edifícios D, E e F

Figura 4.47 - Valores médios de qdi e qdf 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

qdi , qdf (Mpa)

Pro

fund

idad

e (m

)

qdi médio

qdf médio

qdf médio corr

Cota de assentamento das sapatas

Figura 4.48 - Valores médios de qdi e qdf (ed. D, E e F) com qdf 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 qdf variaram de 10 a 15 MPa ao longo da camada

arenosa, o que representa um aumento mínimo de duas a três vezes (Km = 2 a 3) na resistência

inicial (qdi), que era em torno de 5 MPa.

161

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

0 10 20 30 40 50 60

qdi, qdf (MPa)P

rofu

ndid

ade

(m)

Resistências iniciais (qdi)Resistências finais (qdf)Envoltória de todos os resultados (qdf)Resistência final médiaCAF

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

0 10 20 30 40 50 60

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

(a) Edifícios A, B, C (b) Edifícios D, E, F

Figura 4.49 - Resultados dos testes executados antes (qdi) e após (qdf) 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 qdf. Os valores mínimos de qdf variaram de 5 a

10 MPa até 8,00m, passando para qdf > 15 MPa a partir daí. Entre 5,00 e 7,00m foram

registrados valores de qdf > 60 MPa, sendo que os valores de qdi 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 (qdf) 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 (Km até 8,5) para qdi até 5 MPa (que é equivalente a um NSPT ≅ 11 golpes

considerando-se o fator de correlação Kd = 0,45, conforme Tabela 3.9). Verifica-se uma

redução na melhoria relativa (Km ≅ 3) para qdi > 7 MPa (NSPT > 15 golpes).

Km = 8.qdi-0,5

0123456789

101112

0 5 10 15

qdi (MPa)

K m =

qdf/q

di

Figura 4.50 - Melhoria relativa (Km) 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 (Km = qdf/qdi) é inversamente proporcional à resistência inicial (qdi). Uma

aproximação para a correlação entre qdi e Km, para valores de qdi < 10 MPa, é dada pela

equação:

didi

dfm q

8qq

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

Km < 1 (Figura 4.46). Esses baixos valores de Km 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

Cn ≅ 1), obteve-se Km 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 (qdf),

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 10 20 30 40 50

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

PDV-43 (periferia)

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

0 10 20 30 40 50

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

Resistência inicial(qdi)Resistência final

PDV-33 (central)

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

0 10 20 30 40 50 60

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

Edifício A Edifício B Edifício C

Figura 4.51 - Resultados pós-densificação (qdf) 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 20 40 60 80 100qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

PDV-85 (periferia)

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

0 10 20 30 40 50 60 70 80

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

PDV-93 (central)

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

0 10 20 30 40 50 60

qdi, qdf (MPa)

Pro

fund

idad

e (m

)

Edifício D Edifício E Edifício F

Figura 4.52 - Resultados pós-densificação (qdf) quanto à concentração de estacas (ed. C, D, E)

164

4.6 Análises de compacidade relativa considerando a equivalência entre qc e qd

para as duas obras

Como as estimativas de Cr através do NSPT apresentaram valores não conclusivos (Cr > 100%)

para as duas obras, fez-se outra tentativa para obtenção de Cr assumindo a equivalência entre

a resistência de ponta do cone (qc) e do penetrômetro dinâmico (qd), Equação 2.9

(WASCHKOWSKI, 1983), usando-se as correlações propostas por Jamiolkowski et al. (1985)

e Kulhawy e Mayne (1990) para o cone (qc), Equações 2.26 e 2.27 respectivamente. Nessas

equações, foram utilizados, ao invés de qc, os valores da resistência de ponta do penetrômetro

(qd). Porém, os resultados também apresentaram Cr > 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 (qc), os resultados obtidos (utilizando-se

qd) 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 20 40 60 80 100 120

Compacidade relativa - Cr (%)

Pro

fund

idad

e (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 - Cr (%)

Pro

fund

idad

e (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 Cr através de qd nas correlações propostas, originalmente, para qc

165

4.7 Resumo e comparação das análises de melhoria relativa do terreno nas duas

obras

Os resultados de melhoria relativa (Km) 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 (Km) 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) Km 5 a 6 vezes o valor inicial (aumentou de 5 para 30 golpes) argamassaGusmão Filho e Gusmão (19 Km 3 a 5 1 a 3 6m areia e britaSoares (2002) Km 3 2,5 a 3,3 2,5 a 3,3 * 5m areia e cimentoSoares e Soares (2002) Km 3 2,7 2,1 3,5 a 5m areia e cimentoGusmão et al. (2002) Km 2,6 a 3,1 1,4 1 4m pó-de-pedra e britaCosta et al. (2004) Km 5 1,5 a 5 1,8 5m areia/pó-de-pedra e britaBicalho e Castello (2004a) Km 2 a 15 1 a 4 1 a 3 1 a 2,5 1 7m areia e britaSoares (2005) Km 4,6 3,8 3,0 1,8 1,1 5m areia e brita/areia e cimentoGusmão et al. (2006) Km 3,3 1,5 6 a 8m argmassaEste trabalho:Obra 1 Km 3 a 12 2 a 8 1,5 a 5 1 a 3 1 a 2,5 5m areia e britaObra 2 (Edifícios A, B, C) Km 3 a 8,5 3 a 8 2 a 6 6m a 8m areia e britaObra 2 (Edifícios D, E, F) Km 3 a 9 2,5 a 9 2 a 5 2 6m a 8m areia e britaNota: Fator de melhoramento = Km = NSPT final/ NSPT inicial * NSPT final absoluto = 50 golpes

NSPT 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 Km. Esses valores foram obtidos usando-se os resultados dos gráficos

apresentados nas Figuras 4.20 e 4.50 para conversão de qdi em NSPT,i (por faixas de intervalos)

usando-se os fatores de correlação entre NSPT e qd (Tabela 3.9) da obra 1 (Kd = 0,40) e obra 2

(Kd = 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 Km (melhoria relativa) para os

166

menores valores de NSPT iniciais. Para Soares (2002), acima de 25 golpes a melhoria alcança

(no máximo) um valor absoluto de NSPT final igual a 50 golpes.

Nas obras 1 e 2 estudadas, observou-se que a melhoria relativa, Km, é função da resistência

inicial do terreno (qdi):

( )didi

dfm qf

qq

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 Km é inversamente proporcional a qdi. Uma relação aproximada para a melhoria

relativa nas duas obras analisadas é dada pelas Equações 4.1 e 4.4, restritas a qdi < 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 qd e NSPT das 3 obras analisadas

O presente trabalho investigou a correlação entre os valores da resistência de ponta (qd) do

ensaio de penetração dinâmica contínua (PD) e o número de golpes (NSPT) 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 NSPT e qd

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 qd em MPa) e para todas as análises obteve-se:

• Para queda de 0,45m e peso de 64 Kg: SPTd N03,043,0q ⋅±=



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 (R2 = 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 (R2) 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 NSPT e a 82% para o qd. 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 (NSPT) são de 15% e 45%, respectivamente (HARR, 1984; KULHAWY, 1992). Para a

resistência de ponta (qc) 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 NSPT

As correlações empíricas relacionadas ao NSPT propostas por Gibbs e Holtz (1957), Skempton

(1986), Yoshida et al. (1988) e Cubrinovski e Ishihara (1999) foram utilizadas para estimativa

da compacidade relativa ,Cr, dos terrenos arenosos investigados neste trabalho. As propostas

de Skempton (1986) e Yoshida et al. (1988) apresentaram resultados mais conservadores

(menores valores de Cr) para os dados analisados.

Independentemente da proposta utilizada na estimativa de Cr do terreno foram obtidos valores

elevados (Cr > 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 Cr 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 Cr

observando-se resultados muito diferentes para um mesmo NSPT 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 Cr 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 NSPT (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 NSPT são métodos indiretos e fornecem

valores aproximados. A imprecisão da estimativa de Cr através do NSPT 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 Cr quantitativamente e Pacheco (1978) já havia

verificado a imprecisão da determinação de Cr por meio de σ’v e NSPT. Críticas semelhantes

são direcionadas às correlações entre φ’ e Cr 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 (qdf) e compacidade relativa (Cr),

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 (qdf) acima de 20 MPa (obra 1) e a partir de 4,00/5,00m com qdf 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 Cr 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 Cr > 90% e resistências elevadas (qdf 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 (Km), dado

pela relação entre a resistência final e inicial (Km = qdf/qdi) é inversamente proporcional à sua

resistência inicial (qdi) para valores de qdi ≤ 10 MPa, sendo aproximada pela função

didi

dfm q

Aqq

K == , com A igual a 7 (obra 1) e 8 (obra 2).

Além do aumento na sua resistência (qdf), após o processo de compactação o terreno tornou-se

mais homogêneo, o que foi constatado pela redução na dispersão dos valores de qdf (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

ALBIERO, J. H. Correlação entre resistência de cone (qc) e resistência à penetração (SPT)

para solos lateríticos. In: IX COBRAMSEF - 9° Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos

e Fundações, Salvador, Bahia. Anais..., v. 2, p. 187-194, 1990.

ALVES, A. M. L.; LOPES, F. R.; ARAGÃO, C. J. G. Proposta de método de projeto de

fundações superficiais em solos granulares melhorados por estacas de compactação. In: SEFE

IV - 4º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia. São Paulo, SP.

Anais..., p. 102-112, 2000.

ANDERSON D. R. et al. Soil improvement: history, capabilities, and outlook. Report of the

Geotechnical Engineering Division, ASCE, New York, February, p. 67-97, 1978.

AOKI, N.; VELLOSO, D. A. S. An approximate method to estimate the bearing capacity of

piles. In: V PANAMERICAN CONFERENCE ON SOIL MECHANICS AND

FOUNDATIONS ENGINEERING, Buenos Aires, Proceedings...v. 1, p. 367-376, 1975.

ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS – ABNT. NBR 12004: Solo -

Determinação do índice de vazios máximo de solos não-coesivos. Rio de Janeiro, 1990.


Determinação do índice de vazios mínimo de solos não-coesivos. Rio de Janeiro,1991.


Ensaio de penetração de cone “in-situ” (CPT). Rio de Janeiro, 1991.

ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS – ABNT. NBR 6484: Execução

de sondagens de simples reconhecimento dos solos (SPT): método de ensaio. Rio de Janeiro,

2001.

ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS – ABNT. NBR-6122: Projeto e

execução de fundações. Rio de Janeiro, 1996.

AVALLE, D. L.; CARTER J. P., Evaluating the improvement from impact rolling on sand.

In: 6th INTERNATIONAL CONFERENCE ON GROUND IMPROVEMENT

TECHNIQUES, Coimbra, Portugal. Proceedings…, p. 153-160, 2005.

175

ÁVILA, S. P. de; CONCIANI, W. Previsão de capacidade de carga de solos através de

correlação de dados obtidos com o cone dinâmico (DPL). In: XIII COBRAMSEG - 13°

Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Geotecnia, Curitiba, PR. Anais..., 2006.

BARKSDALE, R.D.; TAKEFUMI, T. Design, construction and testing of sand

compaction piles. Deep foundation improvements: design, construction and testing. ASTM

STP 1089, Melvin I. Esrig and Robert C. Bachus, Eds., ASTM, Philadelphia, p. 4-17, 1991.

BASORE, C. E.; BOITANO, J. D. Sand densification by piles and vibroflotation. Journal of

Soil Mechanics and Foundations Division, ASCE, v. 95, SM6, p. 1303-1323, 1969.

