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Universidade Federal da Bahia - Escola PolitécnicaDepartamento de Ciência e Tecnologia dos Materiais

(Setor de Geotecnia)

MECÂNICA DOS SOLOS IConceitos introdutórios

Autores: Sandro Lemos Machado e Miriam de Fátima C. Machado

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MECÂNICA DOS SOLOS IConceitos introdutórios

SUMÁRIO

1. INTRODUÇÃO AO CURSO. 41.1 Importância do estudo dos solos 41.2 A mecânica dos solos, a geotecnia e disciplinas relacionadas. 41.3 Aplicações de campo da mecânica dos solos. 51.4 Desenvolvimento do curso. 5

2. ORIGEM E FORMAÇÃO DOS SOLOS. 62.1 Conceituação de solo e de rocha. 62.2 Intemperismo. 62.3 Ciclo rocha - solo. 82.4 Classificação do solo quanto a origem e formação. 10

3. TEXTURA E ESTRUTURA DOS SOLOS. 173.1 Tamanho e forma das partículas. 173.2 Identificação táctil visual dos solos. 183.3 Análise granulométrica. 203.4 Designação segundo NBR 6502. 233.5 Estrutura dos solos. 243.6 Composição química e mineralógica 25

4. FASES SÓLIDA - ÁGUA - AR. 284.1 Fase sólida. 284.2 Fase gasosa. 284.3 Fase líquida. 28

5. LIMITES DE CONSISTÊNCIA. 295.1 Noções básicas 295.2 Estados de consistência. 295.3 Determinação dos limites de consistência. 305.4 Índices de consistência 325.5 Alguns conceitos importantes. 33

6. CLASSIFICAÇÃO DOS SOLOS. 366.1 Classificação segundo o Sistema Unificado de Classificação dos Solos (SUCS). 376.2 Classificação segundo a AASHTO. 42

7. ÍNDICES FÍSICOS. 467.1 Introdução. 467.2 Relações entre volumes. 467.3 Relação entre pesos e volumes - pesos específicos ou entre massas e volumes - massa

específica. 477.4 Diagrama de fases. 487.5 Utilização do diagrama de fases para a determinação das relações entre os diversos

índices físicos. 497.6 Densidade relativa 497.7 Ensaios necessários para determinação dos índices físicos. 50

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7.8 Valores típicos. 51

8. DISTRIBUIÇÃO DE TENSÕES NO SOLO 528.1 Introdução. 528.2 Tensões em uma massa de solo. 528.3 Cálculo das tensões geostáticas. 548.4 Exemplo de aplicação. 568.5 Acréscimos de tensões devido à cargas aplicadas. 57

9. COMPACTAÇÃO. 739.1 Introdução 739.2 O emprego da compactação 739.3 Diferenças entre compactação e adensamento. 739.4 Ensaio de compactação 749.5 Curva de compactação. 749.6 Energia de compactação. 769.7 Influência da compactação na estrutura dos solos. 779.8 Influência do tipo de solo na curva de compactação 779.9 Escolha do valor de umidade para compactação em campo 789.10 Equipamentos de campo 799.11 Controle da compactação. 819.12 Índice de suporte Califórnia (CBR). 83

10. INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO. 8610.1 Introdução. 8610.2 Métodos de prospecção geotécnica. 87

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NOTA DOS AUTORES

� Este trabalho foi desenvolvido apoiando-se na estruturação e ordenação de tópicosjá existentes no Departamento de Ciência e Tecnologia dos Materiais (DCTM),relativos à disciplina Mecânica dos Solos. Desta forma, a ordenação dos capítulosdo trabalho e a sua lógica de apresentação devem muito ao material desenvolvidopelos professores deste Departamento, antes do ingresso do professor SandroLemos Machado à UFBA, o que se deu em 1997.

� Vale ressaltar também que o capítulo de origem e formação dos solos, cujoconteúdo é apresentado no volume 1 deste trabalho, tem a sua fundamentação nomaterial elaborado, com uma enorme base de conhecimento regional, pelosprofessores do DCTM e pelo aluno Maurício de Jesus Valadão, apresentado emum volume de notas de aulas , de grande valor didático e certamente referênciabibliográfica obrigatória para os alunos que cursam a disciplina Mecânica dosSolos.

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1. INTRODUÇÃO AO CURSO

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Quase todas as obras de engenharia têm, de alguma forma, de transmitir as cargassobre elas impostas ao solo. Mesmo as embarcações, ainda durante o seu período deconstrução, transmitem ao solo as cargas devidas ao seu peso próprio. Além disto, emalgumas obras, o solo é utilizado como o próprio material de construção, assim como oconcreto e o aço são utilizados na construção de pontes e edifícios. São exemplos de obrasque utilizam o solo como material de construção os aterros rodoviários, as bases parapavimentos de aeroportos e as barragens de terra, estas últimas podendo ser citadas comopertencentes a uma categoria de obra de engenharia a qual é capaz de concentrar, em um sólocal, uma enorme quantidade de recursos, exigindo para a sua boa construção umagigantesca equipe de trabalho, calcada principalmente na interdisciplinaridade de seuscomponentes. O estudo do comportamento do solo frente às solicitações a ele impostas porestas obras é portanto de fundamental importância. Pode-se dizer que, de todas as obras deengenharia, aquelas relacionadas ao ramo do conhecimento humano definido como geotecnia(do qual a mecânica do solos faz parte), são responsáveis pela maior parte dos prejuízoscausados à humanidade, sejam eles de natureza econômica ou mesmo a perda de vidashumanas. No Brasil, por exemplo, devido ao seu clima tropical e ao crescimento desordenadodas metrópoles, um sem número de eventos como os deslizamentos de encostas ocorrem,provocando enormes prejuízos e ceifando a vida de centenas de pessoas a cada ano. Vê-sedaqui a grande importância do engenheiro geotécnico no acompanhamento destas obras deengenharia, evitando por vezes a ocorrência de desastres catastróficos.

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Por ser o solo um material natural, cujo processo de formação não depende de formadireta da intervenção humana, o seu estudo e o entendimento de seu comportamento dependede uma série de conceitos desenvolvidos em ramos afins de conhecimento. A mecânica dossolos é o estudo do comportamento de engenharia do solo quando este é usado ou comomaterial de construção ou como material de fundação. Ela é uma disciplina relativamentejovem da engenharia civil, somente sistematizada e aceita como ciência em 1925, apóstrabalho publicado por Terzaghi (Terzaghi, 1925), que é conhecido, com todos os méritos,como o pai da mecânica dos solos.

Um entendimento dos princípios da mecânica dos sólidos é essencial para o estudo damecânica dos solos. O conhecimento e aplicação de princípios de outras matérias básicascomo física e química são também úteis no entendimento desta disciplina. Por ser um materialde origem natural, o processo de formação do solo, o qual é estudado pela geologia, iráinfluenciar em muito no seu comportamento. O solo, como veremos adiante, é um materialtrifásico, composto basicamente de ar, água e partículas sólidas. A parte fluida do solo (ar eágua) pode se apresentar em repouso ou pode se movimentar pelos seus vazios mediante aexistência de determinadas forças. O movimento da fase fluida do solo é estudado com baseem conceitos desenvolvidos pela mecânica dos fluidos. Pode-se citar ainda algumasdisciplinas, como a física dos solos, ministrada em cursos de agronomia, como de grandeimportância no estudo de uma mecânica dos solos mais avançada, denominada de mecânicados solos não saturados. Além disto, o estudo e o desenvolvimento da mecânica dos solos sãofortemente amparados em bases experimentais, a partir de ensaios de campo e laboratório.

A aplicação dos princípios da mecânica dos solos para o projeto e construção defundações é denominada de "engenharia de fundações". A engenharia geotécnica (ougeotecnia) pode ser considerada como a junção da mecânica dos solos, da engenharia de

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fundações, da mecânica das rochas, da geologia de engenharia e mais recentemente dageotecnia ambiental, que trata de problemas como transporte de contaminantes pelo solo,avaliação de locais impactados, proposição de medidas de remediação para áreas impactadas,projetos de sistemas de proteção em aterros sanitários, etc.

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Fundações: As cargas de qualquer estrutura têm de ser, em última instância,descarregadas no solo através de sua fundação. Assim a fundação é uma parte essencial dequalquer estrutura. Seu tipo e detalhes de sua construção podem ser decididos somente com oconhecimento e aplicação de princípios da mecânica dos solos.

Obras subterrâneas e estruturas de contenção:Obras subterrâneas como estruturasde drenagem, dutos, túneis e as obras de contenção como os muros de arrimo, cortinasatirantadas somente podem ser projetadas e construídas usando os princípios da mecânica dossolos e o conceito de "interação solo-estrutura".

Projeto de pavimentos: o projeto de pavimentos pode consistir de pavimentosflexíveis ou rígidos. Pavimentos flexíveis dependem mais do solo subjacente para transmissãodas cargas geradas pelo tráfego. Problemas peculiares no projeto de pavimentos flexíveis sãoo efeito de carregamentos repetitivos e problemas devidos às expansões e contrações do solopor variações em seu teor de umidade.

Escavações, aterros e barragens:A execução de escavações no solo requerfreqüentemente o cálculo da estabilidade dos taludes resultantes. Escavações profundaspodem necessitar de escoramentos provisórios, cujos projetos devem ser feitos com base namecânica dos solos. Para a construção de aterros e de barragens de terra, onde o solo éempregado como material de construção e fundação, necessita-se de um conhecimentocompleto do comportamento de engenharia dos solos, especialmente na presença de água. Oconhecimento da estabilidade de taludes, dos efeitos do fluxo de água através do solo, doprocesso de adensamento e dos recalques a ele associados, assim como do processo decompactação empregado é essencial para o projeto e construção eficientes de aterros ebarragens de terra.

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Este curso de mecânica dos solos pode ter sua parte teórica dividida em duas partes:uma parte envolvendo os tópicos origem e formação dos solos, textura e estrutura dos solos,análise granulométrica, estudo das fases ar-água-partículas sólidas, limites de consistência,índices físicos e classificação dos solos, onde uma primeira aproximação é feita com o temasolos e uma segunda parte, envolvendo os tópicos tensões geostáticas e induzidas,compactação, permeabilidade dos solos, compressibilidade dos solos, resistência aocisalhamento, estabilidade de taludes e empuxos de terra e estruturas de contenção, onde umtratamento mais fundamentado na ótica da engenharia civil é dado aos solos.

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2. ORIGEM E FORMAÇÃO DOS SOLOS.

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Quando mencionamos a palavra solo já nos vem a mente uma idéia intuitiva do que setrata. No linguajar popular a palavra solo está intimamente relacionada com a palavra terra, aqual poderia ser definida como material solto, natural da crosta terrestre onde habitamos,utilizado como material de construção e de fundação das obras do homem. Uma definiçãoprecisa e teoricamente sustentada do significado da palavra solo é contudo bastante difícil, demodo que o termo solo adquire diferentes conotações a depender do ramo do conhecimentohumano que o emprega. Para a agronomia, o termo solo significa o material relativamentefofo da crosta terrestre, consistindo de rochas decompostas e matéria orgânica, o qual é capazde sustentar a vida. Desta forma, os horizontes de solo para agricultura possuem em geralpequena espessura. Para a geologia, o termo solo significa o material inorgânico nãoconsolidado proveniente da decomposição das rochas, o qual não foi transportado do seu localde formação. Na engenharia, é conveniente definir como rocha aquilo que é impossívelescavar manualmente, que necessite de explosivo para seu desmonte. Chamamos de solo, emengenharia, a rocha já decomposta ao ponto granular e passível de ser escavada apenas com oauxílio de pás e picaretas ou escavadeiras.

A crosta terrestre é composta de vários tipos de elementos que se interligam e formamminerais. Esses minerais poderão estar agregados como rochas ou solo. Todo solo tem origemna desintegração e decomposição das rochas pela ação de agentes intempéricos ou antrópicos.As partículas resultantes deste processo de intemperismo irão depender fundamentalmente dacomposição da rocha matriz e do clima da região. Por ser o produto da decomposição dasrochas, o solo invariavelmente apresenta um maior índice de vazios do que a rocha mãe,vazios estes ocupados por ar, água ou outro fluido de natureza diversa. Devido ao seupequeno índice de vazios e as fortes ligações existentes entre os minerais, as rochas sãocoesas, enquanto que os solos são granulares. Os grãos de solo podem ainda estarimpregnados de matéria orgânica. Desta forma, podemos dizer que para a engenharia, solo éum material granular composto de rocha decomposta, água, ar (ou outro fluido) eeventualmente matéria orgânica, que pode ser escavado sem o auxílio de explosivos.

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Intemperismo é o conjunto de processos físicos, químicos e biológicos pelos quais arocha se decompõe para formar o solo. Por questões didáticas, o processo de intemperismo éfreqüentemente dividido em três categorias: intemperismo físico químico e biológico. Deve seressaltar contudo, que na natureza todos estes processos tendem a acontecer ao mesmo tempo,de modo que um tipo de intemperismo auxilia o outro no processo de transformação rocha-solo.

Os processos de intemperismo físico reduzem o tamanho das partículas, aumentandosua área de superfície e facilitando o trabalho do intemperismo químico. Já os processosquímicos e biológicos podem causar a completa alteração física da rocha e alterar suaspropriedades químicas.

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É o processo de decomposição da rocha sem a alteração química dos seuscomponentes. Os principais agentes do intemperismo físico são citados a seguir:

Variações de Temperatura- Da física sabemos que todo material varia de volumeem função de variações na sua temperatura. Estas variações de temperatura ocorrem entre odia e a noite e durante o ano, e sua intensidade será função do clima local. Acontece que uma

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rocha é geralmente formada de diferentes tipos de minerais, cada qual possuindo umaconstante de dilatação térmica diferente, o que faz a rocha deformar de maneira desigual emseu interior, provocando o aparecimento de tensões internas que tendem a fraturá-la. Mesmorochas com uma uniformidade de componentes não têm uma arrumação que permita umaexpansão uniforme, pois grãos compridos deformam mais na direção de sua maior dimensão,tendendo a gerar tensões internas e auxiliar no seu processo de desagregação.

Repuxo coloidal- O repuxo coloidal é caracterizado pela retração da argila devido àsua diminuição de umidade, o que em contato com a rocha pode gerar tensões capazes defraturá-la.

Ciclos gelo/degelo- As fraturas existentes nas rochas podem se encontrar parcialmenteou totalmente preenchidas com água. Esta água, em função das condições locais, pode vir acongelar, expandindo-se e exercendo esforços no sentido de abrir ainda mais as fraturaspreexistentes na rocha, auxiliando no processo de intemperismo (a água aumenta em cerca de8% o seu volume devido à nova arrumação das suas moléculas durante a cristalização). Valeressaltar também que a água transporta substâncias ativas quimicamente, incluindo sais queao reagirem com ácidos provocam cristalização com aumento de volume.

Alívio de pressões- Alívio de pressões irá ocorrer em um maciço rochoso sempre queda retirada de material sobre ou ao lado do maciço, provocando a sua expansão, o que por suavez, irá contribuir no fraturamento, estricções e formação de juntas na rocha. Estes processos,isolados ou combinados (caso mais comum) "fraturam" as rochas continuamente, o quepermite a entrada de agentes químicos e biológicos, cujos efeitos aumentam a fraturação etende a reduzir a rocha a blocos cada vez menores.

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É o processo de decomposição da rocha com a alteração química dos seuscomponentes. Há várias formas através das quais as rochas decompõem-se quimicamente.Pode-se dizer, contudo, que praticamente todo processo de intemperismo químico depende dapresença da água. Entre os processos de intemperismo químico destacam-se os seguintes:

Hidrólise - Dentre os processos de decomposição química do intemperismo, ahidrólise é a que se reveste de maior importância, porque é o mecanismo que leva a destruiçãodos silicatos, que são os compostos químicos mais importantes da litosfera. Em resumo, osminerais na presença dos íons H+ liberados pela água são atacados, reagindo com os mesmos.O H+ penetra nas estruturas cristalinas dos minerais desalojando os seus íons originais (Ca++,K+, Na+, etc.) causando um desequilíbrio na estrutura cristalina do mineral e levando-o adestruição.

Hidratação - Como a própria palavra indica, é a entrada de moléculas de água naestrutura dos minerais. Alguns minerais quando hidratados (feldspatos, por exemplo) sofremexpansão, levando ao fraturamento da rocha.

Carbonatação- O ácido carbônico é o responsável por este tipo de intemperismo. Ointemperismo por carbonatação é mais acentuado em rochas calcárias por causa da diferençade solubilidade entre o CaCo3 e o bicarbonato de cálcio formado durante a reação.

Os diferentes minerais constituintes das rochas originarão solos com característicasdiversas, de acordo com a resistência que estes tenham ao intemperismo local. Há, inclusive,minerais que têm uma estabilidade química e física tal que normalmente não sãodecompostos. O quartzo, por exemplo, por possuir uma enorme estabilidade física e química éparte predominante dos solos grossos, como as areias e os pedregulhos.

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Neste caso, a decomposição da rocha se dá graças a esforços mecânicos produzidospor vegetais através das raízes, por animais através de escavações dos roedores, da atividadede minhocas ou pela ação do próprio homem, ou por uma combinação destes fatores, ou aindapela liberação de substâncias agressivas quimicamente, intensificando assim o intemperismoquímico, seja pela decomposição de seus corpos ou através de secreções, como é o caso dosouriços do mar.

Logo, os fatores biológicos de maior importância incluem a influência da vegetação noprocesso de fraturamento da rocha e o ciclo de meio ambiente entre solo e planta e entreanimais e solo. Pode-se dizer que a maior parte do intemperismo biológico poderia serclassificado como uma categoria do intemperismo químico em que as reações químicas queocorrem nas rochas são propiciadas por seres vivos.

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O intemperismo químico possui um poder de desagregação da rocha muito maior doque o intemperismo físico. Deste modo, solos gerados em regiões onde há a predominância dointemperismo químico tendem a ser mais profundos e mais finos do que aqueles solosformados em locais onde há a predominância do intemperismo físico. Além disto,obviamente, os solos originados a partir de uma predominância do intemperismo físicoapresentarão uma composição química semelhante à da rocha mãe, ao contrário daquelessolos formados em locais onde há predominância do intemperismo químico.

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Conforme relatado anteriormente, a água é um fator fundamental no desenvolvimentodo intemperismo químico da rocha. Deste modo, regiões com altos índices de pluviosidade ealtos valores de umidade relativa do ar tendem a apresentar uma predominância deintemperismo do tipo químico, o contrário ocorrendo em regiões de clima seco.

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Como vimos, todo solo provém de uma rocha pré-existente, mas dada a riqueza da suaformação não é de se esperar do solo uma estagnação a partir de um certo ponto. Como emtudo na natureza, o solo continua suas transformações, podendo inclusive voltar a ser rocha.De forma simplificada, definiremos a seguir um esquema de transformações que vai domagma ao solo sedimentar e volta ao magma (fig. 2.1).

No interior do Globo Terrestre, graças às elevadas pressões e temperaturas, oselementos químicos que compõe as rochas se encontram em estado líquido, formando omagma (fig. 2.1 -6).

A camada sólida da Terra pode romper-se em pontos localizados e deixar escapar omagma. Desta forma, haverá um resfriamento brusco do magma (fig. 2.1 linha 6-1), que setransformará em rochas ígneas, nas quais não haverá tempo suficiente para o desenvolvimentode estruturas cristalinas mais estáveis. O processo indicado pela linha 6-1 é denominado deextrusão vulcânica ou derrame e é responsável pela formação da rocha ígnea denominada debasalto. A depender do tempo de resfriamento, o basalto pode mesmo vir a apresentar umaestrutura vítrea.

Quando o magma não chega à superfície terrestre, mas ascende a pontos maispróximos à superfície, com menor temperatura e pressão, ocorre um resfriamento mais lento(fig. 2.1 linha 6-7), o que permite a formação de estruturas cristalinas mais estáveis, e,portanto, de rochas mais resistentes, denominadas de intrusivas ou plutônicas (diabásio, gabroe granito).

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Figura 2.1 - Ciclo rocha - solo

Podemos avaliar comparativamente as rochas vulcânicas e plutônicas pelo tamanhodos cristais, o que pode ser feito facilmente a olho nu ou com o auxílio de lupas. Cristaismaiores indicam uma formação mais lenta, característica das rochas plutônicas, e vice-versa.

Uma vez exposta, (fig. 2.1-1), a rocha sofre a ação das intempéries e forma os solosresiduais (fig. 2.1-2), os quais podem ser transportados e depositados sobre outro solo de

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qualquer espécie ou sobre uma rocha (fig. 2.1 linha 2-3), vindo a se tornar um solosedimentar. A contínua deposição de solos faz aumentar a pressão e a temperatura nascamadas mais profundas, que terminam por ligarem seus grãos e formar as rochassedimentares (fig. 2.1 linha 3-4), este processo chama-se litificação ou diagênese.

As rochas sedimentares podem, da mesma maneira que as rochas ígneas, aflorarem àsuperfície e reiniciar o processo de formação de solo ( fig. 2.1 linha 4-1), ou de formainversa, as deposições podem continuar e conseqüentemente prosseguir o aumento de pressãoe temperatura, o que irá levar a rocha sedimentar a mudar suas características texturais emineralógicas, a achatar os seus cristais de forma orientada transversalmente à pressão e aaumentar a ligação entre os cristais (fig. 2.1 linha 4-5). O material que surge daí temcaracterísticas tão diversas da rocha original, que muda a sua designação e passa a se chamarrocha metamórfica.

Naturalmente, a rocha metamórfica está sujeita a ser exposta (fig. 2.1 linha 5-1),decomposta e formar solo. Se persistir o aumento de pressão e temperatura graças à deposiçãode novas camadas de solo, a rocha fundirá e voltará à forma de magma (fig. 2.1 linha 5-6).

Obviamente, todos esses processos. com exceção do vulcanismo e de algunstransportes mais rápidos, ocorrem numa escala de tempo geológica, isto é, de milhares oumilhões de anos.

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Há diferentes maneiras de se classificar os solos, como pela origem, pela sua evolução,pela presença ou não de matéria orgânica, pela estrutura, pelo preenchimento dos vazios, etc.Neste item apresentar-se-á uma classificação genética para os solos, ou seja, iremos classificá-los conforme o seu processo geológico de formação.

Na classificação genética, os solos são divididos em dois grandes grupos, sedimentarese residuais, a depender da existência ou não de um agente de transporte na sua formação,respectivamente. Os principais agentes de transporte atuando na formação dos solossedimentares são a água, o vento e a gravidade. Estes agentes de transporte influenciamfortemente nas propriedades dos solos sedimentares, a depender do seu grau de seletividade.

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São solos que permanecem no local de decomposição da rocha. Para que eles ocorramé necessário que a velocidade de decomposição da rocha seja maior do que a velocidade deremoção do solo por agentes externos.

A velocidade de decomposição depende de vários fatores, entre os quais atemperatura, o regime de chuvas e a vegetação. As condições existentes nas regiões tropicaissão favoráveis a degradações mais rápidas da rocha, razão pela qual há uma predominância desolos residuais nestas regiões (centro sul do Brasil, por exemplo).

Como a ação das intempéries se dá, em geral, de cima para baixo, as camadassuperiores são, via de regra, mais trabalhadas que as inferiores. Este fato nos permitevisualizar todo o processo evolutivo do solo, de modo que passamos de uma condição derocha sã, para profundidades maiores, até uma condição de solo residual maduro, emsuperfície. A fig. 2.2 ilustra um perfil típico de solo residual.

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Solo maduro

Solo jovem

Saprolito

Rocha alterada

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Figura 2.2 - Perfil típico de solo residual.

