SOCIEDADE DE EDUCAÇÃO DO VALE DO IPOJUCA

FACULDADE DO VALE DO IPOJUCA - FAVIP

DEPARTAMENTO DE ENGENHARIA CIVIL

GRADUAÇÃO EM ENGENHARIA CIVIL

CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA DE UMA AREIA SILTOSA ORIGINÁRIA

DOS GRANITÓIDES DA PROVÍNCIA DA BORBOREMA, LOCALIZADA NO

MUNICÍPIO DE CARUARU/PE.

CRISTIANO ROMERO DA SILVA

CARUARU, 2011.

Diretor Superintendente

Luiz de França Leite

Diretor Superintendente

Vicente Jorge Espíndola Rodrigues

Diretora Executiva

Mauricélia Bezerra Vidal

Diretora Acadêmica

Aline Brandão de Siqueira

Coordenador do Curso de Engenharia Civil

João Manoel de Freitas Mota

CRISTIANO ROMERO DA SILVA

CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA DE UMA AREIA SILTOSA, ORIGINÁRIA

DOS GRANITÓIDES DA PROVÍNCIA DA BORBOREMA, LOCALIZADA NO

MUNICÍPIO DE CARUARU/PE.

Trabalho submetido ao corpo

docente do curso de graduação

em engenharia civil da

Faculdade do Vale do Ipojuca,

como parte dos requisitos

necessários à obtenção do grau

de bacharel em engenharia civil.

Orientadora: D.SC. Marilia Mary

da Silva.

CARUARU, 2011.

- Catalogação na fonte -

Biblioteca da Faculdade do Vale do Ipojuca, Caruaru/PE

S586c Silva, Cristiano Romero da.

Caracterização geotécnica de uma areia siltosa originária dos

granitóides da província da Borborema, localizada no Município

de Caruaru-PE / Cristiano Romero da Silva. – Caruaru: FAVIP,

2011.

129 f. : il.

Orientador(a) : Marília Mary da Silva.

Trabalho de Conclusão de Curso (Engenharia Civil) --

Faculdade do Vale do Ipojuca.

1. Mecânica dos solos. 2. Compressibilidade. 3.

Resistência. 4. Densidade. 5 Permeabilidade. I. Título. CDU 624[11.2]

Ficha catalográfica elaborada pelo bibliotecário: Jadinilson Afonso CRB-4/1367

CRISTIANO ROMERO DA SILVA

CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA DE UMA AREIA SILTOSA, ORIGINÁRIA

DOS GRANITÓIDES DA PROVÍNCIA DA BORBOREMA, LOCALIZADA NO

MUNICÍPIO DE CARUARU/PE.

TRABALHO SUBMETIDO AO CORPO DOCENTE DO CURSO DE

GRADUAÇÃO EM ENGENHARIA CIVIL DA FACULDADE DO VALE DO

IPOJUCA, COMO PARTE DOS REQUISITOS NECESSÁRIOS À OBTENÇÃO

DO GRAU DE BACHAREL EM ENGENHARIA CIVIL.

.

Aprovado em: / /

_________________________________ D.Sc. Marilia Mary da Silva

(Presidente e orientadora)

_________________________________ M.Sc. Aluízio Caldas e Silva (Professor da disciplina de TCC II)

_________________________________ M.Sc. Sandro Inácio

(Examinador)

_________________________________ M.Sc. Shirley Minell

(Examinadora)

CARUARU, 2011.

Se a vida é um dilema, quem

melhor que Cristo para resolvê-lo?

Se a vida é um quebra-cabeça,

somente Cristo pode montá-lo da forma

correta.

Se a vida é uma oportunidade,

quem melhor que Cristo para nos ajudar a

vivê-la sabiamente?

Se a vida é um caminho para o

Céu, somente com Cristo é possível transitá-

la sem nos perder.

(Enrique Chaij)

Aos meus pais, Maria das

Dores R. Silva e José Romero

da Silva. Nenhum filho jamais

poderia imaginar a imensa

alegria e o profundo orgulho

que sinto em tê-los por perto.

AGRADECIMENTOS

A Ti, Senhor, meu Pai celestial – Pode um dedal conter um oceano?

Pode uma pessoa sem talento musical tocar Mozart? Pode um rato

compreender a majestade das montanhas rochosas? Claro que não. E será

que meras palavras seriam capazes de expressar o seu amor? De maneira

nenhuma. Mas encontro alegria na simples tentativa de fazê-lo (LUCADO, M.).

Muitas pessoas queridas se ligaram a esse projeto, deixando

sempre uma contribuição da experiência técnica e pessoal de suas vidas:

Engenheira D.Sc. Marilia Mary da Silva, minha orientadora e amiga –

Somente o seu talento supera a sua paciência! Muito obrigado por ter estado

ao meu lado, me ajudando e orientando, não só nos assuntos relativos a este

trabalho, mas em todos os conselhos que me ajudaram a tornar-se um

profissional, e assim, superar os impasses encontrados durante todo período

do curso. Sem você, jamais conseguiria chegar até aqui. Faltam palavras para

descrever o grau de importância que você adquiriu em minha vida. O mais

difícil de sair da faculdade, é saber que raramente encontrarei em minha

trajetória pessoas com todos os seus atributos.

Ao ITEP (Instituto de Tecnologia de Pernambuco), por ter permitido

a realização das pesquisas e a utilização dos equipamentos para realização

dos ensaios em sua sede no Recife. Aos companheiros e laboratoristas da

UEC – (Unidade de Engenharia Civil) - LTA - (Laboratório de Tecnologia

Ambiental) do ITEP, Leandro Roberto e Paulo Vinícius, que me ajudaram muito

a realizar todos os ensaios que precisei para o desenvolvimento dessa

pesquisa.

Ao funcionário Verinaldo Francisco, do LTC (Laboratório de Técnicas

da Construção) da FAVIP, pela coleta das amostras. Sem sua ajuda, não teria

conseguido realizar os ensaios, pois, sem as amostras, seria impossível. E ao

amigo Kelvin, também do LTC, por ter me ajudado todas as vezes que precisei.

Ao Professor Eng.º Sandro Inácio (FAVIP/CHESF). Pela paciência,

coragem, e pela fé que por muitas vezes nos fazia ser fortalecidos nessa

trajetória.

Ao amigo Engº José Marcelino Bezerra Neto, por ter me ensinado os

passos iniciais da engenharia.

Aos Professores Eng.º M.Sc. Sidclei T. Magalhães (UNICAP); Eng.º

M.Sc. Carlos André (FAVIP); Eng.º M.Sc. Aluízio Caldas, (ITFPE/

FAVIP/CHESF); M.Sc. Bruno Câmelo; Eng.ª M.Sc. Shirley Minnel; Eng.ª M.Sc.

Tuane do Egito, Eng.º Mecânico Luiz Gonzaga Cabral.

Ao Engenheiro M.Sc. João Manoel de Freitas Mota, atual

coordenador do curso de Graduação em Engenharia Civil da FAVIP. Pela ajuda

em todos os momentos, pela compreensão, colaboração, pela forma que lutava

pelos interesses dos alunos do curso e pela grande disponibilidade em atender

a todos.

Ao amigo Rafael Torres, pelas digitações e ajuda na realização dos

ensaios de compactação no LTC/FAVIP.

Ao amigo Edilson Santos, laboratorista do consórcio OAS/MENDES

JUNIOR, e ex-laboratorista da FAVIP, pela ajuda na realização dos ensaios da

caracterização física.

A todos os funcionários da biblioteca FAVIP, em especial a amiga

Magda Araújo, Pelas dicas metodológicas para este trabalho, e por tornar, com

sua simpatia, as visitas à biblioteca tão agradáveis.

A Janne Dayse S. Soares, secretária acadêmica da Faculdade do

Vale do Ipojuca, pela colaboração e disponibilidade sempre que precisei.

Aos meus pais, pelo apoio, dedicação e compreensão, mesmo nos

momentos que as minhas decisões pareciam ser as mais loucas e impensadas.

Hoje é possível ver parte do resultado dessas decisões!

LISTA DE FIGURAS

CAPÍTULO 2

Figura 2.1. Exemplo de curva de distribuição granulométrica do solo

(PINTO, 2002).

Figura 2.2. Esquema representativo da sedimentação (PINTO, 2002).

Figura 2.3. Curvas granulométricas de alguns solos brasileiros (PINTO,

2002).

Figura 2.4. Limites de Atterberg dos solos (VARGAS, 1997).

Figura 2.5. Esquema do aparelho de Casagrande para determinação do

Limite de Liquidez.

Figura 2.6. Curva de proctor (VARGAS, 1997).

Figura 2.7. Estrutura dos solos compactados. (a) estrutura floculada e (b)

estrutura dispersa (PINTO, 2002).

Figura 2.8. Curvas de compactação de diversos solos brasileiros (PINTO,

2002).

Figura 2.9. Curva de compactação (umidade x densidade) (ORTIGÃO,

1993).

Figura 2.10. Curvas de compactação de um solo com diferentes energias

(LAMBE, 1976).

Figura 2.11. Estrutura de solos compactados, segundo proposição de

Lambe (LAMBE, 1976).

Figura 2.12. Exemplo de estrutura de solo residual, mostrando micro e

macroporos (PINTO, 2002).

Figura 2.13. Curva de resistência, compactação e índice de vazios

(PINTO,2002).

Figura 2.14. Características de resistência das argilas (SKEMPTON, 1970).

Figura 2.15. Resultados típicos de ensaios de compressão triaxial em

areias: (a), (b) e (c) areias fofas; (d), (e) e (f) areias compactas

(PINTO, 2002).

Figura 2.16. Posição relativa das partículas nas areias fofas e compactas

(PINTO, 2002).

Figura 2.17. Variação do ângulo de atrito interno de uma areia com a

tensão confinante (PINTO, 2002).

Figura 2.18. Entrosamento de areias: a) predominantemente fina; b)

predominantemente grossa (SHEMPTON, 1964).

Figura 2.19. Entrosamento de areias: (a) de grãos arredondados; (b) de

grãos angulares (PINTO, 2002).

Figura 2.20. Ilustração dos deslocamentos submetidos aos solos.

Figura 2.21. Torre de Pizza na Itália (VELLOSO, D.A. & LOPES,F.R. 1997).

Figura 2.22. Efeitos das variações de volume de um solo expansivo sobre

uma estrutura (VELLOSO, D.A. & LOPES,F.R. 1997).

Figura 2.23. Condição de carregamento condizente com a deformação

unidimensional (ORTIGÃO, 1993).

Figura 2.24. Representação esquemática de um edômetro (ORTIGÃO,

1993).

Figura 2.25. Curva de estabilização de um estágio de carga de um ensaio

edométrico (PINTO, 2002).

Figura 2.26. Exemplo de resultado de ensaio edométrico (PINTO, 2002).

Figura 2.27. Determinação da tensão de pré-adensamento pelo método de

Casagrande (PINTO, 2002).

Figura 2.28. Analogia mecânica para o processo de adensamento, segundo

Terzagui (TAYLOR, 1948).

Figura 2.29. Recalque com o tempo para alguns solos típicos (PINTO,

2002).

Figura 2.30. Variação linear do índice de vazios com a pressão efetiva

(PINTO, 2002).

Figura 2.31. Fluxo através de um elemento de solo submetido a um

processo de adensamento (PINTO, 2000).

Figura 2.32. Esquema associando vazios e sólidos para solo saturado.

Figura 2.33. Determinação de Cv pelo método de Taylor (PINTO, 2000).

CAPÍTULO 3

Figura 3.1. Esquema do cilindro de compactação e soquete grande.

Figura 3.2. Prensas de adensamento (LGA – ITEP).

Figura 3.3. Amostra para adensamento ainda a ser preparada.

Figura 3.4. Amostra pronta para ser posicionada na prensa.

Figura 3.5. Área onde foram realizadas as coletas das amostras

indeformadas.

Figura 3.6. Amostra sendo coletada nos receptáculos.

Figura 3.7. Amostras sendo colocadas na caixa para transporte.

Figura 3.8. Amostras coletadas e prontas para o transporte.

Figura 3.9. Peças utilizadas no ensaio de cisalhamento direto, já no

laboratório.

Figura 3.10. Gráfico utilizado para o cálculo do T100 (amostra adensada na

tensão normal de 200 KPa).

CAPÍTULO 4

Figura 4.1. Curva granulométrica (amostra do sub-solo da FAVIP).

Figura 4.2. Curva granulométrica do solo utilizado para modificação da

granulometria do material original.

Figura 4.3. Curva de compactação do material natural (energia normal e

intermediária).

Figura 4.4. Curvas de compactação (Energia normal): Avaliação da

influência da granulometria na curva de compactação.

Figura 4.5. Curvas de compactação (Energia normal): Avaliação da

influência da reutilização do material na curva de

compactação.

Figura 4.6. Curvas de compactação (Energia Intermediária): Avaliação da

influência da reutilização do material na curva de

compactação.

Figura 4.7. Curvas de compactação (Energia normal): Avaliação da

influência da secagem prévia do material na curva de

compactação.

CAPÍTULO 5

Figura 5.1. Variação do índice de vazios com a tensão vertical de

consolidação (corpos de prova na condição inundada e na

umidade natural).

Figura 5.2. Variação da deformação volumétrica específica com a tensão

vertical de consolidação (corpos de prova na condição

inundada e na umidade natural).

Figura 5.3. Variação do coeficiente de adensamento vertical (Cv) com a

tensão vertical de consolidação (amostra na condição

inundada).

Figura 5.4. Variação da permeabilidade com a tensão vertical de

consolidação (amostra na condição inundada).

Figura 5.5. Variação da permeabilidade com o índice de vazios. (amostras

na condição inundada).

Figura 5.6. Variação do coeficiente de compressibilidade com a tensão

vertical de consolidação (amostra na condição inundada).

Figura 5.7. Variação do índice de vazios com a tensão vertical de

consolidação (amostra na condição inundada).

Figura 5.8. Variação do índice de vazios com pequenas tensões verticais

de consolidação (amostra na condição inundada).

Figura 5.9. Curvas t Versus dh (tensão cisalhante vs. deslocamento

horizontal) e dv versus. dh (deslocamento vertical vs.

Deslocamento horizontal).

Figura 5.10. Envoltória de resistência de pico do solo estudado.

Figura 5.11. Variação do ângulo de atrito de pico (considerando interceptos

de coesão nulos) do solo estudado com a tensão vertical

normal.

LISTA DE TABELAS

CAPÍTULO 2

Tabela 2.1. Índices de Atterberg de alguns solos Brasileiros.

CAPÍTULO 4

Tabela 4.1. Resumo dos resultados dos ensaios de caracterização do

solo presente no subsolo da FAVIP com as frações dos solos

enquadrados segundo a escala da ABNT e do SI.

Tabela 4.2. Resumo dos resultados dos ensaios de caracterização do

solo utilizado para modificação da granulometria do material

original, com as frações dos solos enquadrados segundo a

escala da ABNT e do SI.

CAPÍTULO 5

Tabela 5.1. Condições iniciais dos corpos-de-prova ensaiados (ensaios

edométricos na condição de umidade natural e inundada).

Tabela 5.2. Tensão de escoamento e parâmetros de compressibilidade

obtidos dos ensaios edométricos duplos.

Tabela 5.3. Parâmetros dos índices obtidos a partir dos resultados dos

ensaios edométricos duplos (ensaio inundado).

Tabela 5.4. Tensões de pré-consolidação e classificação de Reginatto &

Ferrero (1973) obtidos do ensaio edométrico duplo.

Tabela 5.5. Condições iniciais dos corpos de prova referentes aos

ensaios de cisalhamento direto convencional (ensaios na

condição inundada).

Tabela 5.6. Condições dos corpos de prova na ruptura referentes aos

ensaios de cisalhamento direto convencional (ensaios na

condição inundada).

LISTA DE EQUAÇÕES

1. Peso específico aparente máximo (smáx).

2. Energia de compactação.

3. Determinação da curva de compactação.

4. Determinação da curva de compactação para solo saturado.

5. Resistência de pico.

6. Ensaio de compressão edométrica (obtenção das deformações).

7. Índices Cr, Cr e Cs.

8. Determinação do grau de adensamento.

9. Deformação final devida ao acréscimo de tensão.

10. Variação linear do índice de vazios com a pressão efetiva.

11. Acréscimo de tensão efetiva no final do adensamento.

12. Grau de adensamento.

13. Relação entre a variação do índice de vazios e a variação da tensão

efetiva.

14. Variação da tensão efetiva.

15. Dedução da teoria parte da equação do fluxo num solo saturado

(equação de Laplace) que indica a variação de volume pelo tempo.

16. Redução da equação 15.

17. Equação da associação de vazios e sólidos para solo saturado.

18. Variação do volume com o tempo.

19. Igualando a equação da variação do volume com o tempo.

20. Dedução da equação 17.

21. Velocidade de adensamento do solo.

22. Equação diferencial do adensamento.

23. Cálculo do cv.

24. Equação empírica proposta por GIBSON & HENKEL (1954) (a partir

de HEAD, 1994),

25. Resultados da pesquisa (substituição na equação 24)

26. Equação do critério de Reginatto & Ferrero (1973) para avaliação da

colapsibilidade dos solos.

RESUMO

Todas as obras de Engenharia Civil se assentam sobre o terreno e

inevitavelmente requerem que o comportamento do solo seja devidamente

considerado. A mecânica dos solos, que estuda o comportamento dos solos

quando tensões são aplicadas, como nas fundações, ou aliviadas, no caso de

escavações, ou perante o escoamento de água nos seus vazios, constitui-se

numa ciência de Engenharia, no qual o engenheiro civil se baseia para

desenvolver seus projetos. Este ramo da Engenharia, chamado de Engenharia

Geotécnica ou Engenharia de Solos, costuma empolgar os seus praticantes

pela diversidade de suas atividades, pelas peculiaridades que o material

apresenta em cada local e pela engenhosidade freqüentemente requerida para

a solução de problemas reais (PINTO, 2002). O presente Trabalho traz como

principal objetivo, o estudo das características geotécnicas (físicas e

mecânicas), de uma areia argilosa, originária dos granitóides da Província da

Borborema, localizada na cidade de Caruaru-PE, mais precisamente no

subsolo da FAVIP. No que se refere à caracterização física serão avaliados a

granulometria do material, os limites de Atterberg, densidade real das

partículas e o peso específico máximo e a umidade ótima de compactação. Em

especial para este último item, o solo será submetido a processos de

compactação mecânica, para avaliação da variação do peso específico e da

umidade ótima, através de diferentes energias de compactação, diferentes

umidades, diferentes granulometrias, processos de secamento prévio e reuso

de material. No que se refere à caracterização mecânica serão avaliados os

parâmetros de resistência de pico (ângulo de atrito e coesão); bem como os

parâmetros de compressibilidade do material (tensão de pré-adensamento

utilizando os métodos de Casagrande e Pacheco Silva (vm); razão de sobre

adensamento do solo (OCR); índice de compressão (Cc); índice de

recompressão (Cr); índice de expansão (Cs); coeficiente de adensamento

vertical (Cv) para cada estágio de carregamento em cm2/s utilizando o método

de Taylor; coeficiente de compressibilidade (av) para cada estágio de

carregamento).