BAXTER, C. D. P.; MITCHELL, J. K. Experimental study on the aging of sands. Journal

of Geotechnical and Geoenviromental Engineering, ASCE, v. 130, p. 1051-1062, 2004.

BELINCANTA, A.; CINTRA, J.C.A. Fatores Intervenientes em variantes do método

ABNT para execução do SPT. Solos e Rochas, São Paulo, v. 21, n. 3, p. 119-133, 1998.

BELINCANTA, A.; BRANCO, C. J. M da C. Discussão sucinta sobre fatores intervenientes

no SPT brasileiro. In: GEOSUL’2002 - III Simpósio de Prática de Engenharia Geotécnica da

Região Sul, Joinvile, SC. Anais..., pág. 177-186, 2002.

BICALHO, K. V.; CASTELLO, R. R. Melhoramento de solos arenosos fofos por estacas de

compactação. In: SEFE V - 5º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais, São Paulo.

Anais..., p. 300-307, 2004.

BICALHO, K. V.; CASTELLO, R. R.; POLIDO, U. F. Improvement of loose sand with

clayey bands by sand columns. ASCE Geotechnical Special Publication 116, v. 2, p. 1166-

1173, 2002.

BICALHO, K. V.; CASTELLO, R. R.; D’ANDREA, R. The densification of loose sand

using compaction piles. In: FIFTH INTERNATIONAL CONFERENCE ON CASES

HISTORIES IN GEOTECHNICAL ENGINEERING, New York, NY, USA. Proceedings…,

2004.

BICALHO, K. V.; CASTELLO, R. R.; MORAES, M. L. Contribuição ao estudo de

melhoramento de solos arenosos fofos por estacas de compactação. In: 9º CONGRESSO

176

NACIONAL DE GEOTECNIA, Aveiro, Portugal. Anais..., v. III, Casos de Obra, p. 177-184,

2004a.

BICALHO, K. V.; CASTELLO, R.R.; MORAES, M. L. Loose sandy soil densification by

compaction piles. In: 6th INTERNATIONAL CONFERENCE ON GROUND

IMPROVEMENT TECHNIQUES, Coimbra, Portugal. Proceedings…, p. 169-176, 2005.

BOLTON, 1986. [S.I.]

BOWLES, J. E. Foundation analysis and design. 5th ed. USA: McGraw Hill Companies,

1996.

BROMS, B. B. Precast piling practice. London: Thomas Telford Ltd, 1981.

BUREC - BUREAU OF RECLAMATION. Earth manual. 2nd ed. EUA: Government

Printing Office, 1974.

BURMISTER, D. M. The importance and pratical use of relative density in soil mechanics.

Proc. Symp. ASTM 48, p. 1249-1268, 1948.

CASTELLO, R. R. Obras de terra. Vitória, ES: Centro Tecnológico-UFES, 1997b.

CASTELLO, R. R. Resistência ao cisalhamento. Vitória, ES: Centro Tecnológico-UFES,

1997a.

CASTELLO, R. R. Geotécnica. Vitória, ES: Centro Tecnológico-UFES, 1998.

CASTELLO, R. R.; POLIDO, U. F. Densificação de areia com rolo vibratório para fundação

direta. In: VII COBRAMSEF – 7° Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Engenharia

de Fundações, Olinda, Recife, PE. Anais..., 1982.

CASTELLO, R. R.; POLIDO, U. F. Algumas características de adensamento das argilas

marinhas de Vitória-ES. In: VIII COBRAMSEF – 8° Congresso Brasileiro de Mecânica dos

Solos e Engenharia de Fundações, Porto Alegre, RS. Anais..., 1986.

CASTELLO, R. R.; POLIDO, U. F. Tentativa de sistematização geotécnica dos solos

quaternários de Vitória, ES. In: DEPÓSITOS QUATERNÁRIOS DAS BAIXADAS

177

LITORÂNEAS BRASILEIRAS: ORIGEM, CARACTERÍSTICAS GEOTÉCNICAS E

EXPERIÊNCIAS DE OBRAS. Rio de Janeiro, RJ: ABMS. Anais..., v. 2, p. 3.1-3.23, 1988.

CASTELLO, R. R.; POLIDO, U. F. Comunicação pessoal. Vitória, ES, Centro

Tecnológico-UFES, 1994.

CASTELLO, R. R.; POLIDO, U. F. Investigação geotécnica. Vitória, ES: Centro


CASTELLO, R. R.; POLIDO, U. F.; BICALHO, K. V.; RIBEIRO, R. C. H. Recalques

observados de sapatas em solos terciários de São Paulo. Solos e Rochas, São Paulo, v. 24, n.

2, 2001.

CATÁLOGO TÉCNICO E MANUAL DAS ESTACAS FRANKI [S.I.].

CAVALCANTE, E. H. Investigação teórico-experimental sobre o SPT. Tese de

Doutorado, Rio de Janeiro, COPPE/UFRJ, 2002.

CINTRA, J. C. A.; AOKI, N.; ALBIERO, J. H. Tensão admissível em fundações diretas.

São Carlos, SP: ed. RiMa, 2003.

CORDEIRO, D. D. Obtenção de parâmetros geotécnicos de areias por meio de ensaios de

campo e de laboratório. Dissertação de mestrado. Universidade Federal do Espírito Santo,

Vitória, ES, 2004.

COSTA, G. C.; OLIVEIRA, J. T. R. de.; SANTOS, E. H. Estudo de seis casos de

melhoramento de terrenos com estacas de compactação na região metropolitana do Recife. In:

SEFE V - 5º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais, São Paulo. Anais..., p. 145-

153, 2004.

COSTA NETO, P. L. de O. Estatística. São Paulo: Edgard Blucher Ltda, 1977.

CUBRINOVSKI, M.; ISHIHARA, K. Empirical correlation between SPT N-values and

relative density for sandy soils. Soils and Foundations, v. 39, n. 5, p. 61-92, 1999.

CUBRINOVSKI, M.; ISHIHARA, K. Maximum and minimum void ratio characteristics of

sands. Soils and Foundations, v. 42, n. 6, p. 65-78, 2002.

178

DANZIGER, B. R.; VELLOSO, D. de A. Correlações entre SPT e os resultados dos ensaios

de penetração contínua. In: VIII COBRAMSEF - 8º Congresso Brasileiro de Mecânica dos

Solos e Engenharia de Fundações, Porto Alegre, RS. Anais..., p. 103-113, 1986.

DAS, BRAJA M. Fundamentos de engenharia geotécnica. Tradução da 6. ed. norte-

americana, São Paulo: Thomson Learning, 2007.

DE MELLO; V. E. B. The standard penetration test - state-of-the-art report. In: IV

PANAMERICAN CONFERENCE ON SOIL MECHANICS AND FOUNDATION

ENGINEERING, Puerto Rico. Proceedings… v.1, p. 1-86, 1971.

DE MIO, G. Condicionantes geológicos na interpretação de ensaio de piezocone para

identificação estratigráfica na investigação geotécnica e geoambiental. Tese de doutorado.

UFSC, Universidade Federal de São Carlos, São Carlos, São Paulo, 2005.

DÉCOURT, L. The standard penetration test - state-of-the-art report. In: XII

INTERNATIONAL CONFERENCE ON SOIL MECHANICS AND FOUNDATION

ENGINEERING, RIO DE JANEIRO, Proceedings… v. 4, p. 2405-2416, 1989.

DÉCOURT, L. Parâmetros do solo para projetos de fundações. In: SEFE V - 5º Seminário de

Engenharia de Fundações Especiais, São Paulo. Anais..., p. 319-329, 2004.

EMBRAPA. Levantamento de Reconhecimento dos Solos do Estado do Espírito Santo.

Boletim Técnico. Rio de Janeiro, n. 45, 1978.

GIBBS, H. J.; HOLTZ, W. G. Research on determining the density of sands by spoon

penetration testing. In: IV INTERNATIONAL CONFERENCE ON SOIL MECHANICS

AND FOUNDATION ENGINEERING, Londres, Proceedings… v. 1, p. 35-39, 1957.

GODOY, N. S. Estimativa de capacidade de carga de estacas a partir de resultados de

penetrômetro estático. Palestra. Escola de Engenharia de São Carlos, USP, SP, 1983.

GREENWOOD, D. A.; THOMSON, H. G. Ground stabilization: deep compaction,

grouting, ICE construction work guides. Inglaterra: Thomas Telford Ltda, 1984.

GUSMÃO FILHO, J. A. Prática de fundações nas capitais nordestinas. In: VII COBRAMSEF

– 7° Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Engenharia de Fundações, Olinda, Recife,

PE. Anais..., p. 189-195, 1982.

179

GUSMÃO FILHO, J. A.; GUSMÃO, A. D. Estudo de casos de fundações em terrenos

melhorados. In: X COBRAMSEF - 10° Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e

Fundações, Foz do Iguaçu, PR. Anais..., v.1, p. 192-198, 1994.

GUSMÃO A. D.; PACHECO J. L.; GUSMÃO FILHO, J. de A. Caracterização tecnológica

de estacas de compactação para fins de melhoramento de terrenos. In: XII COBRAMSEG -

12° Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Geotecnia, São Paulo, SP. Anais..., 2002.

GUSMÃO A. D.; GUSMÃO FILHO, J. A; MAIA, G. B.; PITTA, H. F. Desempenho de

fundações de tanques de armazenamento de combustíveis em terreno melhorado com estacas

de compactação. In: XIII COBRAMSEG - 13.° Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e

Geotecnia, Curitiba, PR. Anais..., 2006.

HACHICH, W. et al. Fundações: teoria e prática. São Paulo: Ed. Pini Ltda, 1996.

HARR, M. E. Reliability-based design in civil engineering. Henry M. Shaw Lecture,

Department of Civil Engineering, North Carolina State University, Raleigh, NC, 68 p.

HOLTZ, R. D.; KOVACS, W. D. An introduction to geotechnical engineering, Prentice

Hall, 1981.

ISSMFE (International Society for Soil Mechanics and Foundation Engineering). Report of

the ISSMFE - Technical Committee on Penetration Testing of Soils - TC 16. Reference to

Test Procedures CPT-SPT-DP-WST. Suécia: Sewdish Geotechnical Institute Information,

n. 7, 1989.

JAMIOLKOWSKI, M., LADD, C. C., GERMAINE, J. T.; LANCELLOTTA, R. New

developments in field and laboratory testing of soils. In: XI ICSMFE (International

Conferences on Soil Mechanics and Foundation Engineering), 1985, San Francisco. Rotterdã:

A. A. Balkema. Proceedings… v. 1, p. 57-153, 1985.

KO, H.; DAVIDSON, L. W. Bearing Capacity of footing in plane strain. Journal of the Soil

Mechanics and Foundations Division, ASCE, v. 99, n. SM1, p. 1-23, 1973.

KULHAWY, F. H.; MAYNE, P. W. Manual on estimating soil properties for foundation

design. Final report (EL-6800) submitted to Eletric Research Intitute (EPRI), Palo Alto,

California, 1990.

180

KULHAWY, F. H. On the evaluation of soil properties. ASCE, Geotechnical Special

Publication, n. 31, p. 95-115, 1992.

LADE , P. V.; LIGGIO, C. D.; YAMAMURO, J. A. Effects of non-plastic fines on minimum

and maximum void ratios of sand. Geotechnical Testing Journal, ASTM, v. 21, n. 4, p. 336-

347, 1988.