Conforme se pode observar da fig. 2.2, a rocha sã passa paulatinamente à rochafraturada, depois ao saprolito, ao solo residual jovem e ao solo residual maduro. Em setratando de solos residuais, é de grande interesse a identificação da rocha sã, pois elacondiciona, entre outras coisas, a própria composição química do solo.

A rocha alterada caracteriza-se por uma matriz de rocha possuindo intrusões de solo,locais onde o intemperismo atuou de forma mais eficiente.

O solo saprolítico ainda guarda características da rocha mãe e tem basicamente osmesmos minerais, porém a sua resistência já se encontra bastante reduzida. Este pode sercaracterizado como uma matriz de solo envolvendo grandes pedaços de rocha altamentealterada. Visualmente pode confundir-se com uma rocha alterada, mas apresentarelativamente a rocha pequena resistência ao cisalhamento. Nos horizontes saprolíticos écomum a ocorrência de grandes blocos de rocha denominados de matacões, responsáveis pormuitos problemas quando do projeto de fundações.

O solo residual jovem apresenta boa quantidade de material que pode ser classificadocomo pedregulho (# > 4,8 mm). Geralmente são bastante irregulares quanto a resistênciamecânica, coloração, permeabilidade e compressibilidade, já que o processo de transformaçãonão se dá em igual intensidade em todos os pontos, comumente existindo blocos da rocha noseu interior. Pode-se dizer também que nos horizontes de solo jovem e saprolítico assondagens a percussão a serem realizadas devem ser revestidas de muito cuidado, haja vistaque a presença de material pedregulhoso pode vir a danificar os amostradores utilizados,vindo a mascarar os resultados obtidos.

Os solos maduros, mais próximos à superfície, são mais homogêneos e nãoapresentam semelhanças com a rocha original. De uma forma geral, há um aumento daresistência ao cisalhamento, da textura (granulometria) e da heterogeneidade do solo com aprofundidade, razão esta pela qual a realização de ensaios de laboratório em amostras de soloresidual jovem ou do horizonte saprolítico é bastante trabalhosa.

No Recôncavo Baiano é comum a ocorrência de solos residuais oriundos de rochassedimentares. Um perfil típico de solo do recôncavo Baiano é apresentado na fig. 2.3, sendoconstituído de camadas sucessivas de argila e areia, coerente com o material que foi

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depositado no local. Merece uma atenção especial o solo formado pela decomposição darocha sedimentar denominada de folhelho, muito comum no Recôncavo Baiano. Esta rocha,quando decomposta, produz uma argila conhecida popularmente como "massapê", que temcomo mineral constituinte a montimorilonita, apresentando grande potencial de expansão napresença de água. As constantes mudanças de umidade a que o solo está submetido provocamvariações de volume que geram sérios problemas nas construções (aterros ou edificações)assentes sobre estes solos. A fig. 2.4 apresenta fotos que ilustram alguns dos aspectos de umFolhelho/Massapê comumente encontrado em Pojuca, Região Metropolitana de Salvador. Nafig. 2.4(a) pode-se notar o aspecto extremamente fraturado do folhelho alterado enquanto nafig. 2.4(b) nota-se a existência de uma grande quantidade de trincas de tração originadas pelasecagem do solo ao ser exposto à atmosfera.

Figura 2.3 - Perfil geotécnico típico do recôncavo Baiano.

(a) (b)Figura 2.4- Características do Folhelho/Massapê, encontrado em Pojuca-BA. (a) -

Folhelho alterado e (b) - Retração típica do solo ao sofrer secagem.

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Os solos sedimentares ou transportados são aqueles que foram levados ao seu localatual por algum agente de transporte e lá depositados. As características dos solossedimentares são função do agente de transporte.

Cada agente de transporte seleciona os grãos que transporta com maior ou menorfacilidade, além disto, durante o transporte, as partículas de solo se desgastam e/ou quebram.Resulta daí um tipo diferente de solo para cada tipo de transporte. Esta influência é tãomarcante que a denominação dos solos sedimentares é feita em função do agente de transportepredominante.

Pode-se listar os agentes de transporte, por ordem decrescente de seletividade, daseguinte forma:

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Ventos (Solos Eólicos)Águas (Solos Aluvionares)

♣ Água dos Oceanos e Mares (Solos Marinhos) ♣ Água dos Rios (Solos Fluviais)

♣ Água de Chuvas (Solos Pluviais) Geleiras (Solos Glaciais)

Gravidade (Solos Coluvionares)

Os agentes naturais citados acima não devem ser encarados apenas como agentes detransporte, pois eles têm uma participação ativa no intemperismo e portanto na formação dopróprio solo, o que ocorre naturalmente antes do seu transporte.

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O transporte pelo vento dá origem aos depósitos eólicos de solo. Em virtude do atritoconstante entre as partículas, os grãos de solo transportados pelo vento geralmente possuemforma arredondada. A capacidade do vento de transportar e erodir é muito maior do que possaparecer à primeira vista. Vários são os exemplos de construções e até cidades soterradasparcial ou totalmente pelo vento, como foram os casos de Taunas - ES e Tutóia - MA; osgrãos mais finos do deserto do Saara atingem em grande escala a Inglaterra, percorrendo umadistância de mais de 3000km!. Como a capacidade de transporte do vento depende de suavelocidade, o solo é geralmente depositado em zonas de calmaria.

O transporte eólico é o mais seletivo tipo de transporte das partículas do solo. Se porum lado grãos maiores e mais pesados não podem ser transportados, os solos finos, como asargilas, têm seus grãos unidos pela coesão, formando torrões dificilmente levados pelo vento.Esse efeito também ocorre em areias e siltes saturados (falsa coesão) o que faz da linha delençol freático (definida por um valor de pressão da água intersticial igual a atmosférica) umlimite para a atuação dos ventos.

Pode-se dizer portanto que a ação do transporte do vento se restringe ao caso dasareias finas ou silte. Por conta destas características, os solos eólicos possuem grãos deaproximadamente mesmo diâmetro, apresentando uma curva granulométrica denominada deuniforme. São exemplos de solos eólicos:

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As dunas são exemplos comuns de solos eólicos nordeste do Brasil). A formação deuma duna se dá inicialmente pela existência de um obstáculo ao caminho natural do vento, oque diminui a sua velocidade e resulta na deposição de partículas de solo (fig. 2.5)

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Vento

Figura 2.5- Atuação do transporte eólico na formação das dunas.

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A deposição continuada de solo neste local acaba por gerar mais deposição de solo, jáque o obstáculo ao caminho do vento se torna cada vez maior. Durante o período deexistência da duna, partículas de areia são levadas até o seu topo, rolando então para o outrolado. Este movimento faz com que as dunas se desloquem a uma velocidade de poucos metrospor ano, o que para os padrões geológico é muito rápido.

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Formado por deposições sobre vegetais que ao se decomporem deixam seu molde nomaciço, o Loess é um solo bastante problemático para a engenharia, pois a despeito de umacapacidade de formar paredões de altura fora do comum e inicialmente suportar grandesesforços mecânicos, podem se romper completa e abruptamente devido ao umedecimento.

O Loess, comum na Europa oriental, geralmente contêm grandes quantidades de cal,responsável por sua grande resistência inicial. Quando umedecido, contudo, o cimentocalcáreo existente no solo pode ser dissolvido e solo entra em colapso.

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São solos resultantes do transporte pela água e sua textura depende da velocidade daágua no momento da deposição, sendo freqüente a ocorrência de camadas de granulometriasdistintas, devidas às diversas épocas de deposição.

O transporte pela água é bastante semelhante ao transporte realizado pelo vento,porém algumas características importantes os distinguem:

a) Viscosidade - por ser mais viscosa a água tem uma capacidade de transporte maior,transportando grãos de tamanhos diversos.

b) Velocidade e Direção - ao contrário do vento que em um minuto pode soprar comforças e direções bastante diferenciadas, a água têm seu roteiro mais estável; suasvariações de velocidade tem em geral um ciclo anual e as mudanças de direçãoestão condicionadas ao próprio processo de desmonte e desgaste do relevo.

c) Dimensão das Partículas - os solos aluvionares fluviais são, via de regra, maisgrossos que os eólicos, pois as partículas mais finas mantêm-se sempre emsuspensão e só se sedimentam quando existe um processo químico que as flocule(isto é o que acontece no mar ou em alguns lagos).

d) Eliminação da Coesão - vimos que o vento não pode transportar os solos argilososdevido a coesão entre os seus grãos. A presença de água em abundância diminuieste efeito; com isso somam-se as argilas ao universo de partículas transportadaspela água.

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A água das chuvas pode ser retida em vegetais ou construções, podendo se evaporar apartir daí. Ela pode se infiltrar no solo ou escoar sobre este e, neste caso, a vegetação rasteirafunciona como elemento de fixação da parte superficial do solo ou como um tapeteimpermeabilizador (para as gramíneas), sendo um importante elemento de proteção contra aerosão.

A água que se infiltra pode carrear grãos finos através dos poros existentes nos solosgrossos, mas este transporte é raro e pouco volumoso, portanto de pouca relevância emrelação à erosão superficial. De muito maior importância é o solo que as águas das chuvaslevam ao escoar de pontos mais elevados no relevo aos vales. Os vales contém rios ou riachosque serão alimentados não só da água que escoa das escarpas, como também de matériasólida.

15

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Os rios durante sua existência têm várias fases. Em áreas de formação geológicas maisrecentes, menos desgastadas, existem irregularidades topográficas muito grandes e por isso osrios têm uma inclinação maior e conseqüentemente uma maior velocidade. Existem váriosfatores determinantes da capacidade de erosão e transporte dos rios, sendo a velocidade amais importante. Assim, os rios mais jovens transportam mais matéria sólida do que os riosmais velhos.

Sabe-se que os rios não possuem a mesma idade em toda a sua extensão; quanto maisdistantes da nascente, menor a inclinação e a velocidade. As partículas de determinadotamanho passam a ter peso suficiente para se decantar e permanecer naquele ponto, outrasmenores só serão depositadas com velocidade também menor. O transporte fluvial pode serdescrito sumariamente da seguinte forma:

a) Os rios desgastam o relevo em sua parte mais elevada e levam os solos para suaparte mais baixa, existindo com o tempo uma tendência a planificação do leito. Rios maisvelhos têm portanto menor velocidade e transportam menos.

b) Cada tamanho de grão será depositado em um determinado ponto do rio,correspondente a uma determinada velocidade, o que leva os solos fluviais a terem uma certauniformidade granulométrica. Solos muito finos, como as argilas, permanecerão emsuspensão até decantar em mares ou lagos com água em repouso.

De um modo geral, pode-se dizer que os solos aluvionares apresentam um grau deuniformidade de tamanho de grãos intermediário entre os solos eólicos (mais uniformes) ecoluvionares (menos uniformes).

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As ondas atingem as praias com um pequeno ângulo em relação ao continente. Isso fazcom que a areia, além do movimento de vai e vem das ondas, desloquem-se também ao longoda praia. Obras que impeçam esse fluxo tendem a ser pontos de deposição de areia, o quepode acarretar sérios problemas.

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De pequena importância para nós, os solos formados pelas geleiras, ao se deslocarempela ação da gravidade, são comuns nas regiões temperadas. São formados de maneiraanáloga aos solos fluviais. A corrente de gelo que escorre de pontos elevados onde o gelo éformado para as zonas mais baixas, leva consigo partículas de solo e rocha, as quais, por suavez, aumentam o desgaste do terreno.

Os detritos são depositados nas áreas de degelo. Uma ampla gama de tamanho departículas é transportada, levando assim a formação de solos bastante heterogêneos quepossuem desde grandes blocos de rocha até materiais de granulometria fina.�� #!$�� &%"�

São solos formados pela ação da gravidade. Os solos coluvionares são dentre os solostransportados os mais heterogêneos granulometricamente, pois a gravidade transportaindiscriminadamente desde grandes blocos de rocha até as partículas mais finas de argila.

Entre os solos coluvionares estão os escorregamentos das escarpas da Serra do Marformando os Tálus nos pés do talude, massas de materiais muito diversas e sujeitas amovimentações de rastejo. Têm sido também classificados como coluviões os solossuperficiais do Planalto Brasileiro depositados sobre solos residuais.

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� �� - Os tálus são solos coluvionares formados pelo deslizamento de solo do topodas encostas. No sul da Bahia existem solos formados pela deposição de colúvios em áreasmais baixas, os quais se apresentam geralmente com altos teores de umidade e são propícios àlavoura cacaueira. Encontram-se solos coluvionares (tálus) também na Cidade Baixa, emSalvador, ao pé da encosta paralela à falha geológica que atravessa a Baia de Todos os Santos.De extrema beleza são os tálus encontrados na Chapada Diamantina, Bahia. A fig. 2.6 lustraformações típicas da região. A parte mais inclinada dos morros corresponde à formaçãooriginal, enquanto que a parte menos inclinada é composta basicamente de solo coluvionar(tálus).

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Figura 2.6 - Exemplos de solos coluvionares (tálus) encontrados na chapadadiamantina.

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Formados pela impregnação do solo por sedimentos orgânicos preexistentes, em geralmisturados a restos de vegetais e animais. Podem ser identificados pela cor escura e porpossuir forte cheiro característico. Têm granulometria fina, pois os solos grossos tem umapermeabilidade que permite a "lavagem" dos grãos, eximindo-os da matéria impregnada.

� �� - solos que encorporam florestas soterradas em estado avançado dedecomposição. Têm estrutura fibrilar composta de restos de fibras vegetais e não se aplicamaí as teorias da Mecânica dos Solos, sendo necessários estudos especiais. Têm ocorrênciaregistrada na Bahia, Sergipe, Rio Grande do Sul e outros estados do Brasil.

� � �� ! #"$"�% � � ��&(' �*) " �+��,�� Alguns solos sofrem, em seu local de formação (ou dedeposição) uma série de transformações físico-químicas que os levam a ser classificadoscomo solos de evolução pedogênica. Os solos lateríticos são um tipo de solo de evoluçãopedogênica. O processo de laterização é típico de regiões onde há uma nítida separação entreperíodos chuvosos e secos e é caracterizado pela lavagem da sílica coloidal dos horizontessuperiores do solo, com posterior deposição desta em horizontes mais profundos, resultandoem solos superficiais com altas concentrações de óxidos de ferro e alumínio. A importânciado processo de laterização no comportamento dos solos tropicais é discutida no itemclassificação dos solos.

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3. TEXTURA E ESTRUTURA DOS SOLOS.

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Entende-se por textura o tamanho relativo e a distribuição das partículas sólidas queformam os solos. O estudo da textura dos solos é realizado por intermédio do ensaio degranulometria, do qual falaremos adiante. Pela sua textura os solos podem ser classificadosem dois grandes grupos: solos grossos (areia, pedregulho, matacão) e solos finos (silte eargila). Esta divisão é fundamental no entendimento do comportamento dos solos, pois adepender do tamanho predominante das suas partículas, as forças de campo influenciando emseu comportamento serão gravitacionais (solos grossos) ou elétricas (solos finos). De umaforma geral, pode-se dizer que quanto maior for a relação área/volume ou área/massa daspartículas sólidas, maior será a predominância das forças elétricas ou de superfície. Estasrelações são inversamente proporcionais ao tamanho das partículas, de modo que os solosfinos apresentam uma predominância das forças de superfície na influência do seucomportamento. Conforme relatado anteriormente, o tipo de intemperismo influencia natextura e estrutura do solo. Pode-se dizer que partículas com dimensões até cerca de 0,001mmsão obtidas através do intemperismo físico, já as partículas menores que 0,001mm provém dointemperismo químico.

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Nos solos grossos, por ser predominante a atuação de forças gravitacionais, resultandoem arranjos estruturais bastante simplificados, o comportamento mecânico e hidráulico estáprincipalmente condicionado a sua compacidade, que é uma medida de quão próximas estãoas partículas sólidas umas das outras, resultando em arranjos com maiores ou menoresquantidades de vazios. Os solos grossos possuem uma maior percentagem de partículasvisíveis a olho nu (φ ≥ 0,074 mm) e suas partículas têm formas arredondadas, poliédricas eangulosas.

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São classificados como pedregulho as partículas de solo com dimensões maiores que2,0mm (DNER, MIT) ou 2,0mm (ABNT). Os pedregulhos são encontrados em geral nasmargens dos rios, em depressões preenchidas por materiais transportados pelos rios ou atémesmo em uma massa de solo residual (horizontes correspondentes ao solo residual jovem eao saprolito).

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As areias se distinguem pelo formato dos grãos que pode ser angular, subangular earredondado, sendo este último uma característica das areias transportadas por rios ou pelovento. A forma dos grãos das areias está relacionada com a quantidade de transporte sofridopelos mesmos até o local de deposição. O transporte das partículas dos solos tende aarredondar as suas arestas, de modo que quanto maior a distância de transporte, mais esféricasserão as partículas resultantes. Classificamos como areia as partículas com dimensões entre2,0mm e 0,074mm (DNER), 2,0mm e 0,05mm (MIT) ou ainda 2,0mm e 0,06mm (ABNT).

O formato dos grãos de areia tem muita importância no seu comportamento mecânico,pois determina como eles se encaixam e se entrosam, e, em contrapartida, como eles deslizamentre si quando solicitados por forças externas. Por outro lado, como estas forças setransmitem dentro do solo pelos pequenos contatos existentes entre as partículas, as de

18

formato mais angulares, por possuírem em geral uma menor área de contato, são maissusceptíveis a se quebrarem.

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Quando as partículas que constituem o solo possuem dimensões menores que0,074mm (DNER), ou 0,06mm (ABNT), o solo é considerado fino e, neste caso, seráclassificado como argila ou como silte.

Nos solos formados por partículas muito pequenas, as forças que intervêm no processode estruturação do solo são de caráter muito mais complexo e serão estudadas no itemcomposição mineralógica dos solos. Os solos finos possuem partículas com formas lamelares,fibrilares e tubulares e é o mineral que determina a forma da partícula. As partículas de argilanormalmente apresentam uma ou duas direções em que o tamanho da partícula é bem superioràquele apresentado em uma terceira direção. O comportamento dos solos finos é definidopelas forças de superfície (moleculares, elétricas) e pela presença de água, a qual influi demaneira marcante nos fenômenos de superfície dos argilo-minerais.

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A fração granulométrica do solo classificada como argila (diâmetro inferior a0,002mm) se caracteriza pela sua plasticidade marcante (capacidade de se deformar semapresentar variações volumétricas) e elevada resistência quando seca. É a fração mais ativados solos.

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Apesar de serem classificados como solos finos, o comportamento dos siltes égovernado pelas mesmas forças dos solos grossos (forças gravitacionais), embora possuamalguma atividade. Estes possuem granulação fina, pouca ou nenhuma plasticidade e baixaresistência quando seco. A fig. 3.1 apresenta a escala granulométrica adotada pela ABNT(NBR 6502):

Figura 3.1 - Escala granulométrica da ABNT NBR 6502 de 1995

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Muitas vezes em campo temos a necessidade de uma identificação prévia do solo, semque o uso do aparato de laboratório esteja disponível. Esta classificação primária éextremamente importante na definição (ou escolha) de ensaios de laboratório mais elaboradose pode ser obtida a partir de alguns testes feitos rapidamente em uma amostra de solo. Noprocesso de identificação tátil visual de um solo utilizam-se freqüentemente os seguintesprocedimentos (vide NBR 7250):

Tato: Esfrega-se uma porção do solo na mão. As areias são ásperas; as argilasparecem com um pó quando secas e com sabão quando úmidas.

Argila MédiaFina

Areia

Silte Grossa Pedregulho

2,0mm

0,060,002 0,600,20 60,0

Pedra demão

19

Plasticidade: Moldar bolinhas ou cilindros de solo úmido. As argilas são moldáveisenquanto as areias e siltes não são moldáveis.

Resistência do solo seco: As argilas são resistentes a pressão dos dedos enquanto ossiltes e areias não são.

Dispersão em água: Misturar uma porção de solo seco com água em uma proveta,agitando-a. As areias depositam-se rapidamente, enquanto que as argilas turvam a suspensão edemoram para sedimentar.

Impregnação: Esfregar uma pequena quantidade de solo úmido na palma de uma dasmãos. Colocar a mão embaixo de uma torneira aberta e observar a facilidade com que a palmada mão fica limpa. Solos finos se impregnam e não saem da mão com facilidade.

Dilatância: O teste de dilatância permite obter uma informação sobre a velocidade demovimentação da água dentro do solo. Para a realização do teste deve-se preparar umaamostra de solo com cerca de 15mm de diâmetro e com teor de umidade que lhe garanta umaconsistência mole. O solo deve ser colocado sobre a palma de uma das mãos e distribuídouniformemente sobre ela, de modo que não apareça uma lâmina d'água. O teste se inicia comum movimento horizontal da mão, batendo vigorosamente a sua lateral contra a lateral daoutra mão, diversas vezes. Deve-se observar o aparecimento de uma lâmina d'água nasuperfície do solo e o tempo para a ocorrência. Em seguida, a palma da mão deve ser curvada,de forma a exercer uma leve compressão na amostra, observando-se o que poderá ocorrer àlâmina d' água, se existir, à superfície da amostra. O aparecimento da lâmina d água durante afase de vibração, bem como o seu desaparecimento durante a compressão e o temponecessário para que isto aconteça deve ser comparado aos dados da tabela 3.1, para aclassificação do solo.

Tabela 3.1 - Teste de dilatância

Descrição da ocorrência de lâmina d'água duranteVibração (aparecimento) Compressão (desaparecimento)

Dilatância

Não há mudança visível Nenhuma (argila)Aparecimento lento Desaparecimento lento Lenta (silte ou areia argilosos)Aparecimento médio Desaparecimento médio Média (Silte, areia siltosa)Aparecimento rápido Desaparecimento rápido Rápida (areia)

Após realizados estes testes, classifica-se o solo de modo apropriado, de acordo comos resultados obtidos (areia siltosa, argila arenosa, etc.). Os solos orgânicos são identificadosem separado, em função de sua cor e odor característicos.

Além da identificação tátil visual do solo, todas as informações pertinentes àidentificação do mesmo, disponíveis em campo, devem ser anotadas. Deve-se informar,sempre que possível, a eventual presença de material cimentante ou matéria orgânica, a cor dosolo, o local da coleta do solo, sua origem geológica, sua classificação genética, etc.

A distinção entre solos argilosos e siltosos, na prática da engenharia geotécnica, possuicertas dificuldades, já que ambos os solos são finos. Porém, após a identificação tátil-visualter sido realizada, algumas diferenças básicas entre eles, já citadas nos parágrafos anteriores,podem ser utilizadas para distingui-los.

1- O solo é classificado como argiloso quando se apresenta bastante plástico empresença de água, formando torrões resistentes ao secar. Já os solos siltososquando secos, se esfarelam com facilidade.

2- Os solos argilosos se desmancham na água mais lentamente que os solos siltosos.Os solos siltosos, por sua vez, apresentam dilatância marcante, o que não ocorrecom os solos argilosos.

20

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A análise da distribuição das dimensões dos grãos, denominada análisegranulométrica, objetiva determinar os tamanhos dos diâmetros equivalentes das partículassólidas em conjunto com a proporção de cada fração constituinte do solo em relação ao pesode solo seco. A representação gráfica das medidas realizadas é denominada de curvagranulométrica. Pelo fato de o solo geralmente apresentar partículas com diâmetrosequivalentes variando em uma ampla faixa, a curva granulométrica é normalmenteapresentada em um gráfico semi-log, com o diâmetro equivalente das partículas em umaescala logarítmica e a percentagem de partículas com diâmetro inferior à abertura da peneiraconsiderada (porcentagem que passa) em escala linear.

