UNIVERSIDADE FEDERAL DE SANTA CATARINA CENTRO FLORIANÓPOLIS
PROGRAMA DE PÓS-GRADUAÇÃO EM ENGENHARIA CIVIL
Geraldo Caetano de Almeida Neto
ESTUDO DO COMPORTAMENTO GEOMECÂNICO DA AREIA DE ARAQUARI E SUA APLICAÇÃO AO DIMENSIONAMENTO DE ESTACAS ESCAVADAS
Florianópolis 2019
Geraldo Caetano De Almeida Neto
ESTUDO DO COMPORTAMENTO GEOMECÂNICO DA AREIA DE ARAQUARI E SUA APLICAÇÃO AO DIMENSIONAMENTO DE ESTACAS ESCAVADAS
Dissertação submetida ao Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil da Universidade Federal de Santa Catarina para a obtenção do título de Mestre em Engenharia Civil
Orientadora: Prof. Dra. Gracieli Dienstmann
Florianópolis 2019
Geraldo Caetano de Almeida Neto
ESTUDO DO COMPORTAMENTO GEOMECÂNICO DA AREIA DE ARAQUARI E SUA APLICAÇÃO AO DIMENSIONAMENTO DE ESTACAS ESCAVADAS
O presente trabalho em nível de mestrado foi avaliado e aprovado por banca examinadora composta pelos seguintes membros:
Prof. Fernando Schnaid, Dr.
Instituição Universidade Federal do Rio Grande do Sul
Prof. Glicério Trichês, Dr.
Instituição Universidade Federal de Santa Catarina
Prof. João Victor Staub de Melo, Dr.
Instituição Universidade Federal de Santa Catarina
Certificamos que esta é a versão original e final do trabalho de conclusão que foi julgado adequado para obtenção do título de mestre em Engenharia de Infraestrutura e Geotecnia.
____________________________ Prof. Poliana Dias de Moraes, Dra.
Coordenadora do programa
____________________________ Prof. Gracieli Dienstmann, Dra.
Orientadora
Florianópolis, 04 de novembro de 2019. Documento assinado digitalmente
Gracieli Dienstmann Data: 13/12/2019 10:53:02-0300 CPF: 056.422.359-07
Documento assinado digitalmente Poliana Dias de Moraes Data: 13/12/2019 12:01:04-0300 CPF: 613.571.209-82
AGRADECIMENTOS
Agradeço imensamente a meus pais e ao meu irmão, por serem espelho de minha determinação e força, por todo apoio e conselhos que serviram de estrutura para realização deste trabalho.
Agradeço a professora Dra. Gracieli Dienstmann, orientadora deste trabalho, por toda ajuda para solução de incoveninetes durante o desenvolvimento, por todo conhecimento transmitido e considerações que permitiram a plena conclusão deste trabalho.
À toda a equipe do Laboratório de Mecânica dos Solos da Universidade Federal de Santa Catarina, pela ajuda para a solução dos ocorridos durante o desenrolar do programa experimental, conhecimento e sugestões, em especial a Ângela e Arthur e Mateus Forcelini.
Ao amigo e companheiro de laboratório Mateus Zanini, pela ajuda infinita, motivação para continuar mesmo com as dificuldades, resolução de dúvidas e acompanhamento durante a execução dos ensaios.
Ao amigo e grande conselheiro, Bruno Fazzio, por todo o incentivo e apoio durante o decorrer deste período.
A todos que contribuíram de forma qualquer para que este trabalho tivesse seu êxito. O presente trabalho foi realizado com apoio da Coordenação de Aperfeiçoamento de Pessoal de Nível Superior – Brasil (CAPES) – Código de Financiamento 001.
Primeiro você tem que se entregar, primeiro você tem que saber não temer, saber que um dia você vai morrer. Prove que está vivo. Se você não fizer valer pelo seu lado humano, você se tornará apenas um número. (Tyler Durden, Fight Club, 1999)
RESUMO
A execução de estacas escavadas em areia no campo experimental de Araquari/SC, instrumentadas ao longo do seu fuste, possibilitaram as análises de capacidade de carga propostas no presente estudo. Tais análises envolveram a determinação do coeficiente através da retroanálise das resistências laterais (ql) obtidas por diferentes provas de carga (bi-direcional e convencionais) para a estaca ET-06. Para tanto, foram empregados valores de coeficientes de pressão (ks) estimados para o perfil do subsolo a partir de ângulos de atrito máximo e residual, determinados nos ensaios de compressão triaxial e cisalhamento por torção, respectivamente e em dados de ql, obtidos nos ensaios de provas de carga bidirecional e estática convencional. Em relação ao ângulo de atrito máximo dos solos formam obtidas quatro envoltórias com ângulos característicos para o material estudado através da execução de ensaios convencionais triaxiais (CID). Devido a interação entre as partículas do solo e o concreto da estaca, foi investigado o parâmetro residual de resistência através de ensaios do tipo cisalhamento por torção. O ângulo de atrito residual, obtido no ensaio de cisalhamento por torção, e o ângulo de atrito obtido no estado critico caracterizado na compressão triaxial foram empregados em retro análise e como resultado foi obtido o ks, para que posteriormente pudesse ser comparado com coeficiente de empuxo no repouso k0, apresentando uma relação ks/k0 próximo a um. O valor do coeficiente β relativo ao perfil estudado foi determinado, e com base neste explica-se que a transferência de carga entre o solo e a estaca pode ser avaliada em função das tensões no repouso do perfil, expressas por k0 determinado com base em ensaios de laboratório e em sua relação com coeficiente de pressão ks, estimado no presente trabalho por retro análises.
Palavras-chave: Resistência ao cisalhamento de areias. Ensaios de laboratório. Análise da capacidade de carga de estacas.
ABSTRACT
The execution of instrumented piles in a sand deposit in the experimental field of Araquari / SC, allowed the analyzes of load capacity proposed in the present study. Such analyzes involved the application of the β method by retro analysis of the lateral resistance (ql) of the ET-06 pile, obtained by conventional and bi-diretional loading tests. For this purpose, β values and pressure coefficients (ks) were estimated from lateral streght ql using maximum and residual friction angles, determined in the triaxial compression and torsional shear tests. Regarding the maximum friction angle of the soils, four envelopes with characteristic angles were obtained for the studied material. Due to the interaction between soil particles and pile concrete, stress mobilization occurs at high deformation levels, so torsional shear tests were performed. The critical state friction angle and the maximum friction angle were used in the back analysis resulting in ks values, which were compared with the resting thrust coefficient k0, showing a ks / k0 ratio close to one. The β coefficient value for the studied profile was determined, showing that the load transfer between soil and pile can be evaluated as a function of the resting stresses of the profile, expressed by k0 determined by Laboratory tests. Keywords: Sand shear strength. Laboratory tests. Analysis of pile carrying capacity.