LAMBE, T. W.; WHITMAN, R. V. Soils Mechanics. Massachusetts, USA: John Wiley and

Sons, Inc., 1969.

LEE, K. L.; SEED, H. B. Drained strength characteristics of sands. Journal of the Soil

Mechanics and Foundations Engineering, ASCE, v. 93, n. SM5, p. 117-142, 1967.

LIAO, S.; WHITMAN, R. V. Overburden correction factor for SPT in sand. Journal of

Geotechnical Engineering, ASCE, v. 112, n. 3, p. 373-377, 1986.

LO, K. W.; OOI, P. L.; LEE, S. Dynamic replacement and mixing of organic soils with sand

charges. Journal of Geotechnical Engineering Division, ASCE, v. 116, n. 10, Oct., p. 1463-

1482, 1990.

LOBO, A. S; FERREIRA, C. V.; ALBIERO, J. H.; MARTINS, A. G. R. Penetrômetro

portátil – novas correlações. In: SEFE III - 3º Seminário de Engenharia de Fundações

Especiais e Geotecnia. São Paulo, SP. Anais... p. 89-94, 1996.

MARTIN, L. Mapeamento geológico ao longo da costa brasileira. In: SIMPÓSIO SOBRE

DEPÓSITOS QUATERNÁRIOS DAS BAIXADAS LITORÂNEAS BRASILEIRAS:

ORIGEM, CARACTERÍSTICAS GEOTÉCNICAS E EXPERIÊNCIAS DE OBRAS.

Anais... Rio de Janeiro, RJ: ABMS, v. 1, p. 2.1-2.29 , 1988.

MARTINS, J. B.; MIRANDA, T. F. S. Ensaios de penetração nos solos graníticos da região

norte de Portugal. Algumas correlações. Universidade do Minho, Dep. de Engenharia Civil,

Guimarães, Portugal. Engenharia Civil – UM, n. 17, p. 5-20, 2003.

MESRI, G.; FENG, T. W.; BENAK, J. M. Postdensification penetration resistance of clean

sands. Journal of Geotechnical Engineering, ASCE, v. 116, n. 7, p. 1095-1115, 1990.

MEYERHOF, G. G. Discussion on research on determining the density of sands by spoon

penetration testing. In: IV ICSMFE, 1957, London. Proceedings…, v. 3, p. 110, 1957.

181

MIGUEL, M. G. et al. Caracterização geotécnica do solo laterítico de Londrina/PR por meio

de ensaios dinâmico e estático. In: 11º Congresso Brasileiro de Geologia de Engenharia

Ambiental, ABGE. Anais... Florianópolis, Santa Catarina, p. 1830-1844, 2005.

MITCHELL, J. K. In-place treatment of foundation soils. Journal of the Soil Mechanics and

Foundations Division, ASCE, v. 96, SM 1, p. 73-110, 1970.

MITCHELL, J. K. Soil Improvement: state-of-the-art report. In: X INTERNATIONAL

CONFERENCE ON SOIL MECHANICS AND FOUNDATIONS ENGINEERING.

Stockholm. Proceedings…, v. 4, p. 509-565, 1981.

MITCHELL, J. K.; GUZIKOWSKI, F.; VILET, W. C. B. The measurement of soil properties

in situ, present methods – their applicability and potential. U. S. Dept. of Energy Report,

Dept. of Civil Engineering. Berkeley: Univ. of California, 1978.

MITCHELL, J. K.; SOLYMAR, Z. V. Time-dependent strength gain in freshly deposited or

densified sand. Journal of Geotechnical Engineering, ASCE, v. 110, n. 11, p. 1559-1576,

1984.

MONDELLI, G.; DE MIO, G.; GIACHETI, H. L. Investigação do subsolo com o piezocone

em um perfil de solo tropical areno-argiloso. In: SEFE V - 5º Seminário de Engenharia de

Fundações Especiais, São Paulo. Anais..., p. 464-474, 2004.

NILSSON, T. U. O penetrômetro portátil DPL Nilsson. In: SEFE V - 5º Seminário de

Engenharia de Fundações Especiais, São Paulo. Anais..., p. 540-550, 2004.

NORDLUND, R. L. Dynamic formula for pressure injected footings. Journal of the

Geotechnical Engineering, ASCE, v. 108, n. 3, p. 419-437, 1982.

ODEBRECHT, E.; ROCHA, M. M.; BERNARDES, G. de P., SCHNAID, F. Medidas de

energia no ensaio SPT. In: GEOSUL’2002 - III Simpósio de Prática de Engenharia

Geotécnica da Região Sul, Joinvile, SC. Anais..., pág. 187-196, 2002.

PACHECO, E. D. Estudo da resistência ao cisalhamento e densidade relativa das areias e

correlações com o SPT. 1978. Dissertação de Mestrado. COPPE-UFRJ, Rio de Janeiro,

1978.

182

PASSOS, P. G. de O; BEZERRA, R. L.; GUSMÃO, A. D.; CAVALVANTE, E. H.

Avaliação da resistência e deformabilidade de solos melhorados com estacas de areia e brita.

In: XII COBRAMSEG – 12° Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Geotecnia,

Curitiba, Paraná. Anais..., 2002.

PECK, R. B.; HANSON, W. E.; THORNBURN, T. H. Foundation Engineering. 2nd ed.

Nova York: Wiley, 1974.

PMV (Prefeitura Municipal de Vitória). Localização. Disponível em:

<http://www.es.gov.br/site/Espirito_santo/infos_gerais.asp> Acesso em: 02 jan. 2008.

POLIDO, U. F; CASTELLO, R. R. Densificação de areia com rolo vibratório para fundação

direta. In: VII COBRAMSEF - Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Fundações,

Olinda, Recife, PE. Anais..., 1982.

POLIDO, U. F; CASTELLO, R. R. Investigação Geotécnica. 2 ed. rev., Vitória, ES: Centro


POLIDO, U. F; LIMA, G. P.; CASTELLO, R. R.. Características geotécnicas de areias da

Grande Vitória. Relatório final de pesquisa. Centro Tecnológico-UFES, 1999.

POLITANO, C. F., DANZIGER, F. A. B.; DANZIGER, B. R. Correlações entre resultados

de CPT e SPT em solos residuais. Solos e Rochas. São Paulo, v. 24, n.1, p. 55-71, 2001.

RAMASWANY, S. R., DAULAH, I. U.; HAZAN, Z. Pressurometer correlations with

Standard Penetration Tests. Proceedings…, 2nd ESOPT: European Symposium on

Penetration, Amsterdam, v. 1, p. 137-142, 1982.

ROBERTSON, P. K., CAMPANELLA, R. G.. WIGHTMAN, A. SPT-CPT correlations.

Journal of Geotechnical Engineering Division, ASCE, v. 109, n. 11, p. 1449-1459, 1983.

ROBERTSON, P. K.; CAMPANELLA, R. G. Interpretation of cone penetrometer test. Part I:

Sand. Canadian Geotechnical Journal, v. 20, n. 4, p. 718-733, 1983.

ROBINSKI, E. I.; MORRISON, C. F. Sand displacement and compaction around model

friction piles. Canadian Geotechnical Journal, March, p. 81-93, 1964.

SAITO, A. Characteristics of penetration resistance of a reclaimed sandy deposited an their

change through vibratory compaction. Soils and Foundations, v. 17, n. 4, p. 32-43, 1977.

http://www.es.gov.br/site/Espirito_santo/infos_gerais.aspx#localizacao

183

SANGLERAT, G. The penetrometer and soil exploration. 2nd ed., Amsterdam: Elsevier

Scientific Publishing Company, v. 1, 1972.

SCHMERTMANN, J. H. Measurement of in situ shear strength. In: SPECIALTY

CONFERENCE ON IN SITU MEASUREMENT OF SOIL PROPERTIES. ASCE.

Proceedings… v. 2, p. 57-138, 1975.

SCHMERTMANN, J. H. Guidelines for Cone Penetration Test – Performance and

Design. U. S. Department of Transportation – Federal Highway Administration. Washington,

July 1978.

SCHMERTMANN, J. H. Discussão sobre “Time-dependent strength gain in freshly deposited

or densified sand” por Mitchell e Solymar. Journal of Geotechnical Engineering, ASCE, v.

113, n. 2, p. 171-176, 1987.

SCHMERTMANN, J. H. The mechanical aging of soils. Journal of the Geotechnical

Engineering, ASCE, v. 117, n. 9, p. 1288-1331, 1991.

SCHMERTMANN, J. H.; PALACIOS, A. Energy dynamics of SPT. Journal of

Geotechnical Engineering Division, ASCE, New York, v. 105, n. GT8, p. 909-926, Aug.,

1979.

SCHNAID, F. Ensaios de campo e suas aplicações à engenharia de fundações. São Paulo:

Oficina de Textos, 2000.

SEED, H. G. Soil liquefaction and cyclic mobility evaluation for level ground during

earthquakes. Journal of the Soil Mechanics and Foundations Division, ASCE, v. 105, GT2,

p. 201-255, 1979.

SEED, H. G.; IDRISS, I. M. Simplified procedure for evaluating soil liquefaction potential,

Journal of the Soil Mechanics and Foundations Division, ASCE, vol. 97, SM 9, Sept, p.

1249-1273, 1971.

SILVA, D. F. da; MIGUEL, M. G.; BELINCANTA, A. Estudo preliminar de estimativa de

capacidade de carga de estacas através de ensaios DPL e DPSH em Londrina/Pr. In: XIII

COBRAMSEG - 13° Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Geotecnia, Curitiba, PR.

Anais..., 2006.

184

SKEMPTON, A. W. Standard penetration test procedures and the effects in sands of

overburden pressure, relative density, particle size, ageing and overconsolidation.

Géotechnique, v. 36, n. 3, p. 425-447, 1986.

SOARES, Wilson C., Estacas de compactação para melhoria de solo. Dissertação de

mestrado. UFSC, Universidade Federal de São Carlos, São Carlos, São Paulo, 2002.

SOARES, V. B.; SOARES, W. C. Método para previsão do aumento da capacidade de carga

de solos arenosos do litoral nordestino, após compactação do mesmo com estacas de areia. In:

XII COBRAMSEG – 12° Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Geotecnia. São

Paulo. Anais..., v. 3, p. 1427-1436, 2002.

SOARES, V. B.; SOARES, W. C. Estacas de compactação: melhoramento de solos

arenosos com estacas de compactação. 2004.

SOARES, Wanessa C. Análise de recalques de edifícios em solos melhorados com estacas

de compactação. Dissertação de Mestrado. Dissertação de mestrado. UFSC, Universidade

Federal de São Carlos, São Carlos, São Paulo, 2005.

SOARES, Wanessa C.; CINTRA, J. C. A. SOARES, V. B. Análise de recalques de edifícios

em solos melhorados com estacas de compactação. In: XIII COBRAMSEG – 13° Congresso

Brasileiro de Mecânica dos Solos e Geotecnia. Curitiba, PR. Anais..., 2006.

SOLYMAR, Z. V.; SAMSUDIN; OSELLAME, J.; PURNOMO, B. J. Ground improvement

by compaction piling. Journal of the Geotechnical Engineering, ASCE, v. 112, n.12, p.

1069-1083, 1986.

SOUZA, C. R. de G., et al. Quaternário do Brasil. Associação Brasileira de Estudos do

Quaternário. São Paulo, SP: ed. Holos, p. 102-104, 2005.

SOWERS, G. F. Introductory soil mechanics and foundations: geotechnical engineering.

4th ed. New York: Macmillan, 1979.