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O ensaio de granulometria conjunta para o levantamento da curva granulométrica dosolo é realizado com base em dois procedimentos distintos: a) peneiramento - realizado parapartículas com diâmetros equivalentes superiores a 0,074mm (peneira 200) e b) Sedimentação- procedimento válido para partículas com diâmetros equivalentes inferiores a 0,2mm. Oensaio de peneiramento não é realizado para partículas com diâmetros inferiores a 0,074mmpela dificuldade em se confeccionar peneiras com aberturas de malha desta ordem degrandeza. Embora existindo no mercado, a peneira 400 (com abertura de malha de 0,045mm)não é regularmente utilizada no ensaio de peneiramento, por ser facilmente danificada e decusto elevado.

O ensaio de granulometria é realizado empregando-se os seguintes equipamentos: jogode peneiras, balança, estufa, destorroador, quarteador, bandejas, proveta, termômetro,densímetro, cronômetro, dispersor, defloculante, etc. A preparação das amostras de solo se dápelos processos de secagem ao ar, quarteamento, destorroamento (vide NBR 9941),utilizando-se quantidades de solo que variam em função de sua textura (aproximadamente1500g para o caso de solos grossos e 200g, para o caso de solos finos).

A seguir são listadas algumas características dos processos normalmente empregadosno ensaio de granulometria conjunta (vide NBR 7181).

Peneiramento: utilizado para a fração grossa do solo (grãos com até 0,074mm dediâmetro equivalente), realiza-se pela passagem do solo por peneiras padronizadas e pesagemdas quantidades retidas em cada uma delas. Retira-se 50 a 100g da quantidade que passa napeneira de #200 e prepara-se o material para a sedimentação.

Sedimentação: os solos muito finos, com granulometria inferior a 0,074mm, sãotratados de forma diferenciada, através do ensaio de sedimentação desenvolvido por ArthurCasagrande. Este ensaio se baseia na Lei de Stokes, segundo a qual a velocidade de queda, V,de uma partícula esférica, em um meio viscoso infinito, é proporcional ao quadrado dodiâmetro da partícula. Sendo assim, as menores partículas se sedimentam mais lentamente queas partículas maiores.

O ensaio de sedimentação é realizado medindo-se a densidade de uma suspensão desolo em água, no decorrer do tempo. A partir da medida da densidade da solução no tempo,calcula-se a percentagem de partículas que ainda não sedimentaram e a velocidade de quedadestas partículas (a profundidade de medida da densidade é calculada em função da curva decalibração do densímetro). Com o uso da lei de Stokes, pode-se inferir o diâmetro máximodas partículas ainda em suspensão, de modo que com estes dados, a curva granulométrica écompletada. A eq. 3.1 apresenta a lei de Stokes.

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partículas das diâmetro D

fluído do de viscosida

(3.1) fluido do específico peso

solo do partículas das médio específico peso

onde, 18

W

S

2

→→→

→

⋅−=

µγγ

µγγ

DV WS

Deve-se notar que o diâmetro equivalente calculado empregando-se a eq. 3.1corresponde a apenas uma aproximação, à medida em que durante a realização do ensaio desedimentação, as seguintes ocorrências tendem a afastá-lo das condições ideais para as quais alei de Stokes foi formulada.

As partículas de solo não são esféricas (muito menos as partículas dos argilo-minerais

que têm forma placóide).A coluna líquida possui tamanho definido.O movimento de uma partícula interfere no movimento de outra.As paredes do recipiente influenciam no movimento de queda das partículas.O peso específico das partículas do solo é um valor médio.O processo de leitura (inserção e retirada do densímetro) influencia no processo de

queda das partículas.

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A representação gráfica do resultado de um ensaio de granulometria é dada pela curvagranulométrica do solo. A partir da curva granulométrica, podemos separar facilmente ossolos grossos dos solos finos, apontando a percentagem equivalente de cada fraçãogranulométrica que constitui o solo (pedregulho, areia, silte e argila). Além disto, a curvagranulométrica pode fornecer informações sobre a origem geológica do solo que está sendoinvestigado. Por exemplo, na fig. 3.2, a curva granulométricaa corresponde a um solo com apresença de partículas em uma ampla faixa de variação. Assim, o solo representado por estacurva granulométrica poderia ser um solo de origem glacial, um solo coluvionar (tálus)(ambos de baixa seletividade) ou mesmo um solo residual jovem. Contrariamente, o solodescrito pela curva granulométricac foi evidentemente depositado por um agente detransporte seletivo, tal como a água ou o vento (a curvac poderia representar um solo eólico,por exemplo), pois possui quase que tosas as partículas do mesmo diâmetro. Na curvagranulométricab, uma faixa de diâmetros das partículas sólidas está ausente. Esta curvapoderia ser gerada, por exemplo, por variações bruscas na capacidade de transporte de um rioem decorrência de chuvas.

De acordo com a curva granulométrica obtida, o solo pode ser classificado como bemgraduado, caso ele possua uma distribuição contínua de diâmetros equivalentes em umaampla faixa de tamanho de partículas (caso da curva granulométricaa) ou mal graduado, casoele possua uma curva granulométrica uniforme (curva granulométricac) ou uma curvagranulométrica que apresente ausência de uma faixa de tamanhos de grãos (curvagranulométrica b).

Alguns sistemas de classificação utilizam a curva granulométrica para auxiliar naprevisão do comportamento de solos grossos. Para tanto, estes sistemas de classificaçãolançam mão de alguns índices característicos da curva granulométrica, para uma avaliação desua uniformidade e curvatura. Os coeficientes de uniformidade e curvatura de umadeterminada curva granulométrica são obtidos a partir de alguns diâmetros eqüivalentecaracterísticos do solo na curva granulométrica. São eles:

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D10 - Diâmetro efetivo - Diâmetro eqüivalente da partícula para o qual temos 10% daspartículas passando (10% das partículas são mais finas que o diâmetro efetivo).

D30 e D60 - O mesmo que o diâmetro efetivo, para as percentagens de 30 e 60%,respectivamente.

0,001 0,01 0,1 1 10 100

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

(a) Contínua

(b) Aberta

(c) Uniforme

Abertura da peneira (mm)

Por

cent

agem

que

pas

sa (

%)

Solo bem graduado (a)(granulação contínua)

Granulação uniforme (c)(mal graduado)

Granulação aberta (b)(mal graduado)

Figura 3.2 - Representação de diferentes curvas granulométricas.

As equações 3.2 e 3.3 apresentam os coeficientes de uniformidade e curvatura de umadada curva granulométrica.

Coeficiente de uniformidade:

10

60

DCu

D=

(3.2)

De acordo como valor do Cu obtido, a curva granulométrica pode ser classificadaconforme apresentado abaixo:

Cu < 5 → muito uniforme5 < Cu < 15 → uniformidade médiaCu > 15 → não uniforme

Coeficiente de curvatura:

1060

2

30

D x Cc

D

D= (3.3)

Classificação da curva granulométrica quanto ao coeficiente de curvatura1 < Cc < 3 → solo bem graduadoCc < 1 ou Cc > 3 → solo mal graduado

23

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A NBR- 6502 apresenta algumas regras práticas para designar os solos de acordo coma sua curva granulométrica. A tabela 3.2 ilustra o resultado de ensaios de granulometriarealizados em três solos distintos. As regras apresentadas pela NBR-6502 serão entãoempregadas para classificá-los, em caráter ilustrativo.

Tabela 3.2 - Exemplos de resultados de ensaios de granulometria para três solosdistintos.

PERCENTAGEM QUE PASSA

# Abertura (mm) Solo 1 Solo 2 Solo 33" 76,2 981" 25,4 100 82¾" 19,05 100 95 72

N° 4 4,8 98 88 61

N° 10 2,0 92 83 45

N° 40 0,42 84 62 20

N° 200 0,074 75 44 03

Argila ------ 44 21 00Silte ------ 31 23 03Areia ------ 17 39 42

Pedregulho ------ 08 17 53Pedra ------ 00 00 02

Considerar a areia com partículas entre 0,074mm e 2,0mm.

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Quando da ocorrência de mais de 10% de areia, silte ou argila adjetiva-se o solo com asfrações obtidas, vindo em primeiro lugar as frações com maiores percentagens.Em caso de empate, adota-se a seguinte hierarquia: 1°) Argila; 2°) Areia e e 3°) Silte

No caso de percentagens menores do que 10% adjetiva-se o solo do seguinte modo,independente da fração granulométrica considerada:

1 a 5% → com vestígios de 5 a 10% → com pouco

Para o caso de pedregulho com frações superiores a 10% adjetiva-se o solo do seguinte modo: 10 a 29% → com pedregulho

> 30% → com muito pedregulho

Resultado da nomenclatura dos solos conforme os dados apresentados na tabela 3.2.

Solo 1: Argila Silto-Arenosa com pouco PedregulhoSolo 2: Areia Silto-Argilosa com Pedregulho

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Solo 3: Pedregulho Arenoso com vestígios de Silte e Pedra

ATENÇÃO: A completa classificação de um solo depende também de outros fatoresalém da granulometria, sendo a adoção de uma nomenclatura baseada apenas na curvagranulométrica insuficiente para uma previsão, ainda que qualitativa, do seu comportamentode engenharia.

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Denomina-se estrutura dos solos a maneira pela qual as partículas minerais dediferentes tamanhos se arrumam para formá-lo. A estrutura de um solo possui um papelfundamental em seu comportamento, seja em termos de resistência ao cisalhamento,compressibilidade ou permeabilidade. Como os solos finos possuem o seu comportamentogovernado por forças elétricas, enquanto os solos grossos têm na gravidade o seu principalfator de influência, a estrutura dos solos finos ocorre em uma diversificação e complexidademuito maior do que a estrutura dos solos grossos. De fato, sendo a gravidade o fator principalagindo na formação da estrutura dos solos grossos, a estrutura destes solos difere, de solo parasolo, somente no que se refere ao seu grau de compacidade. No caso dos solos finos, devido apresença das forças de superfície, arranjos estruturais bem mais elaborados são possíveis. Afig. 3.3 ilustra algumas estruturas típicas de solos grossos e finos.

Areia compacta

Areia fofa

+

+

+

+

Placas individuais,

Estrutura dispersa

Estrutura floculada

Figura 3.3 - Alguns arranjos estruturais presentes emsolos grossos e finos e fotografias obtidas a partir datécnica de Microscopia Eletrônica de Varredura.

Quando duas partículas de argila estão muito próximas, entre elas ocorrem forças deatração e de repulsão. As forças de repulsão são devidas às cargas líquidas negativas que elaspossuem e que ocorrem desde que as camadas duplas estejam em contato. As forças deatração decorrem de forças de Van der Waals e de ligações secundárias que atraem materiaisadjacentes. Da combinação das forças de atração e de repulsão entre as partículas resulta aestrutura dos solos, que se refere à disposição das partículas na massa de solo e as forças entreelas. Lambe (1969) identificou dois tipos básicos de estrutura do solo, denominando-os deestrutura floculada, quando os contatos se fazem entre faces e arestas das partículas sólidas,

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ainda que através da água adsorvida, e de estrutura dispersa quando as partículas seposicionam paralelamente, face a face.

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Os solos são formados a partir da desagregação de rochas por ações físicas e químicasdo intemperismo. As propriedades química e mineralógica das partículas dos solos assimformados irão depender fundamentalmente da composição da rocha matriz e do clima daregião. Estas propriedades, por sua vez, irão influenciar de forma marcante o comportamentomecânico do solo.

Os minerais são partículas sólidas inorgânicas que constituem as rochas e os solos, eque possuem forma geométrica, composição química e estrutura própria e definidas. Elespodem ser divididos em dois grandes grupos, a saber:

- Primários ⇒ Aqueles encontrados nos solos e que sobrevivem a transformação darocha (advêm portanto do intemperismo físico).

- Secundários⇒ Os que foram formados durante a transformação da rocha em solo(ação do intemperismo químico).�� +* �-,.��% � ��/�"$� �(��(��0213"4�#� ��5�76-��89"4��'#��% :��

As partículas dos solos grossos, dentre as quais apresentam-se os pedregulhos, sãoconstituídas algumas vezes de agregações de minerais distintos, sendo mais comum,entretanto, que as partículas sejam constituídas de um único mineral. Estes solos sãoformados, na sua maior parte, por silicatos (90%) e apresentam também na sua composiçãoóxidos, carbonatos e sulfatos.

Silicatos - feldspato, quartzo, mica, serpentina Grupos Minerais Óxidos - hematita, magnetita, limonita

Carbonatos - calcita, dolomita Sulfatos - gesso, anidrita

O quartzo, presente na maioria das rochas, é bastante estável, e em geral resiste bemao processo de transformação rocha-solo. Sua composição química é simples, SiO2, aspartículas são eqüidimensionais, como cubos ou esferas e ele apresenta baixa atividadesuperficial (devido ao tamanho de seus grãos). Por conta disto, o quartzo é o componenteprincipal na maioria dos solos grossos (areias e pedregulhos)

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Os solos finos possuem uma estrutura mais complexa e alguns fatores, como forças desuperfície, concentração de íons, ambiente de sedimentação, etc., podem intervir no seucomportamento. As argilas possuem uma complexa constituição química e mineralógica,sendo formadas por sílica no estado coloidal (SiO2) e sesquióxidos metálicos (R2O3), ondeR = Al; Fe, etc.

Os feldspatos são os minerais mais atacados pela natureza, dando origem aos argilo-minerais, que constituem a fração mais fina dos solos, geralmente com diâmetro inferior a2µm. Não só o reduzido tamanho, mas, principalmente, a constituição mineralógica faz comque estas partículas tenham um comportamento extremamente diferenciado em relação ao dosgrãos de silte e areia.

O estudo da estrutura dos argilo-minerais pode ser facilitado "construindo-se" o argilo-mineral a partir de unidades estruturais básicas. Este enfoque é puramente didático e nãorepresenta necessariamente o método pelo qual o argilo-mineral é realmente formado nanatureza. Assim, as estruturas apresentadas neste capítulo são apenas idealizações. Um cristal

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típico de um argilo-mineral é uma estrutura complexa similar ao arranjo estrutural aquiidealizado, mas contendo usualmente substituições de íons e outras modificações estruturaisque acabam por formar novos tipos de argilo-minerais. As duas unidades estruturais básicasdos argilo-minerais são os tetraedros de silício e os octaédros de alumínio (fig. 3.4). Ostetraedros de silício são formados por quatro átomos de oxigênio eqüidistantes de um átomode silício enquanto que os octaédros de alumínio são formados por um átomo de alumínio nocentro, envolvido por seis átomos de oxigênio ou grupos de hidroxilas, OH-. A depender domodo como estas unidades estruturais estão unidas entre si, podemos dividir os argilo-minerais em três grandes grupos.

a) GRUPO DA CAULINITA: A caulinita é formada por uma lâmina silícica e outrade alumínio, que se superpõem indefinidamente. A união entre todas as camadas ésuficientemente firme (pontes de hidrogênio) para não permitir a penetração de moléculas deágua entre elas. Assim, as argilas cauliníticas são as mais estáveis em presença d'água,apresentando baixa atividade e baixo potencial de expansão.

b) MONTMORILONITA: É formada por uma unidade de alumínio entre duassilícicas, superpondo-se indefinidamente. Neste caso a união entre as camadas de silício éfraca (forças de Van der Walls), permitindo a penetração de moléculas de água na estruturacom relativa facilidade. Os solos com grandes quantidades de montmorilonita tendem a serinstáveis em presença de água. Apresentam em geral grande resistência quando secos,perdendo quase que totalmente a sua capacidade de suporte por saturação. Sob variações deumidade apresentam grandes variações volumétricas, retraindo-se em processos de secagem eexpandindo-se sob processos de umedecimento.

c) ILITA: Possui um arranjo estrutural semelhante ao da montmorilonita, porém osíons não permutáveis fazem com que a união entre as camadas seja mais estável e não muitoafetada pela água. É também menos expansiva que a montmorilonita.

AlSi

Si

AlSi

Si

AlSi

AlSi

Si

AlSi

Si

AlSi

Si

K

AlSiAlSiAlSiAlSiAlSiAlSi

oo

o

o

Si

Montmorilonita Ilita Caulinita Unidades cristalográficas

Figura 3.4 - Arranjos estruturais típicos dos três principais grupos de argilo-minerais.

Como a união entre as camadas adjacentes dos argilo-minerais do tipo 1:1 (grupo dacaulinita) é bem mais forte do que aquela encontrada para os outros grupos, é de se esperarque estes argilo-minerais resultem por alcançar tamanhos maiores do que aqueles alcançadospelos argilo-minerais do grupo 2:1, o que ocorre na realidade: Enquanto um mineral típico de

27

caulinita possui dimensões em torno de 500 (espessura) x 1000 x 1000 (nm), um mineral demontmorilonita possui dimensões em torno de 3x 500 x 500 (nm).

A presença de um determinado tipo de argilo-mineral no solo pode ser identificadautilizando-se diferentes métodos, dentre eles a análise térmica diferencial, o raio x , amicroscopia eletrônica de varredura, etc.

Superfície específica- Denomina-se de superfície específica de um solo a soma daárea de todas as partículas contidas em uma unidade de volume ou peso. A superfícieespecífica dos argilo-minerais é geralmente expressa em unidades como m2/m3 ou m2/g.Quanto maior o tamanho do mineral menor a superfície específica do mesmo. Deste modo,pode-se esperar que os argilo-minerais do grupo 2:1 possuam maior superfície específica doque os argilo-minerais do grupo 1:1. A montmorilonita, por exemplo, possui uma superfícieespecífica de aproximadamente 800 m2/g, enquanto que a ilita e a caulinita possuemsuperfícies específicas de aproximadamente 80 e 10 m2/g, respectivamente. A superfícieespecífica é uma importante propriedade dos argilo-minerais, na medida em que quanto maiora superfície específica, maior vai ser o predomínio das forças elétricas (em detrimento dasforças gravitacionais), na influência sobre as propriedades do solo (estrutura, plasticidade,coesão, etc.)

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4. FASES SÓLIDO - ÁGUA - AR.

O solo é constituído de uma fase fluida (água e/ ou ar) e se uma fase sólida. A fasefluida ocupa os vazios deixados pelas partículas sólidas.

��

Caracterizada pelo seu tamanho, forma, distribuição e composição mineralógica dosgrãos, conforme já apresentado anteriormente.

��

Fase composta geralmente pelo ar do solo em contato com a atmosfera, podendo-setambém apresentar na forma oclusa (bolhas de ar no interior da fase água).

A fase gasosa é importante em problemas de deformação de solos e é bem maiscompressível que as fases sólida e líquida.

��

Fase fluida composta em sua maior parte pela água, podendo conter solutos e outrosfluidos imiscíveis. Pode-se dizer que a água se apresenta de diferentes formas no solo, sendocontudo extremamente difícil se isolar os estados em que a água se apresenta em seu interior.A seguir são expressados os termos mais comumente utilizados para descrever os estados daágua no solo.

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Preenche os vazios dos solos. Pode estar em equilíbrio hidrostático ou fluir sob a açãoda gravidade ou de outros gradientes de energia.

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É a água que se encontra presa às partículas do solo por meio de forças capilares. Estase eleva pelos interstícios capilares formados pelas partículas sólidas, devido a ação dastensões superficiais nos contatos ar-água-sólidos, oriundas a partir da superfície livre da água.

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É uma película de água que adere às partículas dos solos finos devido a ação de forçaselétricas desbalanceadas na superfície dos argilo-minerais. Está submetida a grande pressões,comportando-se como sólido na vizinhança da partícula de solo.

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É a água presente na própria composição química das partículas sólidas. Não é retiradautilizando-se os processos de secagem tradicionais. Ex: Montmorilonita (OH)4 Si2 Al 4 O20 nH2

O

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Água que o solo possui quando em equilíbrio com a umidade atmosférica e atemperatura ambiente.

29

5. CONSISTÊNCIA DOS SOLOS.

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Quando tratamos com solos grossos (areias e pedregulhos com pequena quantidade ousem a presença de finos), o efeito da umidade nestes solos é freqüentemente negligenciado, namedida em que a quantidade de água presente nos mesmos tem um efeito secundário em seucomportamento. Pode se dizer, conforme aliás será visto no capítulo de classificação dossolos, que podemos classificar os solos grossos utilizando-se somente a sua curvagranulométrica, o seu grau de compacidade e a forma de suas partículas. Por outro lado, ocomportamento dos solos finos ou coesivos irá depender de sua composição mineralógica, dasua umidade, de sua estrutura e do seu grau de saturação. Em particular, a umidade dos solosfinos tem sido considerada como uma importante indicação do seu comportamento desde oinício da mecânica dos solos.

Um solo argiloso pode se apresentar em um estado líquido, plástico, semi-sólido ousólido, a depender de sua umidade. A este estado físico do solo dá-se o nome de consistência.Os limites inferiores e superiores de valor de umidade para cada estado do solo sãodenominados de limites de consistência.

No estado plástico, o solo apresenta uma propriedade denominada de plasticidade,caracterizada pela capacidade do solo se deformar sem apresentar ruptura ou trincas e semvariação de volume.

A manifestação desta propriedade em um solo dependerá fundamentalmente dosseguintes fatores:

Umidade: Existe uma faixa de umidade dentro da qual o solo se comporta de maneiraplástica. Valores de umidade inferiores aos valores contidos nesta faixa farão o solo secomportar como semi-sólido ou sólido, enquanto que para maiores valores de umidade o solose comportará preferencialmente como líquido.

Tipo de argilo-mineral: O tipo de argilo-mineral (sua forma, constituiçãomineralógica, tamanho, superfície específica, etc.) influi na capacidade do solo de secomportar de maneira plástica. Quanto menor o argilo-mineral (ou quanto maior suasuperfície específica), maior a plasticidade do solo. É importante salientar que oconhecimento da plasticidade na caracterização dos solos finos é de fundamental importância.

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A depender da quantidade de água presente no solo, teremos os seguintes estados deconsistência:

SÓLIDO SEMI-SÓLIDO PLÁSTICO FLUIDO-DENSO wS wP wL w%

Cada estado de consistência do solo se caracteriza por algumas propriedadesparticulares, as quais são apresentadas a seguir. Os limites entre um estado de consistência eoutro são determinados empiricamente, sendo denominados de limite de contração, wS, limitede plasticidade, wP e limite de liquidez, wL.

Estado Sólido - Dizemos que um solo está em um estado de consistência sólidoquando o seu volume "não varia" por variações em sua umidade.

Estado Semi - Sólido- O solo apresenta fraturas e se rompe ao ser trabalhado. Olimite de contração, wS, separa os estados de consistência sólido e semi-sólido.

30

Estado Plástico- Dizemos que um solo está em um estado plástico quando podemosmoldá-lo sem que o mesmo apresente fissuras ou variações volumétricas. O limite deplasticidade, wP, separa os estados de consistência semi-sólido e plástico.

Estado Fluido - Denso (Líquido)- Quando o solo possui propriedades e aparência deuma suspensão, não apresentando resistência ao cisalhamento. O limite de liquidez, wL, separaos estados plástico e fluido.

Como seria de se esperar, a resistência ao cisalhamento bem como a compressibilidadedos solos variam nos diversos estados de consistência.

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A delimitação entre os diversos estados de consistência é feita de forma empírica. Estadelimitação foi inicialmente realizada por Atterberg, culminando com a padronização dosensaios para a determinação dos limites de consistência por Arthur Casagrande.