PALAVRAS-CHAVE: Mecânica dos solos, compressibilidade, resistência.

ABSTRACT:

All Civil Engineering works are based on the land and inevitably require that the

soil behavior is properly considered. The soil mechanics, which studies the

behavior of soils when voltages are applied, as in foundations, or alleviated, in

the case of excavations, or where the flow of water in their empty, it constitutes

a science of engineering, in which the engineer civil relies to develop their

projects. This branch of Engineering, called the Geotechnical Engineering or

Engineering Lands, tends to excite its practitioners by the diversity of its

activities, the peculiarities that the material present at each site and often

required ingenuity to solve real problems (Pinto, 2002). This work Completion of

course has as main objective the study of the geotechnical characteristics

(physical and mechanical) of a loamy sand, originating in the Province of

Borborema granitoid, located in the Caruaru of city, in Pernambuco, Brazil,

more precisely in the basement of Ipojuca Valley College. With regard to the

physical characterization will be evaluated particle size material, Atterberg

limits, the actual density of particles and the maximum dry unit weight and

optimum moisture for compaction. Especially for this last item, the soil will be

subjected to mechanical compaction processes, to evaluate the variation of

specific gravity and optimum moisture content, using different compaction,

different humidity, different grain sizes, the drying process prior and reuse of

material. With regard to the mechanical characterization by evaluating the

resistance peak (friction angle and cohesion) and the parameters of

compressibility of the material (pre-consolidation stress using the methods of

Casagrande and Pacheco Silva (vm); ratio on soil compaction (OCR),

compression index (Cc), the recompression index (Cr), expansion index (Cs);

vertical coefficient of consolidation (Cv) for each loading stage in cm2/s using

the method of Taylor, the coefficient of compressibility (av) for each loading

stage.

KEYWORDS: Soil mechanics, compressibility, strength, density.

ÍNDICE

CAPÍTULO 1. INTRODUÇÃO

1.1. Considerações iniciais 25

1.2. Objetivos do trabalho 28

1.3. Objetivos específicos do trabalho 28

1.4. Metodologia aplicada 29

1.5. Análise e discussão dos resultados 29

1.6. Conteúdo dos capítulos

30

CAPÍTULO 2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA

2.1. Introdução 31

2.1.1. Análise granulométrica 31

2.1.2. Índices de consistência (limites de Atterberg) 35

2.1.3. Compactação dos Solos 37

2.1.3.1. Diferença entre compactação e adensamento 40

2.1.3.2. Valores típicos 41

2.1.3.3. Métodos alternativos de compactação 43

2.1.3.3.1. Ensaio sem reuso do material 43

2.2.3.3.2. Ensaio sem secagem previa do material 43

2.1.3.4. Energia de compactação 44

2.1.3.5. Influência da energia de compactação 45

2.1.3.6. Estrutura dos solos compactados 47

2.1.3.7. Curva de resistência 49

2.2. Resistência ao cisalhamento na condição drenada 50

2.3. Resistência das areias 52

2.3.1. Comportamento típico das areias 52

2.3.2. Areias fofas 52

2.3.3. Areias compactas 54

2.3.4.O Entrosamento dos Grãos nas Areias Compactas 54

2.3.5. Variação do ângulo de atrito com a pressão confinante 55

2.3.6. Ângulos de atrito típicos de areias 56

2.4. Fatores de influência 57

2.4.1. Distribuição granulométrica 57

2.4.2. Formato dos grãos 58

2.4.3. Tamanho dos grãos 58

2.4.4. Resistência dos grãos 59

2.5. Compressibilidade e adensamento 59

2.6. Tipos de deslocamentos verticais 60

2.6.1. Recalques 60

2.6.2. Levantamentos 61

2.7. Ensaios para avaliação da deformabilidade dos solos 62

2.7.1. Ensaio de compressão edométrica 63

2.8. Teoria do adensamento 67

2.8.1. O processo do adensamento primário 67

2.8.2. A teoria de adensamento unidimensional de Terzaghi 70

2.8.2.1. Hipóteses da teoria do adensamento 70

2.8.2.2. Grau de adensamento 71

2.8.2.3. Coeficiente de compressibilidade 73

2.8.2.4. Dedução da teoria 73

2.8.2.5. Determinação do fator tempo 76

2.8.2.5.1. Método de Taylor 77

CAPÍTULO 3. DESCRIÇÃO DOS PROCEDIMENTOS DE COLETA DE

AMOSTRAS, DOS EQUIPAMENTOS E METODOLOGIAS UTILIZADAS

NOS ENSAIOS DE LABORATÓRIO

3.1. Disposições gerais 78

3.2. Procedimentos de coleta de amostras deformadas e indeformadas 78

3.3. Ensaios de caracterização 79

3.3.1. Ensaio de Granulometria (Peneiramento e sedimentação) 79

3.3.2. Limites de Atterberg e Densidade Real dos Grãos 79

3.3.3. Ensaio de compactação 80

3.3.4. Ensaios edométricos convencionais 82

3.3.4.1. Equipamento utilizado 82

3.3.4.2. Descrição das amostras ensaiadas 83

3.3.4.3. Moldagem dos corpos de prova 83

3.3.4.4. Tensões e tempo de duração para cada estágio de tensões 85

3.3.5. Ensaio de cisalhamento direto 85

3.3.5.1. Características do equipamento 86

3.3.5.2. Amostras utilizadas 86

3.3.5.3. Descrição das etapas do ensaio 86

3.3.5.3.1. Moldagem dos corpos de prova utilizados nos ensaios

convencionais

86

3.3.5.3.2. Montagem dos ensaios 89

3.3.5.3.3. Adensamento dos corpos de prova 89

3.3.5.4. Velocidade de cisalhamento e deslocamento permitido 89

CAPÍTULO 4. APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS DA

CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA (CARACTERIZAÇÃO FÍSICA)

4.1. Considerações gerais 92

4.2. Ensaios de caracterização 92

4.2.1. Introdução 92

4.2.2. Ensaios de granulometria, limites de Atterberg e densidade real

dos grãos

93

4.2.3. Classificação do solo 96

4.2.4. Ensaios de compactação 96

4.2.4.1 Variação do peso específico seco máximo e da umidade

ótima, através de diferentes energias de compactação.

97

4.2.4.2. Variação do peso específico seco máximo e da umidade

ótima, em função da modificação na granulometria do material.

98

4.2.4.3. Avaliação da influência da reutilização do material na curva

de compactação (energia normal e intermediária)

100

4.2.4.4. Influência da secagem do material 102

4.2.4.4.1. Avaliação da influência da secagem prévia do material na

curva de compactação (energia normal)

102

CAPÍTULO 5. APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS DA

CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA (CARACTERIZAÇÃO FÍSICA)

5.1. Introdução 104

5.2. Ensaio edométrico duplo 104

5.3. Resistência ao cisalhamento 115

5.3.1. Relação tensão-deformação 115

5.3.2. Envoltória de resistência 119

5.3.3. Variação do ângulo de atrito com a tensão vertical 121

CAPÍTULO 6. CONSIDERAÇÕES FINAIS

6.1. Comentários finais

122

REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

127

25

CAPÍTULO 1

1.1. CONSIDERAÇÕES INICIAIS

Todas as obras de Engenharia Civil se assentam sobre o terreno e

inevitavelmente requerem que o comportamento do solo seja devidamente

considerado. A mecânica dos solos, que estuda o comportamento dos solos

quando tensões são aplicadas, como nas fundações, aliviadas, no caso de

escavações, ou perante o escoamento de água nos seus vazios, constitui-se

numa ciência de Engenharia, no qual o engenheiro civil se baseia para

desenvolver seus projetos (PINTO, 2002).

O solo, sob o ponto de vista da engenharia geotécnica, poderá ser utilizado

tanto em suas condições naturais quanto como material de construção. Em sua

condição natural, será usado como elemento de suporte de uma estrutura ou

como a própria estrutura. Como material de construção poderá ser usado,

principalmente, na construção de aterros para as finalidades mais diversas,

como sub-bases e bases de pavimentos, bem como para construção de

barragens de terra.

Não é surpreendente, entretanto, que uma porção considerável dos esforços

dos engenheiros geotécnicos sejam dedicados à identificação dos solos e a

avaliação de propriedades apropriadas para o uso em uma análise particular.

Entender e apreciar as características de qualquer depósito de solo requer uma

compreensão de que material é, e como este pode estar, além do estado em

que o mesmo se encontra.

Trabalhos marcantes sobre o comportamento dos solos já foram desenvolvidos

em séculos passados, como os clássicos de Coulomb, 1773, Rankine, 1856 e

Darcy, 1856. Entretanto, um acúmulo de insucessos em obras de Engenharia

Civil no início do século XX, nos quais se destacam as rupturas do canal do

Panamá e rompimentos de grandes taludes em estradas e canais em

construção na Europa e nos Estados Unidos, mostrou a necessidade de

26

revisão dos procedimentos de cálculo. Como apontou Terzaghi em 1936, ficou

evidente que não se podiam aplicar aos solos leis teóricas de uso corrente em

projetos que envolviam materiais mais bem definidos, como o concreto e o aço.

Não era suficiente determinar em laboratório parâmetros de resistência e

deformação em amostras de solo e aplicá-los a modelos teóricos adequados

àqueles materiais.

O conhecimento do comportamento deste material, disposto pela natureza em

depósitos heterogêneos e apresentando comportamento demasiadamente

complicado para tratamentos teóricos rigorosos, deveu-se em grande parte aos

trabalhos de Karl Terzaghi, engenheiro civil de larga experiência, sólido preparo

científico e acurado espírito de investigação, internacionalmente reconhecido

como o fundador da Mecânica dos Solos. Seus trabalhos, identificando o papel

das poropressões água no estado das tensões nos solos e a apresentação da

solução matemática para a evolução dos recalques das argilas ao longo dos

carregamentos aplicados, são reconhecidos como o marco inicial desta nova

ciência de engenharia (PINTO, C. S. 2002).

Apesar de seu nome, hoje empregado internacionalmente, a Mecânica dos

Solos não se restringe ao conhecimento das propriedades dos Solos que a

Mecânica pode esclarecer. A Química e a Física coloidal, importantes para

justificar aspectos do comportamento dos solos, são parte integrante da

Mecânica dos Solos, enquanto que o conhecimento da Geologia é fundamental

para o tratamento correto dos problemas de fundações.

Os Solos são constituídos por um conjunto de partículas com água e ar nos

espaços intermediários. As partículas, de maneira geral, encontram-se livres

para deslocar entre si. Em alguns casos, uma pequena cimentação pode

ocorrer entre elas, mas em menor grau do que nos cristais de uma rocha ou de

um metal, ou nos agregados de um concreto. Qualquer dos materiais

tradicionalmente considerados nas estruturas, o solo diverge, no seu

comportamento, do modelo de um sólido deformável. A Mecânica dos Solos

poderia ser adequadamente incluída na Mecânica dos sistemas particulados

(LAMBE & WHIIMAN, 1969).

27

As soluções da Mecânica dos Sólidos deformáveis são freqüentemente

empregadas para a representação do comportamento de maciços de solo,

graças a sua simplicidade e por obterem comprovação aproximada de seus

resultados com o comportamento real dos solos, quando verificada

experimentalmente em obras de engenharia. Em diversas situações,

entretanto, o comportamento do solo só pode ser entendido pela consideração

das forças transmitidas diretamente nos contatos entre as partículas, embora

estas forças não sejam utilizadas em cálculos e modelos. Não é raro, por

exemplo, que partículas do solo se quebrem quando este é solicitado,

alterando-o, com conseqüente influencia no seu desempenho.

Sendo assim, e, levando em consideração o exposto nas alíneas anteriores,

neste trabalho, será possível vislumbrar a caracterização geotécnica de uma

areia siltosa pertencente geologicamente aos granitóides da Província da

Borborema, localizada no Município de Caruaru/PE. No trabalho, será estudado

o comportamento físico e mecânico do solo através de uma campanha de

ensaios de laboratório. Vale ressaltar que o solo em estudo localiza-se no

subsolo da FAVIP (Faculdade do Vale do Ipojuca).

Uma caracterização Geotécnica consiste em analisar as propriedades físicas e

mecânicas de um determinado tipo de solo, utilizando diversos tipos de ensaios

de campo e de laboratório. Entre todos os dados necessários para esta

caracterização, podemos afirmar que o parâmetro de resistência é de suma

importância para determinação da potencialidade do material para utilização

em obras de engenharia.

Trabalhos marcantes sobre o comportamento dos solos foram desenvolvidos

em séculos passados, como os clássicos de Coulomb, 1773, Rankine, 1856 e

Darcy, 1856. Entretanto, um acúmulo de insucessos em obras de Engenharia

Civil no início do século XX, nos quais se destacam as rupturas do canal do

Panamá e rompimentos de grandes taludes em estradas e canais em

construção na Europa e nos Estados Unidos, mostrou a necessidade de

revisão dos procedimentos de cálculo (PINTO, 2002).

28

Como apontou Terzaghi em 1936, ficou evidente que não se podiam aplicar

aos Solos, leis teóricas de uso corrente em projetos que envolviam materiais

mais bem definidos, como o concreto e o aço. Sendo assim, sentiu-se a

necessidade da determinação dos parâmetros de resistência e deformação em

amostras de solo em laboratório para aplicação direta em modelos teóricos

adequados àqueles materiais específicos. Hoje, com o avanço da tecnologia,

existem diversas formas de avaliar um material em sua condição natural e

inundada, como exemplo podemos citar os ensaios de cisalhamento e

adensamento, onde moldam-se corpos de prova de solo de determinada

dimensão, tomando o cuidado de levá-lo em seu estado natural, sem

deformações até um laboratório, o que garantirá um maior grau de

confiabilidade nos resultados.

1.2. OBJETIVOS GERAIS DO TRABALHO

O objetivo do presente trabalho é caracterizar física e mecanicamente uma

areia siltosa, presente no subsolo da FAVIP, onde a mesma executou suas

obras de edificação do CAMPUS UNIVERSITÁRIO I, localizado na cidade de

Caruaru-PE. Para isto, realizou-se campanha de ensaios de laboratório.

1.3. OBJETIVOS ESPECÍFICOS DO TRABALHO

No que se refere à caracterização física serão avaliados a granulometria do

material, os limites de Atterberg, densidade real das partículas e o peso

específico máximo e a umidade ótima de compactação. Em especial para este

último item, o solo será submetido a processos de compactação mecânica,

para avaliação da variação do peso específico seco máximo e da umidade

ótima, através de diferentes energias de compactação, diferentes umidades,

diferentes granulometrias, processos de secamento prévio e reuso de material.

No que se refere à caracterização mecânica serão avaliados os parâmetros de

resistência de pico e pós-pico (ângulo de atrito e coesão); bem como os

parâmetros de compressibilidade do material (tensão de pré-adensamento

29

utilizando os métodos de Casagrande e Pacheco Silva (vm); razão de sobre

adensamento do solo (OCR); índice de compressão (Cc); índice de

recompressão (Cr); índice de expansão (Cs); coeficiente de adensamento

vertical (Cv) para cada estágio de carregamento em cm2/s utilizando o método

de Taylor; coeficiente de compressibilidade (av) para cada estágio de

carregamento).

1.4. METODOLOGIA APLICADA

Para se atingir os objetivos prescritos no item 1.3, será necessária uma

campanha de ensaios de laboratório incluindo ensaios de caracterização física

(ensaios granulométricos, limites de liquidez e plasticidade) e ensaios de

compactação com energias normal, intermediária e modificada nos materiais a

serem estudados. Para a caracterização mecânica serão realizados ensaios de

cisalhamento direto convencionais inundados e ensaios edométricos (umidade

natural e inundado). Vale salientar que todos os ensaios referentes a

caracterização mecânica serão realizados no ITEP (Instituto de Tecnologia do

Estado de Pernambuco), localizado na cidade de Recife/PE.

Em paralelo a realização dos ensaios de laboratório será realizada, a revisão

bibliográfica do tema, mediante consulta de livros, trabalhos publicados em

anais de congresso, artigos publicados em periódicos, etc.

1.5. ANÁLISE E DISCUSSÃO DOS RESULTADOS

Análise da variação do peso específico e da umidade ótima, através de

diferentes energias de compactação;

Análise da variação do peso específico e da umidade ótima com

diferentes umidades iniciais de ensaio (com e sem secamento prévio do

material);

Análise da variação do peso específico e da umidade ótima com adições

de materiais (variação da granulometria);

30

Análise da variação do peso específico e da umidade ótima com e sem

reutilização de material;

Análise dos parâmetros de resistência (ângulo de atrito e coesão);

Análise dos parâmetros de compressibilidade;

Análise da variação da permeabilidade;

Análise da colapsibilidade.

1.6. CONTEÚDO DOS CAPÍTULOS

Este trabalho encontra-se subdividido em seis capítulos distribuídos da

seguinte forma:

No capítulo 1 será possível ter uma visão ampla do trabalho desenvolvido em

sua totalidade.

O capítulo 2 apresentará a revisão bibliográfica.

O capítulo 3 apresentará os procedimentos para coleta de amostras, bem como

descrição dos equipamentos e metodologias utilizadas nos ensaios de

laboratório.

O capítulo 4 colocar-nos-á perante uma discussão sobre os resultados obtidos

nos ensaios de caracterização física.

O capítulo 5 apresentará os resultados obtidos nos ensaios de caracterização

mecânica, onde serão discutidos os parâmetros de resistência ao cisalhamento

obtidos, bem como os parâmetros de compressibilidade.

O capítulo 6 apresentará um resumo das principais conclusões do estudo

realizado.

31

CAPÍTULO 2

REVISÃO BIBLIOGRÁFICA

2.1. INTRODUÇÃO

2.1.1. Análise granulométrica

Como sabemos, em um solo, geralmente existem partículas de diversos

tamanhos. Nem sempre é fácil identificar as partículas porque grãos de areia,

por exemplo, podem estar envoltos por uma grande quantidade de partículas

argilosas, finíssimas, apresentando o mesmo aspecto de uma aglomeração

formada exclusivamente por estas partículas argilosas. Quando secas, as duas

formações são dificilmente diferenciáveis. Quando úmidas, entretanto, a

aglomeração de partículas argilosas se transforma em uma pasta fina,

enquanto que a partícula arenosa revestida é facilmente reconhecida pelo tato.

Portanto, numa tentativa de identificação tátil-visual dos grãos de um solo, é

fundamental que ele se encontre úmido.

Figura 2.1 - Exemplo de curva de distribuição granulométrica do solo (PINTO,

2002).

32

Para o reconhecimento do tamanho dos grãos de um solo, realiza-se a análise

granulométrica, que consiste, em geral, de dois ensaios: peneiramento e

sedimentação. O peso do material que passa em cada peneira, referido ao

peso seco da amostra, é considerado como a “porcentagem que passa”, e

representado graficamente em função da abertura da peneira, esta em escala

logarítmica, como mostrado na Figura 2.1.