STANICHEVSKY, M.; DENIS, D.; CABALLERO, A. Dynamic light cone penetration

(DCP) evaluation for geotechnical applications. In: 12th PANAMERICAN CONFERENCE

ON SOIL MECHANICS AND GEOTECHNICAL ENGINEERING - 39TH U.S. ROCK

185

MECHANICS SYMPOSIUM. Cambridge, Massachusetts, USA: P. J. Culligan, H. H.

Einstein and A. J. Whittle. Proceedings… v. 1, p. 429-434, 2003.

SUGUIO K. Geologia do quaternário e mudanças ambientais: passado + presente =

futuro? São Paulo: Paulo’s Comunicação e Artes Gráficas, 1999.

TEIXEIRA, A. H. Projeto e execução de fundações. In: SEFE III - 3º Seminário de

Engenharia de Fundações Especiais, São Paulo. Anais..., v. 1, p. 33-50, 1996.

TEIXEIRA, A. H. Análise, projeto e execução de fundações rasas. In: Hachich et al.

(editores). Fundações: teoria e prática. São Paulo: ed. Pini, cap. 7, p. 227-264,1996a.

TERZAGHI, K.; PECK R. B; GHOLAMREZA, M. Soil mechanics in engineering practice.

First edition in 1948.Third edition, New York: John Wiley and Sons, Inc. 1996.

TRICHÊS, G.; DAL PAI, C. M. Estudo da repetibilidade do penetrômetro dinâmico de cone

na avaliação da resistência de solos compactados. In: XIII COBRAMSEG – 13° Congresso

Brasileiro de Mecânica dos Solos e Geotecnia, Curitiba, PR. Anais..., 2006.

TSHUA. C. H. C. Utilização de penetrômetro manual em solo colapsível e comparação

com resultados de provas de carga em placa e em sapata. Dissertação de Mestrado, Escola

de Engenharia de São Carlos, USP, SP, 2003.

VAN IMPE, W. F. V. Soil improvement techniques and their evolution. Rotterdam: A. A.

Balkema, 1989.

VELLOSO, D. A.; LOPES, F. R. Fundações. 2. ed. Rio de Janeiro: COPPE-UFRJ, v. 1,

1997.

VELLOSO, D. A.; LOPES, F. R. Fundações. Rio de Janeiro: COPPE-UFRJ, v. 2, 2002.

VILLET, W. C.; MITCHELL, J. K. Cone resistance, relative density and friction angle. In:

CONE PENETRATION TESTING AND EXPERIENCE SYMPOSIUM, ASCE,

Proceedings…, St. Louis, MO, p. 178-208., 1981.

WASCHKOWSKI, E. Le Pénétromètre Dynamique. Bulletin de Liaison des Laboratoires

des Ponts et Chaussées, n. 125, p. 95-103, 1983.

186

WOLFF, T. F. Pile capacity prediction using parameter functions. In: PREDICTED AND

OBSERVED AXIAL BEHAVIOR OF PILES, RESULTS OF A PILE PREDICTION

SYMPOSIUM. Evanston, 111, jun. 1989, ASCE Geotechnical Special Publication, n.23, p.

96-106, 1989.

YOSHIDA, I.; IKEMI, M.; KOKUSHO, T. Empirical formulas of SPT blow counts for

gravelly soil. In: I ISOPT, 1988. Proceedings… v. 1, p. 381-387, 1988.

YOUD, T. L. Factors controlling maximum and minimum densities of sands, ASTM-

STP, Relative density involving cohesionless soils, Eds. E.T. Selig and R.S. Ladd, p. 98-112,

1973.

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:

0vV

sV

tV

s

v0 V

Ve 0= (A)

estvv VVV0f

−=

sV

tV

s

est0f

s

estvf V

Vee

VVV

e 0 −=∴−

= (B)

De (A): 0

ts0

s

t

s

t

s

st

s

v0 e1

VVe1

VV

1VV

VVV

VV

e 0

+=∴+=∴−=

−== (C)

(C) em (B): )e1(

eeVV

)e1(VV

e

e1VV

eVV

ee0

f0

t

est0

t

est0

0

t

est0

s

est0f +

−=∴+⋅−=

+

−=−= (D)

Sabe-se que: H4DV

2

est ⋅⋅π

= (E) e HsV 2t ⋅= (F)

Assim: 0

f02

2

e1ee

Hs

H4D

+−

=⋅

⋅⋅π

∴f0

02

2

eee1

4Ds

−+

×⋅π

= ∴f0

02

eee1

4Ds

−+

×⋅π

= ou

f0

0

eee1

2Ds

−+

×π×=

s s

H

Estaca de volume Vest

s s

H

Volume de solo, Vt

189

sendo, s o espaçamento entre estacas; e0 o índice de vazios inicial da areia (antes da

compactação), ef 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 Cr (inicial e final) e para os

índices de vazios (emáx e emín). Considerando-se o exemplo para uma areia sub-angular,

uniforme:

a) Situação Inicial: Cr = 30% emáx = 0,85

b) Situação Final: Cr = 70% emín = 0,45

Sabe-se que a compacidade relativa (Cr) é dada por:

mínmáx

natmáxr ee

eeC

−−

= ∴ )ee(Cee mínmáxrmáxnat −×−=

)45,085,0(Cr85,0enat −×−= ∴ 40,0C85,0e rnat ×−=

Para Cr = 30%: 40,030,085,0enat ×−= ∴ 73,0enat = = e0

Para Cr = 70%: 40,070,085,0enat ×−= ∴ 57,0enat = = ef

Assim:

f0

0

eee1

2Ds

−+

×π×= ∴57,073,0

73,012Ds

−+

×π= ∴ D9,2s ×= (malha quadrada)

e D13,3D9,208,1s ×=××= (malha triangular)

190

7.2 Anexo B: Obra 1

191

RU

A

SP3 SP2SP1PD4 PD3

PD1

PD5

SP4

PD6 PD2

F1 F2 F3

LIM

I TE

DO

TER

REN

O (3

4,45

m)



LIM

ITE

DO T

ERRE

NO (4

080m

)

RUA

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


194


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 88,71,00 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 23,82,00 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 22,33,00 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 56,64,00 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 52,64,45 a 5,00 1,5 9,0 7,0 1,5 5,8 9,0 3,9 66,65,00 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 81,96,00 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 80,67,00 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 44,28,00 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 46,49,00 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 51,311,00 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 52,812,00 a 12,45 1,9 4,0 19,0 2,0 4,0 5,0 4,0 1,9 5,7 19,0 6,0 104,913,00 a 13,45 2,0 20,0 64,0 4,0 2,0 3,0 34,6 2,0 18,5 64,0 23,5 127,214,00 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 53,415,00 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 34,016,00 a 16,45 95,0 88,0 100,0 64,3 64,3 86,8 100,0 15,8 18,217,00 a 17,45 39,0 68,0 74,0 50,0 39,0 57,8 74,0 16,1 27,918,00 a 18,45 10,0 22,0 14,0 4,0 4,0 12,5 22,0 7,5 60,419,00 a 19,45 2,0 4,0 4,6 5,0 2,0 3,9 5,0 1,3 34,220,00 a 20,45 2,0 4,0 4,0 4,0 2,0 3,5 4,0 1,0 28,621,00 a 21,45 4,0 4,0 4,0 4,0 4,0 0,0 0,022,00 a 22,45 4,0 6,0 4,0 5,0 6,0 1,4 28,323,00 a 23,45 6,0 6,0 6,0 6,0 6,0 0,0 0,024,00 a 24,45 6,0 6,0 6,0 6,0 6,0 0,0 0,025,00 a 25,45 13,0 20,0 13,0 16,5 20,0 4,9 30,026,00 a 26,45 17,0 17,0 17,0 17,027,00 a 27,45 2,0 2,0 2,0 2,028,00 a 28,45 15,0 15,0 15,0 15,029,00 a 29,45 4,0 4,0 4,0 4,030,00 a 30,45 27,0 27,0 27,0 27,031,00 a 31,45 40 40,0 40,0 40,032,00 a 32,45 43,0 43,0 43,0 43,033,00 a 33,45 36,0 36,0 36,0 36,034,00 a 34,45 42,0 42,0 42,0 42,035,00 a 35,45 28,0 28,0 28,0 28,0

Nota: * Profundidade em relação ao nível do terreno, em metros

NSPT (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 30,60,20 a 0,40 3,1 1,6 2,0 1,7 3,9 2,0 1,6 2,4 3,9 0,9 39,90,40 a 0,60 2,1 1,2 1,2 1,8 3,9 1,7 1,2 2,0 3,9 1,0 52,10,60 a 0,80 1,6 1,2 1,3 1,3 3,9 2,0 1,2 1,9 3,9 1,0 56,30,80 a 1,00 1,8 2,7 2,0 2,9 4,7 3,9 1,8 3,0 4,7 1,1 37,71,00 a 1,20 3,8 4,2 3,5 3,5 5,1 5,4 3,5 4,3 5,4 0,8 18,91,20 a 1,40 3,1 3,9 4,3 4,3 3,5 4,7 3,1 4,0 4,7 0,6 14,51,40 a 1,60 3,5 3,9 4,7 4,9 1,6 4,3 1,6 3,8 4,9 1,2 31,71,60 a 1,80 3,9 5,2 4,5 5,1 2,4 3,9 2,4 4,2 5,2 1,0 25,11,80 a 2,00 4,0 2,7 3,5 2,0 3,5 2,9 2,0 3,1 4,0 0,7 23,42,00 a 2,20 3,3 2,7 2,4 2,7 3,1 2,4 2,4 2,8 3,3 0,4 14,42,20 a 2,40 2,7 2,0 2,4 3,1 2,7 1,8 1,8 2,5 3,1 0,5 21,32,40 a 2,60 2,5 3,1 2,4 3,1 3,2 1,7 1,7 2,7 3,2 0,6 23,22,60 a 2,80 2,6 5,1 2,0 2,7 3,1 2,7 2,0 3,1 5,1 1,1 35,12,80 a 3,00 2,7 4,7 1,6 3,7 3,3 3,9 1,6 3,3 4,7 1,1 32,43,00 a 3,20 3,1 7,1 2,0 3,1 3,6 6,3 2,0 4,2 7,1 2,0 47,73,20 a 3,40 3,9 11,8 2,4 3,5 3,9 8,6 2,4 5,7 11,8 3,7 64,73,40 a 3,60 5,1 16,1 4,1 3,9 5,1 11,8 3,9 7,7 16,1 5,0 65,73,60 a 3,80 4,3 20,4 4,7 4,7 5,4 16,5 4,3 9,3 20,4 7,2 76,83,80 a 4,00 5,1 17,3 3,9 5,7 4,9 15,7 3,9 8,8 17,3 6,0 68,84,00 a 4,20 7,1 16,9 9,4 5,5 5,9 13,7 5,5 9,7 16,9 4,6 47,54,20 a 4,40 3,9 14,9 7,8 5,9 9,8 12,9 3,9 9,2 14,9 4,2 45,44,40 a 4,60 3,5 13,8 6,7 7,8 12,2 11,0 3,5 9,2 13,8 3,8 41,94,60 a 4,80 2,4 12,9 6,3 3,9 8,6 6,7 2,4 6,8 12,9 3,7 54,84,80 a 5,00 2,7 10,6 4,8 2,4 2,7 6,1 2,4 4,9 10,6 3,1 64,45,00 a 5,20 2,4 4,7 2,4 3,5 4,7 1,7 47,15,20 a 5,40 3,9 6,3 3,9 5,1 6,3 1,7 32,6


qd (MPa)