Conforme apresentado anteriormente, são os seguintes os limites que separam osdiversos estados de consistência do solo:

. Limite de Liquidez (wL)

. Limite de Plasticidade (wP)

. Limite de Contração (wS)

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É o valor de umidade para o qual o solo passa do estado plástico para o estado fluido.

Determinação do limite de liquidez (wL). A determinação do limite de liquidez dosolo é realizada seguindo-se o seguinte procedimento: 1) coloca-se na concha do aparelho deCasagrande uma pasta de solo passando #40 e com umidade próxima de seu limite deplasticidade. 2) faz-se um sulco na pasta com um cinzel padronizado. 3) Aplicam-se golpes àmassa de solo posta na concha do aparelho de Casagrande, girando-se uma manivela, a umavelocidade padrão de 2 golpes por segundo. Esta manivela é solidária a um eixo, o qual porpossuir um excêntrico, faz com que a concha do aparelho de casagrande caia de uma alturapadrão de aproximadamente 1cm. 4) Conta-se o número de golpes necessário para que aranhura de solo se feche em uma extensão em torno de 1cm. 5) Repete-se este processo aomenos 5 vezes, geralmente empregando-se valores de umidade crescentes. 6) lançam-se ospontos experimentais obtidos, em termos de umidadeversus log N° de golpes. 6) ajusta-seuma reta passando por esses pontos. O limite de liquidez corresponde à umidade para a qualforam necessários 25 golpes para fechar a ranhura de solo. A fig. 5.1 ilustra o aparelhoutilizado na determinação do limite de liquidez. A fig. 5.2 apresenta a determinação do limitede liquidez do solo (vide NBR 6459).

31

Figura 5.1 - Aparelho utilizado na determinação do limite de liquidez. Apud Vargas(1977)

10 10070

74

78

82

86

90

78,778,778,778,778,778,778,778,778,7

Número de golpes (N)

Teo

r de

um

idad

e, w

(%

)

Figura 5.2 - Determinação do limite de liquidez do solo.

��

É o valor de umidade para o qual o solo passa do estado semi-sólido para o estadoplástico.

Determinação do limite de plasticidade (wP). A determinação do limite deplasticidade do solo é realizada seguindo-se o seguinte procedimento: 1) prepara-se uma pastacom o solo que passa na #40, fazendo-a rolar com a palma da mão sobre uma placa de vidroesmerilhado, formando um pequeno cilindro. 2) quando o cilindro de solo atingir o diâmetrode 3mm e apresentar fissuras, mede-se a umidade do solo. 3) esta operação é repetida pelomenos 5 vezes, definido assim como limite de plasticidade o valor médio dos teores de

N w (%)53 70,1135 75,2028 75,9122 81,0718 83,2612 86,3225 78,70

32

umidade determinados. A fig. 5.3 ilustra a realização do ensaio para determinação do limitede plasticidade (vide NBR 9180).

Rolo de soloPlaca de vidro fosco

Controle,3mm

Se o solo fissurar com um diâmetro superior a 3mm, então

W < W

Controle,3mm

Se o solo fissurar com um diâmetro inferior a 3mm, então

W > WP

��

É o valor de umidade para o qual o solo passa do estado sólido para o estado semi-sólido.

Determinação do limite de contração (wS). A determinação do limite de contraçãodo solo é realizada seguindo-se o seguinte procedimento: 1) molda-se uma amostra de solopassando na #40, na forma de pastilha, em uma cápsula metálica com teor de umidade entre10 e 25 golpes no aparelho de Casa Grande. 2) seca-se a amostra à sombra e depois em estufa,pesando-a em seguida. 3) utiliza-se um recipiente adequado (cápsula de vidro) para medir ovolume do solo seco, através do deslocamento de mercúrio provocado pelo solo quando desua imersão no recipiente. O limite de contração é determinado pela eq. 5.1, apresentada aseguir (vide NBR 7183).

w s �VP

� 1

s

w x100 (5.1)

Onde: V = Volume da amostra secaP = Peso da amostra secaγw = Peso específico da águaγs = Peso específico das partículas sólidas

33

��

Uma vez conhecidos os limites de consistência de um solo, vários índices podem serdefinidos. A seguir, apresentaremos os mais utilizados.

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O índice de plasticidade (IP) corresponde a faixa de valores de umidade do solo naqual ele se comporta de maneira plástica. É a diferença numérica entre o valor do limite deliquidez e o limite de plasticidade.

PL wwIP −= (5.2)

O IP é uma maneira de avaliarmos a plasticidade do solo. Seria a quantidade de águanecessária a acrescentar a um solo (com uma consistência dada pelo valor de wP) para queeste passasse do estado plástico ao líquido.

Classificação do solo quanto ao seu índice de plasticidade:

IP = 0 → NÃO PLÁSTICO 1 < IP < 7 → POUCO PLÁSTICO

7 < IP < 15 → PLASTICIDADE MÉDIA IP > 15 → MUITO PLÁSTICO

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É uma forma de medirmos a consistência do solo no estado em que se encontra emcampo.

IP

wwI L

C

−= (5.3)

É um meio de se situar a umidade do solo entre os limites de liquidez e plasticidade,com o objetivo de utilização prática. Obtenção do estado de consistência do solo em campoutilizando-se o IC:

IC < 0 → FLUÍDO - DENSO 0 < IC < 1 → ESTADO PLÁSTICO

IC > 1 → ESTADO SEMI - SÓLIDO OU SÓLIDO �� "()! *�+��,%'�� -�.0/��$1��

AMOLGAMENTO: É a destruição da estrutura original do solo, provocandogeralmente a perda de sua resistência (no caso de solos apresentando sensibilidade).

SENSIBILIDADE: É a perda de resistência do solo devido a destruição de suaestrutura original. A sensibilidade de um solo é avaliada por intermédio do índice desensibilidade (St), o qual é definido pela razão entre a resistência à compressão simples deuma amostra indeformada e a resistência à compressão simples de uma amostra amolgada,

34

remoldada no mesmo teor de umidade da amostra indeformada. A sensibilidade de um solo écalculada por intermédio da eq. 5.4, apresentada adiante.

C

Ct R

RS

'=

(5.4)

Onde St é a sensibilidade do solo e RC e R'C são as resistências à compressão simplesda amostra indeformada e amolgada, respectivamente.

Segundo Skempton: St < 1 → NÃO SENSÍVEIS

1 < St < 2 → BAIXA SENSIBILIDADE 2 < St < 4 → MÉDIA SENSIBILIDADE 4 < St < 8 → SENSÍVEIS

St > 8 → EXTRA - SENSÍVEIS

Quanto maior for o St, tem-se uma menor coesão, uma maior compressibilidade e umamenor permeabilidade do solo.

TIXOTROPIA: É o fenômeno da recuperação da resistência coesiva do solo, perdidapelo efeito do amolgamento, quando este é colocado em repouso. Quando se interfere naestrutura original de uma argila, ocorre um desequilíbrio das forças inter-partículas.Deixando-se este solo em repouso, aos poucos vai-se recompondo parte daquelas ligaçõesanteriormente presentes entre as suas partículas.

ATIVIDADE: Conforme relatado anteriormente, a superfície das partículas dosargilo-minerais possui uma carga elétrica negativa, cuja intensidade depende principalmentedas características do argilo-mineral considerado. As atividades físicas e químicas decorrentesdesta carga superficial constituem a chamada "atividade da superfície do argilo-mineral". Dostrês grupos de argilo-minerais apresentados aqui, a montmorilonita é a mais ativa, enquantoque a caulinita é a menos ativa. Segundo Skempton (1953) a atividade dos argilo-mineraispode ser avaliada pela eq. 5.5, apresentada adiante.

mm

IPA

002.0%<=

(5.5)

Onde o termo %<0.002mm representa a percentagem de partículas com diâmetroinferior a 2µpresentes no solo. Ainda segundo Skempton, os solos podem ser classificados deacordo com a sua atividade do seguinte modo:

�

Solos inativos: A < 0,75�

Solos medianamente ativos: 0,75 < A < 1,25�

Solos ativos: A> 1,25.

A fig. 5.4 apresenta a variação do índice de plasticidade de amostras de soloconfeccionadas em laboratório em função da percentagem de argila (% < 0,002mm) presentenos mesmos. Da eq. 5.5 percebe-se que a atividade do argilo-mineral corresponde aocoeficiente angular das áreas hachuradas apresentadas na figura. Na fig. 5.4 estão tambémapresentados valores típicos de atividade para os três principais grupos de argilo-minerais.

35

0

100

200

300

400

500

600

700

800

4 < A < 8M ontmorilonita

0,5 < A < 1,5

Ilita

0,3 < A < 0,5

CaulinitaFração argila (%)

Índi

ce d

e pl

ast

icid

ade

(%

)

Figura 5.4 - Variação do IP em função da fração argila para solos com diferentesargilo-minerais.

36

6. CLASSIFICAÇÃO DOS SOLOS.

Por serem constituídos de um material de origem natural, os depósitos de solo nuncasão estritamente homogêneos. Grandes variações nas suas propriedades e em seucomportamento são comumente observadas. Pode-se dizer contudo, que depósitos de solo queexibem propriedades básicas similares podem ser agrupados como classes, mediante o uso decritérios ou índices apropriados. Um sistema de classificação dos solos deve agrupar os solosde acordo com suas propriedades intrínsecas básicas. Do ponto de vista da engenharia, umsistema de classificação pode ser baseado no potencial de um determinado solo para uso embases de pavimentos, fundações, ou como material de construção, por exemplo. Devido anatureza extremamente variável do solo, contudo, é inevitável que em qualquer classificaçãoocorram casos onde é difícil se enquadrar o solo em uma determinada e única categoria, emoutras palavras, sempre vão existir casos em que um determinado solo poderá ser classificadocomo pertencente a dois ou mais grupos. Do mesmo modo, o mesmo solo pode mesmo sercolocado em grupos que pareçam radicalmente diferentes, em diferentes sistemas declassificação.

Em vista disto, um sistema de classificação deve ser tomado como um guia preliminarpara a previsão do comportamento de engenharia do solo, a qual não pode ser realizadautilizando-se somente sistemas de classificação. Testes para avaliação de importantescaracterísticas do solo devem sempre ser realizados, levando-se sempre em consideração ouso do solo na obra, já que diferentes propriedades governam o comportamento do solo adepender de sua finalidade. Assim, deve-se usar um sistema de classificação do solo, dentreoutras coisas, para se obter os dados necessários ao direcionamento de uma investigação maisminuciosa, quer seja na engenharia, geoquímica, geologia ou outros ramos da ciência.

Implicitamente, nos capítulos anteriores, utilizaram-se alguns sistemas de classificaçãodos solos. Estes sistemas de classificação, por serem bastante simplificados, não são capazesde fornecer, na maioria dos casos, uma resposta satisfatória do ponto de vista da engenharia,devendo ser usados como informações adicionais aos sistemas de classificação maiselaborados. São eles: a) - Classificação genética dos solos (classificação do solo segundo asua origem) - Classifica os solos em residuais e sedimentares, podendo apresentar subdivisões(ex. solo residual jovem, solo sedimentar eólico, etc.); b) - Classificação pela NBR 6502 -Conforme apresentado anteriormente, esta classificação designa os solos de acordo com assuas frações granulométricas preponderantes, utilizando a curva granulométrica; c) -Classificação pela estrutura - Essa classificação consta de dois tipos fundamentais deestruturas (agregada e isolada), que por sua vez, são subdivididas em vários outros subtipos(floculada, dispersa, orientada, aleatória), conforme foi visto no capítulo referente a estruturados solos. A estrutura do solo está interligada com propriedades como coesão, pesoespecífico, sensibilidade, expansividade, resistência, anisotropia, permeabilidade,compressibilidade e outras mais.

Neste capítulo serão apresentados os dois sistemas de classificação dos solos maisdifundidos no meio geotécnico, a saber, o Sistema Unificado de Classificação do Solos,SUCS (ou “Unified Soil Classification System”, USCS) e o sistema de classificação dos solosproposto pela AASHTO (“American Association of State Highway and TransportationOfficials”). Deve-se salientar, contudo, que estes dois sistemas de classificação foramdesenvolvidos para classificar solos de países de clima temperado, não apresentandoresultados satisfatórios quando utilizados na classificação de solos tropicais (principalmenteaqueles de natureza laterítica), cuja gênese é bastante diferenciada daquela dos solos para osquais estas classificações foram elaboradas. Por conta disto, e devido a grande ocorrência desolos lateríticos nas regiões Sul e Sudeste do país, recentemente foi elaborada uma

37

classificação especialmente destinada a classificação de solos tropicais. Esta classificação,brasileira, denominada de Classificação MCT, começou a se desenvolver na década de 70,sendo apresentada oficialmente em 1980 (Nogami & Vilibor, 1980).

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Este sistema de classificação foi originalmente desenvolvido pelo professor A.Casagrande (Casagrande, 1948) para uso na construção de aterros em aeroportos durante aSegunda Guerra Mundial, sendo modificada posteriormente para uso em barragens, fundaçõese outras construções. A idéia básica do Sistema Unificado de Classificação dos solos é que ossolos grossos podem ser classificados de acordo com a sua curva granulométrica, ao passoque o comportamento de engenharia dos solos finos está intimamente relacionado com a suaplasticidade. Em outras palavras, os solos nos quais a fração fina não existe em quantidadesuficiente para afetar o seu comportamento são classificados de acordo com a sua curvagranulométrica, enquanto que os solos nos quais o comportamento de engenharia é controladopelas suas frações finas (silte e argila), são classificados de acordo com as suas característicasde plasticidade.

As quatro maiores divisões do Sistema Unificado de Classificação dos Solos são asseguintes: (1) - Solos grossos (pedregulho e areia), (2) - Solos finos (silte e argila), (3) - Solosorgânicos e (4) - Turfa. A classificação é realizada na fração de solo que passa na peneira75mm, devendo-se anotar a quantidade de material eventualmente retida nesta peneira. Sãodenominados solos grossos aqueles que possuem mais do que 50% de material retido napeneira 200 e solos finos aqueles que possuem mais do 50% de material passando na peneira200. Os solos orgânicos e as turfas são geralmente identificados visualmente. Cada grupo éclassificado por um símbolo, derivado dos nomes em inglês correspondentes: Pedregulho (G),do inglês "gravel"; Argila (C), do inglês "Clay"; Areia (S), do inglês "Sand"; Solos orgânicos(O), de "Organic soils" e Turfa (Pt), do inglês "peat". A única exceção para esta regra advémdo grupo do silte, cuja letra representante, M, advém do Sueco "mjäla".

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Os solos grossos são classificados como pedregulho ou areia. São classificados comopedregulhos aqueles solos possuindo mais do que 50% de sua fração grossa retida na peneira4 (4,75mm) e como areias aqueles solos possuindo mais do que 50% de sua fração grossapassando na peneira 4. Cada grupo por sua vez é dividido em quatro subgrupos a depender desua curva granulométrica ou da natureza da fração fina eventualmente existente. São eles:

1) Material praticamente limpo de finos, bem graduado W, (SW e GW)2) Material praticamente limpo de finos, mal graduado P, (SP e GP)3) Material com quantidades apreciáveis de finos não plásticos, M, (GM e SM)4) Material com quantidades apreciáveis de finos plásticos C, (GC ou SC)

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Formados por um solo bem graduado com poucos finos. Em um solo bem graduado,os grãos menores podem ficar nos espaços vazios deixados pelos grãos maiores, de modo queos solos bem graduados tendem a apresentar altos valores de peso específico (ou menorquantidade de vazios) e boas características de resistência e deformabilidade. A presença definos nestes grupos não deve produzir efeitos apreciáveis nas propriedades da fração grossa,nem interferir na sua capacidade de drenagem, sendo fixada como no máximo 5% do solo, emrelação ao seu peso seco. O exame da curva granulométrica dos solos grossos se faz por meiodos coeficientes de uniformidade (Cu) e curvatura (Cc), já apresentados anteriormente. Paraque o solo seja considerado bem graduado é necessário que seu coeficiente de uniformidade

38

seja maior que 4, no caso de pedregulhos, ou maior que 6, no caso de areias, e que o seucoeficiente de curvatura esteja entre 1 e 3.

��

Formados por solos mal graduados (curvas granulométricas uniformes ou abertas).Como os subgrupos SW e GW, possuem no máximo 5% de partículas finas, mas suas curvasgranulométricas não completam os requisitos de graduação indicados para seremconsiderados como bem graduados. Dentro destes grupos estão compreendidos as areiasuniformes das dunas e os solos possuindo duas frações granulométricas predominantes,provenientes da deposição pela água de rios em períodos alternados de cheia/seca.

��

São classificados como pertencentes aos subgrupos GM e SM os solos grossos nosquais existe uma quantidade de finos suficiente para afetar as suas propriedades deengenharia: resistência ao cisalhamento, deformabilidade e permeabilidade. Convenciona-se aquantidade de finos necessária para que isto ocorra em 12%, embora sabendo-se que ainfluência dos finos no comportamento de um solo depende não somente da sua quantidademas também da atividade do argilo-mineral preponderante. Para os solos grossos possuindomais do que 12% de finos, deve-se realizar ensaios com vistas a determinação de seus limitesde consistência wL e wP, utilizando-se para isto a fração de solo que passa na peneira #40. Paraque o solo seja classificado como GM ou SM, a sua fração fina deve se situar abaixo da linhaA da carta de plasticidade de Casagrande (vide fig. 6.2).

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São classificados como GC e SC os solos grossos que atendem aos critériosespecificados no item A.3, mas cuja fração fina possui representação na carta de plasticidadeacima da linha A. Em outras palavras, são classificados como GC e SC os solos grossospossuindo mais que 12% de finos com comportamento predominante de argila.

OBS: Os solos grossos possuindo percentagens de finos entre 5 e 12% devem possuirnomenclaturas duplas, como GW-GM, SP-SC, etc., atribuídas de acordo com o especificadoanteriormente. De uma forma geral, sempre que um material não se encontra claramentedentro de um grupo, devemos utilizar símbolos duplos, correspondentes a casos de fronteira.Ex: GW-SW (material bem graduado com menos de 5% de finos e formado com fração degrossos com iguais proporções de pedregulho e areia) ou GM-GC (solos grossos com mais doque 12% de finos cuja representação na carta de plasticidade de Casagrande se situa muitopróxima da linha A).

A fig. 6.1 apresenta um fluxograma exibindo os passos básicos a serem seguidos naclassificação de solos grossos pelo Sistema Unificado.

39

SOLOS GROSSOS

Pedregulho (G). Mais que 50% dafração grossa retido na # 4 (4.75mm)

Areia (S). Menos que 50% da fraçãogrossa retido na # 4 (4.75mm)

Menos que 5%passam na #200

Mais que12% passamna # 200

Entre 5 e 12%passam na #200

Se Cu > 4 e

1<Cc<3

GW GP

Senão

Nomes

duplos:

GW-GM

Finos

ML ou MH

GM GC

Finos

CL ou CH

Menos que 5%passam na #200

Mais que 12%passam na #200

Entre 5 e 12%passam na #200

Se Cu > 6e 1<Cc<3

SW SP

Senão

Nomes

duplos:

SW-SM

Finos

ML ou MH

SM SC

Finos

CL ou CH

Figura 6.1 - Classificação dos solos grossos pelo SUCS.

40

��

Os solos finos são classificados como argila e silte. A classificação dos solos finos érealizada tomando-se como base apenas os limites de plasticidade e liquidez do solo, plotadosna forma da carta de plasticidade de Casagrande. Em outras palavras, o conhecimento dacurva granulométrica de solos possuindo mais do que 50% de material passando na peneira200 pouco ou muito pouco acrescenta acerca das expectativas sobre suas propriedades deengenharia.

A Carta de plasticidade dos solos foi desenvolvida por A. Casagrande de modo aagrupar os solos finos em diversos subgrupos, a depender de suas características deplasticidade. Conforme é apresentado na fig. 6.2, a carta de plasticidade possui três divisoresprincipais: A linha A (de eq. IP = 0,73(wL - 20)), a linha B (wL = 50%) e a linha U (de eq. IP =0,9(wL - 8). Deste modo, os solos finos, que são divididos em quatro subgrupos (CL, CH, MLe MH), são classificados de acordo com a sua posição em relação às linhas A e B, conformeapresentado a seguir:

�� "!

Os solos classificados como CL (argilas inorgânicas de baixa plasticidade) são aquelesos quais têm a sua representação na carta de plasticidade acima da linha A e à esquerda dalinha B (conforme pode-se observar na fig. 6.2, deve-se ter também um IP > 7%). O grupoCH (argilas inorgânicas de alta plasticidade), possuem a sua representação na carta deplasticidade acima da linha A e à direita da linha B (wL > 50%). São exemplos deste grupo asargilas formadas por decomposição química de cinzas vulcânicas, tais como a argila do valedo México, com wL de até 500%.

�� #�� $%��&$'!

Os solos classificados como ML (siltes inorgânicos de baixa plasticidade) são aquelesos quais têm a sua representação na carta de plasticidade abaixo da linha A e à esquerda dalinha B (conforme pode-se observar na fig. 6.2, deve-se ter também um IP < 4%). O grupoMH (siltes inorgânicos de alta plasticidade), possuem a sua representação na carta deplasticidade abaixo da linha A e à direita da linha B (wL > 50%).

�� ()��+*,�-� *.!

São classificados utilizando-se os mesmos critérios definidos para os subgrupos ML eMH. A presença de matéria orgânica é geralmente identificada visualmente e pelo seu odorcaracterístico. Em caso de dúvida a escolha entre os símbolos OL/ML ou OH/MH pode serfeita utilizando-se o seguinte critério: Se wLs/wLn < 0,75 então o solo é orgânico senão éinorgânico. Os símbolos wLs e wLn correspondem a limites de liquidez determinados emamostras que foram secas em estufa e ao ar livre, respectivamente. Neste caso, a diferençaentre os valores de wL se deve ao fato de que a amostra seca em estufa a 105oC terá a suamatéria orgânica queimada, tendo em consequência o seu valor de wL reduzido.

41

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 1000

10

20

30

40

50

60

CL

ML

ML

OL

MHOH

CH

CL- ML

Linha AIP = 0,73·(WL - 20)

Linha UIP = 0,90·(WL - 8)

Limite de Liquidez (%)

Índi

ce d

e P

last

icid

ade

(%)

Figura 6.2 - Carta de plasticidade de Casagrande.

OBS: Solos cuja representação na carta de plasticidade se situe dentro da zona CL-ML devem ter nomenclatura dupla.Solos cuja representação na carta de plasticidade se situe próximo à linha LL = 50 % devem ter nomenclatura dupla: (MH-ML ou CH-

CL).Solos cuja representação na carta de plasticidade se situe próximo à linha A devem ter nomenclatura dupla: (MH-CH ou CL-ML).As argilas inorgânicas de média plasticidade possuem wL entre 30 e 50%.

42

��

São solos altamente orgânicos, geralmente fibrilares e extremamente compressíveis.As turfas são solos que incorporam florestas soterradas em estágio avançado dedecomposição. Estes solos formam um grupo independente de símbolo (Pt).

Na maioria dos solos turfosos os limites de consistência podem ser determinados apóscompleto amolgamento do solo. O limite de liquidez destes solos varia entre 300 e 500%permanecendo a sua posição na carta de plasticidade notavelmente acima da linha A. O Índicede plasticidade destes solos normalmente se situa entre 100 e 200.

A linha U apresentada na carta de plasticidade representa o limite superior dascoordenadas (wL;IP) encontrado para a grande maioria dos solos (mesmo solos possuindoargilo-mineriais de alta atividade). Deste modo, sempre que em um processo de classificaçãoo ponto representante do solo se situar acima da linha U, os dados de laboratório devem serchecados e os ensaios refeitos.