A abertura nominal da peneira é considerada como o “diâmetro” das partículas.

Trata-se, evidentemente, de um “diâmetro equivalente”, pois as partículas não

são esféricas.

A análise por peneiramento tem como limitação a abertura da malha das

peneiras, que não pode ser tão pequena quanto o diâmetro de interesse. A

menor peneira costumeiramente empregada é a de nº 200, cuja abertura é de

0,075 mm. Existem peneiras mais finas para estudos especiais, mais são

pouco resistentes e por isso não são usadas rotineiramente. Mesmo estas, por

sinal, têm aberturas muito maiores do que as dimensões das partículas mais

finas do solo.

Quando há interesse no conhecimento da distribuição granulométrica da

porção mais fina dos solos, emprega-se a técnica da sedimentação, que se

baseia na Lei de Stokes: a velocidade de queda de partículas esféricas num

fluído atinge um valor limite que depende do peso específico do material da

esfera, do peso específico do fluído, da viscosidade do fluído, e do diâmetro da

esfera (PINTO, 2002).

Colocando-se uma certa quantidade de solo (cerca 60g) em suspensão em

água (cerca de um litro), as partículas cairão com velocidades proporcionais ao

quadrado de seus diâmetros. A Figura 2.2, na qual, à esquerda do frasco,

estão indicados grãos com quatro diâmetros diferentes igualmente

representados ao longo da altura, o que corresponde ao início do ensaio. À

direita do frasco, está representada a situação depois de decorrido um certo

tempo. No instante em que a suspensão é colocada em repouso, a sua

densidade é igual ao longo de toda a profundidade. Quando as partículas

33

maiores caem, a densidade na parte superior do frasco diminui. Numa

profundidade qualquer, em um certo momento, a relação entre a densidade

existente e a densidade inicial indica a porcentagem de grãos com diâmetro

inferior ao determinado pela Lei de Stokes.

Figura 2.2 – Esquema representativo da sedimentação (PINTO, 2002).

A densidade da suspensão é determinada com o uso de um densímetro, que

também indica a profundidade correspondente. Diversas leituras do

densímetro, em diversos intervalos de tempo, determinarão igual número de

pontos na curva granulométrica, como mostra a Figura 2.3, complementando a

parte da curva obtida por peneiramento. Novamente, neste caso, o que se

determina é um diâmetro equivalente, pois as partículas não são as esferas às

quais se refere a Lei de Stokes. Diâmetro equivalente da partícula é o diâmetro

da esfera que sedimenta com velocidade igual à da partícula (PINTO, 2002).

Deve-se frisar, que uma das operações mais importantes é a separação de

todas as partículas, de forma que elas possam sedimentar isoladamente. Na

situação natural, é freqüente que as partículas estejam agregadas ou

floculadas. Se estas aglomerações não forem destruídas, determinar-se-ão os

diâmetros dos flocos e não os das partículas isoladas (VARGAS, 1977).

Para esta desagregação, adiciona-se um reagente químico, com ação

defloculante, deixa-se a amostra imersa em água por 24 horas e provoca-se

uma agitação mecânica padronizada. Mesmo quando se realiza só o ensaio de

34

peneiramento, esta preparação da amostra é necessária (destorroamento),

pois, se não for feita, ficarão retidas nas peneiras agregações de partículas

muito mais finas.

Figura 2.3 - Curvas granulométricas de alguns solos brasileiros (PINTO, 2002).

Deve-se notar que as mesmas designações usadas para expressar as frações

granulométricas de um solo são empregadas para denominar os próprios solos.

Diz-se, por exemplo, que um solo é uma argila quando o seu comportamento é

o de um solo argiloso, ainda que contenha partículas com diâmetros

correspondentes às frações silte e areia. Da mesma forma, uma areia é um

solo cujo comportamento é ditado pelos grãos arenosos que ele possui,

embora partículas de outras frações possam estar presentes (PINTO, 2002).

35

2.1.2. Índices de consistência (limites de Atterberg)

Considerando o ponto de vista da engenharia, temos que estar conscientes de

que a distribuição granulométrica não caracteriza bem o comportamento dos

solos. A fração fina dos solos tem uma importância muito grande neste

comportamento, quanto menores as partículas, maior a superfície especifica.

O comportamento de partículas com superfícies especificas tão distintas

perante a água é muito diferenciado. Por outro lado, as partículas de minerais

argila diferem acentuadamente pela estrutura mineralógica, bem como pelos

cátions adsorvidos. Desta forma, para a mesma porcentagem de fração argila,

o solo pode ter comportamento muito diferente, dependendo das

características dos minerais presentes (VARGAS, 1997).

Com isso, o emprego de ensaios e índices propostos pelo engenheiro químico

Atterberg, pesquisador do comportamento dos solos sob o aspecto

agronômico, adaptados e padronizados pelo professor de Mecânica dos Solos

Arthur Casagrande. Os limites se baseiam na constatação de que um solo

argiloso ocorre com aspectos bem distintos conforme o seu teor de umidade.

Quando úmido, ele se comporta como um líquido, quando perde parte de sua

água ele fica plástico e quando mais seco, torna-se quebradiço (PINTO, 2002).

São definidos como: Limite de Liquidez (LL) – NBR 6459 e Limite de

Plasticidade (LP) – NBR 7180 dos solos. A diferença entre estes dois limites,

que indica a faixa de valores em que o solo se apresenta plástico, é definida

como o índice de Plasticidade (IP) do solo. Em condições normais, só são

apresentados os valores do LL e do LP como índices de consistência dos

solos. O LP só é empregado para a determinação do IP.

36

Figura 2.4 – Limites de Atterberg dos solos (VARGAS, 1997).

O Limite de Liquidez é definido como o teor de umidade do solo com o qual

uma ranhura nele feita requer 25 golpes para se fechar, numa concha, como

ilustrado na figura 2.5.

Figura 2.5 - Esquema do aparelho de Casagrande para determinação do Limite

de Liquidez

37

Diversas tentativas são realizadas, com o solo em diferentes umidades,

anotando-se o número de golpes para fechar a ranhura, obtendo-se o Limite

pela interpolação dos resultados. O procedimento de ensaio é padronizado no

Brasil pela ABNT (Método NBR 6459).

O limite de Plasticidade é definido como o menor teor de umidade com o qual

se consegue moldar um cilindro com 3 mm de diâmetro, rolando-se o solo com

a palma da mão. O procedimento é padronizado no Brasil pelo Método NBR

7180.

Deve ser notado que a passagem de um estado para outro ocorre de forma

gradual, com a variação da umidade. A definição dos Limites acima descrita é

arbitrária. Isto não diminui seu valor, pois os resultados são índices

comparativos. A padronização dos ensaios é que é importante, sendo, de fato,

praticamente universal. Na tabela 2.1, são apresentados resultados típicos de

alguns solos brasileiros.

Tabela 2.1 - Índices de Atterberg de alguns solos Brasileiros (PINTO, 2002).

2.1.3. Compactação dos Solos

Muitas vezes na prática da engenharia geotécnica, o solo de um determinado

local não apresenta as condições requeridas pela obra. Ele pode ser pouco

resistente, muito compressível ou apresentar características que deixam a

25 a 40

15 a 45

45 a 55

120

65 a 85

LL (%)

40 a 80

11 a 20

20 a 25

20 a 30

14 a 18

30

80

Areias Duras, Cinzas, de São Paulo

LP (%)

29 a 44

Solos

Residuais de Arenito

Residual de Gnaisse

Residual de Basalto 45 a 70

45 a 55

70

64 42

Areias Argilosas Variegadas de São Paulo 20 a 40 5 a 15

Residual de Granito

Argilas Orgânicas de Várzeas Quartenárias

Argilas orgânicas de Baixadas Litorâneas

Argila Porosa Vermelha de São Paulo

Argilas Variegadas de São Paulo

38

desejar do ponto de vista econômico. Uma das possibilidades é tentar melhorar

as propriedades de engenharia do solo local.

A compactação é um método de estabilização e melhoria do solo através de

processo manual ou mecânico, visando reduzir o volume de vazios do solo.

Possui como objetivos: aumentar a resistência ao cisalhamento; reduzir a

compressibilidade (recalques); obtenção de maior uniformidade e

homogeneidade e por fim, diminuição da permeabilidade.

A compactação é empregada em diversas obras de engenharia, como: aterros

para diversas utilidades, camadas constitutivas dos pavimentos, construção de

barragens de terra, preenchimento com terra do espaço atrás de muros de

arrimo e reenchimento das inúmeras valetas que se abrem diariamente nas

ruas das cidades. Os tipos de obra e de solo disponíveis vão ditar o processo

de compactação a ser empregado, a umidade em que o solo deve se encontrar

na ocasião e a densidade a ser atingida.

O início da técnica de compactação é creditada ao engenheiro Ralph Proctor,

que, em 1933, publicou suas observações sobre a compactação de aterros,

mostrando ser a compactação função de quatro variáveis: a) Peso específico

seco; b) Umidade; c) Energia de compactação e d) Tipo de solo (PINTO, 2002).

Aplicando-se uma certa energia de compactação (um certo número de

passadas de um determinado equipamento no campo ou um certo número de

golpes de um soquete sobre o solo contido num molde), a massa específica

resultante é função da umidade em que o solo estiver. A Figura 2.6, apresenta

a curva de saturação em função da umidade e densidade.

39

Figura 2.6 – Curva de proctor (VARGAS, 1977).

É importante saber que para um grau de compactação adequado, é necessário

conhecer os parâmetros para determinação da curva, onde obteremos em

laboratório os seguintes resultados:

a) Peso específico aparente máximo (smáx)

(1)

b) Umidade ótima (hot).

Não se deve esquecer que alguns fatores têm influência preponderante na

determinação dos parâmetros acima, são eles: teor de umidade do solo e

energia de compactação.

Na compactação, as quantidades de partículas e de água permanecem

constantes; o aumento da massa específica corresponde à eliminação de ar

dos vazios. Há, portanto, para a energia aplicada, um certo teor de umidade,

denominado umidade ótima, que conduz a uma massa específica máxima, ou

uma densidade máxima.

Quando se compacta com umidade baixa, o atrito as partículas é muito alto e

não se consegue uma significativa redução de vazios. Para umidades mais

hs

1

40

elevadas, a água provoca um certo efeito de lubrificação entre as partículas,

que deslizam entre si, acomodando-se num arranjo mais compacto.

Analisando a estrutura de um solo compactado, podemos perceber que quando

o material encontra-se no ramo seco, ou seja, com a umidade abaixo da ótima,

o material possui em sua estrutura um arranjo de partículas de forma aleatória

(estrutura floculada), conforma representa a Figura 2.7(a).

Para o ramo úmido, com a umidade acima da ótima, os grãos tendem a um

arranjo paralelo de suas partículas, apresentando assim uma estrutura

dispersa, conforme apresentado na Figura 2.7 (b).

(a) (b)

Figura 2.7 – Estrutura dos solos compactados. (a) estrutura floculada e (b)

estrutura dispersa (PINTO, 2002).

No ramo seco, a umidade é baixa, a água contida nos vazios do solo está sob

o efeito capilar e exerce uma função aglutinadora entre as partículas. À medida

que se adiciona água ao solo ocorre à destruição dos benefícios da

capilaridade, tornando-se mais fácil o rearranjo estrutural das partículas. No

ramo úmido, a umidade é elevada e a água se encontra livre na estrutura do

solo, absorvendo grande parte da energia de compactação.

2.1.3.1. Diferença entre compactação e adensamento

Pelo processo de compactação, a diminuição dos vazios do solo se dá por

expulsão do ar contido nos seus vazios, de forma diferente do processo de

41

adensamento, onde ocorre a expulsão de água dos interstícios do solo. As

cargas aplicadas quando compactamos o solo são geralmente de natureza

dinâmica e o efeito conseguido é imediato, enquanto que o processo de

adensamento se dá ao longo do tempo (pode levar muitos anos para que

ocorra por completo, a depender do tipo de solo) e as cargas são normalmente

estáticas.

2.1.3.2. Valores típicos

De uma forma geral, os solos argilosos apresentam densidades secas baixas e

umidades ótimas elevadas. Valores como umidade ótima de 25 a 30%

correspondendo a densidades secas máximas de 1,5 a 1,4 kg/dm³ são comuns

em argilas. Solos siltosos apresentam também valores baixos de densidade,

frequentemente com curvas de laboratório bem abatidas. Densidades secas

máximas elevadas da ordem de 2,0 a 2,1 kg/dm³, e umidades ótimas baixas,

da ordem de 9% a 10%, são representativas de areia com pedregulhos, bem

graduados e pouco argilosas. Areias finas argilosas lateríticas, ainda que a

fração areia seja mal graduada, podem apresentar umidades ótimas de 12 a

14% com dendidades secas máximas de 1,9 kg/dm³ (PINTO, 2002).

42

Figura 2.8 – Curvas de compactação de diversos solos brasileiros (PINTO,

2002).

Na Figura 2.8 são apresentados resultados de diversos solos. Estes valores

são meramente indicativos da ordem de grandeza, pois há muita diferença de

resultados de amostras de mesma procedência. Vale salientar que os solos

lateríticos apresentam o ramo ascendente da curva nitidamente mais íngrime

do que os solos residuais e os solos transportados não laterizados. Tal

peculiaridade tem sido, inclusive, empregada para a identificação dos solos

lateríticos (PINTO, 2002).

A densidade que é atingida quando um solo é compactado, sob uma dada

energia de compactação irá depender da umidade do solo no momento da

compactação. E considerando um mesmo solo, conforme seu teor de umidade

observa-se uma reação diferenciada para a compactação, sendo assim, o

material alcançará valores diversos de densidade. Portanto, para cada solo,

sob uma dada energia de compactação, existem então uma hot e uma smáx.

43

Vale salientar que, embora as curvas de compactação difiram para cada tipo de

solo, elas se assemelham quanto à forma.

2.1.3.3. Métodos alternativos de compactação

A norma Brasileira de ensaio de compactação (NBR 7.182/86) prevê as

seguintes alternativas de ensaio:

2.1.3.3.1. Ensaio sem reuso do material

É utilizada uma amostra virgem para cada ponto da curva, ou seja, coleta-se

uma amostra em maior quantidade de solo. O importante deste tipo de ensaio é

que, o resultado apresenta um maior grau de confiabilidade.

Em alguns casos, é imprescindível que assim seja feito, por exemplo, quando

as partículas são facilmente quebradiças, de tal maneira que a amostra para o

segundo ponto já se mostra diferente da original pela quebra de grãos. A

execução do ensaio desta maneira é pouco empregada, em virtude da maior

quantidade de amostra requerida (PINTO, 2002).

2.2.3.3.2. Ensaio sem secagem previa do material

Estudos e experiências de diversos pesquisadores da geotecnia esclarecem

que a pré-secagem da amostra influencia nas propriedades do solo, inclusive,

dificulta a homogeneização da umidade.

Em solos areno-argilosos lateríticos, a pré-secagem provoca umidades ótimas

menores com pouca influência na densidade seca; em solos argilosos de

decomposição de gnaisse, umidades ótimas menores e densidades secas

máximas maiores; em solos siltosos de decomposição de gnaisse, pouca

influência na umidade, mas densidade seca máxima maior. Apesar do ensaio

sem total secagem prévia ser mais representativo, a prática corrente é fazer a

44

pré-secagem, provavelmente pela facilidade de padronizar os procedimentos

nos laboratórios, diminuindo o grau de supervisão.

2.1.3.4. Energia de compactação

A densidade seca máxima e a umidade ótima obtida no Ensaio de

Compactação, não são índices físicos do solo. Estes valores dependem da

energia aplicada na compactação. Chama-se energia de compactação ou

esforço de compactação ao trabalho executado, referido a unidade de volume

de solo após compactação. A energia de compactação é dada pela seguinte

fórmula:

V

Nc.Ng.H.MEC

(2)

Sendo:

M – massa do soquete;

H – altura de queda do soquete;

Ng – o número de golpes por camada;

Nc – número de camadas;

V – volume de solo compactado.

No próprio gráfico do ensaio pode-se traçar a curva de saturação que

corresponde ao lugar geométrico dos valores de umidade e densidade seca,

estando o solo saturado. Da mesma forma, pode-se traçar curvas

correspondentes a igual grau de saturação. A curva de compactação é

definida pela equação (PINTO, 2002):

wS

S

sw

ws

d

(3)

45

Para solo saturado, S = 1;

wsw

ws

d

(4)

Onde:

d – massa específica (ou peso específico) aparente seca do solo;

Gs – densidades dos grãos do solo;

w – massa específica da água (ou peso específico);

e – índice de vazios;

w – teor de umidade

Figura 2.9 – Curva de compactação (umidade x densidade) (ORTIGÃO, 1993).

2.1.3.5. Influência da energia de compactação

A medida que se aumenta a energia de compactação, há uma redução do teor

de umidade ótimo e uma elevação do valor do peso específico seco máximo

para um mesmo tipo de solo.

46

O gráfico da figura 2.10 mostra a influência da energia de compactação no teor

de umidade ótimo hótimo e no peso específico seco máximo dmáx.

Figura 2.10 – Curvas de compactação de um solo com diferentes energias

(LAMBE, 1976).

Tendo em vista o surgimento de novos equipamentos de campo, de grande

porte, com possibilidade de elevar a energia de compactação e capazes de

implementar uma maior velocidade na construção de aterros, houve a

necessidade de se criar em laboratório ensaios com maiores energias que a do

Proctor Normal. São eles: proctor normal, proctor intermediário e proctor

modificado, conforme mostrado na Figura 2.10.1 abaixo:

47

Figura 2.10.1 – Energias de compactação aplicadas aos ensaios, segundo a

NBR 7182/ 86.

2.1.3.6. Estrutura dos solos compactados

O solo compactado fica com uma estrutura que depende da energia aplicada e

da umidade do solo por ocasião da compactação. A Figura 2.11 indica,

esquematicamente as estruturas em função destes parâmetros. Quando com

baixa umidade, a atração face-aresta das partículas não é vencida pela energia

aplicada e o solo fica com estrutura denominada “estrutura floculada”. Para

maiores umidades, a repulsão entre partículas aumenta, e a compactação as

orienta, posicionando-as paralelamente, ficando com estrutura dita “dispersa”.

Para a mesma umidade, quanto maior a energia, maior o grau de dispersão.

Este modelo, ainda que simplificado, pois a estrutura dos solos compactados é

bastante complexa, permite justificar as diferenças de comportamento dos

solos compactados.

48

Figura 2.11 – Estrutura de solos compactados, segundo proposição de Lambe

(LAMBE, 1976).

Deve ser notado, entretanto, que nos aterros reais o solo não é totalmente

desestruturado antes de ser compactado. Na realidade, aglomerações naturais

permanecem e o solo compactado apresenta uma macroestrutura diferente da

micro (PINTO, 2002), conforme apresentado na Figura 2.12.