LISTA DE FIGURAS
Figura 1 – Variação do volume em solos granulares... 17
Figura 2 – Efeitos do cisalhamento em areias: densas e fofas... 19
Figura 3 – Caminhos de tensão para ensaios drenados e não drenados em areias densas e fofas ... 21
Figura 4 – Envoltória de ruptura (a), linha estado crítico no espaço e:p' (b), linha estado crítico espaço e:ln p' (c). ... 22
Figura 5 – Linha Isotropica de Compressão (LIC) e Linha do Estado Crítico (LEC) ... 23
Figura 6 – Fatores de influência na resistência ao cisalhamento de solos granulares. ... 25
Figura 7 – Distribuição granulométrica antes e depois da realização de ensaios cisalhamento anelar. ... 27
Figura 8 – Valores de calculados por retro análises de provas de carga em perfis arenosos. ... 33
Figura 9 – Ruptura para diversas soluções teóricas. (a) Terzaghi; (b) Meyerhof; (c) Berezantzev; (d) Vesic... 35
Figura 10 – Definição de rugosidade relativa. ... 37
Figura 11 – Ângulo de atrito na interface com o tamanho D50 das partículas. ... 37
Figura 12 – Variação da relação de tensões pela compacidade relativa. ... 38
Figura 13 – Relação de ks/k0 para diferentes nivéis de tensão para estacas sem deslocamento ... 39
Figura 14 – Mapa de localização do campo experimental de Araquari/SC. ... 41
Figura 15 – Planta de locação das estacas e dos pontos de SPT, CPTu e DMT. ... 42
Figura 16 – Parâmetros iniciais medidos nos sete ensaios de CPTu. ... 43
Figura 17 – Classificação do solo pelo índice IcRW... 44
Figura 18 – Perfil transversal baseado no ensaio SPT. ... 47
Figura 19 – Densidade relativa obtida por correlação com ensaio SPT ... 48
Figura 20 – Distribuição granulometrica 3,0 até 17,0m. ... 49
Figura 21 – Distribuição granulometrica 17,0 até 22,0m. ... 49
Figura 22 – Distribuição granulometrica 22,0 até 30,0m. ... 50
Figura 23 – Definição do movimento ascendente e descendente no ensaio bidirecional... 52
Figura 24 – Instrumentação de topo da estaca ... 53
Figura 26 – Relação entre o deslocamento e a força média aplicada no ensaio de prova de
carga bidirecional PCB-01 na estaca ET-06. ... 55
Figura 27 – Valores de atrito lateral unitário obtido com base no ensaio de prova de carga bidirecional PCB-01 para a estaca ET-06... 56
Figura 28 – Relação entre o deslocamento e a força média aplicada no ensaio de prova de carga convencional PCE-02 e PCE-03 na estaca ET-06. ... 58
Figura 29 – Valores de atrito lateral unitário obtido com base nos ensaios de prova de carga convencional PCE-02 e PCE-03 para a estaca ET-06. ... 59
Figura 30 – Superfície de cisalhamento do corpo de prova anelar. ... 60
Figura 31 – Prensa de cisalhamento por torção do laboratório de Mecânica dos Solos da UFSC ... 61
Figura 32 – Célula de cisalhamento por torção. ... 62
Figura 33 – Moldagem do corpo de prova na mesa vibratória do ensaio de análise granulométrica. ... 65
Figura 34 – Cabeçote de aço com alças. ... 66
Figura 35 – Detalhes prensa de cisalhamento por torção, ... 68
Figura 36 – Equipamento do ensaio de compressão triaxial ... 71
Figura 37 – Colunas de mercúrio e servo-motores ... 72
Figura 38 – Representação esquemática do equipamento de compressão triaxial. ... 73
Figura 39 – Perfil do subsolo no campo Experimental de Araquari empregado no presente estudo. ... 78
Figura 40 – Resultados do ensaio de cisalhamento por torção para a profundidade de 5mm – DR=81%, d=13,05kN/m3 (a) deformação cisalhante versus tensão cisalhante; (b) deformação cisalhante versus deformação vertical (c) envoltória de ruptura. ... 80
Figura 41 – Resultados do ensaio de cisalhamento por torção para a profundidade de 8,5m. – DR=75%, d=14,30kN/m3 (a) deformação cisalhante versus tensão cisalhante; (b) deformação cisalhante versus deformação vertical (c) envoltória de ruptura. ... 82
Figura 42 – Resultados do ensaio de cisalhamento por torção para a profundidade de 12m– DR=22%, d=13,60kN/m3 (a) deformação cisalhante versus tensão cisalhante; (b) deformação cisalhante versus deformação vertical (c) envoltória de ruptura. ... 84
Figura 43 – Resultados do ensaio de cisalhamento por torção para a profundidade de 22m – DR=30%, d=13,90kN/m3 (a) deformação cisalhante versus tensão cisalhante; (b) deformação cisalhante versus deformação vertical (c) envoltória de ruptura. ... 86
Figura 44 – Resultados do ensaio de compressão triaxial para a profundidade de 5m– DR=81%, d=13,05kN/m3 (a) Deformação axial versus tensão cisalhante; (b) Deformação axial versus indice de vazios (c) Trajetória de tensão p’ (d) Envoltória de ruptura em s:t (e) ln
p’:e; (f) ln p’:e determinação da inclinação da linha do estado critico. ... 92
Figura 45 – Resultados do ensaio de compressão triaxial para a profundidade de 8,5m– DR=75%, d=14,30kN/m3 (a) Deformação axial versus tensão cisalhante; (b) Deformação axial versus indice de vazios (c) Trajetória de tensão p’ (d) Envoltória de ruptura em s:t (e) ln p’:e; (f) ln p’:e determinação da inclinação da linha do estado critico. ... 96
Figura 46 – Resultados do ensaio de compressão triaxial para a profundidade de 12m - DR=22%, d=13,60kN/m3 (a) Deformação axial versus tensão cisalhante; (b) Deformação axial versus indice de vazios (c) Trajetória de tensão p’ (d) Envoltória de ruptura em s:t (e) ln p’:e; (f) ln p’:e determinação da inclinação da linha do estado critico. ... 100
Figura 47 – Resultados do ensaio de compressão triaxial para a profundidade de 22m – DR=30%, d=13,90kN/m3 (a) Deformação axial versus tensão cisalhante; (b) Deformação axial versus indice de vazios (c) Trajetória de tensão p’ (d) Envoltória de ruptura em s:t (e) ln p’:e; (f) ln p’:e determinação da inclinação da linha do estado critico. ... 104
Figura 48 – Média dos valores de ângulo de atrito na interface com o tamanho D50 das partículas para solo de Araquari (A) ângulo obtido ensaio triaxial; (B) ângulo obtido ensaio cisalhamento por torção. ... 109
Figura 49 – Perfil geotécnico de trabalho do campo Experimental de Aquari... 111
Figura 50 – Relação entre ks e k0 para ângulo de atrito máximo e residual e prova de carga PCB-01 ... 113
Figura 51 – Relação entre ks e k0 para ângulo de atrito máximo e residual e prova de carga PCE-02 ... 114
Figura 52 – Relação entre ks e k0 para ângulo de atrito máximo e residual e prova de carga PCE-03 ... 115
Figura 53 – Relação ks/k0 para duas estacas ... 116
Figura 54 – Valores de β para as três provas de carga apresentadas ... 118
LISTA DE TABELAS
Tabela 1 – Valores do coeficiente β para diferentes tipos de solo. ... 33
Tabela 2 – Parâmetros de compacidade para solos granulares. ... 36
Tabela 3 – Índices físicos dos solos do campo experimental de Araquari. ... 46
Tabela 4 – Parâmetros de resistência ao cisalhamento dos solos do campo experimentar de Araquari obtidos por Lavalle (2017) ... 50
Tabela 5 – Parâmetros de moldagem. ... 77
Tabela 6 – Resumo dos resultados dos ensaios de cisalhamento por torção. ... 87
Tabela 7 – Valores de ângulo de atrito no estado crítico presentes na literatura. ... 89
Tabela 8 – Resumo dos resultados dos ensaios de compressão triaxial. ... 107
Tabela 9 – Valores típicos para ângulo de atrito no estado crítico. ... 108
LISTA DE ABREVIATURAS E SIGLAS
ABNT Associação Brasileira de Normas Técnicas IBGE Instituto Brasileiro de Geografia e Estatística UFRGS Universidade Federal do Rio Grande do Sul UFPR Universidade Federal do Paraná
SUMÁRIO 1 INTRODUÇÃO ... 15 1.1 OBJETIVOS ... 16 1.1.1 Objetivo geral ... 16 1.1.2 Objetivos específicos... 16 2 FUNDAMENTAÇÃO TEÓRICA... 17
2.1 RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO DE AREIAS ... 17
2.1.1 Conceitos básicos ... 17
2.1.2 Fatores que afetam a resistência ao cisalhamento ... 23
2.1.3 Influência do ensaio ... 28
2.2 CAPACIDADE DE SUPORTE DE ESTACAS ... 30
2.2.1 Conceitos gerais ... 30
2.2.2 Capacidade de carga lateral ... 30
2.2.3 Método ... 32
2.2.4 Capacidade de carga de ponta ... 33
2.2.5 Comportamento de interface ... 35
3 MATERIAIS E MÉTODOS ... 40
3.1 CAMPO EXPERIMENTAL DE ARAQUARI/SC ... 40
3.1.1 Prova de carga bidirecional (Osterberg) ... 51
3.1.2 Prova de carga convencional ... 57
3.2 PROGRAMA EXPERIMENTAL ... 60
3.2.1 Cisalhamento por torção (Ring Shear) ... 60
3.2.1.1 Equipamento ... 61
3.2.1.2 – Procedimentos de moldagem e montagem ... 63
3.2.1.3 Procedimentos de execução ... 68
3.2.1.4 Tratamento dos dados ... 69
3.2.2.1 Equipamento ... 70
3.2.2.2 Procedimentos de moldagem e montagem ... 73
3.2.2.3 Procedimentos de execução ... 74
3.2.2.4 Tratamento dos dados ... 75
3.3 CARACTERÍSTICAS DO PERFIL DE TRABALHO E INFORAMÇÕES DE MOLDAGEM ... 77
4 RESULTADOS ... 79
4.1 CISALHAMENTO POR TORÇÃO ... 79
4.1.1 Profundidade de 5m ... 79
4.1.2 Profundidade 8,5m ... 81
4.1.3 Profundidade 12m ... 83
4.1.4 Profundidade 22m ... 85
4.1.5 Resumo e discussão dos resultados de cisalhamento por torção ... 87
4.2 COMPRESSÃO TRIAXIAL ... 90
4.2.1 Profundidade 5m ... 90
4.2.2 Profundidade 8,5m ... 94
4.2.3 Profundidade 12m ... 98
4.2.4 Profundidade 22m ... 102
4.2.5 Resumo e discução dos resultados de compressão triaxial ... 107
4.3 ANÁLISE DA CAPACIDADE DE CARGA LATERAL ... 110
5 CONCLUSÕES E RECOMENDAÇÕES ... 120
REFERÊNCIAS ... 122
1 INTRODUÇÃO
Determinar a capacidade de carga de um elemento de fundação, significa verificar por meio de métodos teóricos, empíricos ou semi-empíricos e empregando-se parâmetros do solo, um estado de ruptura e potencial colapso estrutural. Apesar do desenvolvimento de inúmeros métodos, a determinação da capacidade de carga de estacas ainda representa um dos desafios da engenharia geotécnica, visto a complexidade do mecanismo de interação solo estaca e a dificuldade de determinação de parâmetros representativos dos solos. Nesse âmbito, ensaios de prova de carga são de extrema importância, assim como uma instrumentação adequada da estaca.