197

Tabela B.3 - Resultados de NSPT 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 0,71,00 a 1,45 7,0 8,0 8,0 7,0 7,7 8,0 0,6 7,52,00 a 2,45 6,0 5,0 5,0 5,0 5,3 6,0 0,6 10,83,00 a 3,45 27,0 25,0 19,0 19,0 23,7 27,0 4,2 17,64,00 a 4,45 23,0 24,0 24,0 23,0 23,7 24,0 0,6 2,45,00 a 5,45 18,0 30,0 33,0 18,0 27,0 33,0 7,9 29,46,00 a 6,45 60,0 80,0 300,0 60,0 146,7 300,0 133,2 90,8


NSPT (golpes/300mm)

Tabela B.4 - Resultados de qd 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 35,40,20 a 0,40 1,6 2,0 1,6 1,8 2,0 0,3 15,70,40 a 0,60 1,2 1,7 1,2 1,4 1,7 0,3 24,40,60 a 0,80 1,2 2,0 1,2 1,6 2,0 0,6 35,40,80 a 1,00 2,7 3,9 2,7 3,3 3,9 0,8 25,01,00 a 1,20 4,2 5,4 4,2 4,8 5,4 0,8 17,31,20 a 1,40 3,9 4,7 3,9 4,3 4,7 0,6 12,91,40 a 1,60 3,9 4,3 3,9 4,1 4,3 0,3 6,71,60 a 1,80 5,2 3,9 3,9 4,6 5,2 0,9 19,81,80 a 2,00 2,7 2,9 2,7 2,8 2,9 0,1 4,92,00 a 2,20 2,7 2,4 2,4 2,5 2,7 0,3 10,92,20 a 2,40 2,0 1,8 1,8 1,9 2,0 0,1 7,42,40 a 2,60 3,1 1,7 1,7 2,4 3,1 1,0 43,32,60 a 2,80 5,1 2,7 2,7 3,9 5,1 1,7 42,42,80 a 3,00 4,7 3,9 3,9 4,3 4,7 0,6 12,93,00 a 3,20 7,1 6,3 6,3 6,7 7,1 0,6 8,33,20 a 3,40 11,8 8,6 8,6 10,2 11,8 2,2 21,83,40 a 3,60 16,1 11,8 11,8 13,9 16,1 3,1 21,93,60 a 3,80 20,4 16,5 16,5 18,4 20,4 2,8 15,03,80 a 4,00 17,3 15,7 15,7 16,5 17,3 1,1 6,74,00 a 4,20 16,9 13,7 13,7 15,3 16,9 2,2 14,54,20 a 4,40 14,9 12,9 12,9 13,9 14,9 1,4 10,04,40 a 4,60 13,8 11,0 11,0 12,4 13,8 2,0 16,24,60 a 4,80 12,9 6,7 6,7 9,8 12,9 4,4 45,34,80 a 5,00 10,6 6,1 6,1 8,3 10,6 3,2 38,3


qd (MPa)ÁREA 1 (maior compacidade inicial)

198

Tabela B.5 - Valores de NSPT 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 65,81,00 a 1,45 9,0 5,0 10,0 11,0 5,0 8,8 11,0 2,6 30,12,00 a 2,45 8,0 7,0 9,0 7,0 7,0 7,8 9,0 1,0 12,43,00 a 3,45 8,0 11,0 5,0 11,0 5,0 8,8 11,0 2,9 32,84,00 a 4,45 25,0 9,0 10,0 4,0 4,0 12,0 25,0 9,1 75,54,45 a 5,00 9,0 1,5 9,0 7,0 1,5 6,6 9,0 3,5 53,55,00 a 5,45 9,0 76,0 2,0 44,3 2,0 32,8 76,0 34,2 104,36,00 a 6,45 68,0 90,0 60,0 90,0 60,0 77,0 90,0 15,4 20,0


NSPT (golpes/300mm)

Tabela B.6 - Resultados de qdi 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 23,60,20 a 0,40 3,1 2,0 1,7 3,9 1,7 2,7 3,9 1,0 39,20,40 a 0,60 2,1 1,2 1,8 3,9 1,2 2,2 3,9 1,2 53,20,60 a 0,80 1,6 1,3 1,3 3,9 1,3 2,0 3,9 1,3 63,80,80 a 1,00 1,8 2,0 2,9 4,7 1,8 2,8 4,7 1,3 47,31,00 a 1,20 3,8 3,5 3,5 5,1 3,5 4,0 5,1 0,7 18,71,20 a 1,40 3,1 4,3 4,3 3,5 3,1 3,8 4,3 0,6 15,41,40 a 1,60 3,5 4,7 4,9 1,6 1,6 3,7 4,9 1,5 41,61,60 a 1,80 3,9 4,5 5,1 2,4 2,4 4,0 5,1 1,2 29,71,80 a 2,00 4,0 3,5 2,0 3,5 2,0 3,3 4,0 0,9 27,52,00 a 2,20 3,3 2,4 2,7 3,1 2,4 2,9 3,3 0,4 15,02,20 a 2,40 2,7 2,4 3,1 2,7 2,4 2,7 3,1 0,3 11,72,40 a 2,60 2,5 2,4 3,1 3,2 2,4 2,8 3,2 0,5 16,32,60 a 2,80 2,6 2,0 2,7 3,1 2,0 2,6 3,1 0,5 18,72,80 a 3,00 2,7 1,6 3,7 3,3 1,6 2,8 3,7 0,9 33,13,00 a 3,20 3,1 2,0 3,1 3,6 2,0 3,0 3,6 0,7 23,93,20 a 3,40 3,9 2,4 3,5 3,9 2,4 3,4 3,9 0,7 21,63,40 a 3,60 5,1 4,1 3,9 5,1 3,9 4,6 5,1 0,6 13,83,60 a 3,80 4,3 4,7 4,7 5,4 4,3 4,8 5,4 0,4 9,43,80 a 4,00 5,1 3,9 5,7 4,9 3,9 4,9 5,7 0,7 15,04,00 a 4,20 7,1 9,4 5,5 5,9 5,5 7,0 9,4 1,8 25,44,20 a 4,40 3,9 7,8 5,9 9,8 3,9 6,9 9,8 2,5 36,94,40 a 4,60 3,5 6,7 7,8 12,2 3,5 7,6 12,2 3,6 47,34,60 a 4,80 2,4 6,3 3,9 8,6 2,4 5,3 8,6 2,7 51,94,80 a 5,00 2,7 4,8 2,4 2,7 2,4 3,2 4,8 1,1 35,15,00 a 5,20 2,4 4,7 2,4 3,5 4,7 1,7 47,15,20 a 5,40 3,9 6,3 3,9 5,1 6,3 1,7 32,6


qd (MPa)ÁREA 2 (menor compacidade inicial)

199

Tabela B.7a - Resultados dos penetrômetros finais (qdf) 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 PD4429/9 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 2,20,20 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 3,30,40 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 3,90,60 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 1,10,80 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 4,21,00 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 6,91,20 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 6,91,40 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 9,01,60 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 10,01,80 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 8,12,00 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 8,62,20 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 7,12,40 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 7,62,60 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 12,62,80 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 17,53,00 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 20,43,20 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 25,73,40 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 28,13,60 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 29,13,80 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 27,54,00 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 24,34,20 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 19,14,40 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 18,74,60 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 19,14,80 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


Profundidade (m)*Data de execução

Identificação

Resistência dinâmica de ponta (final), qdf (MPa)

200

Tabela B.7b - Resultados dos penetrômetros finais (qdf) 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 de14/10 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 36,00,20 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 44,60,40 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 68,80,60 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 76,90,80 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 58,11,00 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 48,91,20 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 39,91,40 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 31,91,60 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 30,31,80 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 37,62,00 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 34,02,20 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 38,52,40 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 42,62,60 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 33,72,80 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 32,73,00 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 34,93,20 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 38,33,40 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 40,63,60 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 47,03,80 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 43,84,00 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 55,44,20 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 62,24,40 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 70,14,60 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 55,84,80 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


Resistência dinâmica de ponta (final), qdf (MPa)

IdentificaçãoData de execuçãoProfundidade (m)*

201

Tabela B.8 – Cálculo do fator de correção quanto à tensão efetiva (Cn) sugerido por Skempton (1986) – obra 1

Camada Peso esp. natural Peso esp. submerso Espessura da Tensão efetiva Fator de correção (Cn)

de até γt (kN/m3)* γsub (kN/m3) camada (m) σ'v (kN/m2) Skempton (1986)0,00 1,00 Aterro 16 1,00 16,00 1,721,00 1,45 Areia 19 9 0,45 20,05 1,671,45 2,45 Areia 19 9 1,00 29,05 1,552,45 3,45 Areia 19 9 1,00 38,05 1,453,45 4,45 Areia 19 9 1,00 47,05 1,364,45 5,00 Areia 19 9 0,55 52,00 1,325,00 5,45 Areia 19 9 0,45 56,05 1,28

Notas: O fator de correção sugerido por Skempton (1986) é dado por Cn = 200/(100+σ'v)Valores adotados obtidos de Sowers (1979) e Bowles (1996)

Prof. (m)

Tabela B.9 – Valores obtidos do ensaio SPT: original, NSPT, com correção pela energia padrão de 60%, NSPT,60, e com correção pela energia de 60% e

quanto à tensão de confinamento, (NSPT,60)1, para a área 1 (obra 1)

Profundidade(m)

F2 F3 SP1 F2 F3 SP1 F2 F3 SP10,00 a 1,00 0,7 0,8 1,41,00 a 1,45 7,0 8,0 8,0 8,8 10,0 10,0 14,6 16,7 16,72,00 a 2,45 6,0 5,0 5,0 7,5 6,3 6,3 11,6 9,7 9,73,00 a 3,45 27,0 25,0 19,0 33,8 31,3 23,8 48,9 45,3 34,44,00 a 4,45 23,0 24,0 24,0 28,8 30,0 30,0 39,1 40,8 40,85,00 a 5,45 18,0 30,0 33,0 22,5 37,5 41,3 28,8 48,1 52,9

NSPT NSPT,60 (NSPT,60)1

SPT corrigido para energia de 60% SPT corrigido pela tensão efetivaSPT originalÁREA 1 (maior compacidade inicial)

202

Tabela B.10 – Valores obtidos do ensaio SPT: original, NSPT, com correção pela energia padrão de 60%, NSPT,60, e com correção pela energia de 60% e

quanto à tensão de confinamento, (NSPT,60)1, para a área 2 (obra 1)

Profundidade(m)

F1 SP2 SP3 SP4 F1 SP2 SP3 SP4 F1 SP2 SP3 SP40,00 a 1,00 2,0 9,0 5,0 2,5 11,3 6,3 4,3 19,4 10,81,00 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 22,92,00 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 13,63,00 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 19,94,00 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 6,84,45 a 5,00 1,5 9,0 7,0 1,9 11,3 8,8 2,5 14,8 11,55,00 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 originalNSPT

SPT corrigido para energia de 60% SPT corrigido pela tensão efetivaNSPT,60

ÁREA 2 (menor compacidade inicial)

(NSPT,60)1

203

Tabela B.11 – Estimativa da compacidade relativa (Cr) do terreno natural através dos resultados do SPT

Profundidade F2 F3 SP1 F1 SP2 SP3 SP4 Tensão efetiva (m) (kN/m2) Cr média (%)