Figura 2.12 – Exemplo de estrutura de solo residual, mostrando micro e

macroporos (PINTO, 2002).

49

2.1.3.7. Curva de resistência

A compactação do solo deve proporcionar a este, para a energia de

compactação adotada, a maior resistência estável possível.

O gráfico da Figura 2.13 apresenta a variação da resistência do solo, obtida por

meio de um ensaio de penetração realizado com uma agulha Proctor, em

função de sua umidade de compactação. Conforme se pode observar, quanto

maior a umidade menor a resistência do solo (PINTO, 2002).

Os solos não devem ser compactados abaixo da umidade ótima, por que ela

corresponde a umidade que fornece maior estabilidade ao solo.

Não basta que o solo adquira boas propriedades de resistência e deformação,

elas devem permanecer durante todo o tempo de vida útil da obra.

Conforme se pode notar do gráfico, caso o solo fosse compactado com

umidade inferior a ótima ele iria apresentar resistência superior àquela obtida

quando da compactação no teor de umidade ótimo, contudo este solo poderia

vir a saturar em campo (em virtude do período de fortes chuvas) vindo alcançar

uma umidade correspondente a curva de saturação do solo, para o qual o solo

apresenta valor de resistência muito baixo.

No caso do solo ser compactado na umidade ótima, o valor de sua resistência

cairia um pouco, estando o mesmo ainda a apresentar características de

resistência razoáveis.

50

Figura 2.13 – Curva de resistência, compactação e índice de vazios (PINTO,

2002)

2.2. RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO NA CONDIÇÃO DRENADA.

Quando um solo é submetido a deformações sob uma dada tensão normal

efetiva, percebe-se um aumento na resistência até um determinado limite

oferecido pelo solo, sendo esta resistência chamada “resistência de pico”. Na

maioria das vezes os ensaios para determinação da resistência ao

cisalhamento são conduzidos até logo após a “resistência de pico” ser bem

definida. Se, entretanto, o ensaio for continuado, à medida que o deslocamento

aumenta, verifica-se que a resistência deste solo irá decrescer até atingir

inicialmente uma resistência equivalente ao “estado crítico”; onde não ocorrem

mudanças de volume ou teor de umidade com as deformações, para em

seguida à grandes deslocamentos ser atingida a “resistência residual”. A Figura

2.21 abaixo ilustra estes três estágios de resistência através de suas

respectivas envoltórias.

51

Figura 2.14 - Características de resistência das argilas (SKEMPTON, 1970).

A redução na resistência ao se atingir o “estado crítico” em solos pré-

consolidados, é conseqüência do aumento do teor de umidade com a dilatação

do solo ao ser cisalhado. Observa-se que amostras de um mesmo tipo de solo

tanto normalmente como pré consolidadas, tendem a atingir a mesma condição

de “estado crítico” (SKEMPTON,1970). Para solos que contenham uma alta

percentagem de fração argila, o decréscimo de resistência também é devido a

uma reorientação das partículas, resultando não obtenção de um mínimo valor

de resistência apenas atingido à grandes deslocamentos(resistência residual)

conforme mostra a Figura 2.14.

Verifica-se também na Figura 2.14, que menores valores são encontrados para

o ângulo de atrito referente à resistência residual. Geralmente, o intercepto de

coesão para o “estado crítico” e para o estado residual são aproximadamente

iguais a zero, apenas a resistência de pico apresenta coesão a depender do

tipo de solo em questão. A resistência de pico pode ser expressa através da

seguinte equação, onde utiliza-se o critério de Mohr Coulomb.

(5)

Ao se passar da condição de pico para a residual, o intercepto de coesão tende

a desaparecer completamente. Durante o mesmo processo, o ângulo de atrito

52

também decresce, em alguns casos até menos do que 10º, em se tratando de

solos argilosos (SKEMPTON, 1964).

2.3. RESISTÊNCIA DAS AREIAS

2.3.1. Comportamento típico das areias

Na Engenharia Civil, mais especificamente na geotecnia, e até mesmo na área

de fundações, a expressão areia é empregada para designar solos em que a

fração areia é superior a 50%, como mostra o sistema de classificação USC.

No entanto, as areias com 20, 30 ou 40% de finos, têm um comportamento

muito semelhante ao das argilas, do que ao das areias puras (PINTO, 2002).

Na Mecânica dos Solos, a expressão areia se refere a materiais granulares

com reduzida porcentagem de finos que não interferem significativamente ao

comportamento do conjunto.

Como as areias são bastante permeáveis nos carregamentos a que elas ficam

submetidas em obras de engenharia, há tempo suficiente para que as pressões

neutras devidas ao carregamento se dissipem. Por esta razão, a resistência

das areias é quase sempre definida em termos de tensões efetivas (PINTO,

2002).

2.3.2. Areias fofas

Como este respectivo trabalho trata a respeito de um material arenoso (areia

argilosa), podemos tomar o pressuposto de consideração de uma areia fofa,

pois, sabemos que ao ser feito um carregamento axial neste tipo de areia, o

corpo de prova apresenta uma tensão conhecida como desviadora que cresce

lentamente com a deformação, atingindo um valor máximo só para

deformações relativamente altas, da ordem de 6 a 8%. Aspectos típicos de

curvas tensão-deformação estão apresentados na Figura 2.15 (a), que mostra

também que ensaios realizados com tensões confinantes diferentes

53

apresentam curvas com aproximadamente o mesmo aspecto, podendo-se

admitir, numa primeira aproximação, que as tensões sejam proporcionais à

tensão confinante do ensaio.

Figura 2.15 – Resultados típicos de ensaios de compressão triaxial em areias:

(a), (b) e (c) areias fofas; (d), (e) e (f) areias compactas (PINTO,2002).

Ao se traçar os círculos de Mohr correspondentes às máximas tensões

desviatórias ( que correspondem à ruptura), obtêm-se círculos cuja envoltória é

uma reta passando pela origem, pois as tensões de ruptura foram admitidas

proporcionais as tensões confinantes. A resistência da areia fica definida pelo

ângulo de atrito interno efetivo, como se mostra na figura 2.15 (c).

54

A areia é, então, definida como um material não coesivo, como, aliás, constata-

se pela impossibilidade de se moldar um corpo de prova de areia seca ou

saturada. A moldagem eventual de um corpo de prova de areia úmida é devida

à tensão capilar provocada pelas interfaces água-ar. Esta tensão capilar é uma

tensão neutra negativa. Sendo nula a tensão total aplicada (caso do corpo de

prova não confinado), a tensão efetiva é positiva e numericamente igual à

tensão capilar; daí a sua resistência e o nome de coesão aparente. Uma

escultura de areia na praia se mantém enquanto a areia estiver úmida, se seca

ou saturada, ela desmorona por não suportar o próprio peso (PINTO, 2002).

2.3.3. Areias compactas

Um dos importantes itens que devem ser observados no que diz respeito as

areias compactas, está relacionado ao volume, pois, se observarmos a figura

anterior, observaremos que os corpos de prova, apresentam, inicialmente, uma

redução de volume, mas, ainda antes de ser atingida a resistência máxima, o

volume do corpo de prova começa a crescer, sendo que, na ruptura, o corpo de

prova apresenta maior volume do que no início do carregamento. Tal

comportamento, se analisado do ponto de vista da Teoria da Elasticidade,

corresponderia a um coeficiente de Poisson maior do que 0,5.

Se nos aprofundarmos no assunto e analisarmos a teoria da elasticidade,

verificaremos que a mesma não aceita tal comportamento e, portanto, ela não

pode ser utilizada para os solos nestas condições. Deve ser notado, entretanto,

que durante o início do carregamento axial, as deformações específicas são

pequenas, os acréscimos de tensões axiais já são consideráveis e o corpo de

prova ainda não se dilatou (o coeficiente de Poisson é menor do que 0,5).

2.3.4. O Entrosamento dos Grãos nas Areias Compactas

Em virtude do exposto nos tópicos anteriores, não é difícil compreender que a

resistência de pico das areias compactas é justificada pelo entrosamento entre

as partículas, como apresentado na Figura 2.16, embora esta representação

55

não seja tão perfeita, pois procura representar no plano uma posição relativa

de partículas que ocorre no espaço.

Figura 2.16 – Posição relativa das partículas nas areias fofas e compactas

(PINTO, 2002).

Nas areias fofas, o processo de cisalhamento provoca uma reacomodação das

partículas, que se dá com uma redução do volume. Nas areias compactas, as

tensões de cisalhamento devem ser suficientes para vencer os obstáculos

representados pelos outros grãos na sua trajetória. Vencido este obstáculo,

que exige um aumento de volume, a resistência cai ao valor da areia no estado

fofo (PINTO, 2002).

2.3.5. Variação do ângulo de atrito com a pressão confinante

Quando comentamos neste trabalho sobre a resistência das areias sobre

pressões confinantes diferentes, estávamos afirmando que a máxima tensão

desviadora é proporcional a tensão confinante do ensaio. Neste caso, podemos

também afirmar que a envoltória aos círculos representativos do estado de

tensões na ruptura é uma reta passando pela origem.

56

No entanto, esta afirmativa, é na verdade, uma aproximação empregada na

prática, e devida, em parte, à própria dispersão dos ensaios realizados sobre

corpos de prova diferentes para cada pressão confinante.

Ensaios realizados com bastante precisão revelam que os diversos círculos de

Mohr na ruptura, conduzem a envoltórias de resistência curvas, como

apresentado na Figura 2.17.

Figura 2.17 – Variação do ângulo de atrito interno de uma areia com a tensão

confinante (PINTO, 2002).

2.3.6. Ângulos de atrito típicos de areias

Para a mesma tensão confinante, o ângulo de atrito depende da compacidade

da areia, pois é ela que governa o entrosamento entre as partículas. Como as

areias têm intervalos de índices de vazios bem distintos, os ângulos de atrito

são geralmente referidos à compacidade relativa das areias. Resultados

experimentais mostram que o ângulo de atrito de uma areia, no seu estado

mais compacto, é da ordem de 7 a 10 graus maior do que o seu ângulo de

atrito no seu estado mais fofo (PINTO, 2002).

Apresenta-se a seguir, como as características que diferenciam as diversas

areias influenciam na sua resistência ao cisalhamento.

57

2.4. FATORES DE INFLUÊNCIA

2.4.1. Distribuição granulométrica

Quanto mais bem distribuída granulometricamente é uma areia, melhor o

entrosamento entre as partículas, e assim, conseqüentemente, maior o ângulo

de atrito (PINTO, 2002).

No que se refere ao entrosamento, é interessante notar que o papel dos grãos

grossos é diferente dos desempenhados pelos finos. Se considerarmos um

maior percentual de grãos finos, perceberemos que o comportamento desta

areia será determinada principalmente pelas partículas finas, simplesmente

pelo fato das partículas grossas ficarem envolvidas pela massa de partículas

finas, assim, pouco colaborando no entrosamento.

Por outro lado, se considerarmos um maior percentual de grãos grossos e um

menor de grãos finos, os grãos finos tendem a ocupar os vazios entre os

grossos, aumentando o entrosamento e, consequentemente, o ângulo de atrito.

Figura 2.18 – Entrosamento de areias: a) predominantemente fina; b)

predominantemente grossa (SHEMPTON, 1964).

Note-se coerentemente, que o coeficiente de não uniformidade das areias é

definido pela relação entre os diâmetros correspondentes a 60% e 10% na

curva granulométrica, e não a duas porcentagens igualmente distantes dos

extremos, pois uma pequena porcentagem de finos interfere mais na “não

uniformidade” do que uma pequena porcentagem de grossos.

58

2.4.2. Formato dos grãos

Areias constituídas de partículas esféricas e arredondadas têm ângulos de

atrito sensivelmente menores do que as areias constituídas de grãos

angulares, conforme apresentado na Figura 2.19. Tal fato é devido ao maior

entrosamento entre as partículas quando elas são irregulares, como

apresentado na figura abaixo (PINTO, 2002);

Figura 2.19 – Entrosamento de areias: (a) de grãos arredondados; (b) de grãos

angulares (PINTO, 2002).

2.4.3. Tamanho dos grãos

Na verdade, o tamanho das partículas, quando as outras características são

constantes, pouco influencia na resistência das areias.

A impressão generalizada de que as areias grossas devam ter maiores ângulos

de atrito do que as areias finas deve-se a dois fatores. Primeiro, as chamadas

de areias grossas são aquelas que predominam grãos grossos; nelas, a

pequena quantidade de finos aumenta o entrosamento. Já no caso das areias

finas, a pequena quantidade de grossos não aumenta o entrosamento.

Sendo assim, pode-se afirmar que as areias predominantemente grossas

tendem a ser bem graduadas, enquanto que as areias predominantemente

finas tendem a ser mal graduadas.

O segundo fator se refere à compacidade: na natureza, em virtude da massa

das partículas e das forças superficiais, as areias grossas tendem a se

apresentar muito mais compactas do que as areias finas.

59

2.4.4. Resistência dos grãos

A resistência das partículas que constituem a areia interfere na resistência pois,

embora o processo de cisalhamento da areia seja um processo

predominantemente de escorregamento e rolagem dos grãos entre si, se os

grãos não resistirem as forças a que estão submetidos e se quebrarem, isto se

refletirá no comportamento global da areia.

Não é fácil quantificar a influência da resistência dos grãos. Ela é função da

composição mineralógica da partícula (grãos de quartzo são mais resistentes

do que grãos de feldspato), do formato da partícula (é muito mais fácil um grão

angular se quebrar do que um grão arredondado), da pressão confinante do

ensaio (quanto maior a pressão, maiores são as forças transmitidas pelos

grãos) e do tamanho das partículas (quanto maiores os grãos maior a força

transmitida de um a outro, para a mesma pressão confinante).

A quebra de partículas no processo de cisalhamento é a maior responsável

pelas envoltórias de resistência curva das areias (variação do ângulo de atrito

com a pressão confinante) e pela variação do índice de vazios crítico com a

pressão confinante (PINTO, 2002).

2.5. COMPRESSIBILIDADE E ADENSAMENTO

Um solo ao ser submetido a um carregamento sofrerá deformações.

Dependendo das dimensões e rigidez da fundação e das condições do subsolo

(espessura, heterogeneidade, etc), estas deformações se traduzirão em

deslocamentos verticais e horizontais, que, por sua vez poderão causar danos,

que podem variar de pequenas trincas e inclinações, ou até mesmo

comprometer a estabilidade estrutural de uma obra. A Figura 2.20 ilustra os

deslocamentos que o solo estará sujeito por conseqüência de uma área

carregada do terreno.

60

Figura 2.20 – Ilustração dos deslocamentos submetidos aos solos (MARILIA,

2008).

Em se tratando de uma fundação, os deslocamentos verticais são

preponderantes perante os horizontais. Sendo assim, o enfoque principal deste

tópico será o estudo da compressibilidade dos solos com vista à previsão dos

deslocamentos verticais de uma área carregada.

2.6. TIPOS DE DESLOCAMENTOS VERTICAIS

2.6.1. Recalques

Os recalques podem ser definidos como movimentos verticais de uma

estrutura, provocados pelo próprio peso ou pela deformação do subsolo por

outro agente (GUIDICINI, 1983). Em um terreno “homogêneo” submetido a um

carregamento por meio de uma estrutura rígida, os recalques tendem a ser

uniformes, e o efeito danoso sobre a estrutura tende a ser minimizado.

Entretanto, quando estes recalques ocorrem de forma desuniforme, quer seja

devidas às condições do terreno, que seja devida às condições do

carregamento, seus efeitos podem ser extremamente danoso à estrutura,

podendo variar de simples inclinações, no caso de estruturas rígidas, ou trincas

nas alvenarias que podem se propagar e comprometer a estabilidade da

estrutura como todo. O termo “recalque diferencial” é, normalmente, referido à

61

diferença entre os recalques absolutos ou totais entre dois elementos da

fundação de uma estrutura.

A Torre de Pizza na Itália é um exemplo dos efeitos dos recalques diferenciais

sobre uma estrutura (Figura 2.21). A torre foi construída sobre um terreno

compressível, com deformabilidade variável, resultando em maior compressão

do solo em uma das bordas da fundação da torre, e a subsequente inclinação.

Figura 2.21 – Torre de Pizza na Itália (VELLOSO & LOPES, 1997).

2.6.2. Levantamentos

Os levantamentos são deslocamentos verticais ascendentes que a fundação de

uma estrutura estará sujeita. Seus efeitos em termos de danos são

equivalentes aos recalques. A causa dos levantamentos, entretanto, está,

normalmente, associada às peculiaridades de algumas argilas no estado não

saturado que apresentam consideráveis aumento de volume quando absorve

água. Solos argilosos que apresentam este comportamento são, normalmente,

62

referidos de “Solos Expansivos”. Os solos expansivos tanto podem expandir

quando absorve água, como podem contrair quando perde água (umidade) por

um processo de secagem. Dessa forma, estes tipos de solo estão sujeitos tanto

a levantamentos quanto a recalques. A Figura 2.22 mostra os efeitos das

variações de volume de um solo expansivo sobre uma estrutura, caracterizados

por trincas causadas por distorções na estrutura, por conseqüência de

movimentos (recalques ou levantamentos) diferenciais.

Figura 2.22 - efeitos das variações de volume de um solo expansivo sobre uma

estrutura (VELLOSO & LOPES, 1997).

2.7. ENSAIOS PARA AVALIAÇÃO DA DEFORMABILIDADE DOS SOLOS.

Para a estimativa dos recalques e levantamentos, é necessário que se

conheçam parâmetros do solo relacionados com a sua deformabilidade. Estes

parâmetros são obtidos, normalmente, por ensaios de laboratórios, embora

63

seja crescente o emprego de ensaios de campo para a mesma finalidade. A

escolha do ensaio dependerá das condições do subsolo, das dimensões da

fundação em relação à espessura da camada solicitada e do tipo de

deslocamento considerado.

2.7.1. Ensaio de compressão edométrica

O ensaio de compressão edométrica, ou simplesmente ensaio edométrico, é

empregado em situações onde a extensão da área carregada é

consideravelmente superior a espessura da camada solicitada, onde as

deformações horizontais podem ser consideradas nulas, tal como

exemplificada na Figura 2.23.

Figura 2.23 - Condição de carregamento condizente com a deformação

unidimensional (ORTIGÃO, 1993).

A Figura 2.23 apresenta, esquematicamente, uma célula edométrica (ou

edômetro). Basicamente, um corpo-de-prova cilíndrico é confinado por um anel

de aço e, no topo e na base, são colocadas pedras porosas para permitir a

drenagem ou o acesso de água, em caso de solos não saturados. A carga

vertical é transmitida à amostra através de uma placa de distribuição rígida,

que serve para uniformizar as tensões, e uma bacia de saturação permite

manter a amostra sob água, evitando a perda de umidade durante o ensaio de

solos saturados. Incrementos de cargas são aplicados e medidas as

deformações verticais resultantes, até a estabilização. Esta estabilização é,

normalmente, acompanhada por meio de uma curva tempo vs deformação ou

64

variação da altura do corpo-de-prova (para cada incremento de carga), tal

como a ilustrada na Figura 2.24 (ORTIGÃO, 1993).