Os parâmetros a serem considerados na determinação da capacidade de carga de uma estaca dependem do nível de tensão e deformação que o elemento está submetido. Tendo como base dois níveis gerais de deformação, a resistência máxima, pode ser associada à mobilização de pequenas deformações, enquanto que o nível de deformações elevadas representa um estado de resistência última ou residual. A relação tensão x deslocamento desenvolvida em elementos de fundação pode ser obtida de maneira direta por provas de carga. Entretanto a interação solo estaca é de difícil determinação.
Métodos teóricos e ou semi-empiricos que discutem a interação e visam sua aplicação na determinação da capacidade de carga são propostos na literatura como API (2002), Salgado (2008), entre outros.
Com objetivo de ampliar as pesquisas que permitissem uma melhor interpretação do desempenho de sistemas de fundações profundas em solo arenoso, surge o campo experimental de Araquari/SC. Nesse campo foram instaladas estacas escavadas com instrumentação e submetidas à ensaios sob ação de carga axial em um perfil de solo ao longo da profundidade, predominantemente arenoso. O campo experimental de Araquari/SC é o primeiro do país criado em solo arenoso.
O campo experimental de Araquari é composto de uma consistente investigação de campo e laboratório, com ensaios de piezocone, dilatômetro, SPT (standard penetration test) e provas de carga instrumentada dos elementos de fundação. Pesquisas desenvolvidas na fase de implantação e execução dos ensaios de prova de carga e em andamento nesse local podem ser encontradas em Rodriguez (2014), Nienov (2016), Lavalle (2017), Sestrem (2018).
A contribuição da presente pesquisa em relação ao campo experimental consiste em realizar ensaios de laboratório com objetivo atingir uma condição crítica de cisalhamento, onde este ocorre sem que haja variação do índice de vazios do material. Para tanto, foi
proposto atingir a condição crítica através de ensaios de grandes deformações e triaxias convencionais. Com os parâmetros nesta condição foram realizadas análises por meio do método (β) de previsão de carga.
O parâmetro (β) é influenciado pelo ângulo de atrito do material e o coeficiente de pressão do solo, e essas são as principais variáveis consideradas. Para tanto, foram realizados ensaios de cisalhamento anelar, (ring shear) com um equipamento do tipo Bishop et al. (1971) e ensaios do tipo triaxiais convencionais, a partir da metodologia de moldagem descrita por Pentley (1966). Isto permitirá obter o ângulo de atrito de pico e o ângulo de atrito residual, ambos na condição crítica de cisalhamento.
1.1 OBJETIVOS 1.1.1 Objetivo geral
Caracterizar o comportamento geomecânico da areia do campo experimental de Araquari através de ensaios de cisalhamento, ring shear test e triaxiais.
1.1.2 Objetivos específicos
Comparar resultados de caracterização geotécnica obtida em ensaios triaxiais e ensaios de grandes deformações;
Analisar a variabilidade na previsão da capacidade de carga de estacas escavadas em solos arenosos utilizando-se resultados de ensaios triaxiais e ensaios ring shear.
2 FUNDAMENTAÇÃO TEÓRICA
Neste capítulo serão apresentados os fundamentos teóricos necessários para o desenvolvimento da pesquisa. Serão abordados conceitos de resistência ao cisalhamento dos solos, destacando os fatores que afetam este comportamento em areias. O método teórico de previsão de capacidade de carga em estacas e o mecanismo de transferência de carga também serão brevemente contextualizados.
2.1 RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO DE AREIAS
2.1.1 Conceitos básicos
A resistência ao cisalhamento de solos pode ser definida como a tensão necessária para causar deslocamento relativo entre as partículas. A descrição clássica para a variação de volume em solos granulares submetidos a cisalhamento pode ser encontrada em Wood (1990), como exposto na (Figura 1), representada pelo deslocamento relativo entre as partículas.
O comportamento de cisalhamento pode ser explicado pelo estudo de uma matriz plana de esferas rígidas. Na Figura 1 b, pode ser observada uma matriz densamente compactada. Quando compactadas verticalmente, as tensões podem alterar apenas se as partículas se moverem lateralmente. Na Figura 1 a, é possível observar o aumento dos vazios entre as partículas. Esse efeito de aumento do volume de uma areia densa durante o cisalhamento foi nomeado por Reynolds (1855) como efeito de dilatância.
Figura 1 – Variação do volume em solos granulares.
a). Material antes do cisalhamento b). Material após o cisalhamento Fonte: Wood (1990).
Terzaghi et al. (1996) explicaram que a resistência ao cisalhamento de solos granulares está diretamente relacionada com a facilidade com que as partículas podem se deslocar na direção do cisalhamento. Quando o movimento relativo entre as partículas ocorrer
apenas na direção do cisalhamento, como se as partículas deslizassem sobre uma superfície plana, o ângulo de atrito friccional determina a resistência drenada ao cisalhamento.
A Figura 1 ilustra que em materiais granulares, o movimento das partículas não ocorre apenas na direção do cisalhamento, as partículas podem deslocar-se uma sobre as outras, amontoando-se. Em solos granulares e densos, sob-baixas tensões confinantes, as partículas empurram as adjacentes para fora do plano de cisalhamento, aumentando o volume da amostra cisalhada. A deformação volumétrica expansiva ocorre até que haja estabilização. Nesta condição, chamada de estado crítico, o cisalhamento acontece sem variação de volume ou tensões é chamado de rolamento puro entre as partículas.
A areia fofa é um material granular submetido ao cisalhamento sob carregamento normal constante onde, a tensão de cisalhamento aumenta até atingir a máxima resistência. Quando o deslocamento é continuado para além deste ponto, a resistência não sofre alteração e o volume permanece inalterado, correspondendo ao estado crítico. O material granular sofre alterações no comportamento quando o estado de confinamento é alterado de modo que uma areia densa, testada com tensões de confinamento suficientemente alta pode se assimilar ao comportamento de uma areia fofa.
O comportamento típico de resultados drenados em areias fofas e densas é apresentado na Figura 2, com diferentes índices de vazios iniciais. Conforme decresce o índice de vazios, aumenta a tensão desviadora de ruptura, o que representa um aumento de resistência ao cisalhamento. O solo fofo e solo compactado apresentam curvas de tensão deformação diferentes. O solo fofo tem pouca redução ou nenhuma redução de resistência ao cisalhamento. O solo denso apresenta uma queda de resistência, com uma tendência de estabilização, Lambe (1969).
Figura 2 – Efeitos do cisalhamento em areias: densas e fofas.
Fonte: Adaptado de Taylor (1948).