0,00 a 1,00 20,6 35,6 75,6 56,4 16,00 47,01,00 a 1,45 65,2 69,7 69,7 73,9 55,1 77,9 81,7 20,05 70,42,00 a 2,45 57,5 52,5 52,5 66,4 62,1 70,4 62,1 29,05 60,53,00 a 3,45 116,8 112,4 98,0 63,6 74,5 50,3 74,5 38,05 84,34,00 a 4,45 103,5 105,8 105,8 107,9 64,8 68,3 43,2 47,05 85,64,45 a 5,00 25,9 63,4 55,9 52,00 48,45,00 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 37,21,00 a 1,45 51,8 55,4 55,4 58,7 43,8 61,9 64,9 20,05 56,02,00 a 2,45 46,2 42,2 42,2 53,4 49,9 56,6 49,9 29,05 48,63,00 a 3,45 94,7 91,1 79,4 51,5 60,4 40,7 60,4 38,05 68,34,00 a 4,45 84,6 86,4 86,4 88,2 52,9 55,8 35,3 47,05 69,94,45 a 5,00 21,2 52,0 45,9 52,00 39,75,00 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 35,01,00 a 1,45 47,3 50,3 50,3 53,1 40,5 55,8 58,3 20,05 50,82,00 a 2,45 42,2 38,8 38,8 48,1 45,3 50,8 45,3 29,05 44,23,00 a 3,45 81,5 78,7 69,4 46,6 53,9 37,5 53,9 38,05 60,24,00 a 4,45 73,8 75,3 75,3 76,7 47,9 50,3 33,0 47,05 61,84,45 a 5,00 20,8 47,4 42,2 52,00 36,85,00 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 73,91,00 a 1,45 93,5 100,0 100,0 106,1 79,0 111,8 117,2 20,05 101,12,00 a 2,45 71,9 65,7 65,7 83,1 77,7 88,1 77,7 29,05 75,73,00 a 3,45 133,3 128,3 111,9 72,6 85,1 57,4 85,1 38,05 96,24,00 a 4,45 110,7 113,1 113,1 115,4 69,2 73,0 46,2 47,05 91,54,45 a 5,00 26,9 65,9 58,1 52,00 50,35,00 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 D50 = 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.


Cubrinovski e Ishihara (1999)

Cr (%) Cr (%)

Estimativa da compacidade relativaGibbz & Holtz (1957)

Skemptom (1986)

Área 1 Área 2

204

MELHORIA RELATIVA DO TERRENOEXPONENCIAL

y = 4,98e-0,09x

R2 = 0,46

0123456789

101112

0 5 10 15 20 25

qdi (MPa)

Km

= q

df/q

di

MELHORIA RELATIVA DO TERRENO - ÁREA 1EXPONENCIAL

y = 3,67e-0,06x

R2 = 0,40

0123456789

101112

0 5 10 15 20 25

qdi (MPa)

Km =

qdf

/qdi

MELHORIA RELATIVA DO TERRENO - ÁREA 2EXPONENCIAL

y = 7,97e-0,17x

R2 = 0,47

0123456789

101112

0 5 10 15 20 25qdi (MPa)

Km =

qdf/q

di

MELHORIA RELATIVA DO TERRENOPARÁBOLA

y = 0,03x2 - 0,77x + 6,54R2 = 0,39

0123456789

101112

0 5 10 15 20 25

qdi (MPa)

Km

= q

df/q

di

MELHORIA RELATIVA DO TERRENO - ÁREA 1POTÊNCIA

y = 0,01x2 - 0,32x + 4,26R2 = 0,29

0123456789

101112

0 5 10 15 20 25

qdi (MPa)

Km =

qdf/q

di


y = 0,12x2 - 2,03x + 10,28R2 = 0,49

0123456789

101112

0 5 10 15 20 25

qdi (MPa)

Km =

qdf

/qdi

MELHORIA RELATIVA DO TERRENOLOGARÍTMICA

y = -1,95Ln(x) + 6,56R2 = 0,41

0123456789

101112

0 5 10 15 20 25

qdi (MPa)

Km

= q

df/q

di

MELHORIA RELATIVA DO TERRENO - ÁREA 1LOGARÍTMICA

y = -1,11Ln(x) + 4,62R2 = 0,32

0123456789

101112

0 5 10 15 20 25

qdi (MPa)

Km =

qdf

/qdi

MELHORIA RELATIVA DO TERRENO - ÁREA 2LOGARÍTMICA

y = -3,44Ln(x) + 8,98R2 = 0,49

0123456789

101112

0 5 10 15 20 25qdi (MPa)

Km =

qdf

/qdi

MELHORIA RELATIVA DO TERRENO POTÊNCIA

y = 7,99x-0,63

R2 = 0,53

0123456789

101112

0 5 10 15 20 25

qdi (MPa)

Km

= q

df/q

di


y = 5,26x-0,46

R2 = 0,44

0123456789

101112

0 5 10 15 20 25

qdi (MPa)

Km =

qdf

/qdi


y = 11,68x-0,82

R2 = 0,54

0123456789

101112

0 5 10 15 20 25qdi (MPa)

Km =

qdf

/qdi

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 1,4F10 (1993) 2,0 7,0 6,0 11,0 6,0 1,4 11,0F11 (1993) 1,2 6,0 6,0 6,0 10,0 12,0 1,9SP21 2,6 10,0 10,0 10,0 18,0 7,0 7,0SP21A 2,0 7,0 9,0 10,0 7,0 16,0 12,0SP21B 2,0 8,0 13,0 12,0 17,0 8,0 10,0SP50 5,0 11,0 10,0 12,0 11,0 11,0 14,0SP51 2,0 9,0 11,0 15,0 12,0 10,0 9,0SP52 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 8,0F7 (1993) 8,0 8,0 10,0 8,0 7,0 10,0 11,0SP19 4,0 7,0 13,0 7,0 9,0 9,0 16,0SP19A 5,0 13,0 14,0 11,0 13,0 11,0 16,0SP19B 7,0 8,0 12,0 12,0 7,0 5,0 13,0SP40 4,0 8,0 7,0 9,0 9,0 6,0 22,0SP41 4,0 9,0 7,0 10,0 11,0 12,0 10,0SP42 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 9,0F5 (1993) 1,0 5,0 7,0 4,0 7,0 9,0 9,0SP17 7,0 7,0 11,0 6,0 12,0 6,0 20,0SP30 4,0 6,0 6,0 9,0 12,0 13,0 11,0SP31 8,0 6,0 8,0 12,0 7,0 8,0 9,0SP32 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 16,0SP18 4,0 6,0 7,0 11,0 6,0 6,0 20,0SP70 4,0 6,0 9,0 8,0 8,0 6,0 20,0SP71 4,0 10,0 9,0 10,0 9,0 9,0 10,0SP72 2,0 8,0 9,0 8,0 10,0 11,0 16,0SP73 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 17,0SP81 8,0 8,0 11,0 11,0 8,0 10,0 15,0SP82 2,0 6,0 9,0 10,0 7,0 7,0 12,0SP83 2,0 8,0 13,0 11,0 6,0 9,0 4,0SP16 2,3 8,0 9,0 6,0 8,0 2,0 4,0F6 (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 13,0F3 (1993) 1,2 6,0 7,0 8,0 9,4 8,3 15,0SP14 7,0 7,0 6,0 5,0 8,0 6,0 5,0SP90 5,0 1,0 5,0 5,0 6,0 6,0 16,0SP91 4,0 5,0 9,0 6,0 7,0 7,0 14,0SP92A 5,0 1,0 7,0 9,0 12,0 10,0 32,0SP92B 2,0 0,6 2,0 9,0 10,0 4,0 25,0SP93 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 1,43,8 7,1 8,5 9,0 9,1 8,3 13,08,0 13,0 14,0 15,0 18,0 16,0 32,02,2 2,5 2,5 2,4 2,8 2,9 6,158,1 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-padrãoCoef. de Variação (%)

Profundidade* (m)

NSPT (golpes/300mm)

MínimoMédio

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 34,70,20 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 36,60,40 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 47,10,60 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 81,50,80 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 80,01,00 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 65,41,20 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 56,41,40 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 65,41,60 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 79,01,80 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 58,12,00 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 34,62,20 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 30,42,40 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 36,42,60 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 43,12,80 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 37,43,00 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 30,13,20 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 23,63,40 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 17,83,60 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 18,93,80 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 27,34,00 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 34,44,20 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 30,94,40 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 29,94,60 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 30,94,80 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 19,35,00 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 27,35,20 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 23,65,40 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 31,45,60 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 35,75,80 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 41,76,00 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 29,96,20 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 29,26,40 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 48,36,60 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 62,16,80 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 60,97,00 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 52,47,20 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 40,87,40 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 44,07,60 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 46,27,80 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


qd (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 1,7F10 (1993) 2,5 8,8 7,5 13,8 7,5 1,8 13,8F11 (1993) 1,4 7,5 7,5 7,5 12,5 15,0 2,3SP21 3,2 12,5 12,5 12,5 22,5 8,8 8,8SP21A 2,5 8,8 11,3 12,5 8,8 20,0 15,0SP21B 2,5 10,0 16,3 15,0 21,3 10,0 12,5SP50 6,3 13,8 12,5 15,0 13,8 13,8 17,5SP51 2,5 11,3 13,8 18,8 15,0 12,5 11,3SP52 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 10,0F7 (1993) 10,0 10,0 12,5 10,0 8,8 12,5 13,8SP19 5,0 8,8 16,3 8,8 11,3 11,3 20,0SP19A 6,3 16,3 17,5 13,8 16,3 13,8 20,0SP19B 8,8 10,0 15,0 15,0 8,8 6,3 16,3SP40 5,0 10,0 8,8 11,3 11,3 7,5 27,5SP41 5,0 11,3 8,8 12,5 13,8 15,0 12,5SP42 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 11,3F5 (1993) 1,3 6,3 8,8 5,0 8,8 11,3 11,3SP17 8,8 8,8 13,8 7,5 15,0 7,5 25,0SP30 5,0 7,5 7,5 11,3 15,0 16,3 13,8SP31 10,0 7,5 10,0 15,0 8,8 10,0 11,3SP32 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 20,0SP18 5,0 7,5 8,8 13,8 7,5 7,5 25,0SP70 5,0 7,5 11,3 10,0 10,0 7,5 25,0SP71 5,0 12,5 11,3 12,5 11,3 11,3 12,5SP72 2,5 10,0 11,3 10,0 12,5 13,8 20,0SP73 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 21,3SP81 10,0 10,0 13,8 13,8 10,0 12,5 18,8SP82 2,5 7,5 11,3 12,5 8,8 8,8 15,0SP83 2,5 10,0 16,3 13,8 7,5 11,3 5,0SP16 2,8 10,0 11,3 7,5 10,0 2,5 5,0F6 (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 16,3F3 (1993) 1,5 7,5 8,8 10,0 11,7 10,4 18,8SP14 8,8 8,8 7,5 6,3 10,0 7,5 6,3SP90 6,3 1,3 6,3 6,3 7,5 7,5 20,0SP91 5,0 6,3 11,3 7,5 8,8 8,8 17,5SP92A 6,3 1,3 8,8 11,3 15,0 12,5 40,0SP92B 2,5 0,8 2,5 11,3 12,5 5,0 31,3SP93 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 1,74,7 8,9 10,6 11,3 11,4 10,4 16,310,0 16,3 17,5 18,8 22,5 20,0 40,02,7 3,1 3,1 3,0 3,5 3,6 7,758,1 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.