O resultado do ensaio é expresso por uma curva tensão vs deformação ou

índice de vazios, que pode ser em escala linear para ambos os eixos, conforme

a Figura 2.26(a) ou, como normalmente é, em escala logarítmica no eixo das

abscissas (tensões), conforme a Figura 2.26 (b). As deformações podem ser

obtidas pela expressão abaixo:

(6)

Onde:

Δe é a variação do índice de vazios entre dois intervalos de tensão

subseqüentes.

eo é o índice de vazios inicial da amostra.

ΔH é a variação de altura do corpo-de-prova,

Ho é a altura inicial do corpo-de-prova.

Figura 2.24 - Representação esquemática de um edômetro (ORTIGÃO, 1993).

65

Figura 2.25 - Curva de estabilização de um estágio de carga de um ensaio

edométrico (PINTO, 2002).

Figura 2.26 - Exemplo de resultado de ensaio edométrico (PINTO, 2002).

A representação gráfica da Figura 2.26b, com a abscissa em escala

logarítmica, proposta por Terzaghi, mostra um trecho inicial onde as

deformações (ou índice de vazios) pouco variam com a tensão. Este trecho o

solo apresenta um comportamento, aproximadamente, elástico, podendo ser

ajustado a uma reta. A inclinação desta reta fornece um parâmetro denominado

66

de “índice de recompressão (Cr)”. A partir de uma determinada tensão,

observa-se uma intensificação das deformações, definindo um trecho

aproximadamente linear. Neste trecho, normalmente referido de trecho virgem,

as deformações não são recuperáveis. A inclinação do trecho virgem fornece

um parâmetro de deformabilidade do solo denominado “índice de compressão

(Cc)”. Caso seja feito um descarregamento do solo, teremos um trecho cuja

inclinação fornecerá outro parâmetro de deformabilidade, denominado “índice

de expansão” (Cs), cujo valor é aproximadamente igual a (Cr).

A tensão que limita o trecho de recompressão e o trecho virgem é referida

como “tensão de pré-adensamento (σ’vm)”. Sua determinação é, normalmente,

feita pelos métodos gráficos de Casagrande ou de Pacheco Silva, este último

de grande emprego no Brasil.

O método gráfico de Casagrande encontra-se representado na Figura 2.27.

Para determinação de σ’vm por este método, é definido, inicialmente, um ponto

de menor raio de curvatura, a partir do qual são traçadas duas retas: uma

tangente à curva e a outra paralela ao eixo das tensões. Após determinar a

bissetriz do ângulo formado por essas duas retas, prolonga-se a reta virgem

até encontrar a bissetriz. O ponto de encontro será a tensão de pré-

adensamento.

Para determinação de σ’vm pelo método de Pacheco Silva, traça-se uma reta

horizontal passando pela ordenada correspondente ao índice de vazios inicial e

o do corpo-de-prova, e prolonga-se a reta virgem até interceptar a reta

horizontal. A partir dessa intercessão, traça-se uma reta vertical até interceptar

a curva de compressão e, daí, outra reta horizontal até interceptar a reta

virgem. A abscissa do ponto de intercessão corresponderá à tensão de pré-

adensamento.

67

Figura 2.27 - Determinação da tensão de pré-adensamento pelo método de

Casagrande (PINTO, 2002).

Os índices Cr, Cr e Cs podem ser generalizados na expressão abaixo,

bastando considerar a variação do índice de vazios e da tensão

correspondentes.

(7)

2.8. TEORIA DO ADENSAMENTO

2.8.1. O processo do adensamento primário

Podemos definir adensamento como sendo o fenômeno pelo qual os recalques

ocorrem com expulsão da água do interior dos vazios do solo. Neste tópico,

veremos como ocorre a respectiva expulsão no decorrer do tempo após o

carregamento, e como variam as tensões no solo durante o processo.

68

Como não poderia deixar de existir neste trabalho, será mostrada a analogia

mecânica de Terzaghi, explicando o adensamento das argilas saturadas

conforme apresentada por Taylor, considera-se então que a estrutura sólida do

solo seja semelhante a uma mola, cuja deformação é proporcional à carga

sobre ela aplicada, como apresentado na Figura 2.28:

Figura 2.28 – Analogia mecânica para o processo de adensamento, segundo

Terzagui (TAYLOR, 1948).

O solo saturado seria representado por uma mola dentro de um pistão cheio de

água, no êmbolo do qual existe o orifício de reduzida dimensão pelo qual a

água só passa lentamente (PINTO, 2002). A pequena dimensão do orifício

representa a baixa permeabilidade do solo.

Ao se aplicar uma carga sobre o pistão, no instante imediatamente seguinte, a

mola não se deforma, pois ainda não terá ocorrido qualquer saída de água, e a

água é muito menos compressível do que a mola. Neste caso, toda carga

aplicada estará suportada pela água. Estando a água em carga, ela procura

sair do pistão, já que o exterior está sob a pressão atmosférica. Num instante

qualquer, a quantidade de água expulsa terá provocado uma deformação da

69

mola que corresponde a uma certa carga (por exemplo de 5N). Neste instante,

a carga total (de 15 N, no exemplo) estará sendo parcialmente suportada pela

água (10 N) e parcialmente pela mola (5 N), como mostrado na Figura 2.28.

A água, ainda em carga, continuará a sair do pistão; simultaneamente, a mola

estará se comprimindo e, portanto, suportando cargas cada vez maiores. O

processo continua até que toda a carga esteja suportada pela mola. Não

havendo mais sobrecarga na água, cessa sua saída pelo êmbolo.

No solo, no anel de adensamento ou no campo, sucede algo semelhante.

Quando um acréscimo de pressão é aplicado, a água nos vazios suporta toda

esta pressão (PINTO, 2002).

As argilas são solos que apresentam baixa permeabilidade, a ponto de manter

um aqüífero suspenso. Sendo assim, quando saturadas, ao se aplicar um

carregamento, a redução dos seus vazios levará certo tempo, uma vez que

esta redução será proporcional à expulsão da água dos vazios, tal como na

mola da Figura 2.29. Na medida em que a água sob pressão é expulsa, as

pressões neutras geradas pelo carregamento vão sendo dissipadas,

transmitindo a carga para as partículas do solo. Este fenômeno de deformação

do solo pela expulsão da água é referido por “Adensamento Primário”, sendo

típico de solos argilosos saturados (MARILIA, 2009).

70

Figura 2.29 – Recalque com o tempo para alguns solos típicos (PINTO, 2002).

No início do adensamento (tempo to), todo acréscimo de tensão total será

devido ao acréscimo na pressão neutra ( = u). No final do adensamento

este acréscimo de tensão será transmitido à parcela granular e corresponderá

ao acréscimo de tensão efetiva ( = ’).

2.8.2. A teoria de adensamento unidimensional de Terzaghi

2.8.2.1. Hipóteses da teoria do adensamento

O desenvolvimento da teoria do adensamento se baseia nas seguintes

hipóteses:

1. O solo é totalmente saturado;

2. A compressão é unidimensional;

3. O fluxo d’água é unidimensional;

4. O solo é homogêneo;

71

5. As partículas sólidas e a água são praticamente incompressíveis perante

a compressibilidade do solo;

6. O solo pode ser estudado como elementos infinitesimais, apesar de ser

constituído de partículas e vazios;

7. O fluxo é governado pela lei de Darcy;

8. As propriedades do solo não variam no processo de adensamento;

9. O índice de vazios varia linearmente com o aumento da tensão efetiva

durante o processo de adensamento.

Os itens de 1 a 3, refere-se ao caso de compressão edométrica, com fluxo

unidimensional, e a solos saturados. O 4 ao 7, são perfeitamente aceitáveis,

diferente dos itens 8 e 9 que merecem uma análise mais detalhada.

No caso do item 8, a medida que o solo adensa, muitas de suas propriedades

variam, a exemplo disso podemos tomar a permeabilidade que diminui em

concomitância a diminuição do índice de vazios. A pesar dessas variações,

seus efeitos se compensam.

No item 9 ocorre uma variação linear, para tensões acima das tensões de pré-

adensamento, mas com o logarítmo da tensão efetiva.

2.8.2.2. Grau de adensamento

Define-se como grau de adensamento a relação entre a deformação ocorrida

num elemento numa determinada posição, caracterizada pela sua profundidade

Z, num determinado tempo ( Ɛ ) e a deformação deste elemento quando todo o

processo de adensamento tiver ocorrido ( Ɛf ):

Uz = Ɛ/ Ɛf (8)

A deformação final devida ao acréscimo de tensão é dada pela expressão:

Ɛ = e1 – e2 (9) 1 + e1

72

Sendo assim, pode-se dizer que o grau de adensamento, é a relação entre a

variação do índice de vazios até o instante t e a variação total do índice de

vazios devida ao carregamento.

Considere-se, agora, a hipótese de variação linear entre as tensões efetivas e

os índices de vazios, representada na Figura 2.30. Progressivamente, a

pressão neutra vai se dissipando, até que todo acréscimo de pressão aplicado

seja suportado pela estrutura sólida do solo, e assim, o índice de vazios se

reduz a e2 (PINTO, 2002).

Figura 2.30 – Variação linear do índice de vazios com a pressão efetiva

(PINTO, 2002).

12

1

21

1

''

''

DE

BC

AD

AB

ee

eeU z

(10)

Donde pode-se dizer que o grau de adensamento é equivalente ao grau de

acréscimo da tensão efetiva.

No instante do carregamento o acréscimo de tensão total será igual ao

acréscimo de pressão neutra, que corresponderá ao acréscimo de tensão

efetiva no final do adensamento, conforme a expressão:

73

u1==’2 - ’1 (11)

Resumindo, o grau de adensamento poderá ser obtido por qualquer uma das

expressões abaixo:

1

1

12

1

21

1

t u

uu

ee

ee

ε

εU

z

(12)

2.8.2.3. Coeficiente de compressibilidade

Defini-se como “Grau de Adensamento” a relação entre a variação do índice de

vazios e a variação da tensão efetiva, num determinado intervalo de tensão.

''''' 12

12

12

21

d

deeeeeav

(13)

Como a cada variação da tensão efetiva corresponde uma variação de pressão

neutra, de igual valor mas de sentido contrário, pode-se dizer que:

du

deav

(14)

2.8.2.4. Dedução da Teoria

O objetivo da teoria é determinar, para qualquer instante e em qualquer

posição da camada que está adensando, o grau de adensamento, ou seja, as

deformações, os índices de vazios, as tensões efetivas e as pressões neutras

correspondentes. Para dedução da teoria, considere-se o elemento de solo

correspondente a uma parcela de um corpo-de-prova submetido ao processo

de adensamento em um edômetro, conforme a Figura 2.31.

74

Figura 2.31- Fluxo através de um elemento de solo submetido a um processo

de adensamento (PINTO, 2000).

A dedução da teoria parte da equação do fluxo num solo saturado (equação de

Laplace) que indica a variação de volume pelo tempo, reproduzida na

expressão abaixo.

0dxdydz t

V2

2

2

2

2

2

z

hk

y

hk

x

hk zyx

(15)

Na dedução da Equação 15, foi estudada a condição tridimensional, sem a

ocorrência de variação de volume. Por esta razão, a expressão era igualada a

zero.

No processo do adensamento, o fluxo só ocorre na direção vertical, razão pela

qual os dois primeiros termos da Equação 15 se tornam nulos. Por outro lado, a

variação de volume não é nula. A quantidade de água que sai do elemento é

menor do que a que entra. Portanto, a Equação 15 se reduz a:

dxdydz t

V2

2

z

hk

(16)

Como a variação de volume, no processo do adensamento, corresponde à

variação do índice de vazios, pelo esquema da Figura 2.31 tem-se:

75

Figura 2.32.- Esquema associando vazios e sólidos para solo saturado.

Da Figura 2.32 tem-se para o volume total:

dxdydze1

e 1 Total Volume

(17)

A variação de volume com o tempo é dada pela expressão:

e

dxdydz

t

e

t

V

1. (18)

e

dxdydz

1 é o volume de sólidos, e portanto invariável com o tempo.

Igualando a Equação tem-se:

et

e

z

hk

1

1.

2

2

(19)

Só a carga em excesso à hidrostática provoca fluxo. Portanto, a carga h na

Equação 17 pode ser substituída pela pressão da água, u, dividida pelo

correspondente peso específico, w. Por outro lado, da Equação17 tem-se que

de=av.du. Introduzindo estes dois termos na Equação 19 tem-se:

t

u

z

u

a

ek

wv

2

2

..

)1(

(20)

76

O coeficiente do primeiro termo reflete características do solo, sendo

denominado de “coeficiente de adensamento” (cv). Este coeficiente expressa

de forma indireta a velocidade de adensamento do solo.

wv

va

ekc

.

)1( (21)

A Equação 19, conhecida como equação diferencial do adensamento, assume

a expressão:

t

u

z

ucv

2

2

(22)

2.8.2.5. Determinação do fator tempo

O fator tempo é obtido a partir da Equação 23. Entretanto, sua determinação

requer o conhecimento do parâmetro cv (coeficiente de adensamento). Este

coeficiente pode ser determinado a partir da interpretação dos resultados de

ensaios edométricos.

Em cada estágio de carregamento do ensaio, obtém-se a evolução dos

recalques em função do tempo. Esta evolução segue a própria teoria do

adensamento e, portanto, a curva obtida é semelhante a todas as curvas de

recalque. O ajuste desta curva à curva teórica permite determinar o coeficiente

de adensamento, aplicando o tempo real em que ocorreu um certo recalque e o

fator tempo correspondente à respectiva porcentagem de recalques na

Equação 23. Partindo deste princípio, dois métodos são normalmente

empregados. O primeiro é o método de Casagrande que utiliza a curva tempo-

recalque, com o tempo em escala logarítmica. O segundo método é o de Taylor

que se utiliza da curva raiz do tempo-recalque.

Uma vez que a curva tempo-recalque obtida nos ensaios inclui parcelas de

recalques além da correspondente ao adensamento, a curva experimental

77

apresenta divergência das teóricas, especialmente no trecho inicial, alguns

ajustes são necessários.

2.8.2.5.1. Método de Taylor

Figura 2.33. Determinação de cv pelo método de Taylor (PINTO, 2000)

Do início do adensamento traça-se uma reta com abscissas iguais a 1,15 vezes

às correspondentes da reta inicial. A interseção da reta assim traçada com a

curva do ensaio indica o ponto que teriam ocorrido 90% do adensamento.

Definindo o ponto correspondente a 90% de recalque, o tempo em que isto

ocorrerá, t90, calcula-se o cv pela expressão:

90

2.848,0

t

Hc d

v (23)

78

CAPÍTULO 3

DESCRIÇÃO DOS PROCEDIMENTOS PARA COLETA DE AMOSTRAS E DOS

EQUIPAMENTOS E METODOLOGIAS UTILIZADAS NOS ENSAIOS DE

LABORATÓRIO

3.1. DISPOSIÇÕES GERAIS

Neste capítulo, serão apresentadas as descrições dos equipamentos e as

metodologias adotadas nos ensaios realizados em laboratório. Os ensaios de

laboratório realizados são referentes a ensaios de caracterização física

(granulometria, Limites de Atterberg e densidade real dos grãos). Serão

apresentados também a metodologia empregada para os ensaios de

compactação. Os ensaios de compactação tiveram como objetivo específico a

avaliação e análise da variação do peso específico máximo e a umidade ótima

dos solos, mediante a influência dos seguintes fatores: Energias de

compactação, Umidades gravimétricas, Granulometrias, Processos de

secamento prévio e Reuso de material.

São apresentados também a metodologia para realização dos ensaios de

cisalhamento direto convencionais, onde foram utilizadas amostras

indeformadas na condição inundada. Para os ensaios edométricos foram

utilizadas amostras na condição de umidade natural e inundada.

3.2. PROCEDIMENTOS DE COLETA DE AMOSTRAS DEFORMADAS E

INDEFORMADAS.

O procedimento adotado para coleta das amostras indeformadas foi o seguinte:

escavação manual até a cota desejada. Os receptáculos depois de moldados,

foram envolvidos em papel filtro de PVC e em seguida com papel alumínio.

Após esses procedimentos, as amostras foram colocadas cuidadosamente em

uma caixa de isopor e transportadas com todo cuidado para cidade de Recife

79

para o laboratório de geotecnia ambiental (LGA), localizado no Instituto de

Tecnologia do Estado de Pernambuco (ITEP).

Algumas dificuldades foram encontradas na moldagem do material nos

receptáculos, algumas vezes o mesmo se fragmentava, tendo em vista ser um

material bastante arenoso, fazendo com que fosse realizada uma nova

escavação para retirada de uma nova amostra, sendo esta de melhor

qualidade.

Também foram coletadas amostras em saco (deformadas) variando de 10 kg a

40 Kg. Essas amostras foram colocadas em sacos de boa resistência,

etiquetados e transportados para o Laboratório da FAVIP, onde foram

realizados os ensaios de caracterização física.

3.3. ENSAIOS DE CARACTERIZAÇÃO

3.3.1. Ensaio de Granulometria (Peneiramento e sedimentação)

Os ensaios de granulometria no presente trabalho foram realizados através de

dois procedimentos: o primeiro, empregando-se o procedimento de

peneiramento conforme recomendação da NBR 7181/84; o segundo, com o

uso de defloculante (hexametafosfato de sódio) prescrito na NBR 7181/84 no

procedimento de sedimentação. Na preparação das amostras foi utilizado o

procedimento com secagem prévia ao ar conforme recomendação da

NBR6457/84.

3.3.2. Limites de Atterberg e Densidade Real dos Grãos

O procedimento da NBR 6459 foi utilizado para determinação do Limite de

Liquidez e o procedimento da NBR 7180 para determinação do Limite de

Plasticidade, com o uso de amostra preparada com secagem prévia ao ar. Para

a obtenção da densidade real dos grãos, foram utilizados os procedimentos

descritos na NBR 6508/8

80

3.3.3. Ensaio de compactação

O ensaio de Proctor foi padronizado no Brasil pela ABNT (NBR 7.182/86). Em

última revisão, esta norma apresenta diversas alternativas para a realização do

ensaio. Descreveremos inicialmente, nos seus aspectos principais, aquela que

corresponde ao ensaio original e que ainda é a mais empregada.

Nos ensaios com secagem prévia e com reutilização da amostra, a mesma foi

previamente seca ao ar e destorroada. Inicia-se o ensaio, acrescentando-se

água até que o solo fique com cerca de 2% de umidade para o ponto inicial,

acrescentando-se a mesma quantidade de água para os demais pontos.

O ensaio de compactação sem reutilização de material com a amostra

preparada e passada integralmente na peneira 4.8mm, utilizando o cilindro

grande, a amostra tomada foi em quantidade de 35kg. Com reuso de material,

foram utilizados 7 kg, conforme a norma NBR 7182/86.