A deformação volumétrica associada a cada amostra (fofa ou densa) é bem característica. Inicialmente, a fofa e a densa apresentam compressão, por sua vez a amostra fofa não se expande durante o cisalhamento, contudo amostra densa experimenta uma pequena compressão no início e expansão com o aumento da deformação axial.
Segunda Atkinson (1982) o ensaio drenado na amostra fofa fornece uma curva de deformação axial por razão de tensão entre ( ) que atinge uma máxima resistência após cerca de 20% de deformação axial, enquanto a amostra sofre uma compressão, ou redução volumétrica. No final do teste drenado em areia fofa, a amostra demostra ter atingido um estado final, não havendo mais alterações significativas nas tensões ou no volume para uma deformação de cisalhamento.
Em contraste, a amostra densa exibe um pico bem pronunciado na curva de deformação axial por razão de tensão ( ), e posterior redução da razão de tensão até o final do ensaio. A amostra comprime levemente no inicio, e logo depois se expande até o final do ensaio, como apresentado na Figura 2.
Wood (1990) explica que o contraste aparece entre as respostas de amostras inicialmente densas e fofas quando testadas a um nível de tensão baixo. Contudo, quando uma
amostra densa é testada a um nível alto e uma amostra inicialmente fofa é testada a uma tensão baixa os comportamentos qualitativamente são semelhantes.
Wood (1990) complementa explicando que desta forma, amostras inicialmente densas cisalhadas a baixos níveis de tensão tendem a expandir e, amostras inicialmente densas cisalhadas a baixos níveis de tensão tendem a contrair, ainda que a falha final e o cisalhamento de areias e outros materiais granulares são governados quase que inteiramente por fatores friccionais, atrito entra as partículas. Se uma taxa de vazios críticos for atingida e o volume continuar constante, então a resistência ao cisalhamento está vinculada ao nível de tensão por um coeficiente de fricção, chamado de estado crítico de cisalhamento.
Estado crítico
Considerando testes não drenados e drenados as mudanças de volume e os caminhos de tensão para pares de amostras (densas e fofas) são apresentados na Figura 3. A amostra fofa, levada a ruptura em ensaio drenado sem alteração da tensão média p’ (considerado ensaio de sem variação de volume especifico), sofre uma consequente contração. Se a mesma amostra fofa for cisalhada na condição não drenada percorre um caminho de tensões (A) até (B) tocando a envoltória de ruptura em (B). Considerando ainda a amostra fofa em condição drenada, o caminho de tensões percorrido vai de (A) até (C), tocando a envoltória de ruptura em (C). A pressão nos poros gerada no ensaio não drenado durante a fase de cisalhamento para a amostra fofa é positiva, desta forma, projetando no diagrama e:p’, é visível a contração da amostra durante o cisalhamento.
Para amostras densas, sob condições não drenadas, o caminho de tensões vai de (D) até (B), gerando uma pressão nos poros negativa, (sucção). A amostra solta tem uma poropressão positiva na ruptra, enquanto a poropressão para amostra densa é negativa. A diferença entre a poropressão para os dois tipos de amostras é responsável pela principal causa na diferença de resistência ao cisalhaento observada para as duas amostras, pois a tensão efetiva para amostra densa é substancialmente maior que na amostra fofa.
Figura 3 – Caminhos de tensão para ensaios drenados e não drenados em areias densas e fofas
Fonte: Adaptado de Taylor (1948).
Considerando agora amostras consolidadas isotropicamente e carregadas em testes de compressão triaxial a Figura 4 mostra que o estado de ruptura representado por um conjunto de pontos no espaço e: ln p definem uma única linha através da origem no espaço . A propriedade crucial da linha do estado critico é que a falha das amostras consolidadas isotropicamente caminhará independente do caminho de tensões do teste, para a linha de estado crítico (CSL ou LEC). A ruptura será manifestada como um estado no qual o cisalhamento ocorre sem que haja alteração na tensão ou no volume específico. A projeção da linha de estado critico no espaço e: é uma curva, no entanto se os dados forem plotados pelos eixos e: ln os pontos caem sobre uma linha reta. É conveniente que o gradiente (λ) da linha de estado critico seja o mesmo para a linha de consolidação isotrópica, Atkinson (1982).
Figura 4 – Envoltória de ruptura (a), linha estado crítico no espaço e:p' (b), linha estado crítico espaço e:ln p' (c).
Fonte: Adaptado de Atkinson (1982).
A trajetória de materiais sob carregamento isotrópico, segue a Linha Isotropica de Compressão (LIC), expressa pela equação (2.1).
(2.1)
Na Figura 5 N é o valor de para p’=1kPa, e é o valor do gradiante da LIC. Em descarregamento a expansão durante do solo pode ser expressa pela equação (2.2).
(2.2)
O valor de é o valor de para p’=1kPa, sendo o valor do gradiente da curva de expansão.
No espaço :lnp’ é possível construir a Linha do Estado Crítico, expressa pela equação (2.3).
Os parâmetros , , são propriedade de cada solo, sendo possível definir uma linha única LIC baseada nos mesmos.
Figura 5 – Linha Isotropica de Compressão (LIC) e Linha do Estado Crítico (LEC)
Fonte: Wood, (1990).
Ao atingir o índice de vazios no estado crítico, o ângulo de atrtio que governa a dilatância se converte em zero, e a partir deste momento o ângulo de atrito é chamado de atrito crítico, Wood (1990).
2.1.2 Fatores que afetam a resistência ao cisalhamento
Em Atkinson (1982) pode ser encontrado a descrição dos três fatores que controlam a resistência ao cisalhamento dos solos granulares: estado do solo (compacidade, estado de tensões, textura e cimentação), características das partículas (composição mineral, tamanho dos grãos, angularidade e rugosidade) e condições ambientais (condições impostas ao solo e presença de água nos vazios).
Segundo Terzaghi et al. (1996) o aumento da tensão de confinamento empurra as partículas adjacentes ou elas amontoam-se umas nas outras, e o deslocamento relativo causa esmagamento ou quebra das partículas. O esmagamento das partículas, causado pelo aumento da tensão efetiva, força o movimento na direção do cisalhamento, reduzindo a interferência da geométrica das partículas na resistência cisalhante. A quebra, em geral, é função da tensão de confinamento aplicada, no entanto, a forma, a graduação, o tamanho e a porosidade da partícula também influenciam na quebra.
Segundo Lambe e Whithman (1969) os solos granulares mobilizam a resistência ao cisalhamento por meio da parcela friccional entre as partículas e a geometria das partículas envolvidas. Então, o atrito deslizante entre as partículas é mobilizado através do deslocamento de uma partícula contra a superfície de outra. Assim o ângulo de atrito entre as superfícies das partículas é essencialmente uma constante do material. O atrito entre as partículas é uma característica intrínseca da partícula e a rugosidade da partícula é o guia do comportamento friccional. Como é característica intrínseca do material, independe da densidade ou da tensão de confinamento, porém é função direta da composição mineral, textura e dureza.
Em Sadrekarimi e Olson (2011) pode ser encontrada uma discussão em relação a valores de ângulo de atrito de areais no estado crítico. Segundo os autores, os solos granulares mobilizam a resistência por atrito durante o deslizamento entre as partículas do solo (parcela friccional) e, conforme a geometria do grão (parcela interferência geométrica) poderá haver variações no ângulo de atrito residual. Assim a resistência ao cisalhamento em solos granulares, sofre influência de duas características fundamentais, como é descrito.
O ângulo de atrito da envoltória de resistência pode ser decomposto por duas componentes. Uma parcela representa o atrito friccional puro ( ) entre as partículas e a outra representa o intertravamento ( ) a baixos níveis de tensão confinante. A descrição clássica deste comportamento pode ser encontrada em Lambe e Whitmann (1969) onde a resistência do material é descrita e decomposta em: parcela mobilizada pelo atrito puro entre mineral-mineral ( ); e parcela que depende do grau de intertravamento, arranjo entre as partículas.
A rugosidade da superfície das partículas está relacionada com o ângulo de atrito do material e altera a resistência ao cisalhamento. Assim, a estrutura cristalina dos minerais e as ligações entre partículas tem interferência na resistência ao cisalhamento do material. O quadro geral de comportamento é apresentado na Figura 6.
Figura 6 – Fatores de influência na resistência ao cisalhamento de solos granulares.