MáximoDesvio-padrãoCoef. de Variação (%)

Resultados dos ensaios SPT corrigidos pela energiaProfundidade* (m)

NSPT,60 (golpes/300mm)

MínimoMédio

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 Cn 1,62 1,51 1,42 1,33 1,26 1,19 1,131,00 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 2F10 (1993) 4 13 11 18 9 2 16F11 (1993) 2 11 11 10 16 18 3SP21 5 19 18 17 28 10 10SP21A 4 13 16 17 11 24 17SP21B 4 15 23 20 27 12 14SP50 10 21 18 20 17 16 20SP51 4 17 19 25 19 15 13SP52 2 17 12 10 13 16 16

Edifício B F3 (1990) 2 15 16 18 16 12 11F7 (1993) 16 15 18 13 11 15 16SP19 8 13 23 12 14 13 23SP19A 10 25 25 18 20 16 23SP19B 14 15 21 20 11 7 18SP40 8 15 12 15 14 9 31SP41 8 17 12 17 17 18 14SP42 14 17 12 17 16 16 16

Edifício C F5 (1990) 4 13 16 18 14 15 13F5 (1993) 2 9 12 7 11 13 13SP17 14 13 19 10 19 9 28SP30 8 11 11 15 19 19 16SP31 16 11 14 20 11 12 13SP32 14 17 18 20 13 12 32

Edifício D F8 (1993) 1 7 11 12 16 9 23SP18 8 11 12 18 9 9 28SP70 8 11 16 13 13 9 28SP71 8 19 16 17 14 13 14SP72 4 15 16 13 16 16 23SP73 8 15 16 18 19 16 18

Edifício E SP80 10 15 14 15 13 9 24SP81 16 15 19 18 13 15 21SP82 4 11 16 17 11 10 17SP83 4 15 23 18 9 13 6SP16 5 15 16 10 13 3 6F6 (1993) 4 12 12 13 17 15 24

Edifício F F2 (1990) 4 13 12 12 11 10 18F3 (1993) 2 11 12 13 15 12 21SP14 14 13 11 8 13 9 7SP90 10 2 9 8 9 9 23SP91 8 9 16 10 11 10 20SP92A 10 2 12 15 19 15 45SP92B 4 1 4 15 16 6 35SP93 12 9 9 10 8 7 16

1,4 1,2 3,5 6,7 7,9 2,1 1,97,7 13,5 15,0 15,0 14,4 12,4 18,416,2 24,6 24,8 25,0 28,3 23,8 45,14,5 4,7 4,4 4,0 4,4 4,3 8,758,1 34,8 29,1 26,9 30,3 34,6 47,1


Desvio-padrãoCoef. de Variação (%)

(NSPT,60 )1 (golpes/300mm)

MínimoMédio

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 14,80,40 4,6 4,1 4,1 2,5 3,6 9,7 8,1 8,1 4,1 9,70,60 4,1 5,1 3,1 2,0 2,5 5,1 5,6 4,6 2,5 4,10,80 4,1 3,6 2,5 2,0 1,5 3,1 5,1 4,1 2,5 3,61,00 3,9 2,4 1,9 1,5 1,9 1,9 5,4 4,4 3,4 3,91,20 8,8 2,9 2,9 1,5 1,9 2,9 2,4 3,9 5,8 4,91,40 10,7 2,9 2,9 1,9 2,4 2,4 3,9 4,4 2,9 2,41,60 11,2 1,9 2,4 3,9 8,8 8,8 10,2 10,7 3,9 3,91,80 4,9 3,4 9,3 9,3 9,7 7,8 10,7 9,3 8,8 4,42,00 6,5 7,9 11,7 10,7 10,3 8,4 10,3 8,4 8,9 9,32,20 10,3 11,7 11,7 11,2 10,7 11,7 13,1 11,2 12,1 12,62,40 11,7 12,6 15,4 10,7 10,3 11,7 12,6 11,7 14,0 13,12,60 14,0 9,8 14,0 11,2 11,2 11,7 14,0 15,4 14,9 11,72,80 14,0 10,3 12,6 13,5 10,7 14,5 18,7 17,3 15,4 13,13,00 13,5 13,5 13,5 12,6 13,0 15,3 14,8 18,8 16,2 13,03,20 14,8 14,8 13,9 13,9 13,5 17,9 22,0 23,8 16,2 13,53,40 19,7 17,9 16,6 16,2 15,7 20,6 21,1 22,9 17,5 13,03,60 19,3 18,4 17,9 19,7 17,9 18,4 17,9 20,6 17,9 14,43,80 19,7 19,7 23,3 21,5 19,7 18,8 17,5 17,9 16,2 14,44,00 18,1 18,6 25,0 19,9 19,4 17,3 14,7 13,8 14,7 14,24,20 23,3 22,9 29,8 20,7 20,7 18,6 15,5 14,7 14,7 15,14,40 24,2 24,2 33,7 19,9 24,2 17,7 13,8 16,0 13,8 15,14,60 28,1 29,4 41,0 23,7 25,5 17,3 16,8 18,1 13,4 15,54,80 30,2 32,8 43,2 26,8 31,1 17,3 15,1 20,7 13,0 17,35,00 40,8 39,9 30,4 35,8 19,1 16,2 21,2 12,9 15,05,20 20,8 16,2 20,8 12,9 14,65,40 25,0 20,0 17,9 14,6 12,95,60 21,6 21,6 18,3 15,8 13,35,80 21,2 20,8 16,6 15,0 14,66,00 17,3 16,9 15,3 15,7 12,86,20 14,1 19,3 11,6 14,5 10,86,40 13,2 14,1 12,4 14,9 10,06,60 13,2 16,1 12,8 14,1 10,46,80 14,5 15,3 13,6 12,4 9,27,00 13,2 14,7 14,3 14,3 10,97,207,407,607,808,00

Resistência dinâmica de ponta qdf (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 qdf mínimo qdf médio qdf máximo Desvio-padrão Coeficiente de Km 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 1,75,6 5,6 3,6 5,6 3,1 2,5 5,5 9,7 2,7 49,0 1,29,2 4,6 4,1 3,6 3,6 2,0 4,2 9,2 2,1 50,6 1,010,7 3,1 4,6 3,6 3,1 1,5 3,8 10,7 2,6 69,2 1,36,8 2,4 3,4 2,9 2,9 1,5 3,3 6,8 1,7 50,9 1,35,4 1,9 4,4 6,3 2,4 1,5 3,9 8,8 2,3 58,8 2,24,4 1,5 2,9 5,8 3,4 1,5 3,7 10,7 2,7 73,1 2,714,6 5,8 7,8 7,3 9,3 1,9 7,4 14,6 4,1 55,5 2,821,4 7,8 12,2 8,8 10,7 3,4 9,2 21,4 5,2 56,1 2,621,0 9,3 12,6 6,1 10,7 6,1 10,2 21,0 4,5 44,8 2,528,0 13,5 16,8 9,3 11,7 9,3 13,0 28,0 5,9 45,6 3,033,2 16,3 19,6 9,3 13,5 9,3 14,4 33,2 7,4 51,6 3,839,7 17,7 21,5 9,8 14,5 9,8 15,4 39,7 9,3 60,2 3,946,7 23,4 31,3 14,5 19,6 10,3 18,4 46,7 11,5 62,5 4,839,9 20,2 33,2 16,2 20,2 12,6 18,2 39,9 9,5 52,0 4,231,0 27,4 34,6 19,3 25,1 13,5 20,1 34,6 8,2 40,6 4,524,7 33,7 34,6 20,6 26,9 13,0 21,4 34,6 7,9 36,6 4,123,3 26,9 34,1 20,2 26,9 14,4 20,9 34,1 6,9 33,0 3,822,0 17,1 37,2 24,7 30,5 14,4 21,4 37,2 7,8 36,5 4,016,4 15,1 28,5 25,5 24,6 13,8 19,1 28,5 6,0 31,5 3,916,8 13,0 26,8 18,1 19,4 13,0 19,3 29,8 6,2 32,1 4,616,4 15,1 24,6 19,0 15,5 13,8 19,5 33,7 7,1 36,1 4,417,7 20,3 22,5 13,4 13,4 13,4 21,1 41,0 9,2 43,8 4,619,0 22,0 27,2 9,9 16,0 9,9 22,8 43,2 10,6 46,5 4,921,2 22,9 25,4 12,5 17,5 12,5 23,6 40,8 10,7 45,4 5,524,5 30,8 32,5 15,4 29,1 12,9 21,8 32,5 8,4 38,5 5,325,4 34,5 37,0 22,1 26,2 12,9 23,5 37,0 9,5 40,2 5,125,0 34,1 46,6 25,0 27,0 13,3 24,8 46,6 11,8 47,5 5,220,4 29,5 41,2 27,0 27,5 14,6 23,4 41,2 10,0 42,7 4,817,3 28,9 43,0 26,5 24,5 12,8 21,8 43,0 10,8 49,8 4,820,1 25,3 43,8 16,9 26,5 10,8 20,3 43,8 11,4 56,5 4,416,9 26,1 45,4 18,1 23,7 10,0 19,5 45,4 12,1 62,1 5,416,1 27,3 51,8 16,1 20,5 10,4 19,8 51,8 14,2 71,5 8,520,1 26,1 49,4 19,7 22,1 9,2 20,2 49,4 13,4 66,0 8,121,3 25,6 49,3 20,6 25,2 10,9 20,9 49,3 13,1 62,5 6,320,9 27,9 50,8 19,8 24,8 19,8 28,9 50,8 14,4 50,1 6,121,7 29,1 52,7 20,9 23,3 20,9 29,6 52,7 15,0 50,9 4,920,6 29,9 50,4 21,7 23,7 20,6 29,2 50,4 14,1 48,3 5,020,2 29,9 46,5 19,0 25,6 19,0 28,2 46,5 12,8 45,5 5,321,4 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


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 0,52,40 5,6 3,1 2,5 1,5 0,5 1,0 1,0 1,0 0,52,60 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 0,52,80 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 0,53,00 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 2,03,20 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 3,13,40 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 3,43,60 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 3,93,80 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 4,44,00 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 4,44,20 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 5,84,40 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 5,14,60 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 5,14,80 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 6,15,00 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 7,05,20 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 7,95,40 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 8,15,60 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 6,35,80 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 5,86,00 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 10,86,20 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 8,56,40 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 6,06,60 103,6 16,4 33,7 22,5 25,0 29,4 27,6 19,0 20,3 10,8 25,0 30,2 6,9 6,56,80 17,7 35,8 26,3 22,0 33,7 30,2 19,0 18,1 11,7 17,3 34,5 8,6 7,87,00 20,8 30,4 25,4 20,0 32,5 29,5 18,7 16,2 9,5 13,0 36,3 10,4 7,87,20 20,8 29,1 26,2 20,4 32,5 25,4 20,8 18,7 9,9 15,1 40,6 13,0 9,57,40 23,7 27,5 22,5 21,2 35,8 24,1 20,4 18,7 9,2 14,1 39,9 12,9 8,77,60 24,5 24,5 20,0 25,0 37,0 15,8 19,6 20,0 13,7 16,6 33,3 11,2 12,17,80 23,7 25,8 23,3 30,4 35,4 17,9 14,6 20,8 14,1 15,8 36,6 11,6 15,08,00 24,5 26,1 23,3 26,9 36,1 29,3 16,1 17,7 15,4 23,7 29,1 12,5 16,28,20 32,5 21,3 23,3 25,3 39,3 31,3 19,7 18,1 18,3 26,6 28,3 12,9 12,58,40 27,7 26,5 20,9 24,5 35,7 31,7 20,5 18,9 16,5 32,1 28,1 14,1 15,78,60 25,3 23,3 21,7 31,7 31,7 33,7 19,3 20,5 21,3 30,1 35,3 14,9 14,98,80 21,3 16,1 28,1 30,1 49,4 30,1 18,1 19,7 24,1 27,3 26,1 16,1 16,19,00 18,6 13,6 21,7 38,0 38,0 37,2 16,7 23,3 20,1 30,9 29,7 14,9 18,19,20 19,4 14,0 19,4 20,5 34,1 30,5 16,1 20,59,40 18,2 14,7 17,5 22,1 38,8 33,0 18,6 24,49,60 17,5 14,0 16,39,80 16,3 14,3 17,1