A carta de plasticidade de Casagrande pode ainda nos dar uma idéia acerca do tipo deargilo-mineral predominante na fração fina do solo. Solos possuindo argilo-minerais do tipo1:1 (como a caulinita) tem seus pontos de representação na carta de plasticidade próximo àlinha A (parte superior à linha A), enquanto que solos possuindo argilo-minerais de altaatividade (como a montmorilonita) tendem a ter seus pontos de representação na carta deplasticidade próximos à linha U (parte imediatamente inferior à linha U).

Apesar dos símbolos utilizados no SUCS serem de grande valia, eles não descrevemcompletamente um depósito de solo. Em todos os solos deve-se acrescentar informaçõescomo odor, cor e homogeneidade do material à classificação. Para o caso de solos grossos,informações como a forma dos grãos, tipo de mineral predominante, graus de intemperismoou compacidade, presença ou não de finos são pertinentes. Para o caso dos solos finos,informações como a umidade natural e consistência (natural e amolgada) devem ser sempreque possível ser fornecidas.

�� !� "��# �$# %� �&�'��(�)��*��+�,-�( (./.0�01)��2 �

A sistema de classificação da AASHTO foi desenvolvido em 1920 pelo "Bureau ofPublic Roads", que realizou um extenso programa de pesquisa sobre o uso de solos naconstrução de vias secundárias ("farm to market roads"). O sistema original foi baseado nascaracterísticas de estabilidade dos solos quando usados como a própria superfície da pista ouem conjunto com uma fina capa asfáltica. Diversas aplicações foram realizadas desde a suaconcepção e a sua aplicabilidade foi estendida consideravelmente. Segundo a AASHTO (videAASHTO, 1978), esta classificação pode ser utilizada para os casos de aterros, subleitos,bases e subbases de pavimentos flexíveis, mas deve-se ter sempre em mente o propósitooriginal da classificação quando da sua utilização.

O sistema da AASHTO classifica o solo em oito diferentes grupos: de A1 a A8 einclui diversos subgrupos. Os solos dentro de cada grupo ou subgrupo são ainda avaliados deacordo com o seu índice de grupo, o qual é calculado por intermédio de uma fórmulaempírica.

43

�� "!#��%$�&

Os solos pertencentes ao grupo A1 são bem graduados, ao passo que os solospertencente ao grupo A3 são areias mal graduadas, sem presença de finos. Os materiaispertencentes ao grupo A2 apesar de granulares (35% ou menos passando na peneira 200),possuem uma quantia significativa de finos.

' ��%�(� ��)�� *�� )��+��#�)�-, �� #./&

Os solos pertencentes aos grupos A4 ao A7 são solos finos, materiais silto-argilosos. Adiferenciação entre os diversos grupos é realizada com base nos limites de Atterberg. Solosaltamente orgânicos (incluindo-se aí a turfa) devem ser colocados no grupo A8. Como nocaso do SUCS, a classificação dos solos A8 é feita visualmente.

O índice de grupo é utilizado para auxiliar na classificação do solo. Ele é baseado naperformance de diversos solos, especialmente quando utilizados como subleitos. O índice degrupo é determinado utilizando-se a eq. 6.1, apresentada adiante:

( ) ( )[ ] ( )( )101501040005020035 −−+−+−= IPFwFIG L ,,, (6.1)

Onde F é a percentagem de solo passando na peneira 200

Quando trabalhando com os grupos A-2-6 e A-2-7 o índice de grupo deve serdeterminado utilizando-se somente o índice de plasticidade.

No caso da obtenção de índices de grupo negativos, deve-se adotar um índicede grupo nulo.

Usar o sistema de classificação da AASHTO não é difícil. Uma vez obtidos os dadosnecessários, deve-se seguir os passos indicados na fig. 6.3, da esquerda para a direita, eencontrar o grupo correto por um processo de eliminação. O primeiro grupo à esquerda queatenda as exigências especificadas é a classificação correta da AASHTO. A classificaçãocompleta inclui o valor do índice de grupo (arredondado para o inteiro mais próximo),apresentado em parênteses, à direita do símbolo da AASHTO. Ex: A-2-6(3), A-6(12),A-7-5(17), etc.

Devido a sua ligação histórica com a classificação de solos para uso rodoviário, aclassificação da AASHTO é bastante utilizada na seleção de solos para uso como base, sub-bases e sub-leitos de pavimentos.

44

SOLOS GROSSOS35% ou menos passando na # 200

Menos que 25%passando na # 200

menos que50% passamna # 40

Menos que 15%passa na # 200.


Menos que 50%passa na # 10

IP < 6%

A-1-a

Silte

IP ≤ 10%

Argila

IP ≥ 11%

LL ≤ 40%

A-2-4 A-2-5

Menos que 35%passando na # 200

mais que 50%passam na #40



IP < 6%

A-1-b


Não plástico

A-3

LL ≥ 41% LL ≤ 40%

A-2-6 A-2-7

LL ≥ 41%

Figura 6.3 - Classificação pela AASHTO. Solos grossos.

45

SOLOS SILTO-ARGILOSOS35% ou mais passando na # 200

Silte

IP ≤ 10%

Argila

IP ≥ 11%

LL ≤ 40%

A-4 A-5

LL ≥ 41% LL ≤ 40%

A-6 A-7-5

LL ≥ 41%

IP<= (LL-30)

LP >= 30%

IP>= (LL-30)

LP <= 30%

A-7-6

Figura 6.3 - Classificação pela AASHTO. Solos finos.

46

7. ÍNDICES FÍSICOS.

��

O comportamento de um solo depende da quantidade relativa de cada uma de suas trêsfases (sólidos, água e ar). Diversas relações são empregadas para expressar as proporçõesentre elas. Na fig. 7.1 mostrada a seguir estão representadas, de modo esquemático, as trêsfases que normalmente ocorrem nos solos, ainda que, em alguns casos, todos os vaziospossam estar ocupados pela água e a água possa conter substâncias dissolvidas.

Pesos Volumes

Massas Volumes

Zero Ma Ar Va

Vv

Zero Pa Ar Va

Vv Pt Pw Água Vw Vt

Ps Sólido Vs

Mt Mw Água Vw Vt

Ms Sólido Vs

�� "!�#�$%�#�&�#'��'�(�'�)#�&�*��#'+-,�� . �/��&)0��&�#�& . ��&�� 1#�&)�2�3&��54 �

Onde: Va, Vw, Vs, Vv e Vt representam os volumes de ar, água, sólidos, de vazios etotal do solo, respectivamente. Ps, Pw, Pa e Pt São os pesos de sólidos, água, ar e total e Ms,Mw, Ma e Mt são as respectivas massas de sólidos, água, ar e total.

�� 6'� !2#'4 �'�(7�#�&8#'�9�91#8:��54 ��+;#�&

�� 6'� � �2< �5 �(& � ��5��#>=?�A@

A porosidade é definida como a relação entre o volume de vazios e o volume total. Ointervalo de variação da porosidade está compreendido entre 0 e 1.

Vt

Vvn =

(7.1)

�� 6'� 6'� BC �'��#/DE��5 �'��F=GDH?@

Os vazios do solo podem estar apenas parcialmente ocupados por água. A relaçãoentre o volume de água e o volume dos vazios é definida como o grau de saturação, expressoem percentagem e com variação de 0 a 100% (solo saturado).

47

VvVw

Sr = (7.2)

��

O índice de vazios é definido como a relação entre o volume de vazios e o volume daspartículas sólidas, expresso em termos absolutos, podendo ser maior do que a unidade. Suavariação é de 0 a ∞.

e V v

V s

(7.3)

�� "!��# �%$�&'�'�(��)�*+�(,��'��-�(��# .'/0�'�213,��'��546�'7��8��9 :� ��2�'.;��)�*+�=<>��-�(��# .'/0�'�21;<>��46�'7��8��9 :� ��

�� @? �A,��'��B�'�'7A�8��9 :� �� γ�C�D/E��D�'�'7A�8��9 : ��F� ρ�C�6��GH��# �

O peso específico de um solo é a relação entre o seu peso total e o seu volume total,incluindo-se aí o peso da água existente em seus vazios e o volume de vazios do solo. Amassa específica do solo possui definição semelhente ao peso específico, considerando-seagora a sua massa.

gVt

Mt

Vt

Pt ⋅=== ργργ onde , (7.4)

�� 8�A,��'��D46�'7A�8��9 : ��"�6�8�B,��*I)9 ��.�# ��B��J�# �A��

O peso específico das partículas sólidas é obtido dividindo-se o peso das partículassólidas (não considerando-se o peso da água) pelo volume ocupado pelas partículas sólidas(sem a consideração do volume ocupado pelos vazios do solo). É o maior valor de pesoespecífico que um solo pode ter, já que as outras duas fases que compõe o solo são menosdensas que as partículas sólidas.

Vs

Pss =γ

(7.5)

�� 6,��'��D46�'7��8��9 :� ��"�A�BGH��# �BGK�8��

Corresponde a um caso particular do peso específico do solo, obtido para Sr = 0.

Vt

Psd =γ

(7.6)

�� L'�A,��'��D46�'7A�8��9 : ��"�6��GH��# �BGH��)+.8*+��6�

É o peso específico do solo quando todos os seus vazios estão ocupados pela água. Énumericamente dado pelo peso das partículas sólidas dividido pelo volume total do solo.

1 Sr quando, , ==Vt

Ptsatγ

(7.7)

48

�� !�"#$&%'��

Neste caso, considera-se a existência do empuxo de água no solo. Logo, o pesoespecífico do solo submerso será equivalente ao o peso específico do solo menos o pesoespecífico da água.

wsatsub γγγ −= (7.8)

OBSERVAÇÃO: As distinções entre os pesos específicos de solo saturado e submersoserão melhor compreendidas quando do estudo do capítulo tensões geostáticas, ondese apresenta o princípio das tensões efetivas, proposto por Terzaghi para representar ocomportamento dos solos em termos de resistência ao cisalhamento e deformação.

�� (��)*� +�,�%�+&#-+��. �/+��

As relações entre pesos ou entre volumes, por serem admensionais, não serãomodificadas caso no lado direito da fig. 7.1, os volumes de água, ar e sólidos sejam divididospor um determinado fator, conservado constante para todas as fases. Este fator pode serescolhido, por exemplo, para que o volume de sólidos se torne unitário. Deste modo,utilizando-se as relações entre volumes e entre pesos e volumes, definidas anteriormente,temos:

Pesos Volumes

1

e1 + eSr⋅e

0

γw⋅Sr⋅e

γs

Figura 7.2 - Relações entre volumes e entre pesos e volumes adotando-se umvolume de sólidos unitário.

Uma outra forma de organizar as relações entre volumes e entre pesos e volumes emum diagrama de fases seria adotando um volume total igual a 1. Neste caso teríamos:

1

Pesos Volumes

1 - n

nSr⋅n

0

γw⋅Sr⋅n

γs⋅(1-n)

Figura 7.3 - Relações entre volumes e entre pesos e volumes adotando-se umvolume total de solo unitário.

49

Das figs. 7.2 e 7.3 e utilizando-se as definições dadas para o índice de vazios e aporosidade tem-se:

n

ne

e

en

−=

+=

1ou

1 (7.9)

�� "!#��$%�%$"&'� �#�(�)��%�*��+� ,-��"��.$(�*�� /-�%$0��,1�1�*��$"�� 21��*$.��$�3 ,�� 41�%$!�3 $�� 4��$

Com o uso das figs. 7.2 e 7.3, diversas relações podem ser facilmente definidas entreos índices físicos. As eqs. 7.10 a 7.12 expressam algumas destas relações:

1 w

D += γγ

(7.10)

eSrw wS .. ⋅= γγ (7.11)

e

eSr wS

+⋅+

=1

.

γγγ

(7.12)

A umidade é definida como a relação entre o peso da água e o peso dos sólidos emuma porção do solo, sendo expressa em percentagem. Pela análise da fig. 7.2 temos que:

s

w eSr

Ps

Pww

γγ ⋅⋅

== (7.13)

Em agronomia e em alguns ramos da mecânica do solo utiliza-se a umidadevolumétrica (θ), definida como a relação entre o volume de água e o volume total de solo edada pela eq. 7.14

nSre

eSr

Vt

Vw ⋅=+⋅==

1θ

(7.14)

OBS: Apesar de alguns índices físicos serem apresentados em percentagem, o cálculodas relações entre eles deve ser feito utilizando-os na forma decimal. Todos os outros índicesdevem estar em unidades compatíveis.

�� 5 ��67��, $�� (�#�� .�� 2 ��68�

Conforme será discutido no transcorrer deste curso, por possuírem arranjos estruturaisbastante simplificados, os solos grossos (areias e pedregulhos com nenhuma ou poucapresença de finos) podem ter o seu comportamento avaliado conforme a sua curvacaracterística e a sua densidade relativa Dr, definida conforme a eq. 7.15.

Há uma variedade grande de ensaios para a determinação de emin e γdmáx; todos elesenvolvem alguma forma de vibração. Para emax e γdmin, geralmente se adota a colocação do solosecado previamente, em um recipiente, tomando-se todo cuidado para evitar qualquer tipo devibração. Os procedimentos para a execução de tais ensaios são padronizados em nosso Paíspelas normas NBR 12004 e 12051, variando muito em diferentes partes do Globo, nãohavendo ainda um consenso internacional sobre os mesmos. A densidade relativa é um índice

50

adotado apenas na caracterização dos SOLOS NÃO COESIVOS. A tabela 7.1 apresenta aclassificação da compacidade dos solos grossos em função de sua densidade relativa.

( )

natural. estado seu no seco solo do aparente específico peso

. e a teanalogamen definidos são e

natural. estado seu no solo do vazios de índice o é e

compacto. ou denso mais estado no solo do vazios de índice o é e

(fofo). solto mais estado no solo do vazios de índice o é

onde;

(7.12) x100%

max mind

min

max

minmax

max

maxmin

minmax

minmax

→

→→

→→

−−

=−

−=

d

d

dd

dd

d

d

R

ee

e

xee

eeD

γ

γγ

γγγγ

γγ

100

(7.15)

Tabela 7.1 - Classificação da compacidade dos solos grossos utilizando-se oconceito de densidade relativa.

DR (%) Designação

0 a 30 Fofa30 a 70 Medianamente compacta

60 a 100 compacta

Notas importantes:

a) A densidade relativa é o fator preponderante, tanto na deformabilidade quanto naresistência ao cisalhamento de solos grossos, influindo até na sua permeabilidade.

b) A densidade relativa pode ser utilizada na estimativa preliminar de regiões sujeitas àliquefação e no controle de compactação de solos não coesivos.

�� !��"#�$��%&� ��$')($ +*� ��,-��*�� )�� .$/ �0� ��

Para estimativa de todos os índices físicos de um determinado solo normalmenteefetuam-se as seguintes determinações:

1Umidade

2 Peso específico do solo (γ)2 Peso específico das partículas sólidas (γs)

�� 3 ��!��"#�$��%4� ��0'�(0 5*�768%&� *��*��

A umidade do solo é geralmente determinada em estufa, em laboratório. Para tanto,uma amostra de solo com determinado teor de umidade é pesada e posteriormente levada auma estufa, com temperatura entre 105 e 110o, onde permanece por um determinado período(geralmente um dia), até que a sua constância de peso seja assegurada. As variações no pesoda amostra de solo se devem a evaporação da água existente no seu interior. Após o períodode secagem em estufa, o peso da amostra é novamente determinado. Deste modo, o peso daágua existente no solo é igual a diferença entre os pesos da amostra antes e após esta serlevada à estufa, sendo a umidade do solo a razão entre esta diferença e o peso da amostradeterminado após secagem. A seguir são listados alguns métodos utilizados na determinaçãoda umidade do solo em campo e em laboratório.

51

Estufa a 105 - 110°C (laboratório)Speedy (campo)Fogareiro à Álcool (campo)Estufa a 60°C. (laboratório, no caso da suspeita de existência de matéria orgânica)Sonda de nêutrons (campo)TDR (campo)

�� ! ��"�$#�% &'� #��)(*��+ �

São listados a seguir os principais métodos utilizados em laboratório e em campo paradeterminação do peso específico do solo.

�� -, �. /�10�� 2��$��3��'� �

Cravação de cilindro biselado em amostras indeformadasCilindro de compactaçãoImersão em mercúrio (amostra indeformada, pequena)Balança hidrostática, solo parafinado (NBR 10838)

�� $�. /�54.� �6�/�

Cravação do cilindro de HilfMétodo do cone de areiaMétodo do balão de borrachaSonda de nêutrons.

�� 7��8�9� �'�:� ��"��! ��"�$#�% &'� #��"��;/�<�9�% #>=�+ �$�

Esta determinação é efetuada exclusivamente em laboratório, utilizando-se opicnômetro e os detalhes de sua execução são apresentados na NBR 6508.

�� ?��@�� + �$��A.% �.� #��

ÍNDICES FÍSICOSn (%) e γd γ γsat

SOLOS kN / m3

Areia c / pedregulho 18 - 42 0.22 - 0.72 14 - 21 18 - 23 19 - 24Areia Média a Grossa 25 - 45 0.33 - 0.82 13 - 18 16 - 21 18 - 21Areia Fina e Uniforme 33 - 48 0.49 - 0.82 14 - 18 15 - 21 18 - 21

Silte 30 - 50 0.48 - 1.22 13 - 19 15 - 21 18 - 22Argila 30 - 55 0.48 - 1.22 13 - 20 15 - 22 14 - 23

Sobre o peso específico das partículas, algumas observações necessitam sermencionadas:

Segundo dados de Lambe e Whitman (1969),γs geralmente se encontra no intervalo de22 a 29 kN/m3 é em função dos minerais constituintes do solo.

Solos orgânicos tendem a apresentar valores de γs menores que o convencional,enquanto que solos ricos em minerais ferrosos tendem a apresentar γs > 30 kN/m3.

52

8. DISTRIBUIÇÃO DE TENSÕES NO SOLO.

��

Como em todo material utilizado na engenharia, o solo, ao sofrer solicitações, irá sedeformar, modificando o seu volume e forma iniciais. A magnitude das deformaçõesapresentadas pelo solo irá depender não só de suas propriedades intrínsecas dedeformabilidade (elásticas e plásticas), mas também do valor do carregamento a ele imposto.O conhecimento das tensões atuantes em um maciço de terra, sejam elas advindas do pesopróprio ou em decorrência de carregamentos em superfície (ou até mesmo do alívio de cargasprovocado por escavações) é de vital importância no entendimento do comportamento depraticamente todas as obras da engenharia geotécnica.

Neste capítulo tratar-se-á da determinação ou previsão das pressões, aplicadas oudesenvolvidas em pontos do terreno, como resultado de um carregamento imposto, bem comoas tensões existentes no maciço devido ao seu peso próprio, isto é, as tensões geostáticas.

Nos solos ocorrem tensões devidas ao seu peso próprio e às cargas externas aplicadas.Assim, o estado de tensões em cada ponto do maciço depende do peso próprio do terreno, daintensidade da força aplicada e da geometria da área carregada e a obtenção de suadistribuição espacial é normalmente feita a partir das hipóteses formuladas pela teoria daelasticidade, conforme será visto mais adiante. No caso de tensões induzidas pelo pesopróprio das camadas de solo (tensões geostáticas) e superfície do terreno horizontal, adistribuição das tensões total, neutra e efetiva a uma dada profundidade é imediata,considerando-se apenas o peso do solo sobrejacente.

�� !�� #"$ #"��"% ��&��' �

O conceito de tensão em um ponto (desenvolvido pela mecânica do contínuo) éapresentado na disciplina Mecânica dos Sólidos, podendo ser representado pela eq. 8.1,apresentada adiante.

AF

A ∆∆

→

→

→∆

= lim0

σ

(8.1)

Onde ∆F é o módulo da força que atua no elemento de área de módulo ∆A.

Mostra-se que o estado de tensão em qualquer plano passando por um ponto em ummeio contínuo é totalmente especificado pelas tensões atuantes em três planos mutuamenteortogonais, passando no mesmo ponto. O estado de tensões em um ponto é completamenterepresentado pelo tensor de tensões naquele ponto. O tensor de tensões é composto de novecomponentes, formando uma matriz simétrica. O produto do tensor de tensões pelo versor danormal do plano passando pelo ponto considerado (vetor (n1;n2;n3) apresentado na fig. 8.1)fornece as componentes da tensão atuando sobre o plano (componentes Px, Py e Pz do vetor Papresentado na fig. 8.1).

Apesar de o solo constituir um sistema particulado, composto de três fases distintas,(água, ar e partículas sólidas) e o conceito de tensão em um ponto advir da mecânica docontínuo, este tem sido utilizado com sucesso na prática geotécnica. Além disso, boa partedos problemas em mecânica dos solos podem ser encarados como problemas de tensão oudeformação planos, de modo que para estes casos o tensor de tensões apresentado na fig. 8.1se torna mais simplificado, podendo o estado de tensões em um ponto ser representadoutilizando-se da construção gráfica do círculo de Mohr.

53

Deve-se salientar contudo, que devido ao fato de o solo constituir um sistemaparticulado, em cada ponto do maciço podem existir estados de tensões diferentes para cadauma de suas fases componentes.

Por serem fluidos, não suportando tensões cisalhantes, as tensões existentes nas faseságua e ar do solo são sempre ortogonais ao plano passando pelo ponto considerado. Pode-sedizer ainda, que na maioria dos casos, a pressão nos vazios de solo preenchidos por ar é igualà pressão atmosférica (adotada geralmente como zero).

PPP

nnn

x

y

x

x xy xz

y yz

z

=

⋅

σ τ τσ τ

σ

1

2

3

n P

Figura 8.1 - Representação do estado de tensões em um ponto.

O princípio das tensões efetivas- Postulado por Terzaghi, para o caso dos solossaturados, o princípio das tensões efetivas é uma função da tensão total (soma das tensões nasfases água e partículas sólidas) e da tensão neutra (denominada também de pressão neutra, é apressão existente na fase água do solo), que governa o comportamento do solo em termos dedeformação e resistência ao cisalhamento.

Mostra-se experimentalmente que, para o caso dos solos saturados, o que governa ocomportamento do solo em termos de resistência e deformabilidade é a diferença entre atensão total e a pressão neutra, denominada então tensão efetiva As tensões normaisdesenvolvidas em qualquer plano num maciço terroso, serão suportadas, parte pelas partículassólidas e parte pela água. As tensões cisalhantes somente poderão ser suportadas pelaspartículas sólidas.

No caso dos solos saturados, uma parcela da tensão normal age nos contatos inter-partículas e a outra parcela atua na água existente nos vazios Assim, a tensão total num planoserá a soma da tensão efetiva, resultante das forças transmitidas pelas partículas, e da pressãoneutra, dando origem a uma das relações mais importantes da Mecânica dos Solos, propostapor Terzaghi:

� ' � �� u (8.2)

Ondeσ′ é a tensão efetiva do solo,σ é a tensão total e u é a pressão neutra no pontoconsiderado.

Devido a sua natureza de fluido, a pressão na fase água do solo não contribui para asua resistência, sendo assim chamada de pressão neutra. Para visualizar um pouco melhor oefeito da água no solo imagine uma esponja colocada dentro de um recipiente com águasuficiente para encobri-la (a esponja se encontra totalmente submersa). Se o nível de água forelevado no recipiente, a pressão total sobre a esponja aumenta, mas a esponja não se deforma.Isto ocorre porque os acréscimos de tensão total são contrabalançados por iguais acréscimosna tensão neutra, de modo que a tensão efetiva permanece inalterada (vide eq. 8.2).