Fonte: Sadrekarimi e Olson (2010a)
Além do atrito de cisalhamento entre as partículas mobilizado a um nível de tensão, as partículas empurram, sobem e danificam as partículas adjacentes. Este fenômeno é conhecido como intertravamento, ou interferência geométrica, ou ainda, chamado de embricamento. A componente de interferência geométrica pode desaparecer a altas tensões de confinamento. A faixa de valores pode variar dentre 1000 kPa e 15000 kPa Sadrekarimi e Olson (2010a).
Materiais granulares associados a aterros, sub-base de pavimentos ferroviários, minas profundas e fundações profundas, compactação vibratória e estacas podem sofrer tensões normais e de cisalhamento suficientemente grandes para causar dano à partícula. Além disso, aumenta a compressibilidade, diminui a condutividade hidráulica, altera o ângulo de atrito efetivo, altera o comportamento tensão-deformação e a linha do estado crítico, representando por uma envoltória de ruptura não linear.
Sadrekarimi e Olson (2010a) examinaram a localização e formação das bandas/faixas de cisalhamento por meio de ensaio do tipo ring shear. Os ensaios foram realizados em três areias diferentes. Com base em estudos anteriores, os autores constatam que a faixa de cisalhamento oscilou entre 10 a 14 vezes o diâmetro médio da partícula cisalhada. Além disso, a quebra de partícula ocorreu dentro da faixa de cisalhamento após grandes deslocamentos.
Sadrekarimi e Olson (2010a), ao utilizarem um equipamento ring shear desenvolvido na Universidade de Illinois, analisaram a evolução das faixas de cisalhamento sob condições de drenagem e volume constantes. Os testes foram realizados em areias densas e fofas e o equipamento foi ajustado com um anel de confinamento externo transparente. Isto possibilitou verificar a formação das faixas de cisalhamento. Os referidos autores ainda observam que a densidade relativa do material, mesmo interferindo na resistência residual submetida à grandes deformações, não altera a formação das faixas de cisalhamento, sendo então função do diâmetro médio das partículas. Apesar dos testes realizados, os autores relataram que ainda há dúvidas quanto a formação das faixas de cisalhamento e bifurcação da superfície de cisalhamento a grandes deslocamentos.
Sadrekarimi e Olson (2009) apresentam resultados que apontam como consequência da quebra e rearranjo de partículas ocorrem mudanças que podem ser significativas na curva granulométrica do material.
Sadrekarimi e Olson (2010b) realizaram ensaios em três areias diferentes para avaliar a quebra de partículas submetidas à grandes deslocamentos com o uso de um equipamento do tipo ring shear. As amostras originais e amostras pós-ensaios foram analisadas pelo Microscópio Eletrônico de Varredura (MEV) para verificar o dano a partícula. O dano causado nas partículas durante o ensaio produziu uma alteração na distribuição do tamanho das partículas. Os danos observados foram visíveis até que a tensão normal fosse reduzida para valores baixos e da ordem de 28 kPa. O mecanismo de abrasão tipicamente observado durante os ensaios de cisalhamento em materiais granulares é função da abrasividade, rugosidade e dureza do material. Os autores relataram que, a magnitude do dano causado às partículas, é função da tensão normal aplicada, deslocamento imposto, mineralogia, distribuição granulométrica e condições de drenagem da superfície de cisalhamento.
Na Figura 7 é possível observar o formato dos grãos antes e depois do cisalhamento. A areia arredondada (OT), após o cisalhamento apresentou formato mais angular, devido aos danos causados após o cisalhamento. As areias mais angulares e de formato sub-arredondadas (IR ou MR) apresentaram uma maior quebra. Essas areias compõem as partículas menores de solo.
Figura 7 – Distribuição granulométrica antes e depois da realização de ensaios cisalhamento anelar. (a) Areia de OT antes, (b) areia de IR antes, (c) areia de MR antes, (d) areia de OT depois, (e)
areia de IR depois, (f) areia de MR depois.
Fonte: Sadrekarimi e Olson (2011)
A angulosidade favorece a quebra de partículas, como exemplo as rochas com defeitos frescos, como fissuras e rachaduras, onde há uma tendência de quebra. Os fatores que influenciam a quebra podem ser graduação uniforme de partículas grandes (maiores defeitos) e alta porosidade inicial. Em qualquer nível de tensão uma gradação uniforme leva a altas tensões de contato, e como consequência, o esmagamento das partículas. Assim, massas bem graduadas, com maior número de contatos, suportam ser submetidas a tensões de confinamento maiores para causar o esmagamento dos grãos.
Para as três areias avaliadas houve um aumento na porcentagem de finos existentes após a fase de cisalhamento. Além da variação granulométrica, solos granulares submetidos à grandes deformações podem sofrer quebra e um novo estado de rearranjo
Os materiais granulares são compostos, em geral, por partículas que podem ser danificadas por abrasão, cisalhamento e fissuras pré-existentes. Há também solos com grãos fracos, como granitos decompostos, areias carbonárias e solos vulcânicos, para os quais
ocorre dano à partícula com baixos níveis de tensão normal. Além disso, a quebra de partículas gera uma mudança na distribuição granulométrica do material, alterando seu comportamento e criando mudanças drásticas na estrutura interna dos grãos.
2.1.3 Influência do ensaio
Vaughan et al. (1996), com a utilização do equipamento de Bishop et al. (1971), apresentaram os resultados da influência de altas velocidades de cisalhamento. Os efeitos observados foram classificados em: (i) solos que apresentam resistência residual rápida superior a resistência residual lenta; (ii) solos em que a resistência residual não sofre alteração com a variação da taxa de cisalhamento; (iii) solos que apresentam uma queda significativa de resistência residual com o aumento da taxa de cisalhamento.
Huvaj-sarihan (2009) investigou o efeito da taxa de cisalhamento em argilas intemperizadas de Gault. Foram realizados ensaios de cisalhamento direto com reversões e superfícies pré-falha em ensaios ring shear a uma tensão normal de 150 kPa.
Sadrekarimi e Olson (2011) descreveram que, dependendo do tipo de ensaio realizado, o nível de deformação obtido pode estar associado a um ângulo de atrito crítico inicial. Ao impor deslocamentos maiores (ensaios tipo ring shear) as partículas se tornam mais angulares que as originais, como resultado da quebra e o rearranjo é obtido para altos níveis de deslocamento. O autor conclui ainda que, o aumento do ângulo de atrito crítico após a quebra e rearranjo de partículas, quando comparado ao ângulo de atrito crítico inicial antes do processo de quebra, indica que o ângulo de atrito no estado crítico não deve ser determinado em função do ângulo de atrito critico inicial. Deve ser analisar o conjunto de informações a respeito do material, como formato dos grãos, distribuição granulométrica e rugosidade da superfície da partícula, nível de deslocamento e tensões aplicados.
Macdonald et al. (2008), ao utilizar o equipamento de Bishop et al. (1971), desenvolveram uma pesquisa onde a ruptura ocorre em uma superfície com material diferente do solo em investigação e criou uma interface de cisalhamento. Na pesquisa apresentada em 2008, os autores utilizaram metal e concreto para avaliar o efeito da rugosidade nos resultados obtidos. O programa experimental envolveu uma serie de estágios de carregamento com deformações controladas. Os intervalos de deformações seguiram de um acréscimo no carregamento normal aplicado, e a composição do ensaio com a aplicação de 100, 200 e 400 kPa, e dois testes com 800 kPa de tensão normal. Para o primeiro e o último estágio, foi utilizada uma velocidade de 0.9 mm/min com um deslocamento de 50 mm.
Nos testes realizados por Macdonald et al. (2008) foram realizadas avaliações globais das mudanças na distribuição do tamanho das partículas com base na amostra total deixada no final do ensaio. Observou-se que o material fino provido da quebra dos grãos ficou concentrado nas zonas de cisalhamento próximas a interface. Os autores assim definiram uma rugosidade característica para a superfície do concreto com base na rugosidade de estacas conhecidas.
Para as areias submetidas aos ensaios o valor do ângulo de atrito de interface à grandes deslocamentos e volume constante permaneceu entre 26,5° e 31°, com uma leve tendência de aumento proporcional a redução do tamanho do grão, chegando a 32°. Foram testados dois materiais para superfície de cisalhamento. Para o aço, os valores de ângulo de atrito foram ligeiramente superiores aos encontrados para o concreto. Os autores atribuíram essa diferença à quebra das partículas ocorrida no concreto, e que reduziu o ângulo de atrito de interface.