Para todos os ensaios foi utilizado o cilindro grande e o soquete grande. Uma

porção do solo é colocada num cilindro padrão grande (15,22 cm de diâmetro,

altura de 11,42 cm, volume de 2.076cm3) e submetida a 26 golpes (energia

intermediária) de um soquete com massa de 2,5Kg e caindo de 30,5cm, ver

Figura 3.1. A porção do solo compactado deve ocupar cerca de um quinto da

altura do cilindro. O processo é repetido mais quatro vezes, atingindo-se uma

altura um pouco superior à do cilindro, o que é possibilitado por um anel

complementar. Acerta-se o volume raspando o excesso.

Determina-se a massa específica do corpo de prova obtido. Com uma amostra

de seu interior, determina-se a umidade, Com estes dois valores, calcula-se a

densidade seca. A amostra é destorroada, a umidade aumentada (cerca de

2%), nova compactação é feita, e novo par de valores umidade-densidade seca

é obtido. A operação é repetida até que se perceba que a densidade, depois de

ter atingido o ponto de máxima densidade, já tenha caído em duas ou três

operações sucessivas. Note-se que, quando a densidade úmida se mantém

81

constante em duas tentativas sucessivas, a densidade seca já caiu. Se o

ensaio começou, de fato, com umidade 2%, e os acréscimos forem de 2% a

cada tentativa, com 5 determinações o ensaio estará concluído (geralmente

não são necessárias mais do que 6 determinações). A mesma metodologia foi

empregada nos ensaios sem secagem prévia e nos ensaios sem reutilização

do material.

Para o ensaio de Proctor Normal utilizamos o cilindro grande de (15,22 cm de

diâmetro, altura de 11,42 cm, volume de 2.076cm3) submetemos à moldagem

do corpo de prova a 12 golpes em 5 camadas de solo de um soquete com

massa de 2,5Kg e caindo de 30,5cm.

O ensaio denominado Intermediário difere do modificado só pelo número de

golpes por camada que corresponde a 26 golpes por camada.

D = 15,22 cm; h = 11,42 cm

Figura 3.1 – Esquema do cilindro de compactação e soquete grande.

82

Com os dados obtidos, desenha-se a curva de compactação, que consiste na

representação da densidade seca em função da umidade, geralmente, associa-

se uma reta aos pontos ascendentes do ramo seco, outra aos pontos

descendentes do ramo úmido e unem-se as duas por uma curva parabólica.

Como se justificou anteriormente, a curva define uma densidade seca máxima,

à qual corresponde uma umidade ótima (PINTO, 2002).

3.3.4. Ensaios edométricos convencionais

A seguir serão apresentados os procedimentos adotados nos ensaios utilizados

para avaliação da compressibilidade do material em estudo. Estes ensaios

tiveram como objetivo a obtenção de parâmetros de compressibilidade do

material.

Foram utilizadas duas amostras para realização desse ensaio, uma estava na

condição de umidade natural, e outra estava na condição inundada.

3.3.4.1. Equipamento utilizado

Para a realização dos ensaios edométricos foram utilizadas prensas de

adensamento fabricadas pela Ronald Top S.A, do tipo convencional com

sistema de cargas através de pesos em pendural, com relação de braço 1:10 e

células edométricas do tipo anel fixo. Os ensaios foram realizados no

Laboratório de Geotecnia Ambiental – LGA – ITEP/OS.

As leituras das deformações foram realizadas através de extensômetros

fabricados pela Mitutoyo e com sensibilidade de 0,01mm. As Figuras 3.2

ilustram este equipamento.

83

Figuras 3.2 – Prensas de adensamento (LGA – ITEP)

3.3.4.2. Descrição das amostras ensaiadas

As amostras utilizadas para o adensamento foram amostras do tipo

indeformadas, retiradas da área de estudo da FAVIP (sub-solo) a uma

profundidade de 0,50m, normalmente utilizam-se amostras coletadas a uma

profundidade mínima de 1,00 m, no entanto, devido o encontro com as rochas

acontecerem quando atingia-se a profundidade de 0,50m na área de estudo,

havia a impossibilidade de obter as amostras de uma maior profundidade.

3.3.4.3. Moldagem dos corpos de prova

Foram utilizados anéis de adensamento com diâmetro de 60 cm² e 2 cm de

altura, obtido de amostras indeformadas, tanto para as amostras na condição

inundada como para as na umidade natural, conforme apresentado nas figuras

3.3 e 3.4.

84

Figura 3.3 – Amostra para adensamento ainda a ser preparada

Figura 3.4 – Amostra pronta para ser posicionada na prensa.

Em todos os ensaios realizados, os corpos de prova eram colocados em

contato com o papel filtro sobre a pedra porosa, onde então as células

edométricas eram montadas. Posteriormente, era feita a inundação do corpo

de prova pela parte inferior da célula edométrica com água destilada, para ser

mantida a condição de inundação durante todo o período do ensaio. No início e

no final de cada ensaio eram medidas as umidades iniciais e finais dos corpos

de prova. Para o ensaio na umidade natural as pedras porosas eram

previamente secas na estufa.

85

3.3.4.4. Tensões utilizadas e tempo de duração para cada estágio de

tensões

O intervalo de tensões de 5, 10, 20, 40, 80, 160, 320, 640 e 1280 kPa foi

utilizado no carregamento. E de 640, 320, 160, 80, 40, 20, 10 e 5 kPa para o

descarregamento. As leituras de deformação foram realizadas à 6, 15 e 30

segundos e a 1, 2, 4, 8, 15, 30, 60, 120, 240, 480 minutos.

O critério para determinação do tempo de duração de cada estágio de tensão

foi definido pelo método de Taylor, justificamos a escolha deste método porque

o mesmo se baseia na interpretação da fase inicial da consolidação, além

disso, é menos influenciado pela ocorrência de influência durante o ensaio,

contudo exige maior número e precisão de leituras no início do processo

(requisito facilmente satisfeito por meio da aquisição automática de dados).

3.3.5. Ensaio de cisalhamento direto

Os ensaios de cisalhamento direto foram realizados no Laboratório de

Geotecnia Ambiental – LGA – ITEP/OS.

O ensaio de cisalhamento direto é utilizado para determinar a resistência ao

cisalhamento em termos de tensões efetivas utilizando o critério de ruptura de

Mohr Coulomb. Mesmo sendo bastante utilizado para se avaliar a resistência

dos materiais, o mesmo apresenta algumas limitações segundo HEAD (1994),

tais como: a existência de um plano de ruptura pré-definido na amostra de solo,

a distribuição não uniforme de tensões na sua superfície, as poro-pressões não

podem ser medidas durante o ensaio, a deformação a que é submetida o solo

é restrita ao comprimento do equipamento e a rotação dos planos das tensões

principais durante o ensaio (SILVA, 2003).

Como vantagens do ensaio pode-se citar a sua simplicidade de operação, o

princípio básico do ensaio é de simples compreensão, o adensamento é

relativamente rápido, o ensaio pode ser aplicado a solos pedregulhosos e, além

86

da determinação da resistência de pico pode ser utilizado também para

determinação da resistência residual pelo processo de reversão.

3.3.5.1. Características do equipamento

O equipamento do ensaio de cisalhamento direto utilizado é de fabricação da

RonaldTop S/A, com sistema de cargas através de peso em pendural. Nas

leituras das deformações verticais e deslocamento horizontal utilizou-se

extensômetros da marca Mitutoyo com sensibilidade de 0,01mm e anel de

carga para determinação das forças horizontais aplicadas aos corpos de prova.

3.3.5.2. Amostras utilizadas Os ensaios de cisalhamento direto convencionais foram realizados em corpos

de prova inundados (indeformados). A seção transversal do receptáculo

utilizado foi de 4 cm". As amostras também foram coletadas á profundidade de

0,5m, onde previamente foi realizada a limpeza da área de coleta das

amostras. Foram utilizadas as tensões normais de 50, 100, 150 e 200 kPa.

3.3.5.3. Descrição das etapas do ensaio

3.3.5.3.1. Moldagem dos corpos de prova utilizados nos ensaios

convencionais

Conforme comentado anteriormente, os corpos de provas foram moldados “in

situ”, devido à dificuldade do transporte dos blocos maiores, no entanto, foi

garantido que a amostra que estava em seu receptáculo, não sofresse

deformações. As Figuras 3.6 a 3.9 ilustram algumas etapas do processo de

coleta. As mesmas foram transportadas em uma caixa de isopor, e totalmente

protegidas com papel de PVC e alumínio, o que evitava, ao máximo que a

mesma perdesse a umidade natural.

87

Figura 3.5 – Área onde foram realizadas as coletas das amostras

indeformadas.

Figura 3.6 – Amostra sendo coletada nos receptáculos

Figura 3.7 – Amostra sendo colocada na caixa para transporte

88

Figura 3.8 – Amostras coletadas e prontas para o transporte

Figura 3.9 – Peças utilizadas no ensaio de cisalhamento direto, já no

laboratório.

89

3.3.5.3.2. Montagem dos ensaios

Nesta fase do ensaio, foram seguidos rigorosamente os procedimentos

sugeridos por HEAD (1994). Assim, fez-se uso dos elementos drenantes

(pedras porosas e papel filtro) e das placas de distribuição de tensões.

Para a realização dos ensaios com os corpos de prova na condição inundada,

os mesmos foram embebidos com água destilada periodicamente antes e

durante todo processo do ensaio. No início e no final de cada ensaio eram

coletadas amostras para determinação das umidades iniciais e finais dos

corpos de prova.

3.3.5.3.3. Adensamento dos corpos de prova

Como nosso material é bastante arenoso (areia argilosa), os corpos de prova

foram adensados por um período de 1 hora, atingindo assim sua estabilização,

com base no método de Taylor descrito no item 3.3.4.4. As leituras de

deformação foram realizadas à 6, 15 e 30 segundos e a 1, 2,4, 8, 15, 30, 60

minutos. As leituras das deformações foram realizadas através de

extensômetros fabricados pela Mitutoyo e com sensibilidade de 0,01mm.

3.3.5.4. Velocidade de cisalhamento e deslocamento permitido.

É importante relatar aqui que a velocidade de cisalhamento adotada para

realização do ensaio deve ser de tal forma que não permita o desenvolvimento

de poro-pressões para que o mesmo seja considerado drenado. Tal velocidade

será função da permeabilidade do solo e do tempo necessário para que ocorra

o adensamento primário (t100). O método utilizado para encontrar o valor de

(t100) foi baseado no método gráfico de Taylor, definido a partir da curva que

relaciona a deformação e a raiz do tempo (HEAD, 1994), conforme Figura 3.10.

90

Figura 3.10 – Gráfico utilizado para o cálculo do T100 (amostra adensada na

tensão normal de 200 KPa).

Para a determinação do tempo mínimo para que ocorra a ruptura do solo na

condição drenada, utilizou-se a equação empírica proposta por GIBSON &

HENKEL (1954) (a partir de HEAD, 1994), onde:

(24)

O (t100) foi obtido a partir do próprio adensamento de um corpo de prova de

teste dos ensaios de cisalhamento direto na tensão normal de 200 KPa. Desta

forma, o tempo requerido para ocorrer à ruptura (considerada na deformação

da ordem de 14mm) foi de acordo com a equação acima exposta e gráfico de

Taylor apresentado na figura 3.11:

tf= 12,7 x 0,25 = 3,175 minutos (25)

91

Para o cálculo da velocidade foi dividido o valor da deformação de 14mm pelo

tempo de ruptura de 3,175mim, obtendo-se o valor de 4,409mm/mim. A

velocidade adotada então para a realização dos ensaios foi de 2,80mm/mim,

sendo esta a velocidade mais próxima disponível na prensa de cisalhamento.

92

CAPÍTULO 4

APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS DA CARACTERIZAÇÃO

GEOTÉCNICA FÍSICA

4.1. CONSIDERAÇÕES GERAIS

Neste capítulo, serão apresentados e discutidos os resultados dos ensaios de

caracterização física (Granulometria, Limite de liquidez e Limite de plasticidade,

Densidade real dos grãos e compactação). Para os ensaios de compactação

foram observados e analisados a variação do peso específico seco máximo e a

umidade ótima de compactação. Em especial para este último item, o solo foi

submetido a processos de compactação mecânica, para avaliação da variação

do peso específico e da umidade ótima, através de diferentes energias de

compactação, diferentes umidades, diferentes granulometrias, processos de

secamento prévio e reuso de material. O objetivo desta análise é analisar a

caracterização física do material em estudo.

4.2. ENSAIOS DE CARACTERIZAÇÃO

4.2.1. Introdução

Nos itens que se seguem, apresentaremos e discutiremos todos os resultados

dos ensaios destinados à identificação do solo do local de estudo segundo os

critérios convencionais.

Vale salientar que neste capítulo, serão apresentados apenas os resultados

dos ensaios de caracterização física para, em seguida os solos serem

classificados segundo o Sistema Unificado de Classificação dos Solos (USCS).

93

4.2.2. Ensaios de granulometria, limites de Atterberg e densidade real dos

grãos

Nas Figuras 4.1 e 4.2 estão apresentadas as curvas granulométricas segundo

os procedimentos da ABNT para o solo estudado no sub-solo da FAVIP, e o

material adicionado para modificação da granulometria do material original.

As frações do solo foram enquadradas segundo a escala granulométrica

correspondente a Norma Brasileira (ABNT). As frações do solo também serão

enquadradas segundo a escala do sistema internacional.

Foi utilizada apenas uma amostra na profundidade de 0,50m para o local de

estudo, sendo a amostra preparada com defloculante (conforme recomendação

da ABNT), sendo uma utilizada para granulometria por sedimentação e outra

por peneiramento.

As Tabelas 4.1 e 4.2 apresentam um resumo dos correspondentes percentuais

das frações dos solos considerando a escala do Sistema Internacional e a

escala da ABNT para os dois solos citados no primeiro parágrafo.

Figura 4.1. Curva granulométrica (amostra do sub-solo da FAVIP)

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0,001 0,01 0,1 1 10

% P

AS

SA

NA

PE

NE

IRA

Diâmetro dos Grãos

ANÁLISE GRANULOMÉTRICA

94

Figura 4.2. Curva granulométrica do solo utilizado para modificação da

granulometria do material original.

Tabela 4.1. Resumo dos resultados dos ensaios de caracterização do

solo presente no subsolo da FAVIP com as frações dos solos

enquadrados segundo a escala da ABNT e do SI.

SISTEMA

Composição

granulométrica (%)

Limites de Atterberg (%)

GS

Argila Silte Areia Pedreg LL LP IP

Fina Média

Grossa

ABNT 8 5 22 27 21 17 NL NP … 2,67

SI 6 4 17 15 21 37 NL NP … 2,67

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0,01 0,1 1 10 100

% P

AS

SA

NA

PE

NE

IRA

Diâmetro dos Grãos

ANÁLISE GRANULOMÉTRICA

95

Tabela 4.2. Resumo dos resultados dos ensaios de caracterização do solo

utilizado para modificação da granulometria do material original, com as frações

dos solos enquadrados segundo a escala da ABNT e do SI.

SISTEMA

Composição

granulométrica (%)

Limites de Atterberg (%)

Argila Silte Areia Pedreg LL LP IP

Fina Média

Grossa

ABNT 0 0 42 49 9 0 NL NP …

SI 0 0 12 46 33 9 NL NP …

Considerando-se a curva granulométrica do solo presente no subsolo da

FAVIP, e na escala da ABNT, a amostra deste material apresenta textura

grossa (com menos de 50% passando na peneira de malha Nº 200). O

percentual de solo retido na peneira nº 200, foi de 87%. Observa-se que o

somatório dos percentuais da fração grossa (areias e pedregulhos) do solo,

apresentaram percentual de 87%, os percentuais de finos (argila e silte), foram

de 13%.

Considerando-se a curva granulométrica do solo utilizado para modificação da

granulometria do material original, e na escala da ABNT, a amostra deste

material apresenta textura grossa (com menos de 50% passando na peneira de

malha Nº 200). O percentual de solo que ficou retido na peneira nº 200, foi de

98%. Observa-se que o somatório dos percentuais da fração grossa (areias e

pedregulhos) do solo, apresentaram percentual de 100%, os percentuais de

finos (argila e silte), foram de 0%.

Com relação aos limites de liquidez e plasticidade dos solos estudados, devido

ao caráter bastante arenoso dos materiais, não foi possível obter resultados

dos ensaios referidos, portanto, considera-se que o material é caracterizado

96

como NL e NP, conforme mostram as Tabelas 4.1 e 4.2. A densidade real dos

grãos encontrada para o material do subsolo da FAVIP foi de 2,67.

Como o material não apresentava resultado para o Limite de Liquidez e de

Plasticidade, não foi possível calcular a atividade do solo em estudo.

4.2.3. Classificação do solo

Analisando a classificação do solo do material original encontrado no subsolo

da FAVIP, o percentual que passou na peneira de nº 200 (0,075mm), foi menor

que 50%, o solo é considerado granular. Analisando a peneira nº 04 (4,8mm),

observa-se que passou mais de 50% do solo. Como o percentual que passou

na peneira nº 200 (0,075mm) foi de 13%, sendo assim, maior que 12%, seria

necessário dados do IP e do LL para classificar este solo. Como o IP deste solo

não foi encontrado, considera-se este material classificado como um SM (areia

siltosa com presença de argila), pois segundo BADILLO & RODRÍGUEZ

(1969), quando o IP for menor do que 4% o solo se enquadra na classificação

citada acima.

Analisando a classificação do solo utilizado para modificar a granulometria do

material original, o percentual que passou na peneira de nº 200 (0,075mm), foi

menor que 50%, o solo é considerado também granular. Analisando a peneira

nº 04 (4,8mm), observa-se que passou mais de 50% do solo, passou 100%.

Como o percentual que passou na peneira nº 200 (0,075mm) foi de 2%, sendo

assim, menor que 5%, utilizamos o conceito do coeficiente de uniformidade

(Cu) o qual forneceu o resultado de 3,33, sendo menor do que 6. Deste modo,

o solo foi classificado como um SP (areia mal graduada) (BADILLO &

RODRÍGUEZ, 1969).

4.2.4. Ensaios de compactação

Os ensaios de compactação foram realizados conforme descrito no tópico 1 do

presente capítulo, o solo será submetido a processos de compactação

mecânica, para avaliação da variação do peso específico seco máximo e da

umidade ótima, através de diferentes energias de compactação, diferentes

97

umidades, diferentes granulometrias, processos de secamento prévio e reuso

de material.

4.2.4.1 Variação do peso específico seco máximo e da umidade ótima,

através de diferentes energias de compactação.

Para nossa pesquisa, adotamos como parâmetro para os resultados de

compactação, a energia normal e intermediária. Segue abaixo, na Figura 4.3 a

apresentação dos resultados das respectivas compactações do nosso material

em estudo, no seu estado natural.