54

�� ! ��

Conforme relatado anteriormente, as tensões no interior de um maciço de solo podemser causadas por cargas aplicadas ao solo e pelo seu peso próprio. A distribuição destesestados de tensão ponto a ponto no interior do maciço obedece a um conjunto de equaçõesdiferenciais denominadas de equações de equilíbrio, de compatibilidade e as leis constitutivasdo material, cuja resolução é geralmente bastante complicada. Mesmo a distribuição detensões no solo devido ao seu peso próprio pode resultar em um problema mais elaborado.

Existe contudo, uma situação freqüentemente encontrada na geotecnia, em que o pesodo solo propicia um padrão de distribuição de tensões bastante simplificado. Isto acontecequando a superfície do solo é horizontal e quando as propriedades do solo variam muitopouco na direção horizontal.

Cálculo da tensão geostática vertical- Para a situação descrita anteriormente, nãoexistem tensões cisalhantes atuando nos planos vertical e horizontal (em outras palavras, osplanos vertical e horizontal são planos principais de tensão). Portanto, a tensão vertical emqualquer profundidade é calculada simplesmente considerando o peso de solo acima daquelaprofundidade. Assim, se o peso específico do solo é constante com a profundidade, a tensãovertical total pode ser calculada simplesmente utilizando-se a eq. 8.3 apresentada adiante,onde z representa a distância do ponto considerado até a superfície do terreno (Fig. 8.2).

zv ⋅= γσ (8.3)

Onde:

σv é a tensão geostática vertical total no ponto considerado.

γ é o peso específico do solo.z eqüivale a profundidade.

A pressão neutra é calculada de modo semelhante, utilizando-se a eq. 8.4.

wzwu ⋅= γ

(8.4)

Onde:

u é a pressão neutra atuando na água no ponto considerado.

γw é o peso específico do da água (adotado normalmente como γw = 10 kN/m3).zw eqüivale a profundidade do ponto considerado até a superfície do lençol freático.

Quando o terreno é constituído de camadas estratificadas, o que é comum em grandeparte dos casos, ocorre uma variação dos pesos específicos ao longo da profundidade e atensão normal resulta do somatório do efeito das diversas camadas. A tensão vertical efetiva éentão calculada utilizando-se a eq. 8.5.

55

� ' v ��i � 1

n �i � hi �

�w � zw (8.5)

Onde hi e γi representam o peso específico e a espessura de cada camada considerada.

A fig. 8.2 abaixo, mostra um diagrama de tensões com a profundidade em um perfil desolo estratificado.

NA

σv

σh

zµ

(σv- u)

(σh -u)

Solo 1. Acima do N.A.

Solo 1. Abaixo do N.A.

Solo 2.

γ1

γ2

γ3

N.A.

σv, σ

v' e u

u = γ w hwz

σvσ

v' u

�v ' �

�i � 1

n �i � hi �

�w � zw

Figura 8.2 - Distribuições de tensões geostáticas verticais.

Uso do peso específico submerso -Caso o nível de água, apresentado na fig. 8.2,estivesse localizado na superfície do terreno, o cálculo das tensões efetivas poderia sersimplificado pelo uso do conceito de peso específico submerso, discutido no capítulo de

índices físicos. Neste caso, a tensão total vertical será dada porσv = γsat⋅z, enquanto que a

pressão neutra no mesmo ponto será u = γw⋅z. A tensão efetiva, correspondente à diferença entre estes dois valores, será:σv' = σv - u

= γsat⋅z. - γw⋅z, o que faz com que tenhamos:σv'= (γsat - γw)⋅z = γsub⋅z, ondeγsub é o pesoespecífico submerso do solo.

56

��

Determinar as tensões geostáticas verticais efetiva e total e a pressão neutra para operfil apresentado na fig. 8.3 e traçar os diagramas correspondentes.

Cálculo das tensões geostáticas:

� Tensões Totais:(σ)

σv(1) = 17,0 x 1,0 = 17,0 kN/m2

σv(2) = 17,0 + 18,5 x 2,0 = 54,0 kN/m2

σv(3) = 54,0 + 20,8 x 1,5 = 85,2 kN/m2

� Pressões Neutras:(u)

u(1) = 0

u(2) = 0 + γw x 2,0 = 10,0 x 2,0 = 20,0 kN/m2

u(3) = 20,0 + 10,0 x 1,5 = 35,0 kN / m2

� Tensões Efetivas: (σ' = σ - u)

σ'v(1) = 17,0 - 0 = 17,0 kN/m2

σ'v(2) = 54,0 - 20,0 = 34,0 kN/m2

σ'v(3) = 85,2 - 35,0 = 50,2 kN/m2

Figura 8.3 - Exemplo de Cálculo das tensões geostáticas verticais.

Cálculo das tensões geostáticas horizontais- As tensões geostáticas horizontaisexistentes em um maciço de solo são muito importantes no cálculo dos esforços desolo sobre estruturas de contenção, como os muros de arrimo, cortinas atirantadas etc.Estes esforços dependem em muito dos movimentos relativos do solo, ocasionados emfunção da instalação da estrutura de contenção. Para o caso do solo em repouso, astensões geostáticas horizontais são calculadas empregando-se o coeficiente de empuxoem repouso do solo, conforme apresentado pela eq. 8.6.

57

- 5

- 4

- 3

- 2

- 1

0

Cot

a em

rel

ação

à s

uper

fície

(m

)

0 20 40 60 80 100

Tensões total, neutra e efetiva (kPa)

Tensão total

Pressão neutra

Tensão efetiva

Figura 8.4 - Representação gráfica dos resultados calculados

''vh Ko σσ ⋅= (8.6)

Segundo Jaky (1956), o coeficiente de empuxo em repouso do solo pode ser estimadacom o uso da eq. 8.7, apresentada a seguir, ondeφ' é o ângulo de atrito interno efetivodo solo, apresentado em detalhes no capítulo de resistência ao cisalhamento (volumeII).

( )'sen1 φ−=Ko (8.7)

�� !�� "# � $ &%(' � ��

As cargas aplicadas na superfície de um terreno induzem tensões, com conseqüentesdeformações, no interior de uma massa de solo. Embora as relações entre tensões induzidas eas deformações resultantes sejam essencialmente não lineares, soluções baseadas na teoria daelasticidade são comumente adotadas em aplicações práticas, respeitando-se as equações deequilíbrio e compatibilidade relatadas anteriormente.

O solo é admitido como um meio homogêneo (propriedades iguais em cada ponto domaciço), isotrópico (em cada ponto, as propriedades são iguais em qualquer direção), deextensão infinita, sendo as deformações proporcionais às tensões aplicadas e calculadasutilizando-se os parâmetros elásticos do solo: E (módulo de elasticidade) eν (coeficiente dePoisson). Estas hipóteses envolvem considerável simplificação do comportamento real dosolo, sendo as soluções obtidas apenas aproximadas, devido às seguintes razões:

�A admissão de uma relação linear entre tensões e deformações é razoavelmenteconsistente apenas no regime de pequenas deformações, quando a magnitude finaldas tensões induzidas é bastante inferior a magnitude das tensões de ruptura;

�A hipótese de meio isotrópico e homogêneo significa assumir valores constantespara os parâmetros elásticos do solo quando se sabe, por exemplo, que o módulode elasticidade tende a variar tanto em profundidade como lateralmente. Aaplicação do modelo elástico fica então, implicitamente, vinculada à adoção deconstantes elásticas do solo compatíveis com as condições de tensões edeformações existentes " in situ" ;

58

�A consideração do solo como um semi - espaço infinito e homogêneo, requer queo terreno seja homogêneo em amplas áreas e até uma grande profundidade, funçãodas dimensões da área do carregamento.

Apesar destas limitações, a simplicidade das soluções obtidas justifica o amploemprego desta teoria. Em análises mais avançadas, o método dos elementos finitos,incorporando modelos de comportamento tensão - deformação mais realistas para ossolos, tem sido freqüentemente utilizado para a avaliação de tensões e deformaçõesinduzidas em uma massa de solo.

�� ! "�"�#� ��$�!��% � ��

As tensões induzidas em uma massa de solo, decorrentes de carregamentossuperficiais, dependem fundamentalmente da posição do ponto considerado no interior doterreno em relação à área de carregamento. A lei de variação das tensões, lateralmente ecom a profundidade, constitui a denominada distribuição de tensões nos solos.

A magnitude das tensões aplicadas tende a diminuir tanto com a profundidadecomo lateralmente, à medida que aumenta a distância horizontal do ponto à zona decarregamento (fig. 8.5).

Pode-se dizer que embora as perturbações no estado de tensão inicial de ummaciço de solo, provocadas por um determinado carregamento, se propaguemindefinidamente, a intensidade destas perturbações (ou os valores dos acréscimos detensão induzidos na massa de solo) diminuem bastante em profundidade e com oafastamento lateral, de modo que a influência, do ponto de vista prático, destas cargas, élimitada a uma determinada região. Unindo-se os pontos da massa de solo solicitados portensões iguais, obtém-se superfícies de distribuição de tensões denominadas isóbaras. Aoconjunto dessas isóbaras denomina-se de bulbo de tensões. Em termos práticos, o conceitode bulbo de tensões é aplicado para a massa de solo delimitada pela isóbaracorrespondente a 10% de carga aplicada à superfície do terreno (0,1q), de modo que naárea de solo externa a esta isóbara supõe-se ser negligenciável a influência docarregamento imposto. A fig. 8.5(a) apresenta a distribuição de tensões verticais em umplano passando pelo centro de uma área carregada circular de raio B e 8.5(b) os bulbos detensões verticais obtidos para 20, 10, 5, e 2 kPa, considerando uma carga pontual de 100kN (eq. 8.10).

A distribuição de tensões nos solos pode ser estimada de forma expedita,admitindo-se que as tensões se propagem uniformemente através da massa de solosegundo um dado ângulo de espraiamento (por exemplo, 30°ou 45°) ou uma dadadeclividade (por exemplo, método 2:1). Essa aproximação empírica baseia-se nasuposição de que a área sobre a qual a carga atua aumenta de uma forma sistemática coma profundidade, de modo que (σv=Q/A) decrescem com a profundidade, como mostra afig. 8.6.

Para o caso da fig. 8.6, de uma sapata retangular, as tensões induzidas na superfície doterreno são dadas por:

&v z ' 0 ' Q

bo ( l o (8.8)

Na profundidade (z), a área da sapata aumenta de z/2 (para o método 2:1) ou z.tanφo

(espraiamento), para cada lado. Assim, a tensão nesta profundidade será estimada pela eq. 8.9:&

v z ' Qb z ( l z

(8.9)

59

B

q

Dist. Real

2

1

Distribuiçãoaproximada

A

B B

A

(a)

(b)Figura 8.5 - (a) Exemplo de distribuição de acréscimos de tensão vertical devido a

um carregamento na superfície do terreno e (b) isóbaras de acréscimo de tensões verticaispara 20, 10, 5 e 2 kPa, considerando uma carga pontual de 100 kN (Boussinesq).

a) Espraiamento segundo um angulo φo b) Método 2:1

boa a

φo

Qσo = Q

bo x lo

bo

Q σ1 = Qbz x lz

Z

bo + z

bolo

lo + z

z

2

1

oa

za

tan =⇒=φ o

tanφz·

Figura 8.6 - Distribuição de tensão vertical com a profundidade, segundo umângulo de espraiamento (a) ou método 2:1 (b).

b z ' bo � 2 � z � tan � o

l z ' l o � 2 � z � tan � o

60

O ângulo de espraiamento (φo) é função do tipo de solo, com valores típicos de:� solos muito moles: φo < 40°� areias puras: φo ≅ 40° a 45°� argilas rijas e duras: φo ≅ 70°� rochas: : φo > 70°

É importante salientar que a distribuição simplificada de tensões pressupõe que atensão vertical em cada plano horizontal seja uniforme, sendo que na realidade a distribuiçãoreal tem uma forma de sino, havendo maior concentração de tensão na região próxima ao eixoda carga, como mostra a fig. 8.7, onde um determinado carregamento foi dividido em umasérie de intervalos, para cada intervalo sendo aplicado o método simplificado da distribuiçãode tensões (vide também na fig. 8.5 os resultados obtidos a partir da aplicação da teoria daelasticidade).

z

Figura 8.7 - Distribuição de tensões em um solo obtida a partir do uso da soluçãosimplificada discretizando-se a superfície carregada em diversos elementos.

�� !"� �� "� #�� $�

As tensões dentro de uma massa de solo podem também ser estimadas empregando assoluções obtidas a partir da teoria da elasticidade. Apesar das hipóteses adotadas nestasformulações, seu emprego aos casos práticos é bastante freqüente, dada a sua simplicidade,quando comparadas a outros tipos de análises mais elaboradas, como o emprego de técnicasde discretização do contínuo. Por outro lado, pode-se dizer também que estas soluçõesapresentam resultados bem mais próximos do real do que aqueles obtidos com o uso dasolução simplificada, apresentada no item anterior. Existem formulações para uma grandevariedade de tipos de carregamento. Serão apresentados aqui, apenas os casos maisfreqüentes, sem nos preocuparmos com o desenvolvimento matemático das equaçõesresultantes.

�� % ��&�� '�(��*)�� +�� ,��

Boussinesq (1885) desenvolveu as equações para cálculo dos acréscimos de tensõesefetivas verticais, radiais e tangenciais, causadas pela aplicação de uma carga pontual agindoperpendicularmente na superfície de um terreno (fig. 8.8). Para obtenção da solução, assumiuas seguintes hipóteses: maciço homogêneo, isotrópico, semi - infinito e de comportamentolinearmente elástico (validade da lei Hooke), a variação de volume do solo sob aplicação dacarga é negligenciada, dentre outras. A eq. 8.10 apresenta a solução de Boussinesq, para ocálculo do acréscimo da tensão vertical efetiva em qualquer ponto do maciço, obtida por meiode integração das equações diferenciais da teoria da elasticidade.

A estimativa dos acréscimos de tensões verticais é muito mais freqüente, em termospráticos, que de tensões tangenciais, radiais e de cisalhamento, de modo que esta é geralmenterealizada por intermédio de um fator de influência (Nb), apresentado na eq. 8.10, utilizando-sede fórmulas e ábacos específicos para cada tipo de carregamento. Os valores de Nb dependemapenas da geometria do problema, sendo dado em função de r/z, no ábaco da fig. 8.9.Observar que σz é independente do material, os parâmetros elásticos não entram na equação.

61

Q"Carga Pontual"

σ πz b

Q

zr

z

Q

zN= ⋅ ⋅

+

= ⋅22

5

2

2

3

2

1

Figura 8.8 - Carga concentrada aplicada na superfície do terreno - Solução de

Boussinesq.

A solução de Boussinesq, apresentada acima, não conduz a resultados satisfatóriosquando tratamos com alguns solos sedimentares, onde o processo de deposição em camadasconduz a obtenção de um material de natureza anisotrópica. A análise da influência daanisotropia do solo nos valore obtidos por Boussinesq foi realizada por por Westergaard,simulando uma condição extrema de anisotropia para uma massa de solo impedida de sedeformar lateralmente. As tensões são inferiores às da solução proposta por Boussinesq que é,por sua vez, o procedimento mais intensamente utilizado nas aplicações práticas. A fig. 8.9também apresenta o fator de influência (Nw) obtido por Westergaard.

0,00 0,30 0,60 0,90 1,20 1,50 1,80 2,10 2,40 2,70 3,000,00

0,05

0,10

0,15

0,20

0,25

0,30

0,35

0,40

0,45

0,50

Westergaard

Boussinesq � z� Q

z 2N

NB

�3

2� �

1 � r

z

2 5

2

N W�

1

�

1 � 2 � r

z

2 3

2

z/r

N

Figura 8.9 - Fatores de influência para tensões verticais devido a uma cargaconcentrada (NB: Solução de Boussinesq e NW: Solução de Westergaard).

(8.10)

Onde:Q = carga pontualZ = profundidade que vai da superfície do terreno (pto deaplicação da carga) até a cota onde deseja-se calcular σz

r = distância horizontal do ponto de aplicação da carga atéonde atua σz

62

�� ! ��"��# ��"��$��

As distribuições de tensões em uma massa de solo, induzidas por outros tipos decarregamentos mais freqüentes na prática, puderam ser estabelecidas a partir da generalizaçãoda solução de Boussinesq, as quais serão apresentadas a seguir:

%�&�' �(*)+��# ��,(-# ./��0 �/�1��2� �3��)+��2��45�!� # ��6��879�� !:8�� +� &

As tensões induzidas no ponto (A), por uma carga uniformemente distribuída ao longode uma linha (Y) na superfície do semi- espaço foram obtidas por Melan (fig. 8.10) e estãoapresentadas nas eqs. 8.11 a 8.13.

222

32

)zx(z

.q

z +π=σ

(8.11)

222

32

)zx(z

.q

z +π=σ

(8.12)

222

22

)zx(z.x

.q

xy +π=τ

(8.13)

O

dy

x

σz

A

φ

O'

Z

Y

X

q/m

Z

σx

Figura 8.10 - Carga distribuída ao longo de uma linha (Melan).

&;' �(,( ��)+�4<��*�=�"��# > ��(?45�;��".@( �A�"4B�=C@� ��D��E(*�"*�+��)+�"� �(F��AD��4<CG(,# 4<��*�A# ��>-# �"# *�H79��3C@��*�D��3(,(-# �/� &

Em se tratando de uma placa retangular em que uma das dimensões é muito maior quea outra, como por exemplo, no caso das sapatas corridas, os esforços introduzidos na massa desolo podem ser calculados por meio da fórmula desenvolvida por Terzaghi & Carothers. Afig. 8.11 apresenta o esquema de carregamento e o ponto onde se está calculando o acréscimode tensões. Observar que a placa tem largura 2b e está carregada uniformemente com q. Astensões num ponto A, situado a uma profundidade (z) e distante (x) do centro da placa sãodadas pelas eqs. 8.14 a 8.16, com ângulo α dado em radianos.

)cos.sen.(q

z βα+απ

=σ 2 (8.14)

63

Figura 8.11 - Placa retangular de comprimento infinito (sapata corrida).

)cos.sen(q

x βα−απ

=σ 2 (8.15)

βαπ

=τ 2cos.sen.q

xy (8.16)

�� !"��# �"�$��!��%'& ��()�*�� & ��

Newmark (1935), integrou a equação de Melan (8.11) e obteve a equação para cálculoda tensão vertical (σz) induzida no canto de uma área retangular uniformemente carregada.Para o caso de uma área retangular de lados (x) e (y), uniformemente carregada (fig. 8.12), astensões verticais em um ponto situado numa profundidade (z), na mesma vertical de um dosvértices, é dada pela eq. 8.17.

Az

σz

y

x

q /área

Figura 8.12 - Placa retangular uniformemente carregada.

+−+++

+++++

+++++

=1.nmnm

)1n2m.n(m tagarc

1nm

2nm.

1.nmnm

)1n(mm.n2

4 2222

21

22

22

22

2222

21

22

z πσ q

(8.17)

onde:q = carga por unidade de área, ou seja, σo

m = x /zn = y /zx, y = largura e comprimento da área uniformemente carregada.

64

Os parâmetros m e n são intercambiáveis. Pode-se observar que a eq. 8.17, dependeapenas da geometria da área carregada (m e n), assim, felizmente, a eq. 8.17 pode ser reescritaem função de um fator de influência:

�

z� q � I � (8.18)

onde: Iσ = fator de influência, o qual depende de m e n.

Os valores de Iσ, para vários valores de m e n, podem ser mais facilmentedeterminados com o uso do gráfico apresentado na fig. 8.13 ou usando a Tabela 8.1. Assim,para calcularσz, em um ponto, sob um vértice de uma área uniformemente carregada, bastadeterminar x e y e os valores de m e n, e obter Iσ, usando o gráfico ou a tabela.

É importante salientar que todas as deduções estão referenciadas a um sistema decoordenadas, no qual o vértice, ou seja, o canto da área carregada, coincide com a origem doseixos. Para calcular o acréscimo de tensões em pontos que não coincidem com o canto da áreacarregada, deve-se usar o princípio da superposição dos efeitos, acrescentando e subtraindoáreas, de tal forma que o efeito final corresponda à área efetivamente carregada.

O cálculo do acréscimo de tensões verticais num ponto (P), situado a umaprofundidade (z) sob o centro da área retangular ABCD (fig. 8.14a), por exemplo, deve serfeito mediante aplicação da eq. 8.18, onde Iσ corresponde à influência de quatro áreasretangulares iguais AMPN, ou seja, Iσ = 4I(AMPN).

0 2,5 5 7,5 100,0000

0,0250

0,0500

0,0750

0,1000

0,1250

0,1500

0,1750

0,2000

0,2250

0,2500

m ou n = 0,1

m ou n = 0,3

m ou n = 0,5

m ou n = 0,8

m ou n = 1,2

m ou n = 2m ou n = 5

m ou n

Fat

or d

e In

fluên

cia,

Figura 8.13 - Fatores de influência para a placa retangular uniformementecarregada.

Suponhamos agora, que desejamos encontrar as tensões verticais no ponto (A), a umaprofundidade z, produzida pela área carregada II (fig. 8.14b) . Para essa condição teremos que

65

fazer algumas construções auxiliares a fim de satisfazer as condições iniciais (acrescentar esubtrais áreas). Para esse casso, o fator de influência (Iσ ) será: Iσa = I(I+II+III+IV) - I(I+III) -I(III+IV) +I(IIII) .

MA

N

B

CD

P

IIII

IV

A

II

(a) (b)Figura 8.14 - Esquema para cálculo das tensões em qualquer ponto - Placa

retangular uniformemente carregada.

Tabela 8.1 - Fatores de influência para uma placa retangular

m=x/zoun=y/z

m = y/z ou n =x/z0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 1,2 1,5 2,0 2,5 3,0 5,0 10,0

0,1 0,005 0,009 0,013 0,017 0,020 0,022 0,024 0,026 0,027 0,028 0,029 0,030 0,031 0,031 0,032 0,032 0,032

0,2 0,009 0,018 0,026 0,033 0,039 0,043 0,047 0,050 0,053 0,055 0,057 0,059 0,061 0,062 0,062 0,062 0,062

0,3 0,013 0,026 0,037 0,047 0,056 0,063 0,069 0,073 0,077 0,079 0,083 0,086 0,089 0,090 0,090 0,090 0,090

0,4 0,017 0,033 0,047 0,060 0,071 0,080 0,087 0,093 0,098 0,101 0,106 0,110 0,113 0,115 0,115 0,115 0,115

0,5 0,020 0,039 0,056 0,071 0,084 0,095 0,103 0,110 0,116 0,120 0,126 0,131 0,135 0,137 0,137 0,137 0,137

0,6 0,022 0,043 0,063 0,080 0,095 0,107 0,117 0,125 0,131 0,136 0,143 0,149 0,153 0,155 0,156 0,156 0,156

0,7 0,024 0,047 0,069 0,087 0,103 0,117 0,128 0,137 0,144 0,149 0,157 0,164 0,169 0,170 0,171 0,172 0,172

0,8 0,026 0,050 0,073 0,093 0,110 0,125 0,137 0,146 0,154 0,160 0,168 0,176 0,181 0,183 0,184 0,185 0,185

0,9 0,027 0,053 0,077 0,098 0,116 0,131 0,144 0,154 0,162 0,168 0,178 0,186 0,192 0,194 0,195 0,196 0,196

1,0 0,028 0,055 0,079 0,101 0,120 0,136 0,149 0,160 0,168 0,175 0,185 0,193 0,200 0,202 0,203 0,204 0,205

1,2 0,029 0,057 0,083 0,106 0126 0,143 0,157 0,168 0,178 0,185 0,196 0,205 0,212 0,215 0,216 0,217 0,218

1,5 0,030 0,059 0,086 0,110 0,131 0,149 0,164 0,176 0,186 0,193 0,205 0,215 0,223 0,226 0,228 0,229 0,230

2,0 0,031 0,061 0,089 0,113 0,135 0,153 0,169 0,181 0,192 0,200 0,212 0,223 0,232 0,236 0,238 0,239 0,240

2,5 0,031 0,062 0,090 0,115 0,137 0,155 0,170 0,183 0,194 0,202 0,215 0,226 0,236 0,240 0,242 0,244 0,244

3,0 0,032 0,062 0,090 0,115 0,137 0,156 0,171 0,184 0,195 0,203 0,216 0,228 0,238 0,242 0,244 0,246 0,247

5,0 0,032 0,062 0,090 0,115 0,137 0,156 0,172 0,185 0,196 0,204 0,217 0,229 0,239 0,244 0,246 0,249 0,249

10,0 0,032 0,062 0,090 0,115 0,137 0,156 0,172 0,185 0,196 0,205 0,218 0,230 0,240 0,244 0,247 0,249 0,250

�� !� ��!"$# ��%&�'%�� %&��# �(�

O cálculo das tensões induzidas por uma placa circular de raio r, uniformementecarregada, foi resolvido por Love, a partir da integração da equação Boussinesq, para todaárea circular. Para pontos situados a uma profundidade z, abaixo do centro da placa de raio r,as tensões induzidas podem ser estimadas pela eq. 8.19:

+

−=σ23

21

11

/

oZ )z/r(q .