A interferência da água na resistência ao cisalhamento de materiais granulares é desprezível para a faixa de rugosidade comumente encontrada em condições naturais em areias. No entanto, caso os grãos forem desgastados e contiverem fissuras ou poros, a água poderá suavizar o cisalhamento, causar um consequente aumento na quebra de partículas e um aumento da interferência geométrica nos resultados.
Sadrekarimi e Olson (2010b) mostraram que as tensões de contato locais entre as partículas de areia, juntamente com a aspereza da superfície da partícula, causam boa parte do dano e quebra do material. Sequencialmente, à medida que as partículas tentam girar em um ambiente confinado, os torques de contato são resistidos por forças de sobrecarga e aumentam as tensões de contato. Quando as tensões de contato excedem a força da partícula inicia-se a quebra de material. Como o torque produzido ao tentar girar aumenta as tensões de contato, o dano aumenta à medida que as tensões confinantes são também aumentadas. Contudo, como as tensões de contato são função do torque produzido durante o cisalhamento, os autores concluíram que seriam necessárias tensões de confinamento muito maiores para haver quebra de partículas sem a fase de cisalhamento.
A deformação volumétrica em materiais granulares que apresentam quebra de partículas pode ser distinguida em dois estágios: estágio 1 deformação vertical inicial pequena como resultado do rearranjo das partículas durante o cisalhamento, de pequeno dano as partículas, pequena abrasão e uma sutil deformação elástica; estágio 2 após a formação das faixas de cisalhamento, a deformação vertical é substancialmente elevada e causa danos severos as partículas, e deformações plásticas. Ocorre que a baixos níveis de tensão normal, a
deformação volumétrica é guiada pelo deslizamento entre as partículas. Assim, os esforços de maior magnitude causam danos às partículas, que se acumulam gradualmente durante a etapa de cisalhamento e, essas as partículas podem eventualmente produzir um comportamento contrativo, mesmo em amostras dilatadas.
2.2 CAPACIDADE DE SUPORTE DE ESTACAS
2.2.1 Conceitos gerais
A capacidade de carga axial em estacas pode ser avaliada por métodos teóricos, semi-empíricos e diretos. Os métodos teóricos fazem uso de soluções teóricas de capacidade de carga de ponta e lateral da estaca, e a utilização de parâmetros do solo. Os métodos semi-empíricos, que determinam a capacidade de carga de maneira direta por ensaios de campo, como SPT (Standart Penetration Test) e CPTu (Piezocone).
API (2002) explica que a capacidade de carga de um elemento de fundação, com base na análise teórica, pode ser descrita pela soma da resistência lateral ao longo do fuste ( ), a resistência de base da fundação ( ), obtido pela equação (2.4):
(2.4)
2.2.2 Capacidade de carga lateral
A parcela de atrito lateral ( ) pode ser obtida com a utilização do conceito de resistência ao cisalhamento do solo, como expresso pela equação (2.5):
Capacida de carga lateral
∫ (2.5)
Sendo:
L é o comprimento da estaca; em função da profundidade; D é o diâmetro do fuste;
é a resistência ao cisalhamento.
A tensão normal horizontal pode ser escrita em função da tensão vertical ( ) e do coeficiente de pressão do solo ( ), expresso pela equação (2.6):
(2.6)
Onde a resistência ao cisalhamento, equação (2.7):
(2.7)
Sendo:
é o intercepto coesivo no contato solo-estaca.; é a tensão normal no contato solo-estaca; é o ângulo de atrito no contato solo-estaca; é o coeficiente de pressão do solo.
A resistência mobilizada pelo fuste da estaca envolve o solo ligeiramente próximo à estaca, até alcançar a ruptura por cisalhamento. Como as tensões de cisalhamento são função das tensões normais ao longo do fuste da estaca no momento da carga, o desafio é avaliar o estado de tensões verticais e o coeficiente de pressão do solo ao longo de todo o fuste da estaca, além dos parâmetros ) e ( ). Desta forma, utilizando o produto da tensão normal na interface e o coeficiente de atrito do sistema solo-estrutura, pode ser determinada a capacidade lateral de carga.
2.2.3 Método
A relação entre o coeficiente de pressão do solo e ângulo de atrito de interface de atrito é chamado de ( ) de acordo com equação (2.5). Além das condições de carga, que alteram diretamente o parâmetro ( ), fatores como geometria do elemento, método de instalação, perfil de solo interferem no mecanismo de transferência de carga. As estacas inseridas em areia, geralmente tem um comportamento de incremento continuo de carga com o assentamento da base, não ocorrendo ruptura repentina por pico de capacidade de carga, neste caso o recalque estabelece a condição última. Randolph (1994).
O parâmetro ( ) equação (2.8) é influenciado pela compacidade relativa da areia, magnitude da tensão vertical, tamanho do grão, granulometria, forma do grão e propriedades físicas do elemento de fundação, API (2002).
(2.8)
Sendo:
Coeficiente de pressão do solo;
Ângulo de atrito na interface solo-estrutura.
Nesse sentido a equação (2.5) pode ser reescrita em função de ( ) como equação (2.9).
(2.9)
∫ (2.10)
O coeficiente , varia de acordo com o tipo de solo, composição mineral, densidade, formação e nível e tensões. A Tabela 1, proposta por Fellenius (2016), apresenta valores de correção do coeficiente obtidos por compilação de diversos resultados de prova de carga.
Tabela 1 – Valores do coeficiente β para diferentes tipos de solo. Tipo de solo (°) Argila 25 a 30 0,15 a 0,35 Silte 28 a 34 0,25 a 0,50 Areia 32 a 40 0,30 a 0,90 Pedregulho 35 a 45 0,35 a 0,80 Fonte: Fellenius (2016)
Existe também uma relação proposta por Meyerhof (1956)para estacas escavadas em areia, descrita pela equação (2.11).
(2.11)
Utilizando resultados de provas de carga em perfis arenosos, Rollins (2005), fez uma regressão para os valores de , e mostrou que o aumento do parâmetro é propocional a fração
grossa do material.
Figura 8 – Valores de calculados por retro análises de provas de carga em perfis arenosos.
Fonte: Adaptado de Rollins (2005).
2.2.4 Capacidade de carga de ponta
Para resistência de ponta da estaca, equação (2.12), quando submetida a carregamento axial são consideradas normalmente soluções desenvolvidas para fundações
superficiais, usualmente embasadas na teoria da plasticidade clássica, variando então o mecanismo de ruptura para cada teoria. (Bolton, 1986).
(2.12)
O fator de capacidade de carga ( ) é determinado com base no mecanismo de ruptura e com base nas provas de carga. O valor de ( ) é função do ângulo de atrito do solo ( ), do método de instalação e do diâmetro da estaca Kulhawy (1990).
Na Figura 9 são apresentadas as principais hipóteses dos métodos teóricos de carga de ponta. Terzaghi (1943), apresenta uma solução que não leva em consideração as tensões cisalhantes geradas ao longo do fuste da estaca. Figura 9(a). Meyerhof (1953) aperfeiçoa a teoria de Terzaghi (1943) complementando a análise, incluindo a resistência ao cisalhamento por todo o fuste. Figura (b).
Abaixo é mostrado as soluções que supõem os diferentes mecanismos de ruptura do solo de base da estaca. As soluções se diferenciam pela forma como transferem a carga recebida pela estaca ao solo.
Segundo Terzaghi (1943), para base circular, diâmetro B, a capacidade de ponta da estaca pode descrita pela equação (2.13):
(2.13)
Segundo Meyerhof (1953), para valores baixos de L/B, a capacidade de ponta da estaca pode ser descrita pela equação (2.14):
(2.14)
E para valores elevados de L/B, equação (2.15):
(2.15)
Berezantzev (1965) desenvolve sua análise com base em resultados de diversas provas de carga. No caso de estaca com deslocamento, o solo deslocado é compactado, assim
o equilíbrio limite de ponta da estaca corresponde aos deslocamentos da zona de ruptura. Figura 9 (c).
Segundo Berezantzev et al. (1961), descrito pela equação (2.16):
(2.16)
Vesic (1972) com base na teoria de expansão de cavidade mostra que as deformações produzidas próximas da base podem ser plásticas, ao passo que a zona concêntrica é caracterizada por deformações elásticas, Figura 9 (d).