Figura 4.3 – Curva de compactação do material natural (energia normal e

intermediária)

Analisando o resultado dos gráficos acima, podemos perceber que quanto

maior a energia de compactação aplicada, maior a densidade seca máxima do

solo. Na aplicação da energia normal, o material atingiu uma densidade seca

máxima de 1,948 g/cm³, enquanto que com a aplicação da energia modificada,

este mesmo material alcançou uma densidade seca máxima de 2,022 g/cm³ .

Com relação à umidade ótima o solo na energia normal atingiu o valor de hot=

12,2% , enquanto que com a energia modificada o valor atingido da umidade

1,750

1,800

1,850

1,900

1,950

2,000

2,050

0 5 10 15

DE

NS

IDA

DE

SE

CA

(g

/cm

3)

TEOR DE UMIDADE (%)

Energia normal Energia Intermediária

98

ótima foi de 8%. Observa-se que os resultados estão de acordo com a

bibliografia (Pinto 2002, Vargas 1977). À medida que a densidade seca máxima

atinge maiores valores com mais facilidade, temos como conseqüência valores

de umidade ótima menores.

4.2.4.2. Variação do peso específico seco máximo e da umidade ótima, em

função da modificação na granulometria do material.

É fato comprovado que em determinadas situações, quando um material não

possui uma característica de resistência necessária à suportar uma

determinada carga, realiza-se o procedimento conhecido como melhoramento

do solo, isto realiza-se de diversas formas, seja pela aplicação de estacas de

areia e brita, que fazem com que as mesmas ocupem um espaço devido e

consequentemente faça com que as partículas do solo se unam, aumentando

assim sua resistência.

Considerando as especificações do nosso material em estudo, foi necessário

avaliar o seu comportamento quando misturado a outro tipo de material (ver

Tabela 4.2). Com isso, pudemos perceber os diferentes comportamentos do

nosso material, quando aplicado a diferentes percentuais de outro material.

A depender do material misturado ao solo natural, e conhecendo o

procedimento de estabilização granulométrica, podemos ter uma melhoria ou

não das propriedades do solo, tendo como princípio a correção de sua curva

granulométrica, fazendo com que se tenha uma maior variedade de dimensões

das partículas constituintes deste, e, diminuindo ou aumentando assim o índice

de vazios.

Para avaliação da influencia da granulometria do material, em estudo, no

ensaio de compactação, foram adicionados 20% e 80% de um material

contendo em sua maioria areia com predominância de grãos finos e médios,

conforme apresentado na Tabela 4.2.

99

Na Figura 4.4, observa-se que os valores da densidade seca máxima do

material sem mistura, conforme já relatado, foi de smáx= 1,948 g/cm3,

apresentando uma umidade ótima de hot = 12,2% .

Figura 4.4 - Curvas de compactação (Energia normal) – Avaliação da influência

da granulometria na curva de compactação.

Com a adição de 20% de areia fina e média, a densidade seca máxima passou

a ser de smáx= 1,821 g /cm3 com uma umidade ótima de hot = 6,9%.

Dando sequência ao procedimento, adicionou-se agora 80% o que apresentou

uma densidade seca máxima de smáx= 1,745 g/cm3 e umidade ótima de hot =

11,5%.

Com estes resultados pode-se verificar que para o material em estudo, a

adição de areia fina e média, tendeu a diminuir o valor da densidade seca

máxima, o que faz a princípio concluir que o material original passou a ter uma

granulometria com maior predominância de areias finas.

1,600

1,650

1,700

1,750

1,800

1,850

1,900

1,950

2,000

0 5 10 15

TEOR DE UMIDADE (%)

DE

NS

IDA

DE

SE

CA

(g

/cm

3)

material sem adição

adição de 20% de areia fina

adição de 80% de areia fina

100

4.2.4.3. Avaliação da influência da reutilização do material na curva de

compactação (energia normal e intermediária)

Analisando os resultados das curvas de compactação apresentadas na Figura

4.5 e, adotando os resultados encontrados para as umidades ótimas e

densidade secas relacionadas, verifica-se que, para o material com

reutilização, a densidade seca máxima (1,948 g/cm³) foi atingida quando o

material apresentou uma umidade de 12,2%, enquanto que para a amostra

sem reutlização do material, a densidade seca máxima (1,783 g/cm³), foi

atingida com uma umidade de 7%.

Dando seqüência ao ensaio, foi analisado o resultado da curva de

compactação também para energia intermediária, e observou-se que, conforme

apresentado na alínea anterior, as densidades secas máximas, foram atingidas

em um teor de umidade ótima maior do que utilizando o ensaio com

reutilização do material, conforme apresentado na Figura 4.5 e 4.6.

Isso nos faz comprovar a afirmativa de que, o resultado do material sem

reutilização, ou seja, com material virgem para cada ponto, é mais fiel, embora

exija uma maior quantidade de material.

Em alguns casos, e se tratando de obras de engenharia, é imprescindível que a

análise do material (solo) seja feita por este método de ensaio, especialmente

nos casos onde o solo apresenta partículas que se caracterizam por serem

facilmente quebradiças, de tal maneira que a amostra para o segundo ponto já

se mostra diferente da original pela quebra de grãos. No entanto, vale salientar

que a execução do ensaio desta maneira, é pouco empregada, em virtude da

maior quantidade de amostra requerida (PINTO, 2002).

101

Figura 4.5 - Curvas de compactação (Energia normal) – Avaliação da influência

da reutilização do material na curva de compactação.

Figura 4.6 - Curvas de compactação (Energia Intermediária) – Avaliação da

influência da reutilização do material na curva de compactação.

1,600

1,650

1,700

1,750

1,800

1,850

1,900

1,950

2,000

0 5 10 15

TEOR DE UMIDADE (%)

DE

NS

IDA

DE

SE

CA

(g

/cm

3)

Amostra sem reutilização - com secagem prévia

Amostra com reutilização - com secagem prévia

1,600

1,650

1,700

1,750

1,800

1,850

1,900

1,950

2,000

2,050

2,100

0 5 10 15

TEOR DE UMIDADE (%)

DE

NS

IDA

DE

SE

CA

(g

/cm

3)

Amostra sem reutilização - com secagem prévia

Amostra com reutilização - com secagem prévia

102

4.2.4.4. Influência da secagem do material

4.2.4.4.1. Avaliação da influência da secagem prévia do material na curva

de compactação (energia normal)

Analisando os resultados das curvas de compactação apresentadas na Figura

4.7, onde observa-se um smax = 1,948 g/c,³ e umidade ótima de 12,2% para o

ensaio realizado com secagem prévia e para o resultado do ensaio sem

secagem uma densidade seca smáx= 1,760g/cm3 e umidade ótima hot= 8,5% na

energia normal.

Estes resultados, mostram que iniciando o ensaio com secagem prévia,

estamos possibilitando que, o material perca sua umidade natural, atingindo a

umidade higroscópica, com isso, as partículas estão organizadas de forma

aleatória (estrutura floculada), o que dificulta a compactação, daí percebe-se o

porque de maiores densidades secas máximas e umidade ótima.

Para o ensaio sem secagem prévia, já estamos utilizando um material que

apresenta-se mais próximo de um arranjo paralelo (estrutura dispersa) de suas

partículas. Com isso, com os acréscimos dos percentuais de água nesse

material tende a aumentar esse arranjo paralelo no decorrer do ensaio, assim,

o material tende a atingir uma umidade ótima com uma densidade seca menor

do que o ensaio com secagem prévia.

103

Figura 4.7 - Curvas de compactação (Energia normal) – Avaliação da influência

da secagem prévia do material na curva de compactação.

1,600

1,650

1,700

1,750

1,800

1,850

1,900

1,950

2,000

0 5 10 15 20

TEOR DE UMIDADE (%)

DE

NS

IDA

DE

SE

CA

(g

/cm

3)

Amostra sem secagem - com reutilização

Amostra com secagem - com reutilização

104

CAPÍTULO 5

APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS DA CARACTERIZAÇÃO

GEOTÉCNICA (CARACTERIZAÇÃO MECÂNICA)

5.1. INTRODUÇÃO

Neste capítulo será possível vislumbrar a apresentação e análise dos

resultados dos ensaios edométricos e de resistência ao cisalhamento da areia

argilosa em estudo. Tendo em vista o material que está sendo depositado na

área da FAVIP, onde são realizados aterros em pequenas e médias

proporções, objetivando regularizar um terreno bastante íngrime, para a

continuação das obras de expansão do Campus Universitário I, bem como

estacionamento e construção de um Hotel 5 estrelas; faz-se de importância o

estudo das características mecânicas do material presente originalmente na

área.

Desta forma, supunha-se que seria imprescindível uma análise do

comportamento mecânico do solo original, pois, a falta de estudos geotécnicos

para realização de obras de terraplenagem sob um determinado material,

ocasiona diversos problemas estruturais. Tome-se como exemplo, os

recalques.

Observando que o comportamento dos solos perante os carregamentos

depende de sua constituição e do estado em que ele se encontra, e que pode

ser expresso por parâmetros que são obtidos em ensaios, ou através de

correlações estabelecidas entre estes parâmetros e as diversas classificações.

O ensaio adotado na pesquisa foi o ensaio de compressão edométrica.

No presente trabalho, a partir dos ensaios edométricos, será determinado

alguns parâmetros básicos a partir dos resultados destes ensaios.

Primeiramente, será determinada a Pressão de Pré-Adensamento ( ’Vm),

entendido como a máxima tensão vertical efetiva a que o solo esteve

105

submetido no terreno. Serão determinados os parâmetros de compressibilidade

tais como, os índices de compressão (Cc) e expansão (Ce). Será calculado

também o coeficiente de adensamento vertical (Cv), estimado a partir das

curvas de deformação vertical x raiz do tempo (Método gráfico de Taylor),

dando a idéia da capacidade de dissipação de pressão neutra do material.

Sendo desta forma, importante para se estabelecer um critério de escolha da

velocidade de deslocamento a ser adotada para ser garantida as condição

drenada dos ensaios de cisalhamento direto. Além disso, através dos valores

de Cv, pode-se estimar o coeficiente de permeabilidade (k) do solo, bem como

a sua variação em função do índice de vazios. Será avaliado também o

coeficiente de compressibilidade (av).

Com os resultados dos ensaios de cisalhamento direto convencional serão

obtidos os parâmetros de resistência de pico deste material (ângulo de atrito e

coesão).

5.2. ENSAIO EDOMÉTRICO DUPLO

Foram realizados, para a mesma amostra do solo estudado dois ensaios

edométricos, sendo um na umidade natural e outro inundado. A Figura 5.1

apresenta os resultados dos ensaios edométricos do solo estudado, através

das curvas que relacionam o índice de vazios em escala linear e tensão vertical

de consolidação em escala logarítmica. A Figura 5.2 apresenta as curvas

deformação volumétrica específica em escala linear e tensão vertical de

consolidação em escala logarítmica. A Tabela 5.1 ilustra as condições iniciais e

finais dos corpos de prova ensaiados.

106

Figura 5.1. Variação do índice de vazios com a tensão vertical de consolidação (corpos de prova na condição inundada e na umidade natural).

Figura 5.2. Variação da deformação volumétrica específica com a tensão vertical de consolidação (corpos de prova na condição inundada e

na umidade natural).

0,00

0,10

0,20

0,30

0,40

0,50

0,60

0,70

0,80

0,90

1,00

1,0 10,0 100,0 1000,0 10000,0

Tensão Vertical de Consolidação (kPa)

Índ

ice

de

Va

zio

s

umidade natural

inundado

-40,0

-35,0

-30,0

-25,0

-20,0

-15,0

-10,0

-5,0

0,0

1,0 10,0 100,0 1000,0 10000,0

Tensão Vertical de Consolidação (kPa)

De

form

aç

ão

Vo

lum

. E

sp

ec

.(%

)

umidade

naturalinundado

107

Tabela 5.1. Condições iniciais dos corpos-de-prova ensaiados (ensaios

edométricos na condição de umidade natural e inundada).

Condição

do ensaio

Condições iniciais

W0 Nat. S0 e0 S0

Umidade

natural

2,67 3,61 1,67 1,61 0,68 14,39

Inundado 2,67 10,20 1,66 1,51 0,79 34,72

W (%) teor de umidade; Nat (g/cm3) peso específico natural; S0 (g/cm

3) peso específico seco

inicial, Sf (t/m3) peso específico seco final; S (%) grau de saturação; e (índice de vazios).

Diferenças são verificadas nos índices de vazios iniciais das amostras (Tabela

5.1), podendo-se justificar esse fato pela metodologia empregada para coleta

de amostras. Amostras coletadas individualmente, em cada receptáculo, tende

a apresentar maiores variações nos valores dos índices físicos iniciais do que

amostras coletadas em um bloco único. Variações também são observadas no

teor de umidade inicial das amostras, podendo ser atribuído a falhas no

acondicionamento das mesmas.

Observa-se que para as amostras é necessário elevado nível de tensões para

uma melhor definição da curva de compressão, podendo estar associado a

alguma perturbação sofrida por esta amostra durante a moldagem dos corpos

de prova. Maiores variações nos índices de vazios e deformações

volumétricas, em função das tensões verticais aplicadas, são observadas nas

amostras inundadas, o que é previsível, uma vez que o solo inundado

apresenta-se com estrutura mais susceptível a deformações.

Com relação à tensão de pré-adensamento, sabe-se que a mesma é

caracterizada por um valor tal que, a partir deste, percebe-se uma notável

deformabilidade do material, onde nem sempre se apresenta com clareza nas

curvas e versus logv. No presente estudo, as tensões de escoamento foram

determinadas pelo método gráfico de Pacheco Silva. Este método possui a

vantagem em relação ao método de Casagrande, uma vez que não se faz

108

necessária à determinação de um raio mínimo na curva do ensaio, muitas

vezes difícil de ser identificada e, portanto, sujeito a erros na sua determinação.

As tensões de pré-adensamento obtidas dos ensaios edométricos duplos tanto

na condição de umidade natural como na condição inundada foram de 90KPa e

de 15KPa, respectivamente. As tensões de pré-adensamento são maiores nas

amostras na condição natural tendo em vista uma maior rigidez das amostras

nesta condição de umidade.

Os índices de compressão e de expansão foram obtidos com base nas curvas

e versus log v. índice de compressão (Cc) foi calculado para a reta

aproximada definida entre a 40 KPa< v < 320kPa e de 160 KPa< v <

1280kPa, para os ensaios na umidade natural e inundado, respectivamente. O

índice de expansão (Cs) para o trecho entre 10kPa < V < 6400kPa, na curva

de descarregamento, para ambas as amostras. Os resultados são

apresentados na Tabela 5.2. Os índices de compressão e de expansão obtidos

a partir dos ensaios na umidade natural (EDN) foram, em geral, inferiores aos

obtidos a partir dos ensaios inundados (EDI), confirmando que as deformações

ocorrem de forma mais intensa na amostra inundada.

Tabela 5.2. Tensão de escoamento e parâmetros de compressibilidade obtidos

dos ensaios edométricos duplos.

Ensaio

Tipo

Tensão de pré-

adensamento

(kPa)

PARÂMETROS

CC Cs

EDN 90 0,188 0,033

EDI 15 0,266 0,088

EDN: Ensaio edométrico na umidade natural; EDI: Ensaio edométrico inundado.

Sabendo-se que a velocidade de recalque de um solo é função da

compressibilidade e permeabilidade, podendo ser expressa através do

coeficiente de adensamento (Cv) para os diversos estágios de tensão. Para

109

isso, se faz necessário inicialmente à determinação dos tempos relacionados

às porcentagens de 90% de recalque, isto é t90. Esta determinação foi realizada

a partir do método gráfico de Taylor.

Os valores de t90 para o solo na condição inundada estiveram compreendidos

na faixa de 0,14 a 0,19 mim. A pouca variação deve-se, principalmente, ao

caráter arenoso do material, no qual, a tendência de deformação é bem menor

em comparação a um solo de caráter argiloso. Considerando os valores de t90

obtidos, foram calculados os coeficientes de adensamento Cv para cada

estágio de tensão vertical de consolidação.

A Figura 5.3 apresenta as curvas do coeficiente de adensamento vertical (Cv)

em escala linear e a tensão vertical de consolidação em escala logarítmica

para o solo estudado. Verifica-se tendência de diminuição do Cv com o

aumento da tensão vertical de consolidação.

Pode-se verificar que a variação do coeficiente de adensamento (Cv ) se deu na

faixa de 3,29 a 9,65 x 10–2 cm2/s, onde os valores elevados de Cv

correspondem a natureza arenosa do material em estudo, indicando que a

compressão primária destes solos tenha ocorrido em um período de tempo

relativamente curto, com rápida dissipação de poro-pressões e que as

deformações cisalhantes nestes solos devem ocorrer de forma essencialmente

drenada.

110

Figura 5.3. Variação do coeficiente de adensamento vertical (Cv) com a tensão vertical de consolidação (amostra na condição inundada).

A Tabela 5.3 apresenta uma síntese dos parâmetros de compressibilidade

obtidos nos ensaios realizados. A Figura 5.4 apresenta a curva que relaciona a

variação da permeabilidade (k) em função da tensão vertical de consolidação

aplicada no solo estudado. O valor de k é dependente do valor estimado de Cv .

Este valor é pouco confiável, pelo fato da condição de drenagem do solo na

natureza ser diferente da simulada em laboratório. Ainda assim, estas

estimativas servem para que se possa ter uma idéia da ordem de grandeza

destes parâmetros.

Verifica-se a tendência de redução de k com o aumento das tensões verticais.

A faixa de valores de k obtida varia de 7,708 x10–6 a 3,200 x 10-4m/s para o

solo estudado, diminuindo com o aumento das tensões verticais aplicadas. Em

função do caráter mais arenoso do solo valores de permeabilidade

relativamente baixos são observados nesse solo. Conforme mostra CAPUTO

(2002), solos arenosos com presença de argila e silte podem apresentar

valores de permeabilidade da ordem de 10-3 a 10-7 cm/s.

0,00

2,00

4,00

6,00

8,00

10,00

12,00

1,0 10,0 100,0 1000,0 10000,0

Tensão Vertical de Consolidação (kPa)

CV

(c

m2/s

x 1

0-2

)

111

Figura 5.4. Variação da permeabilidade com a tensão vertical de consolidação (amostra na condição inundada).

Tabela 5.3. Parâmetros índices obtidos a partir dos resultados dos ensaios

edométricos duplos (ensaio inundado).

Parâmetro

Índices

Estágio de Tensão (kPa)

10 20 40 80 160 320 640 1280

t90 (min)

0,14

0,15 0,17 0,18 0,18 0,18 0,18 0,19

Cv (10-2

cm2/s) 9,65 8,38 6,78 5,85 5,24 4,77 3,94 3,29

K (10-6

m/s) 7,708 2,164 2,099 0,402 0,547 0,201 0,081 0,032

Ao correlacionar a permeabilidade versus índice de vazios, observa-se na

Figura 5.5 que a permeabilidade tende a diminuir com o decréscimo do índice

de vazios para o solo estudado, devido a um menor espaço a água percolar.