(8.19)

Essa expressão, na prática, pode ser simplificada pela introdução de um fator deinfluência (Iσ), podendo ser reescrita na forma:

Ι=σ .qozσ (8.20)

O fator de influência é obtido em função da relação z/r e x/r, dada pelo gráfico da fig.8.15, onde: z = profundidade; r = raio da placa carregada; x = distância horizontal que vai do

66

centro da placa ao ponto onde se deseja calcular o acréscimo de tensões; qo = pressão decontato. Observar que neste gráfico os fatores de influência são expressos em porcentagem.

Para obtenção dos valores de Iσ, para pontos quaisquer do terreno, também pode-seutilizar a tabela 8.2. Vale acrescentar que quando tem-se x/r = 0, tem-se o acréscimo detensões induzida na vertical que passa pelo centro da placa circular carregada.

Figura 8.15 - Fatores de influência, expresso em %, para a placa circularuniformemente carregada.

Tabela 8.2 - Fatores de influência para uma placa circular de raio r, carregada

x/rz/r 0 0,25 0,50 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0

0,25 0,986 0,983 0,964 0,460 0,015 0,002 0,000 0,000 0,000 0,000

0,50 0,911 0,895 0,840 0,418 0,060 0,010 0,003 0,000 0,000 0,000

0,75 0,784 0,762 0,691 0,374 0,105 0,025 0,010 0,002 0,000 0,000

1,00 0,646 0,625 0,560 0,335 0,125 0,043 0,016 0,007 0,003 0,000

1,25 0,524 0,508 0,455 0,295 0,135 0,057 0,023 0,010 0,005 0,001

1,50 0,424 0,413 0,374 0,256 0,137 0,064 0,029 0,013 0,007 0,002

1,75 0,346 0,336 0,309 0,223 0,135 0,071 0,037 0,018 0,009 0,004

2,00 0,284 0,277 0,258 0,194 0,127 0,073 0,041 0,022 0,012 0,006

2,5 0,200 0,196 0,186 0,150 0,109 0,073 0,044 0,028 0,017 0,011

3,0 0,146 0,143 0,137 0,117 0,091 0,066 0,045 0,031 0,022 0,015

4,0 0,087 0,086 0,083 0,076 0,061 0,052 0,041 0,031 0,024 0,018

5,0 0,057 0,057 0,056 0,052 0,045 0,039 0,033 0,027 0,022 0,018

7,0 0,030 0,030 0,029 0,028 0,026 0,024 0,021 0,019 0,016 0,015

10,00 0,015 0,015 0,014 0,014 0,013 0,013 0,013 0,012 0,012 0,011

67

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A fig. 8.16 mostra uma distribuição linear de carga vertical aplicada sobre uma placaretangular de comprimento infinito e largura 2b, com a carga variando de 0 a um valor q, aolongo da largura. A tensão vertical induzida num dado ponto de coordenadas (x, z) é dadapela eq. 8.21:

δ−α

π=σ 2

2sen

x.

qoz .

b

(8.21)

Figura 8.16 - Carregamento triangular de comprimento infinito.

A solução do problema da distribuição de tensões em uma massa de solo, devido a umcarregamento triangular de comprimento infinito, constitui um procedimento básico paraavaliação das tensões induzidas em uma massa de solo por cargas provenientes da execuçãode um aterro. Com efeito, aplicando-se o principio da superposição, as cargas do aterro (fig.8.17a) podem ser expressas pela diferença dos carregamentos indicados nas figs. 8.17b e8.17c.

(a) (b) (c)

Figura 8.17 - Carregamento em forma de um trapézio retangular de comprimentoinfinito.

68

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As tensões induzidas em uma profundidade z, devido a um acréscimo de cargacausado por uma área carregada em forma de trapézio retangular pode ser facilmentecalculada usando a eq. 8.22, onde o fator de influência (Iσ), é dado pelo ábaco apresentado nafig. 8.18. Este tipo de carregamento encontra grande aplicação na avaliação de tensõesproduzidas por aterros e barragens. Os fatores de influência são em função das dimensões a eb, como apresentado nesta figura e o ponto considerado na extremidade direita da área delargura b.

Ι=σ .qoz σ (8.22)

Figura 8.18 - Fatores de influência para carregamento em forma de um trapézioretangular de comprimento infinito (aterro extenso).

69

Pode-se observar na fig. 8.18, que para b/z = 0, recai-se no caso de carregamentotriangular. Analogamente, através da aplicação do principio da superposição, computa -se asoma ou a diferença dos efeitos das partes do aterro, conforme indicado para o ponto P da fig.8.19.

σzσz (esq.) σz (dir)

+=P

Figura 8.19 - Esquema para cálculo das tensões induzidas no ponto, para umaterro.

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Newmark (1942), baseado na equação de Love, que fornece o acréscimo de tensõesocasionadas por uma placa circular uniformemente carregada, desenvolveu um métodográfico que permite obter as tensões induzidas devido uma área de forma irregular sobcondição de carregamento uniforme, atuando na superfície do terreno. A construção do ábacode Newmark é baseada na fórmula de Love, adotando-se os seguintes procedimentos:

1) Tomando-se a fórmula de Love sob a forma :

113

2

−

σ−=

−

qzR z

(8.23)

atribuem-se valores à relaçãoσz/q e calcula-se o raio R da placa necessária paraproduzir o acréscimo de cargaσz/q arbitrado a uma profundidade z (cujo valor é fixado pelaescala a partir da qual o gráfico foi construído) sob o centro da placa carregada com umacarga unitária;

b) Exemplificando:σz/q = 0,8 ⇒ R/z = 1,387 ⇒ (R) σz = 0,8 = 1,387 x AB, sendo AB o seguimento de

referência (escala) adotado (fig. 8.20). Assim, a uma profundidade z = AB, o acréscimo decarga seria σz/q = 0,8 se a área carregada fosse circular de raio R = 1,387 x AB.

c) Para outros valores deσz/q, obtém-se um conjunto de círculos concêntricos, tais queos anéis circulares gerados representam parcelas dos acréscimos de tensões verticais. Porexemplo, o acréscimo de tensão vertical devido ao espaço anelar compreendido entre oscírculos de (R) σz = 0,8 e (R) σz = 0,7 seria dado por σz = 0,8 - 0,7 = 0,1;

d) Cada espaço anelar é então dividido em um certo número de partes iguais(geralmente 20 setores), cada parte representando uma parcela de contribuição ao valor finaldo acréscimo de tensão no solo devido a toda a área carregada. No exemplo,σz/q devido acada setor seria dada por:

0,005 ou =Ι==σ 005020

10,

,z

(8.24)

sendo este valor a chamada unidade de influência do ábaco de Newmark.

70

Figura 8.20 - Ábaco de Newmark.

Para a utilização do ábaco de Newmark, procede-se da seguinte forma:

�

A área carregada é desenhada em papel transparente e numa escala tal que osegmento AB do gráfico (Fig. 8.20) seja igual à profundidade z de interesse;

�

Coloca-se o desenho em planta sobre o gráfico, de tal modo que a projeção doponto estudado (seja interno ou externo à área carregada) coincide com o centro doábaco;

�

Conta-se o número de setores (unidades de influência) englobados pelo contornoda área, estimando-se as frações correspondentes aos setores parcialmenteenvolvidos

�

A tensão vertical induzida no ponto considerado será dada por:

Ι=σ . . Nqz (8.25)

onde:I = unidade de influência N = número de fatores de influência

71

��

Uma força ou pressão, aplicada na superfície ou no interior do solo (semi-espaçoelástico), distribui-se nos vários pontos desse solo. Na prática, para aplicar essa força oupressão, é necessário um elemento qualquer que transmita a carga ao terreno (placa, sapata ouestaca). No entanto, a rigidez de cada um desses elementos intervém redistribuindo a carga nasuperfície de contato desse elemento com o solo. Em fundações, temos elementos detransferência de cargas ditos placas rígidas e flexíveis, cada um com um tipo de distribuiçãode cargas e recalques específico (fig. 8.21).

Figura 8.21 - Distribuição de pressões de contato placa - solo.

Para o caso de uma placa flexível a pressão de contato é uniforme e igual a pressãoaplicada. Para um solo coesivo observa-se um recalque no centro da placa maior que nosbordos. No entanto, para solo não coesivo observa-se um recalque dos bordos maior que orecalque do centro (o confinamento provoca aumento do módulo de elasticidade do solo nãocoesivo, conferindo-lhe maior rigidez).

Para o caso de placa rígida, tem-se recalques uniformes em toda sua largura. Em soloscoesivos, a pressão de contato não é uniforme, concentrando-se mais nos bordos que nocentro (formato de "sela") para compatibilizar a condição de recalque uniforme. Em solos nãocoesivos, a pressão de contato é maior no centro para vencer o aumento da rigidez provocadapelo confinamento.

Como visto acima, a rigidez das placas influi na distribuição de pressões em todo osolo. Segundo Vargas (1977), só poderemos aplicar a equação de Boussinesq e as outrasderivadas a partir dessa, se tivermos tratando de placa flexível (pressão de contato uniforme),para que a rigidez da estrutura não possa influir na distribuição das pressões de contato.Felizmente, para a engenharia, isso ocorre na grande maioria dos casos. Pode-se dizer aindaque a influência da forma da distribuição das pressões de contato é maior para profundidadesrelativas menores (menores valores de z/r), perdendo intensidade à medida em que aprofundidade aumenta.

72

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A aplicação de cargas sobre uma massa de solo resulta em uma variação do seuvolume, a qual poderá ocorrer devido à compressibilidade da fase fluida (ar) ou por drenagemda água intersticial. Ao deslocamento vertical resultante desta compressão do solo dá-se onome de recalque. A drenagem da água intersticial está intimamente associada àpermeabilidade do solo; assim, se uma camada de argila saturada for carregada local erapidamente, a baixa permeabilidade do solo retarda o processo da expulsão da águaintersticial e, nestas condições não-drenadas, a deformação do solo devido às cargas aplicadasocorre a volume constante, correspondendo a uma distorção elástica do meio. Os recalquesassociados a esta distorção são designados recalques imediatos ou elásticos.

O recalque imediato (ρi) sob uma área transmitindo uma carga uniforme (q) àsuperfície de um semi - espaço infinito, homogêneo, isotrópico e elástico linear, será dadopor:

si .E

.B.q Ιν−=ρ21

(8.26)

onde (E, ν) são os parâmetros elásticos do solo; B: a menor dimensão da áreacarregada e Is: o fator de influência, função da geometria e rigidez da área carregada e daposição do ponto considerado em relação à mesma (valores dados na tabela 8.3).

Tabela 8.3 - Fatores de influência (Is)

Forma da áreacarregada

FlexívelCentro Vértice Meio lado do maior Meio do lado menor Valor médio

Rígidaρi = cte

Circular 1,00 0,64 (borda) 0,85 0,79Quadrada 1,12 0,56 0,76 0,76 0,95 0,82

Retangular L/B:1,52,03,05,010,0100,0

1,361,531,782,102,544,01

0,680,770,881,051,272,00

0,890,981,111,271,492,20

0,971,121,351,682,123,60

1,151,301,521,832,253,69

1,061,201,411,702,103,40

De acordo com a eq. 8.26, o recalque imediato é diretamente proporcional à cargaaplicada e à largura da área carregada. No caso de depósitos homogêneos de argila saturadade grande extensão, a hipótese de E assumir um valor constante é consistente e o uso da eq.8.26 é melhor justificado. No caso de areias, entretanto, o valor de E depende da pressão deconfinamento variando, portanto com a profundidade e ao longo das dimensões da áreacarregada. Devido a esta variação de E, a relação 8.26 não se aplica a solos arenosos. Pode-sedizer também que mesmo para os casos em que E é aproximadamente constante com aprofundidade e o material é relativamente homogêneo, a estimativa correta deste parâmetroconstitui uma árdua tarefa, devido ao comportamento altamente não linear do solo.

73

9. COMPACTAÇÃO.

��

Entende-se por compactação o processo manual ou mecânico que visa reduzir ovolume de vazios do solo, melhorando as suas características de resistência, deformabilidadee permeabilidade.

Muitas vezes, na prática da engenharia geotécnica, o solo de um determinado local nãoapresenta as condições requeridas pela obra. Ele pode pouco resistente, muito compressívelou apresentar características que deixam a desejar de um ponto de vista econômico. Pareceriarazoável em tais circunstâncias, simplesmente relocar obra. Deve-se notar contudo, queconsiderações outras que não geotécnicas freqüentemente impõem a localização da estrutura eo engenheiro é forçado a realizar o projeto com o solo que ele tem em mãos. Para resolvereste problema, uma possibilidade é adaptar a fundação da obra às condições geotécnicas dolocal. Uma outra possibilidade é tentar melhorar as propriedades de engenharia do solo local.Dependendo das circunstâncias, a segunda opção pode ser o melhor caminho a ser seguido.

Neste capítulo será apresentado um método de estabilização e melhoria do solo porvias mecânicas, denominado de compactação. Deve-se ressaltar que existem diversos outrosmétodos de estabilização dos solos, sendo alguns destes realizados pela mistura ou injeção desubstâncias químicas (misturas solo-cimento, "jet-ground", misturas solo-cal), ou pelaincorporação no solo de elementos estruturais, os quais têm por função conferir ao mesmo ascaracterísticas necessárias para a execução da obra. Ex: solo reforçado, solo envelopado, terraarmada, etc.

Os fundamentos da compactação de solos são relativamente novos e foramdesenvolvidos por Ralph Proctor, que, na década de 20, postulou ser a compactação umafunção de quatro variáveis: a) Peso específico seco, b) Umidade, c) Energia de compactação e4) Tipo de solo (solos grossos, solos finos, etc.). A compactação dos solos tem uma grandeimportância para as obras geotécnicas, já que através do processo de compactação consegue-se promover no solo um aumento de suaresistência estávele uma diminuição da suacompressibilidade e permeabilidade.�� !�"��#%$�� #!$��#!��!�

Em diversas obras, dentre elas os aterros rodoviários e as barragens de terra, o solo é opróprio material resistente ou de construção. Em vista disto, alguns métodos de estabilizaçãoou de melhoria das características de resistência, deformabilidade e permeabilidade dos solosforam desenvolvidos, e a compactação é um desses métodos.

O objetivo principal da compactação é obter um solo, de tal maneira estruturado, quepossua e mantenha um comportamento mecânico adequado ao longo de toda a vida útil daobra.�� & ��')( *+�!��# ,-��.�.+�0/��1�2��#�$�� #��3�-45�6��, #!�2��

Pelo processo de compactação, a compressão do solo se dá por expulsão do ar contidoem seus vazios, de forma diferente do processo de adensamento, onde ocorre a expulsão deágua dos interstícios do solo (capítulo de compressibilidade, volume II).

Além do mais, as cargas aplicadas quando compactamos o solo são geralmente denatureza dinâmica e o efeito conseguido é imediato, enquanto que o processo de adensamentoé diferido no tempo (pode levar muitos anos para ocorra por completo, a depender do tipo desolo) e as cargas são normalmente estáticas.

74

��

Em 1933, o Eng. Norte americano Ralph Proctor postulou os procedimentos básicospara a execução do ensaio de compactação. A energia de compactação utilizada na realizaçãodestes ensaios é hoje conhecida como energia de compactação"Proctor Normal". A seguirsão listadas, de modo resumido, as principais fases de execução de um ensaio decompactação.

!Ao se receber uma amostra de solo (no caso, deformada) para a realização de umensaio de compactação, o primeiro passo é colocá-la em bandejas de modo que amesma adquira a umidade higroscópica (secagem ao ar). O solo então édestorroado e passado na peneira #4, após o que adiciona-se água na amostra paraa obtenção do primeiro ponto da curva de compactação do solo. Para que haja umaperfeita homogeneização de umidade em toda a massa de solo, é recomendávelque a mesma fique em repouso por um período de aproximadamente 24 hs.

!Após preparada a amostra de solo, a mesma é colocada em um recipiente cilíndricocom volume igual a 1000ml e compactada com um soquete de 2500g, caindo deuma altura de aproximadamente 30cm, em três camadas com 25 golpes do soquetepor camada, como demonstra fig. 3.1 apresentada adiante.

!Este processo é repetido para amostras de solo com diferentes valores de umidade,utilizando-se em média 5 pontos para a obtenção da curva de compactação.

!De cada corpo de prova assim obtido, determinam-se o peso específico do soloseco e o teor de umidade de compactação.

" Após efetuados os cálculos dos pesos específicos secos e das umidades, lançam-seesses valores (γd;w) em um par de eixos cartesianos, tendo nas ordenadas os pesosespecíficos do solo seco e nas abcissas os teores de umidade, como se demonstrana fig. 3.2.

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A partir dos pontos experimentais obtidos conforme descrito anteriormente, traça-se acurva de compactação do solo, apresentada na fig. 3.2. Nota-se que na curva de compactaçãoo peso específico seco aumenta com o teor de umidade até atingir um valor máximo,decrescendo com a umidade a partir de então. O teor de umidade para o qual se obtém omaior valor deγd (γdmax) é denominado de teor de umidade ótimo (ou simplesmente umidadeótima).

O ramo da curva de compactação anterior ao valor de umidade ótima é denominado de"ramo seco" e o trecho posterior de "ramo úmido" da curva de compactação. No ramo seco, aumidade é baixa, a água contida nos vazios do solo está sob o efeito capilar e exerce umafunção aglutinadora entre as partículas. À medida que se adiciona água ao solo ocorre adestruição dos benefícios da capilaridade, tornando-se mais fácil o rearranjo estrutural daspartículas. No ramo úmido, a umidade é elevada e a água se encontra livre na estrutura dosolo, absorvendo grande parte da energia de compactação.

Na fig. 3.2 é apresentada também a curva de saturação do solo. Como no processo decompactação não conseguimos nunca expulsar todo o ar existente nos vazios do solo, todas ascurvas compactação (mesmo que para diferentes energias) se situam à esquerda da curva desaturação. Pode-se mostrar que a curva de saturação do solo pode ser representada pela eq.9.1, apresentada adiante.

75

Srw

Sr

s

w

wd

γγ

γγ+

⋅=

(9.1) Proctor Normal - 3 camadas

25 golpes

Figura 3.1 - Ensaio de Compactação (Proctor Normal). Modificado de Vargas (1977).

Sr = 100%

γd

w

Ramo sec

o Ramo úm

ido

Wot

γdmax

Figura 3.2 - Curva de Compactação típica

Cilindro decompactação

12,7 cm

10,0 cm

30 cm Peso2,5 kg

5 cm

76

��

Embora mantendo-se o procedimento de ensaio descrito no item 9.3, um ensaio decompactação poderá ser realizado utilizando-se diferentes energias. A energia decompactação empregada em um ensaio de laboratório pode ser facilmente calculada medianteo uso da eq. 9.2, apresentada a seguir.

)(m compactado solo de Volume V

Camadas de Número n

Camadapor Golpes de Número N

(m) Soquete do Queda de Altura h

(N) Soquete do Peso P

(9.2) :onde ...

3→→→

→→

=V

nNhPE

Influência da energia de compactação na curva de compactação do solo- Àmedida em que se aumenta a energia de compactação, há uma redução do teor de umidadeótimo e uma elevação do valor do peso específico seco máximo. A fig. 9.3 apresenta curvasde compactação obtidas para diferentes energias.

Sr = 100%

γd

w

Variação dos pontos (γ

dmax;w

ot) com o aumento

da energia de compactação

E1

E2

E3

E4

E4 > E3 > E2 > E1

Figura 9.3 - Efeito da Energia de Compactação nas Curvas de Compactaçãoobtidas para um mesmo solo

Tendo em vista o surgimento de novos equipamentos de campo, de grande porte, compossibilidade de elevar a energia de compactação e capazes de implementar uma maiorvelocidade na construção de aterros, houve a necessidade de se criar em laboratório ensaioscom maiores energias que a do Proctor Normal. Surgiram então as energias do ProctorModificado e Intermediário, superiores à energia do Proctor Normal. As energias decompactação usuais são de 6 kgf⋅cm/cm3 para o Proctor normal, 12,6 kgf⋅cm/cm3 para oProctor Intermediário e 25kgf⋅cm/cm3 para o Proctor Modificado. Na tabela 9.1 apresenta-seuma comparação entre os padrões adotados para a realização dos ensaios de compactação pordiferentes órgãos.

77

Tabela 1 - Comparação entre alguns padrões adotados para o ensaio decompactação.

CARACTERÍSTICAS ABNT(PN*)

AASHO(PM**)

DNERM.48***

AASHTO

Peso do Soquete (kgf) 2.5 4.54 4.54 4.54Altura de Queda (cm) 30.5 45.72 45.72 45.72Número de Camadas 3 5 5 5Número de Golpes

Por Camada25 25 26 55

Vol. Do Cilindro (cm3) 1000 944 2160 2160Energia de Compactação

(kgf⋅cm/cm3)5.72 27.48 12.49 26.43

* - Proctor Normal; ** - Proctor Modificado; ***- Esta energia correspondeaproximadamente à energia do Proctor Intermediário.

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A fig. 9.4 apresenta a influência da compactação na estrutura dos solos. Conforme sepode observar desta figura, as estruturas formadas no lado seco da curva de compactaçãotendem a ser do tipo floculada, enquanto que no lado úmido da curva de compactaçãoformam-se solos com estruturas predominantemente dispersas.

Est. dispersa

Est. floculadaSr = 100%

γd

w

Ramo s

eco

E1

E2

Ramo úm

ido

E2 > E1

Figura 9.4 - Influência da compactação na estrutura dos solos.

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A influência do tipo de solo na curva de compactação é ilustrada na fig. 9.5,apresentada adiante. Conforme se pode observar desta figura, os solos grossos tendem a exibiruma curva de compactação com um maior valor deγdmax e um menor valor de wot do que soloscontendo grande quantidade de finos. Pode-se observar também que as curvas decompactação obtidas para solos finos são bem mais "abertas" do que aquelas obtidas parasolos grossos.

78

γd

w

1) Areia2) Areia argilosa3) Argila

(1)

(2)

(3)

Figura 9.5 - Influência do tipo de solo na curva de compactação.