Segundo Vesic (1972), como mostra a equação (2.17):
(2.17)
Figura 9 – Ruptura para diversas soluções teóricas. (a) Terzaghi; (b) Meyerhof; (c) Berezantzev; (d) Vesic.
Fonte: O’Neill (2001).
2.2.5 Comportamento de interface
O comportamento de interface API (2002) é tensão do ângulo de atrito entre o solo e a estaca controla a resistência ao cisalhamento disponível na interface. Na literatura, existem faixas de valores para uma estimativa inicial deste parâmetro. Valores propostos para o ângulo de atrito da interface ( ), estão em torno de 15° a 35°, conforme a densidade da areia. A recomendação geral é que as estimativas sejam feitas com base nos ensaios de campo e laboratório para determinar um valor adequado coerente com cada estudo.
Tabela 2 – Parâmetros de compacidade para solos granulares.
Compacidade
Relativa Descrição do solo
Solo-estaca ângulo
de atrito ( ) Limite de atrito no fuste (kPa) Muito fofa Fofa Média Areia Areia siltosa Silte 15 47,8 Fofa Média Densa Areia Areia Siltosa Silte 20 67,0 Média
Densa Areia siltosa Areia 25 81,3
Densa Muito Densa
Areia
Areia Siltosa 30 95,7
Densa
Muito densa Areia 35 114,8
Fonte: API (2002).
A rugosidade gerada na interação da interface do concreto com o solo comanda o mecanismo de transferência de carga. Neste caso, o solo mais próximo da estaca é o responsável por mobilizar resistência. Para estacas lisas, a espessura de solo sujeito ao deslocamento da estaca junto a interface pode estar entre 2 a 5 vezes o valor de D50 (diâmetro
de 50%). Para estacas rugosas esse valor é de 10 a 15 vezes o D50, de acordo com Fioravante
(2002).
Fakharian (1996) explicaram que os parâmetros que influenciam o comportamento tensão-deformação da interface estaca-solo são: rugosidade da estaca, composição mineral do solo, compacidade relativa, a distribuição, o tamanho e a forma do grão, a magnitude das tensões normais e a taxa de cisalhamento, e, por fim, a resistência ao cisalhamento do material ao redor do fuste.
Assim, o mecanismo de ruptura, na interface solo-estaca é guiado pela rugosidade do concreto. E, em função do D50 do material a análise é realizada com uma condição de
superfície lisa, onde ocorre deslizamento entre o solo e o fuste e a carga mobilizada lateral é menor que a máxima resistência ao cisalhamento. Para uma superfície lisa, são esperados valores baixos de resistência ao cisalhamento isentos de dilatância. Para o caso de uma superfície relativamente rugosa, o valor de resistência ao cisalhamento de interface é esperado alto e o cisalhamento deve provocar dilatância.
Figura 10 – Definição de rugosidade relativa.
Fonte: Fioravante (2002).
Com base em uma determinada rugosidade, haverá um ângulo de atrito na interface, que pode ser adotado como ângulo de atrito no estado crítico do solo. Alawneh (1999) apresenta (Figura 11) a variação do ângulo de atrito na interface com o D50 (diâmetro característico onde pelo menos 50% das partículas tem um valor correspondente).
Figura 11 – Ângulo de atrito na interface com o tamanho D50 das partículas.
Fonte: Alawneh (1999).
No caso de estacas sem deslocamento, ou seja, estacas escavadas, não há maior mudança no estado de tensões, desde que a fluidez do concreto seja suficiente para estabelecer o equilíbrio de tensões horizontais durante a escavação, de acordo com Fleming et al. (1992). Estacas sem deslocamento, dado o método construtivo, tem o contato rugoso da interface e produzem cisalhamento no solo ligeiramente localizado na borda da estaca. Sob estas
condições, as deformações geradas no contato concreto e solo são grandes o suficiente para impor a condição de volume constante sob a resistência do solo. Os valores de podem então ser expressos em termos do ângulo de atrito no estado crítico ( ), com oscilação entre
0,8( ) - ( ), de acordo com Jardine et al. (2003) e Salgado (2008).
Ao passo que os valores de podem ser alterados pelas condições físicas do elemento estrutural ou do solo, os valores de ( ) são influenciados diretamente pelo método de instalação da estaca e compacidade relativa inicial. Para estacas com deslocamentos os valores de são maiores do que para estacas sem deslocamento.
Segundo Kraft (1990), a tarefa mais difícil do problema é estimar um valor adequado entre a tensão efetiva horizontal e vertical ao longo do fuste da estaca. Essa distribuição de tensão depende do estado inicial de tensões após a instalação da estaca, além da variabilidade com a profundidade. A relação de tensão efetiva horizontal e vertical pode ir de 0,1 até 5, como exposto por API (2002).
O cisalhamento de areias que tenham o comportamento dilatante tem a magnitude da dilatância determinada pelo estado de tensões, conforme a areia é impedida de sofrer dilatância, o incremento de tensão normal entre a estaca e o solo se desenvolve.
Kraft (1990) propôs uma relação entre tensões e compacidade relativa, para estacas com e sem deslocamento, Figura 12.
Figura 12 – Variação da relação de tensões pela compacidade relativa.
Salgado (2008) discute sobre a relação ks/k0, (k0) coeficiente de empuxo no repouso,
e afirma que pode auxiliar na estimativa de ks, partindo dos valores de tensão inicial no terreno. Nas areias com baixa compacidade relativa os valores de ks são mais proximos dos valores de k0, essa relação é diferente para areias densas, onde ks pode ser consideravelmente
maior que k0. De acordo com a Figura 13 apresentada por Salgado (2008), o aumento da
densidade relativa expressa uma consideravel alteração na relação de ks/k0, assim como o
aumento da tensão vertical efetiva.
Figura 13 – Relação de ks/k0 para diferentes nivéis de tensão para estacas sem deslocamento
3 MATERIAIS E MÉTODOS
O item materiais e métodos foram divididos em três subitens. O primeiro descreve o campo experimental de Araquari/SC, local onde foram realizadas as investigações geotécnicas empregadas na pesquisa. No item denominado como Programa experimental serão apresentados os ensaios de laboratório, e, no terceiro, as atividades que compreendem a determinação da capacidade de carga da estaca.
3.1 CAMPO EXPERIMENTAL DE ARAQUARI/SC
As informações contidas neste item, relacionadas, dentre outros, a localização, geologia, ensaios de campo e de laboratório antecedentemente realizados no local, foram obtidas nas pesquisas de Rodriguez (2014), Nienov (2016), Alves (2016), Lavalle (2017) e Sestrem (2018).
O campo experimental de Araquari foi desenvolvido a partir da cooperação entre a Universidade Federal do Rio Grande do Sul (UFRGS), Universidade Federal do Paraná (UFPR) e Universidade do Estado de Santa Catarina (UDESC), com patrocínio da Petrobrás, Brasfond e Dywidag Systens International, com o intuito de estudar o comportamento de estacas escavadas em solos arenosos. Para tanto foram executadas e instrumentadas seis estacas escavadas.
O campo experimental localiza-se no município de Araquari, situado na região Norte do estado de Santa Catarina, cuja latitude é 26º22’12’’ Sul e longitude 48º43’19’’ Oeste (Figura 14). O município apresenta altitude de 9 m e 182 km da capital do estado de Santa Catarina, Florianópolis. Pertence a baia da Babitonga na planície formada pelos rios Parati e Itapocu, de acordo com Rodriguez (2014).
Figura 14 – Mapa de localização do campo experimental de Araquari/SC.
Fonte: Adaptada do Google Earth (2019).
Segundo Horn Filho (1997) e Horn Filho (2003), a planície costeira da região Norte do estado de Santa Catarina é formada por duas unidades geológicas: o embasamento cristalino e bacias sedimentares marginais de Pelotas e Santos. De acordo com o referido autor o embasamento cristalino representa as terras mais elevadas da província costeira e afloram na forma de maciços rochosos, promontórios pontuais e ilhas continentais. A cidade de Araquari faz parte da bacia sedimentar marginal de Pelotas e Santos.
Sentido Joinville
Sentido Barra Velha
De acordo com Horn Filho (1995), a área de interesse da presente pesquisa é formada pela sedimentação de materiais ocorrida em função das variações relativas do nível do mar e de deslocamentos de corpos de água de grandes dimensões. Dessa forma, os solos dessa região são representados por faixas de sedimentos marinhos, continentais, flúvio-marinhos e lagunares da idade Quaternária.