10,00 17,3 13,1 17,310,20 18,0 13,5 17,610,40 16,1 16,5 20,310,60 17,6 15,0 21,410,80 13,9 15,0 16,911,00 12,7 13,4 20,711,20 13,811,40 12,711,60 13,111,80 14,512,00 15,5

VALORES ORIGINAIS (SEM A CORREÇÃO PELA TENSÃO EFETIVA)


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 1,02,40 11,0 6,0 5,0 3,0 1,0 2,0 2,0 2,0 1,02,60 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 1,02,80 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 1,03,00 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 4,03,20 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 6,03,40 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 6,73,60 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 7,73,80 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 8,64,00 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 8,64,20 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 11,54,40 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 10,14,60 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 10,14,80 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 11,95,00 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 13,85,20 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 15,65,40 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 15,95,60 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 12,35,80 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 11,56,00 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 21,26,20 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 16,86,40 101,8 34,8 61,9 39,0 45,0 49,2 45,0 36,5 39,9 29,7 45,8 56,8 11,9 11,96,60 203,6 32,2 66,2 44,1 49,2 57,7 54,3 37,3 39,9 21,2 49,2 59,4 13,6 12,76,80 34,8 70,4 51,7 43,3 66,2 59,4 37,3 35,6 22,9 33,9 67,9 17,0 15,37,00 40,9 59,7 49,9 39,2 63,8 58,0 36,8 31,9 18,7 25,4 71,3 20,4 15,37,20 40,9 57,2 51,5 40,1 63,8 49,9 40,9 36,8 19,5 29,7 79,7 25,4 18,77,40 46,6 53,9 44,1 41,7 70,3 47,4 40,1 36,8 18,0 27,8 78,5 25,3 17,27,60 48,2 48,2 39,2 49,0 72,7 31,1 38,4 39,2 27,0 32,7 65,4 22,1 23,77,80 46,6 50,7 45,8 59,7 69,5 35,1 28,6 40,9 27,8 31,1 71,9 22,9 29,48,00 48,1 51,3 45,7 52,8 71,0 57,6 31,5 34,7 30,2 46,6 57,2 24,5 31,98,20 63,9 41,8 45,7 49,7 77,3 61,5 38,6 35,5 36,0 52,3 55,6 25,3 24,58,40 54,4 52,1 41,0 48,1 70,2 62,3 40,2 37,1 32,3 63,1 55,2 27,6 30,88,60 49,7 45,7 42,6 62,3 62,3 66,2 37,9 40,2 41,8 59,2 69,4 29,2 29,28,80 41,8 31,5 55,2 59,2 97,0 59,2 35,5 38,6 47,3 53,6 51,3 31,5 31,59,00 36,6 26,7 42,7 74,7 74,7 73,1 32,8 45,7 39,4 60,7 58,4 29,2 35,59,20 38,1 27,4 38,1 40,2 67,0 59,9 31,5 40,29,40 35,8 29,0 34,3 43,4 76,2 64,8 36,6 48,09,60 34,3 27,4 32,09,80 32,0 28,2 33,5

10,00 33,9 25,8 33,910,20 35,4 26,5 34,610,40 31,7 32,4 39,810,60 34,6 29,5 42,010,80 27,3 29,5 33,211,00 25,0 26,4 40,711,20 27,111,40 25,011,60 25,711,80 28,512,00 30,4


VALORES CORRIGIDOS PELA TENSÃO EFETIVAEdifício 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. qdf mín qdf méd qdf máx s Cv Km efetiva Cn qdf mín qdf méd qdf máx s Cv Km

(m) (MPa) (MPa) (MPa) (MPa) (%) médio σ'v (kPa) (MPa) (MPa) (MPa) (MPa) (%) médio2,20 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 0,212,40 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 0,402,60 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 0,392,80 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 0,483,00 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 0,673,20 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 0,803,40 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 1,263,60 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 1,653,80 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 2,204,00 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 3,094,20 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 3,814,40 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 3,714,60 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 3,914,80 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 4,905,00 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 3,725,20 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 3,945,40 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 4,255,60 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 4,775,80 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 6,026,00 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 7,406,20 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 6,796,40 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 6,366,60 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 6,496,80 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 4,657,00 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 3,047,20 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 3,297,40 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 3,617,60 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 3,787,80 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 3,338,00 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 3,388,20 12,48 23,80 39,34 7,84 32,96 55,80 1,28 24,52 46,75 77,29 15,41 32,968,40 14,05 24,06 35,73 6,92 28,75 57,60 1,27 27,60 47,26 70,19 13,59 28,758,60 14,85 24,89 35,33 6,99 28,08 59,40 1,25 29,18 48,90 69,40 13,73 28,088,80 16,06 24,80 49,38 9,10 36,69 61,20 1,24 31,55 48,72 97,01 17,87 36,699,00 13,57 24,67 38,01 9,01 36,51 63,00 1,23 26,67 48,47 74,67 17,69 36,519,20 13,96 21,80 34,12 6,94 31,84 64,80 1,21 27,43 42,82 67,04 13,64 31,849,40 14,74 23,41 38,78 8,37 35,77 66,60 1,20 28,95 46,00 76,19 16,45 35,779,60 13,96 15,90 17,45 1,78 11,18 68,40 1,19 27,43 31,24 34,29 3,49 11,189,80 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 15,0010,20 13,50 16,38 18,00 2,50 15,25 73,80 1,15 26,53 32,18 35,37 4,91 15,2510,40 16,13 17,63 20,25 2,28 12,94 75,60 1,14 31,69 34,63 39,79 4,48 12,9410,60 15,00 18,00 21,38 3,20 17,80 77,40 1,13 29,48 35,37 42,00 6,30 17,8010,80 13,88 15,25 16,88 1,52 9,94 79,20 1,12 27,27 29,97 33,16 2,98 9,9411,00 12,71 15,62 20,70 4,42 28,29 81,00 1,10 24,97 30,68 40,67 8,68 28,29Nota: s é o desvio-padrão, Cv o coeficiente de variação e Km o fator de melhoramento do solo.

Cn é o fator de correção quanto à tensão efetiva, proposto por Skempton (1986) para o ensaio SPT.

Com correção quanto à tensão efetivaEdifícios 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/m2) 23,20 32,20 41,20 50,20 59,20 68,20 77,201,00 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 28F10 (1993) 34 64 59 80 59 29 80F11 (1993) 26 59 59 59 77 84 33SP21 39 77 77 77 103 64 64SP21A 34 64 73 77 64 97 84SP21B 34 68 87 84 100 68 77SP50 54 80 77 84 80 80 91SP51 34 73 80 94 84 77 73SP52 24 73 64 59 68 80 80






20 19 34 54 54 34 4844 57 66 69 70 64 9068 77 87 80 84 80 13713 16 11 9 8 12 2229 29 17 13 12 18 24


Gibbs e Holtz (1957)

Profundidade (m)*

MáximoDesvio-padrãoCoeficiente de Variação (%)


MínimoMédio

216

Tabela C.10 – Estimativa da compacidade relativa utilizando resultados do ensaio SPT pela proposta de

Skempton (1986) - Obra 2


Posição EnsaioEdifício A F9 (1993) 39 62 51 52 41 49 19

F10 (1993) 27 49 44 58 41 20 53F11 (1993) 21 46 44 43 54 57 22SP21 31 59 57 55 72 44 42SP21A 27 49 54 55 45 66 56SP21B 27 53 65 60 70 47 51SP50 43 62 57 60 56 55 60SP51 27 56 60 68 59 52 48SP52 19 56 48 43 48 55 53






16 15 25 39 38 23 3235 44 49 50 49 44 6055 59 65 58 59 55 9110 12 8 6 6 8 1529 29 17 13 12 18 24




MínimoMédio

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


Posição EnsaioEdifício A F9 (1993) 36 57 49 52 43 52 22

F10 (1993) 26 46 43 57 43 22 57F11 (1993) 20 43 43 43 55 60 25SP21 29 55 55 55 72 46 46SP21A 26 46 52 55 46 68 60SP21B 26 49 62 60 70 49 55SP50 40 57 55 60 57 57 64SP51 26 52 57 66 60 55 52SP52 19 52 46 43 49 57 57






16 15 26 40 40 26 3633 42 48 50 50 47 6449 55 62 57 60 57 949 11 7 6 6 8 1427 27 16 12 11 17 23



Profundidade (m)*



MínimoMédio

218

Fator Km (ABC)LOGARÍTMICA

y = -2,33Ln(x) + 7,91R2 = 0,22

0123456789

101112

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

qdi (MPa)

K m =

qdf/q

di

Fator Km (ABC)POLINOMIAL (parábola)

y = 0,08x2 - 1,34x + 8,77R2 = 0,22

0123456789

101112

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

qdi (MPa)

K m =

qdf/q

di

Fator Km (ABC)POTÊNCIA

y = 8,04x-0,45

R2 = 0,18

0123456789

101112

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

qdi (MPa)

Km =

qdf/q

di

Fator Km (ABC)EXPONENCIAL

y = 6,24e-0,09x

R2 = 0,15

0123456789

101112

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

qdi (MPa)

K m =

qdf/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) + 11,32R2 = 0,43

0123456789

10111213141516

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

qdi (MPa)

Km =

qdf/q

di

y = 0,14x2 - 2,42x + 12,53R2 = 0,42

0123456789

10111213141516

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

qdi (MPa)

Km =

qdf/q

di

y = 16,37x-0,92

R2 = 0,53

0123456789

10111213141516

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

qdi (MPa)K

m =

qdf/q

di

y = 10,25e-0,19x

R2 = 0,52

0123456789

10111213141516

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

qdi (MPa)

Km =

qdf/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

RUA

SP2PD1 PD2

PD17

SP14PD13

PD8 SP9

PD14 SP15

PD9

SP10

PD3 SP4

PD16

PD4SP5

SP17

PD15

PD10

RU

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 67,82,00 a 2,45 5 7 7 9 2 8 10 9 8 3 7 5 5 5 1 5 15 6,6 3,3 50,03,00 a 3,45 5 5 4 3 1 4 3 3 3 3 3 7 3 3 2 5 2 3,4 1,5 43,74,00 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


NSPT (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 51,90,20 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 78,40,40 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 94,10,60 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 4,4 100,30,80 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 61,61,00 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 59,91,20 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 70,81,40 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 69,31,60 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 61,91,80 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 60,22,00 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 48,22,20 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 44,42,40 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 62,02,60 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 73,12,80 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 45,73,00 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 51,83,20 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 51,43,40 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 59,23,60 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 53,03,80 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 56,54,00 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 39,74,20 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 43,94,40 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 33,14,60 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 30,04,80 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


qd (MPa)

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