0,00

1,00

2,00

3,00

4,00

5,00

6,00

7,00

8,00

9,00

1,0 10,0 100,0 1000,0 10000,0

Tensão Vertical de Consolidação (kPa)

K (

m/s

x 1

0-6

)

112

Figura 5.5. Variação da permeabilidade com o índice de vazios. (amostras na condição inundada).

A Figura 5.6 apresenta a variação do coeficiente de compressibilidade (av) com

a tensão vertical de consolidação. Observa-se uma tendência de decréscimo

do av com o aumento das tensões verticais, justificado pela diminuição do

índice de vazios da amostra ensaiada.

Figura 5.6. Variação do coeficiente de compressibilidade (av) com a tensão vertical de

consolidação (amostra na condição inundada).

0,10

0,20

0,30

0,40

0,50

0,60

0,70

0,80

0,001 0,1 10 1000

k (m/s x 10-6

)

ÍND

ICE

DE

VA

ZIO

S

0,00

1,00

2,00

3,00

4,00

5,00

6,00

7,00

8,00

9,00

0,1 1,0 10,0 100,0

Tensão Vertical de Consolidação (kgf)

aV

(k

gf/

cm

2 x

10

-1)

113

A Figura 5.7 apresenta a variação do índice de vazios com as tensões verticais

de consolidação. Verifica-se que esta correlação não se apresenta de forma

linear como é estabelecido na Teoria de Adensamento Unidimensional de

Terzagui. Segundo uma das hipóteses da teoria, o índice de vazios varia

linearmente com o aumento da tensão efetiva durante o processo de

adensamento. Segundo Souza Pinto (2006) e Vargas (1976), essa proposição

é apenas uma aproximação da realidade, o que pode ser constatado na Figura

5.7. Essa hipótese foi introduzida apenas para permitir a solução matemática

do problema. Entretanto, para pequenas tensões verticais de consolidação, a

consideração da linearidade não se afasta muito da realidade, conforme ilustra

a Figura 5.8.

Figura 5.7. Variação do índice de vazios com a tensão vertical de consolidação (amostra na condição inundada).

0,00

0,10

0,20

0,30

0,40

0,50

0,60

0,70

0,80

0,90

1,00

0 500 1000 1500

Tensão Vertical de Consolidação (kPa)

Índ

ice

de

Va

zio

s

114

Figura 5.8. Variação do índice de vazios com pequenas tensões verticais de consolidação (amostra na condição inundada).

Nos parágrafos seguintes será avaliado a colapsibilidade do solo estudado

através do ensaio edométrico duplo, utilizando o critério de classificação de

Reginatto & Ferrero (1973).

O critério de Reginatto & Ferrero (1973) para avaliação da colapsibilidade dos

solos utiliza a seguinte expressão:

0

0

vvpn

vvpsC

(26)

Onde: vpntensão de pré-adensamento do solo na umidade natural;

vpstensão de pré-adensamento do solo inundado;

v0tensão vertical devido ao peso próprio do solo “in situ”.

0,50

0,55

0,60

0,65

0,70

0,75

0,80

0,85

0 10 20 30 40

Tensão Vertical de Consolidação (kPa)

Índ

ice

de

Va

zio

s

115

A tabela 5.4 apresenta as tensões de pré-adensamento obtidas no ensaio

edométrico duplo junto com a classificação de Reginatto & Ferrero (1973). O

solo estudado foi classificado como condicionante ao colapso (vps > v0 e 0 < C

< 1), significando que neste caso a ocorrência do colapso é função do nível de

tensões a que o solo está submetido. Segundo Reginatto e Ferrero (1973) a

condição para que o solo seja considerado não colapsível será C = 1;

entretanto, estes autores no mesmo trabalho afirmam que solos que

apresentam valores de C compreendidos entre 0,21 < C < 0,87 foram

considerados estáveis; podendo-se considerar o solo estudado como estável.

Tabela 5.4. Tensões de pré-consolidação e classificação de Reginatto &

Ferrero (1973) obtidos do ensaio edométrico duplo.

v

(kPa)

vpn

(kPa)

vps

(kPa)

Coeficiente de colapsibilidade

(C)

Classificação de Reginatto e Ferrero (1973)

0,00083 90 15 0,05 Estável

5.3. RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO

5.3.1. Relação tensão-deformação

Na Figura 5.9 estão apresentadas as curvas . versus dh (tensão cisalhante vs.

deslocamento horizontal) e dv versus. dh (deslocamento vertical vs.

Deslocamento horizontal) referentes as amostras do subsolo da FAVIP. As

Tabelas 5.5 e 5.6 apresentam as condições iniciais e na ruptura dos corpos de

prova utilizados nos ensaios de cisalhamento direto.

Foram utilizados um total de 4 corpos de prova. Estes ensaios foram realizados

para avaliação da resistência de pico e obtenção dos parâmetros de

resistência. É importante lembrar que todas as amostras estavam na condição

inundada. Por se tratar de um solo com caráter arenoso a fase de estabilização

116

das tensões verticais aplicadas, se deram num tempo máximo de uma hora,

acompanhados pela curva de Taylor (raiz do tempo versus deformações do

corpo de prova).

Figura 5.9. Curvas . Versus dh (tensão cisalhante vs. deslocamento horizontal)

e dv versus. dh (deslocamento vertical vs. Deslocamento horizontal).

-1,40

-1,20

-1,00

-0,80

-0,60

-0,40

-0,20

0,00

0,20

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17

Deslocamento horizontal (mm)

De

slo

ca

me

nto

ve

tica

l (m

m)

0

20

40

60

80

100

120

140

160

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17

Deslocamento horizontal (mm)

Te

nsã

o C

isa

lha

nte

(kP

a)

50 kPa 100 kPa

150 kPa 200kPa

117

Tabela 5.5. Condições iniciais dos corpos de prova referentes aos ensaios de

cisalhamento direto convencional (ensaios na condição inundada)

Prof.

(m)

CP

(Nº)

n

(kpa)

Gs W0

(%)

Nat.

(g/cm3)

s

(g/cm3)

e0 S0

(%)

0,50

2,67

Tabela 5.6. Condições dos corpos de prova na ruptura referentes aos ensaios

de cisalhamento direto convencional (ensaios na condição inundada).

Prof.

(m)

CP

(Nº)

n

(kpa)

dh

(mm)

dv

(mm)

p

(kPa)

Wf

(%)

0,50

01 50 13,888 0,028 26,29 7,55

02 100 13,805 -0,533 45,91 8,20

03 150 13,676 -0,882 76,18 7,35

04 200 13,481 -1,162 176,59 7,60

Os valores apresentados na Tabela 5.5 mostram os índices físicos iniciais um

pouco variável. Pode-se justificar esse fato pela metodologia empregada para

coleta de amostras. Amostras coletadas individualmente, em cada receptáculo,

tende a apresentar maiores variações nos valores dos índices físicos iniciais do

que amostras coletadas em um bloco único. Outro aspecto a considerar é que

embora as amostras ficassem submersas na água destilada por um período de

24 horas, não foi a princípio verificada a “saturação” da amostra, após

118

finalização dos ensaios; o que confirma que a linguagem mais adequada é

afirmar que as amostras, quando na realização de ensaios de cisalhamento

direto, estão na condição de inundação.

As curvas vs. dh, referentes às amostras ensaiadas (Figura 5.9),

apresentam-se, em geral, crescentes com os deslocamentos horizontais,

tendendo a atingir valores constantes com o aumento dos deslocamentos, com

mobilizações das tensões cisalhantes máximas para deslocamentos horizontais

da ordem de 14mm (limite máximo do deslocamento permitido pela prensa de

cisalhamento). Observa-se que em relação aos resultados obtidos, que estas

amostras não apresentaram queda na resistência ao longo das deformações,

apresentando, em geral, rupturas plásticas, com mobilização crescente das

tensões cisalhantes com os deslocamentos; tendendo a atingir valores

constantes após certo nível de deslocamento. Verifica-se que apenas a

amostra submetida à tensão normal de 200kPa, apresenta nas curvas vs. dh,

valores da tensão cisalhante sempre crescente com os deslocamentos, nem

sempre evidenciando o valor máximo alcançado com clareza.

Segundo Lacerda (2004) solos que apresentam esse tipo de comportamento

tende a apresentar rupturas geralmente lentas em movimentos de massa.

Os resultados mostram que na condição inundada o solo estudado apresenta

comportamento semelhante a uma areia fofa, apresentando também maior

tendência a deformabilidade, quando em presença de água (PINTO, 2006).

As curvas dv vs. dh (Figura 5.9), exibem, em sua maioria comportamento de

compressão, principalmente para as maiores tensões verticais, 150 e 200kPa,

atingindo valores de compressão máxima vertical de 0,882mm e de 1,170 mm,

respectivamente, para deslocamentos de aproximadamente 14mm para ambas

as tensões. A provável deformação de compressão máxima vertical para a

tensão de 100 KPa foi de 0,621mm para um deslocamento horizontal de

aproximadamente 8mm; apresentando após este deslocamento

119

comportamento de expansão, atingindo o valor para o deslocamento máximo

horizontal de 0,533mm.

A tensão de 25 KPa apresentou compressão máxima, provável, de 0,400mm

com deslocamento horizontal de aproximadamente 5mm, seguido de

comportamento de expansão verificado até o máximo das deformações

atingindo valor de 0,028mm. Esse comportamento, para a tensão vertical de 25

KPa, a princípio, não condiz com o resultado verificado da tensão cisalhante

versus o deslocamento horizontal, o qual os valores da tensão cisalhante

sempre se apresentaram crescentes com os deslocamentos. Esse fato pode

ser justificado tanto em função do índice de vazios inicial desta amostra (0,55),

estando a amostra num estado mais compacto, como em função da tensão

vertical aplicada ainda ser influenciada pela questão da estrutura onde a

mesma exerce maior influência no comportamento do solo.

5.3.2. Envoltória de resistência

A envoltória de resistência de pico referente aos resultados dos ensaios do solo

estudado está apresentada na Figura 5.10. Os pontos plotados correspondem

aos valores das tensões cisalhantes máximas obtidas nos ensaios e a

correspondente tensão normal aplicada.

Para o intervalo de tensões normais aplicadas (50kPa a 200kPa), o ângulo de

atrito de pico obtido foi de 28,5º com o correspondente intercepto de coesão

nulo. Estes valores foram obtidos através de regressão linear. Onde, segundo

Souza Pinto (2006), este solo arenoso pode apresentar grãos arrendondados,

com ângulo de atrito na ordem de 28º.

120

Figura 5.10. Envoltória de resistência de pico do solo estudado.

Destaca-se que os parâmetros de resistência apresentados foram obtidos de

amostras na condição inundada, representando, a princípio, os parâmetros

mais indicados para uma eventual análise de estabilidade.

5.3.3. Variação do ângulo de atrito com a tensão vertical

Sabe-se que nos solos que apresentem estado de compacidade fofo, existe a

tendência da máxima tensão de cisalhamento ser proporcional as tensões

normais aplicadas, resultando em envoltórias retas passando pela origem. A

partir desta constatação. Tal afirmativa, na verdade, é geralmente empregada

na prática, devida a dispersões que os resultados dos ensaios possam

apresentar.

A Figura 5.11 mostra que as envoltórias de resistência de pico referentes à

Figura 5.10 para o solo estudado, apresenta uma certa não linearidade para o

intervalo de tensões utilizado, tendendo a um pequeno decréscimo do ângulo

de atrito de pico com o aumento das tensões normais aplicadas. Única exceção

deve-se a tensão normal de 100kPa, podendo ser justificado por problemas

operacionais do ensaio. A faixa de variação dos ângulos de atrito de pico

y = 0,5413x

R2 = 0,9282

0

50

100

150

200

0 50 100 150 200 250

Tensão Normal (kPa)

Ten

são

Cis

alh

an

te (

kP

a) Coesão: 0kPa

Ângulo de atrito: 28,5º

121

(considerando interceptos de coesão nulos) foi de 24,6º a 24,2 º, diminuindo

com o aumento das tensões verticais aplicadas.

Figura 5.11 Variação do ângulo de atrito de pico (considerando interceptos de coesão nulos) do solo estudado com a tensão vertical normal.

20

21

22

23

24

25

26

27

28

29

30

0 50 100 150 200 250

Tensão Normal (kPa)

Ân

gu

lo d

e a

trit

o (

0)

122

CAPÍTULO 6

CONSIDERAÇÕES FINAIS

6.1. COMENTÁRIOS FINAIS

O objetivo da mecânica dos solos, é estudar o comportamento de maciços

terrosos quando sujeitos a solicitações provocadas, por exemplo, por obras de

engenharia.

Todas as obras de engenharia civil, seja de uma forma, ou seja de outra,

apoiam-se sobre o solo, e sobretudo, muitas dessas obras ainda se utilizam do

próprio solo como elemento de construção, como exemplo disto podemos citar

as barragens e os aterros de estradas.

Tendo em vista os parâmetros apresentados nas alíneas anteriores e os

sucessivos acidentes em diversos tipos de obras de engenharia, faz-se

necessário uma avaliação prévia do comportamento do solo.

Esta pesquisa teve como objetivo fundamental, a caracterização geotécnica

(caracterização física e mecânica) do solo encontrado no sub-solo da FAVIP.

No decorrer dessa caracterização física e mecânica, foi possível observar os

seguintes aspectos:

O solo presente no subsolo da FAVIP, foi classificado como um solo

grosso do grupo SM (areia siltosa). A classificação do solo utilizado para

modificar a granulometria do material original, foi classificado como um

SP (areia mal graduada).

Com relação aos limites de liquidez e plasticidade dos solos estudados,

devido ao caráter bastante arenoso dos materiais, não foi possível obter

resultados dos ensaios referidos. A densidade real dos grãos foi de

2,67.

123

Devido à utilização em diversas obras de engenharia, é de fundamental

importância o estudo da compactação dos solos;

A densidade seca máxima (smáx) e a umidade ótima (hot) dependem da

energia de compactação, portanto, quanto maior a energia de

compactação maior é o valor de smáx e menor o valor da hot;

Quanto mais fina a granulometria do material maior é a tendência de

decréscimo da densidade seca máxima;

Sem a reutilização do material observa-se que a densidade seca

máxima e o teor de umidade ótima tendem a um decréscimo em relação

à metodologia com reutilização do material;

A densidade que é atingida quando um solo é compactado, sob uma

dada energia de compactação irá depender da umidade do solo no

momento da compactação. Maiores valores da densidade seca máxima

são observados em amostras com secagem prévia.

A depender do material misturado ao solo natural, e conhecendo o

procedimento de estabilização granulométrica, podemos ter uma

melhoria ou não das propriedades do solo, tendo como princípio a

correção de sua curva granulométrica, fazendo com que se tenha uma

maior variedade de dimensões das partículas constituintes deste, e,

diminuindo ou aumentando assim o índice de vazios.

Iniciando o ensaio de compactação com secagem prévia, estamos

possibilitando que, o material perca sua umidade natural, atingindo a

umidade higroscópica, com isso, as partículas estão organizadas de

forma aleatória (estrutura floculada), o que dificulta a compactação, daí

percebe-se o porque de maiores densidades secas máximas e umidade

ótima.

Para o ensaio sem secagem prévia, já estamos utilizando um material

que apresenta-se mais próximo de um arranjo paralelo (estrutura

dispersa) de suas partículas. Com isso, com os acréscimos dos

percentuais de água nesse material tende a aumentar esse arranjo

124

paralelo no decorrer do ensaio, assim, o material tende a atingir uma

umidade ótima com uma densidade seca menor do que o ensaio com

secagem prévia.

Quanto aos ensaios edométricos, foi verificado diferenças nos índices

de vazios iniciais das amostras, podendo-se justificar esse fato pela

metodologia empregada para coleta de amostras.

Observa-se que para as amostras é necessário elevado nível de

tensões para uma melhor definição da curva de compressão, podendo

estar associado a alguma perturbação sofrida por esta amostra durante

a moldagem dos corpos de prova.

Maiores variações nos índices de vazios e deformações volumétricas,

em função das tensões verticais aplicadas, são observadas nas

amostras inundadas, o que é previsível, uma vez que o solo inundado

apresenta-se com estrutura mais susceptível a deformações.

As tensões de pré-adensamento são maiores nas amostras na condição

natural tendo em vista uma maior rigidez das amostras nesta condição

de umidade.

Os valores de t90 para o solo na condição inundada estiveram

compreendidos na faixa de 0,14 a 0,19 mim. A pouca variação deve-se,

principalmente, ao caráter arenoso do material, no qual, a tendência de

deformação é bem menor em comparação a um solo de caráter

argiloso. Considerando os valores de t90 obtidos, foram calculados os

coeficientes de adensamento Cv para cada estágio de tensão vertical de

consolidação.

A variação do coeficiente de adensamento (Cv ) se deu na faixa de 3,29

a 9,65 x 10–2 cm2/s, onde os valores elevados de Cv correspondem a

natureza arenosa do material em estudo, indicando que a compressão

primária destes solos tenha ocorrido em um período de tempo

relativamente curto, com rápida dissipação de poro-pressões e que as

125

deformações cisalhantes nestes solos devem ocorrer de forma

essencialmente drenada.

Observa-se uma tendência de decréscimo do av com o aumento das

tensões verticais, justificado pela diminuição do índice de vazios da

amostra ensaiada.

Verifica-se a tendência de redução de k com o aumento das tensões

verticais. A faixa de valores de k obtida varia de 7,708 x10–6 a 3,200 x

10-4m/s para o solo estudado, diminuindo com o aumento das tensões

verticais aplicadas. Em função do caráter mais arenoso do solo valores

de permeabilidade relativamente baixos são observados nesse solo.

A permeabilidade tende a diminuir com o decréscimo do índice de

vazios para o solo estudado, devido a um menor espaço a água

percolar.

Foi verificado que, para pequenas tensões verticais de consolidação, a

consideração da linearidade não se afasta muito da realidade.

Quanto ao estudo do colapso do material, Segundo Reginatto e Ferrero

(1973), o solo foi considerado como estável.

As curvas vs. dh, referentes às amostras ensaiadas, apresentam-se,

em geral, crescentes com os deslocamentos horizontais, tendendo a

atingir valores constantes com o aumento dos deslocamentos, com

mobilizações das tensões cisalhantes máximas para deslocamentos

horizontais da ordem de 14mm.

Os resultados mostram que na condição inundada o solo estudado

apresenta comportamento semelhante a uma areia fofa, apresentando

também maior tendência a deformabilidade, quando em presença de

água.

As curvas dv vs. dh, exibem, em sua maioria comportamento de

compressão.

126

Para o intervalo de tensões normais aplicadas (50kPa a 200kPa), o

ângulo de atrito de pico obtido foi de 28,5º com o correspondente

intercepto de coesão nulo. Estes valores foram obtidos através de

regressão linear.

As envoltórias de resistência de pico para o solo estudado, apresenta

uma certa não linearidade para o intervalo de tensões utilizado,

tendendo a um pequeno decréscimo do ângulo de atrito de pico com o

aumento das tensões normais aplicadas.

127

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129