Nienov (2016), descreve que boa parte dos solos presentes no campo experimental é de origem sedimentar, depositados na plataforma continental, oriundos do complexo graníticos de Santa Catarina e trazidos durante o penúltimo período de transgressão, ocorrido há 120 mil anos, com idade do Pleistoceno Superior a Pleistoceno Médio.
Em relação a caracterização dos solos presentes no campo experimental, cita-se a elaboração de um perfil geotécnico representativo definido com base em investigações geotécnicas de campo e de laboratório, interpretadas por Rodriguez (2014), Nienov (2016) e Lavalle (2017).
As investigações de campo foram realizadas em duas campanhas, uma mais geral, abrangendo uma área de 3.600m², conforme citado por Rodriguez (2014) e outra envolvendo uma área de 225m², onde foram realizadas 3 sondagens do tipo Standart Penetration Test (SPT),7 Piezocone (CPTu) e 1 Dilatômetro de Marchetti (DMT), distribuídos ao longo do eixo de cada estaca, conforme apresentado na Figura 15.
Figura 15 – Planta de locação das estacas e dos pontos de SPT, CPTu e DMT.
No presente estudo, serão apresentados os resultados dos ensaios de piezocone, visto que as delimitações das camadas do perfil foram feitas com base nesse ensaio. Os resultados dos sete ensaios de piezocone são apresentados na Figura 16, onde são representados graficamente os valores de resistência de ponta (qt), atrito lateral (fs) e poropressão (u)
medidos ao longo da profundidade. Com base nos resultados apresentados, foi possível observar um comportamento homogêneo do solo na área de estudo.
Figura 16 – Parâmetros iniciais medidos nos sete ensaios de CPTu.
Fonte: Nienov (2016).
Com base nos resultados dos sete ensaios de piezocone também foi delimitado o perfil estratigráfico apresentado na Figura 17. Para tanto, Nienov (2016), empregou a classificação proposta por Robertson e Wride (1998) que emprega o índice ICRW.
Figura 17 – Classificação do solo pelo índice IcRW.
Fonte: Nienov (2016).
Observa-se no perfil apresentado (Figura 16, Figura 17) a predominância de camadas de areia ao longo da profundidade investigada (até 30m), intercalada por mistura de areia e silte e mistura de silte e argila. A camada cuja classificação indicou a presença de silte com argila ocorreu entre 19m e 23m de profundidade, a qual, de acordo com o perfil longitudinal apresentado por Nienov (2016) e com o perfil vertical apresentado por Rodriguez (2014), diminui a sua espessura ao ser aproximar da estaca analisada no presente estudo (estaca ET-06).
A partir dos resultados dos ensaios de CPTu apresentados na Figura 16 é possível observar mudanças nos valores de resistência de ponta ao longo da profundidade. Até os 4,0 m foi evidenciado um solo de baixa resistência em relação às demais camadas; Entre 4,0 m e 11,0 m, a resistência de ponta oscilou entre 10 e 25 kPa. Com o avanço da perfuração, após os 11,0 m, foi identificada uma redução na resistência de ponta chegando a 3 kPa até a profundidade de 22 m. Após os 22 m e até 30,0 m de profundidade houve um aumento na resistência de ponta, chegando a valores de até 10 kPa.
Em relação ao atrito lateral observam-se faixas de valores de resistência variando entre 50 kPa e 250 kPa nas profundidades de 4,0 m e 11,0 m. A partir dos 11,0 m o atrito
lateral permaneceu entre 25 kPa e 50 kPa até os 27,0 m. O perfil de poropressão apresentou entre 18,0 m e 22,0 m de profundidade uma faixa de valores cujo excesso de poropressão ultrapassou a 1000 kPa, evidenciando a presença de uma mistura de argila. Também foi verificado na profundidade de 12,0 m o aumento da poropressão, atingindo 400 kPa.
Para a caracterização física do solo presente no subsolo do campo experimental, na realização da sondagem SPT, foram coletadas amostras indeformadas a cada metro investigado. Foram extraídas 23 amostras, entre as profundidades de 3,0 a 24,0 m, caracterizadas por Lavalle (2017) a partir de ensaios de análise granulométrica por peneiramento e, em algumas profundidades, por peneiramento e sedimentação e limites de
Atterberg. Lavalle (2017) também submeteu as amostras ao ensaio de microscopia eletrônica
de varredura (MEV) e difração de raios X.
Em relação a análise granulométrica, verificou-se a presença de uma camada de areia fina entre os 3,0m e 11,0m, com teor de finos na ordem de 16%. Entre 12,0m e 17,0m a areia fina apresenta 23% de material fino. Entre os 18,0m e 22,0m foi identificado um solo silte argiloso, com 60% de silte. Nessa camada foi realizada a análise granulométrica também por sedimentação. A última camada analisada é composta por areia média a grossa até os 24,0m, com aproximadamente 20% de finos.
Para as 23 amostras Lavalle (2017) também realizou ensaios de índice de vazios máximo e mínimo, empregando as normas ASTM D 4253-00 e ASTM D 4254-00, respectivamente. A partir dos quais, juntamente com o índice de vazios natural (enat) obtido
por correlação com dados do CPTu, a autora determinou o peso específico mínimo (γmín) e
máximo (γmáx) dos solos e a densidade relativa (Dr). O valor da massa específica dos sólidos
(Gs) foi determinado pelo ensaio do picnômetro. A Tabela 3 apresenta os resultados dos referidos ensaios para todas as camadas presentes no perfil, sendo que, foram empregados para a moldagem das amostras que serão submetidas aos ensaios de laboratório (cisalhamento anelar e triaxial) do presente estudo aqueles das seguintes profundidades: 5, 8, 12 e 22,5m.
Tabela 3 – Índices físicos dos solos do campo experimental de Araquari. Prof. (m) γMáx (kN/m³) γMín (kN/m³) e mín e máx e nat Gs Dr (%) 3,0 13,99 13,10 0,76 0,88 0,83 2,51 42,29 3,2 13,62 12,83 0,81 0,92 0,87 2,51 41,98 5,0 13,88 12,80 0,40 0,65 0,45 2,67 81,43 6,0 14,11 13,31 0,86 0,97 0,89 2,67 70,71 6,5 14,45 13,10 0,81 1,00 0,87 2,67 71,85 8,0 15,00 13,04 0,75 1,01 0,81 2,67 75,95 8,5 14,22 12,65 0,84 1,07 0,88 2,67 82,48 9,0 14,33 13,07 0,84 1,02 0,87 2,69 62,56 10,0 14,39 13,12 0,83 1,01 0,89 2,69 66,28 10,70 14,66 11,65 0,70 1,14 1,04 2,54 22,47 12,0 14,62 12,13 0,70 1,05 0,99 2,54 17,51 12,0 13,11 11,96 0,90 1,08 1,04 2,54 22,12 12,4 14,66 11,31 0,70 1,2 1,08 2,54 25,36 14,0 11,98 10,24 1,08 1,43 1,36 2,54 22,00 15,0 13,78 11,78 0,89 1,22 1,08 2,66 41,55 16,0 13,26 11,42 0,97 1,29 1,17 2,66 37,80 17,10 14,48 10,42 0,80 1,51 1,24 2,66 37,44 18,80 16,22 11,78 0,42 0,95 0,85 2,34 18,83 19,0 15,15 9,25 0,51 1,48 1,29 2,34 19,57 21,0 13,32 11,67 0,82 1,08 1,01 2,47 24,94 22,5 14,82 13,25 0,71 0,91 0,85 2,58 30,89 24,00 16,09 14,09 0,57 0,80 0,74 2,58 32,2 Fonte: Lavalle (2017).
Segundo Nienov (2016), o perfil geotécnico do campo experimental é formado lentes horizontais com uma variabilidade vertical, descrito como um deposito arenoso. A descrição com base nos ensaios tipo SPT é de uma camada de areia de densidade relativa de fofa a pouco compacta até os 4,0m. Dos 4,0 até os 10,0m de profundidade encontra-se uma camada de areia compacta. Dos 10,0 até os 17,0m uma camada de areia fofa. Entre os 17,0 e 22,0 ocorre uma camada de silte-argiloso e após esta camada novamente uma areia de compacidade média até os 30,0m de profundidade. O referido autor apresenta um perfil transversal (Figura 18).