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Conforme relatado anteriormente, a compactação do solo deve proporcionar a este,para a energia de compactação adotada, a maior resistência estável possível. A fig. 9.6apresenta a variação da resistência de um solo, obtida por meio de um ensaio de penetraçãorealizado com uma agulha Proctor, em função de sua umidade de compactação. Conforme sepode observar desta figura, quanto maior a umidade menor a resistência do solo.

Pode-se fazer então a seguinte indagação: Porque os solos não são compactados emcampo em valores de umidade inferiores ao valor ótimo? A resposta a esta pergunta seencontra na palavraestável. Não basta que o solo adquira boas propriedades de resistência edeformação, elas devem permanecer durante todo o tempo de vida útil da obra.

Figura 9.6 - Variação da resistência dos solos com o teor de umidade de compactação.Modificado de Caputo (1981).

79

Conforme se pode notar da fig. 9.6, caso o solo fosse compactado no teor de umidadew1, ele iria apresentar uma resistência bastante superior àquela obtida quando da compactaçãono teor de umidade ótimo. Conforme também apresentado na fig. 9.6, contudo, este solopoderia vir a se saturar em campo (em virtude de um período de fortes chuvas, por exemplo),vindo a alcançar o valor de umidade w2, para o qual o valor de resistência apresentado pelosolo é praticamente nulo. No caso de o solo ser compactado na umidade ótima, o valor de suaresistência cairia somente de R para r, estando o mesmo ainda a apresentar características deresistência razoáveis.

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Os princípios que estabelecem a compactação dos solos no campo são essencialmenteos mesmos discutidos anteriormente para os ensaios em laboratório. Assim, os valores depeso específico seco máximo obtidos são fundamentalmente função do tipo do solo, daquantidade de água utilizada e da energia específica aplicada pelo equipamento que seráutilizado, a qual depende do tipo e peso do equipamento, da espessura da camada decompactação e do número de passadas sucessivas aplicadas.

A compactação de campo se dá por meio de esforços de pressão, impacto, vibração oupor uma combinação destes. Os processos de compactação de campo geralmente combinam avibração com a pressão, já que a vibração utilizada isoladamente se mostra pouco eficiente,sendo a pressão necessária para diminuir, com maior eficácia, o volume de vazios inter-partículas do solo.

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São compactadores de impacto utilizados em locais de difícil acesso para os roloscompressores, como em valas, trincheiras, etc. Possuem peso mínimo de 15kgf, podendo sermanuais ou mecânicos (sapos). A camada compactada deve ter 10 a 15cm para o caso dossolos finos e em torno de 15cm para o caso dos solos grossos.

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É um tambor metálico com protuberâncias (patas) solidarizadas, em forma tronco-cônica e com altura de aproximadamente de 20cm. Podem ser auto propulsivos ou arrastadospor trator. É indicado na compactação de outros tipos de solo que não a areia e promove umgrande entrosamento entre as camadas compactadas.

A camada compactada possui geralmente 15cm, com número de passadas variandoentre 4 e 6 para solos finos e de 6 a 8 para os solos grossos. A fig. 9.7 ilustra roloscompactadores do tipo pé-de-carneiro.

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Trata-se de um cilindro oco de aço, podendo ser preenchido por areia úmida ou água, afim de que seja aumentada a pressão aplicada. São usados em bases de estradas, emcapeamentos e são indicados para solos arenosos, pedregulhos e pedra britada, lançados emespessuras inferiores a 15cm.

Este tipo de rolo compacta bem camadas finas de 5 a 15cm com 4 a 5 passadas. Osrolos lisos possuem pesos de 1 a 20t e freqüentemente são utilizados para o acabamentosuperficial das camadas compactadas. Para a compactação de solos finos utilizam-se roloscom três rodas com pesos em torno de 10t, para materiais de baixa plasticidade e 7t, paramateriais de alta plasticidade. A fig. 9.8 ilustra rolos compactadores do tipo liso.

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Os rolos lisos possuem certas desvantagens como:�Pequena área de contato.�Em solos de pequena capacidade de suporte afundam demasiadamente dificultandoa tração.

Figura 9.7 - Exemplos de equipamentos do tipo rolo pé-de-carneiro.

Figura 9.8 – Exemplos de equipamentos do tipo rolo liso.

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Os rolos pneumáticos são eficientes na compactação de capas asfálticas, bases esubbases de estradas e indicados para solos de granulação fina a arenosa. Os rolospneumáticos podem ser utilizados em camadas de mais espessas e possuem área de contatovariável, função da pressão nos pneus e do peso do equipamento.

Pode se usar rolos com cargas elevadas obtendo-se bons resultados. Nestes casos,muito cuidado deve ser tomado no sentido de se evitar a ruptura do solo. A fig. 9.9 ilustraalguns tipos de rolo pneumático existentes.

81

Figura 9.9 - Rolo Pneumático. ��

Nos rolos vibratórios, a freqüência da vibração influi de maneira extraordinária noprocesso de compactação do solo. São utilizados eficientemente na compactação de solosgranulares (areias), onde os rolos pneumáticos ou Pé-de-Carneiro não atuam com eficiência.A espessura máxima da camada é de 15cm.

Figura 9.10 - Rolo Vibratório. Apud Vargas (1977).�� !#"��$�� %'&��)(��*�+)

Para que se possa efetuar um bom controle da compactação do solo em campo, temosque atentar para os seguintes aspectos:

�tipo de solo�espessura da camada�entrosamento entre as camadas�número de passadas�tipo de equipamento�umidade do solo�grau de compactação alcançado

Assim, alguns cuidado devem ser tomados:

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1) A espessura da camada lançada não deve exceder a 30cm, sendo que a espessurada camada compactada deverá ser menor que 20cm.

2) Deve-se realizar a manutenção da umidade do solo o mais próximo possível daumidade ótima.

3) Deve-se garantir a homogeneização do solo a ser lançado, tanto no que se refere àumidade quanto ao material.

Na prática, o procedimento usual de controle da compactação é o seguinte:�

Coletam-se amostras de solo da área de empréstimo e efetua-se em laboratório oensaio de compactação. Obtêm-se a curva de compactação e daí os valores de pesoespecífico seco máximo e o teor de umidade ótimo do solo.�No campo, à proporção em que o aterro for sendo executado, deve-se verificar,para cada camada compactada, qual o teor de umidade empregado e compará-locom a umidade ótima determinada em laboratório. Este valor deve atender aseguinte especificação: wcampo - 2% < wot < wcampo + 2%.�Determina-se também o peso específico seco do solo no campo, comparando-ocom o obtido no laboratório. Define-se então o grau de compactação do solo,dado pela razão entre os pesos específicos secos de campo e de laboratório(GC = γd campo / γdmax. )x100. Deve-se obter sempre valores de grau decompactação superiores a 95%.�Caso estas especificações não sejam atendidas, o solo terá de ser revolvido, e umanova compactação deverá ser efetuada.

Para a determinação da umidade no campo utiliza-se normalmente o umidímetrodenominado "Speedy". Este aparelho consiste em um recipiente metálico, hermeticamentefechado, onde são colocadas duas esferas de aço, a amostra do solo da qual se quer determinara umidade e uma ampola de carbureto (carbonato de cálcio (CaC2)). Para a determinação daumidade, agita-se o frasco, a ampola é quebrada pelas esferas de aço e o CaC2 combina-secom a água contida no solo, formando o gás acetileno, que exercerá pressão no interior dorecipiente, acionando o manômetro localizado na tampa do aparelho. Com o valor de pressãomedido, os valores de umidade são obtidos através de uma tabela específica, que correlacionaa umidade em função da pressão manométrica e do peso da amostra de solo.

Existem outros métodos também utilizados para determinar a umidade no campo, taiscomo a queima do solo com a utilização de álcool ou de uma frigideira. Quando possível,deve-se procurar utilizar a estufa.

Para a determinação do peso específico seco do solo compactado, o método maisempregado é o do frasco de areia. Faz-se um cavidade na camada do solo compactado,extraindo-se o solo e pesando-o em seguida. Para se medir o volume da cavidade, coloca-se ofrasco de areia com a parte do funil para baixo sobre a mesma e abre-se a torneira do frasco,deixando-se que a areia contida no frasco encha a cavidade por completo. O volume de areiaque saiu do frasco é igual ao volume de solo escavado, de modo que o peso específico do solopode ser determinado.

Uma outra forma de se verificar a resistência do solo compactado é através dacravação da Agulha de Proctor, que consiste de uma haste calibrada a qual está ligada a umêmbolo apoiado sobre uma mola. Este aparelho permite medir o esforço necessário para fazerpenetrar a agulha na camada compactada. Os valores de resistência obtidos nesse ensaio sãoutilizados no controle da compactação em campo.

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Com o progresso da compactação em campo, o número de passadas do rolo vaiperdendo a sua eficiência na compactação do solo. Deste modo, a compactação dos solos emcampo é definida para um determinado número de passadas, normalmente inferior a 10. Estenúmero dependerá do tipo de solo a ser compactado, do tipo de equipamento disponível, e dascondições particulares de cada caso. No caso de grandes obras, empregam-se geralmenteaterros experimentais para se determinar o número ótimo de passadas do rolo.

Em geral, 8 a 12 passadas do rolo em uma camada de solo a ser compactada ésuficiente. Caso com 15 passadas não se atinja o valor do peso específico seco determinado, érecomendável que se modifique as condições antes fixadas para a compactação.

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O Índice de Suporte Califórnia é utilizado como base para o dimensionamento depavimentos flexíveis. Para a realização do ensaio de ISC, são confeccionados corpos de provano valor da umidade ótima (wot), utilizando-se três diferentes energias de compactação (amaior energia empregada sendo aproximadamente igual à energia do Proctor modificado). Oensaio ISC visa determinar:

�Propriedades expansivas do material.�Índice de Suporte Califórnia.

Para a determinação do Índice de Suporte Califórnia teremos que passar por três fasesanteriores: a execução de um ensaio de compactação, na energia do Proctor Modificado, apreparação dos corpos de prova, o ensaio de expansão e finalmente o ensaio de determinaçãodo Índice de Suporte Califórnia ou CBR ("California Bearing Ratio"), propriamente dito.

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Este ensaio é realizado de maneira similar àquela apresentada para o ensaio decompactação na energia do Proctor Normal. Neste caso, as dimensões do cilindro decompactação geralmente utilizadas são dadas pela fig. 9.11 e a energia de compactaçãoempregada corresponde à do Proctor Modificado (vide tabela 9.1, coluna AASHTO).

Antes de começar a execução do ensaio, coloca-se um disco espaçador no cilindro decompactação, conforme demostrado na fig. 9.11, cuja função é permitir a execução dosensaios de expansão e CBR.

5cm

17,5 cm

15 cm

5 cm (disco espaçador)

Figura 9.11 - Corpo de Prova para o Ensaio de Compactação

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84

O solo a ser utilizado na compactação do corpo de prova deve passar pela malha de19mm (3/4") e ser moldado na umidade ótima determinada anteriormente.

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Após concluída a preparação do corpo de prova, retira-se o disco espaçador, inverte-seo cilindro e coloca-se a base perfurada na extremidade oposta. No espaço vazio deixado pelodisco espaçador encaixa-se um dispositivo com extensômetro a fim de se determinar asmedidas de expansão sofridas pelo solo.

São colocados também sobre o corpo de prova um contrapeso não inferior a 4,5kgfque simulará o peso do pavimento a ser construído sobre este solo. O conjunto desta formapreparado é colocado num tanque d'água por um período de quatro dias. Durante este período,são feitas leituras no extensômetro de 24 em 24 horas.

Algumas especificações adotadas para os solos a serem utilizados na construção depavimentos flexíveis são:

- Subleitos: Expansão < 3%- Subbases: Expansão < 2%

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O Índice de Suporte Califórnia representa a capacidade de suporte do solo secomparada com a resistência à penetração de uma haste de cinco centímetros de diâmetro emuma camada de pedra britada, considerada como padrão (CBR = 100%).

O ensaio é realizado colocando-se o molde cilíndrico (corpo de prova e contrapeso)em uma prensa, onde se fará penetrar um pistão de aço a uma velocidade controlada econstante, medindo-se as penetrações através de um extensômetro ligado ao pistão, comodemonstra a fig. 9.12. Três corpos de prova são preparados na umidade ótima com 12, 26 e 55golpes, determinando-se o valor deγd obtido para cada corpo de prova. Após a imersão emágua durante quatro dias, mede-se, para cada corpo de prova, a resistência à penetração de umpistão comφ = 5 cm, a uma velocidade de 1,25 mm/min, para alguns valores de penetraçãopré-determinados (0,64mm; 1,27; 1,91; 2.54; 3,81; 5,08mm; etc.).

Os valores de resistência ao puncionamento assim obtidos, para os valores depenetração de 0,1" e 0,2", são expressos em percentagem das pressões padrão(correspondentes a um ensaio realizado com pedra britada), sendo que o CBR é entãocalculado através das relações abaixo, adotando-se o maior valor encontrado para cada corpode prova. Nas eqs. 9.3 e 9.4, os valores das pressões estão expressos em kgf/cm2, sendo 70kgf/cm2 o valor da pressão padrão para uma penetração de 0,1" e 105 kgf/cm2 o valor dapressão padrão para uma penetração de 0,2".

CBR4Pressãocalculada

70x100

(9.3)

CBR4Pressãocalculada

70x100

(9.4)

Com os valores obtidos dos três corpos de prova traça-se o gráfico apresentado na fig.9.13. O valor do Índice de Suporte Califórnia é determinado como sendo igual ao valorcorrespondente a 95% doγdmax determinado para a energia do Proctor Modificado. O valor de

85

Índice de Suporte Califórnia assim obtido é utilizado para avaliar as potencialidades do solopara uso na construção de pavimentos flexíveis. A eq. 9.5, por exemplo, apresenta umacorrelação empírica utilizada para se estimar, a partir do I.S.C., o módulo de elasticidade dosolo.

E = 65(ISC)0,65 (kgf/cm2) (9.5)

Figura 9.12 - Equipamento utilizado na determinação do ISC ou CBR. ApudVargas (1977).

12

55

26

γd

I.S.C

95 % de γdmax

I.S.C

Figura 9.13 - Determinação do I.S.C.

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10. INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO.

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Qualquer projeto de engenharia, por mais modesto que seja, requer o conhecimentoadequado das características e propriedades dos solos onde a obra irá ser implantada. Asinvestigações de campo e laboratório requeridas para obter os dados necessários pararesponder a essas questões são chamadas deexploração do subsoloou investigação dosubsolo.

Os principais objetivos de uma exploração do subsolo são:�determinação da profundidade e espessura de cada camada do solo e sua extensãona direção horizontal;�determinação da natureza do solo: compacidade dos solos grossos e consistênciados solos finos;�profundidade da rocha e suas características (litologia, mergulho e direção dascamadas, espaçamento das juntas, planos de acamamento, estado dedecomposição);�localização do nível d'água (NA);�obtenção de amostras (deformadas e/ou indeformadas) de solo e rocha paradeterminação das propriedades de engenharia;�determinação das propriedades "in situ" do solo por meio de ensaios de campo.

O programa de investigação do subsolo deve levar em conta o tipo e a importância daobra a ser executada. Isso quer dizer que, determinadas estruturas como túneis, barragens egrandes edificações exigem um conhecimento mais minucioso do subsolo do que aquelenecessário à construção de uma pequena residência térrea, por exemplo. É importanteressaltar, que mesmo para estruturas de pequeno porte é extremamente importante oconhecimento adequando do subsolo sobre qual está se trabalhando, pois a negligência naobtenção dessas informações podem conduzir a problemas na obra com prejuízos de tempo erecursos para recuperação. Usualmente, a estimativa de custo de um programa de investigaçãodo subsolo está entre 0,5 a 1% do custo da construção da estrutura, sendo a percentagem maisbaixa referente aos grandes projetos e projetos sem condições críticas de fundação e apercentagem mais alta ligada a projetos menores e com condições desfavoráveis.

Um programa de investigações deve ser executado em etapas, quais sejam:

a) Reconhecimento: nesta etapa procura-se obter todo o tipo de informaçãonecessária ao desenvolvimento do projeto, através de documentos existentes(mapas geológicos, fotos aéreas, literatura especializada) e visita ao local.

b) Prospecção:obtém-se, nesta etapa, as características e propriedades do subsolo, deacordo com as necessidades do projeto ou do estágio em que a obra se encontra.Assim, a prospecção pode ser divida em fase preliminar, complementar elocalizada. A fase de prospecção preliminar deve fornecer os dados suficientespara a localização das estruturas principais e estimativas de custos. Nesta faseserão executados os ensaios in situ e retirada de amostras para investigação pormeio de ensaios de laboratório, etc. Na fase complementar, como o próprio nomejá indica, são feitas investigações adicionais com o objetivo de solucionarproblemas específicos. Finalmente, a fase de prospecção localizada, deverá serrealizada quando as informações obtidas nas fases anteriores são insuficientes paraum bom desenvolvimento do projeto. Usualmente, os métodos de prospecção dosubsolo para fins geotécnicos usados na etapa de prospecção se classificam emmétodos diretos (poços, trincheiras, sondagens a trado, sondagens de simples

87

reconhecimento, rotativas e mistas), métodos semidiretos (vane test, CPT e ensaiopressiométrico) e métodos indiretos ou geofísicos. Além desses, temos a coleta deamostras indeformadas por meio de blocos indeformados ou por meio deamostradores de parede fina. A seguir esses métodos serão apresentados.

c) Acompanhamento: Esta etapa tem a finalidade de avaliar o comportamentoprevisto e o desempenhado pelo solo, sendo geralmente feita através deinstrumentos instalados antes e durante a construção da obra para a medida daposição do nível d'água, da pressão neutra, tensão total, recalque, deslocamento,vazão e outros.

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São perfurações executadas no subsolo destinadas a observar diretamente as diversascamadas do solo, em furos de grande diâmetro, ou obter amostras ao longo do perfil, em furosde pequenos diâmetros. Os métodos diretos podem ser classificados em manuais (poços,trincheiras e sondagem a trado) e mecânicos (sondagem a percussão, rotativa e mista).

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Os poços são perfurados manualmente com o auxílio de pás e picaretas, sendo aprofundidade máxima limitada pela presença do nível d'água ou desmoronamento das paredeslaterais. O diâmetro mínimo do poço deve ser da ordem se 60cm, para permitir amovimentação do operário dentro do mesmo. Os poços permitem, através do perfil expostoem suas paredes, um exame visual das camadas do subsolo e de suas características deconsistência e compacidade, bem como, a coleta de amostras indeformadas na forma deblocos (ver item 10.2.1.7).

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São valas escavadas mecanicamente por meio de escavadeiras. Permitem um examevisual e contínuo do subsolo, segundo uma direção e permitem, também, coleta de amostrasdeformadas e indeformadas.

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A sondagem a trado é uma perfuração executada manualmente no subsolo com oauxílio de trados, (fig. 10.1). A perfuração é feita com os operadores girando a barrahorizontal acoplada à haste vertical do trado, em cuja extremidade oposta encontra-se oelemento cortante (broca ou cavadeira). A cada 5 ou 6 rotações, o trado deve ser retirado afim de remover o material acumulado em seu corpo, o qual deverá ser colocado em sacosplásticos devidamente etiquetados. Esse material pode ser usado no laboratório paraidentificação visual e táctil das camadas e determinação da umidade do solo.

A sondagem a trado é, usualmente, utilizada em investigações preliminares dosubsolo, até uma profundidade da ordem de 10m e acima do NA. Tem como principalvantagem a de ser um procedimento simples, rápido e econômico. Porém as informaçõesobtidas são apenas do tipo de solo, espessura de camada e posição do lençol freático, sendotambém possível a coleta de amostra deformadas e acima do NA. Esse processo de perfuraçãonão deve ser usado para solos contendo camadas de pedregulhos, matacões, areias muitocompactas e solos abaixo do nível d'água.

88

Figura 10.1 - Tipos de trados.

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É o método de sondagem mais empregado no Brasil, principalmente em prospecção dosubsolo para fins de fundações. Permite tanto a retirada de amostras deformadas edeterminação do NA, quanto a medida do índice de resistência a penetração dinâmica (SPT),o qual é usado para obter, através de correlações, o comportamento de resistência aocisalhamento do solo, dentre diversos outros parâmetros do solo. Além disso, é um ensaio debaixo custo, simples de executar, permitindo, ainda, a obtenção de informações do estado deconsistência e compacidade dos solos. O procedimento do ensaio é normalizado pela ABNTatravés da norma NBR 6484/80. O equipamento para execução da sondagem à percussão éconstituído de um tripé equipado com roldanas e sarilho que possibilita o manuseio de hastesmetálicas ocas, em cujas extremidades fixa-se um trépano biselado (faca cortante) ou umamostrador padrão (fig. 10.2). Fazem parte do equipamento, tubos metálicos com diâmetronominal superior ao da haste de perfuração, coxim de madeira, martelo de ferro com 65kgpara cravação das hastes e dos tubos de revestimento, sendo este último destinado a revestir asparedes do furo a fim de evitar instabilidade. O equipamento possui, ainda, um conjuntomotor-bomba para circulação de água no avanço da perfuração, bem como amostrador deparede grossa, trados cavadeira e espiral e trépanos.

Figura 10.2 - Equipamento de sondagem à percussão - SPT.

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O amostrador padrão ou amostrador Terzaghi-Peck, o único que deve ser usado noensaio, possui três partes, engate, corpo e sapata. É constituído de tubos metálicos de paredegrossa com corpo bipartido e ponta em forma de bisel (fig. 10.3). O engate tem dois orifícioslaterais para saída da água e ar e contém, interiormente, uma válvula constituída por esfera deaço inoxidável. A fig. 10.4 mostra um corte do amostrador padrão indicando suas principaisdimensões.

Figura 10.3- Amostrador padrão de parede grossa - vista. Apud Nogueira (1995)

Figura 10.4- Amostrador padrão de parede grossa - corte.

Em linhas gerais, o procedimento de execução de sondagens de simplesreconhecimento é um processo repetitivo, de modo que em cada metro de solo, são realizadastrês operações, abertura do furo (perfuração), ensaio de penetração e amostragem, as quaisserão comentadas a seguir. Em cada metro, faz-se, inicialmente, a abertura do furo decomprimento igual 55cm deixando-se os 45cm restantes de solo para a realização do ensaiode penetração dinâmica e amostragem. A fig. 10.5 mostra um esquema de execução dasondagem.

Abertura

Ensaio

Abertura

Ensaio

100

100

55

45

Figura 10.5- Esquema de realização do ensaio de SPT.

90

a) Perfuração:A perfuração é iniciada com o trado cavadeira de 100mm de diâmetro,até a profundidade de 1 metro, instalando-se o primeiro segmento do tubo de revestimento. Apartir do segundo metro e até atingir o nível d'água a perfuração deverá ser feita com tradoespiral. Abaixo do NA, a abertura do furo passa a ser feita por processo de lavagem porcirculação de água, usando o trépano como ferramenta de escavação. A lama, resultante dadesagregação do solo e água injetada, retornará à superfície pelo espaço anelar formado pelotubo de revestimento e hastes de perfuração, sendo depositada em um reservatório próprio.Durante a lavagem, o mestre sondador ficará observando, na saída, as amostras de lama paraidentificar possível mudança de camada de solo. O processo de lavagem por circulação deágua permite um rápido avanço do furo, sendo por isso preferido pelas equipes de perfuração.Deve-se ressaltar contudo, que esse procedimento não deve ser usado acima do NA, poisdificulta a determinação do nível d'água e altera as características geotécnicas dos solos.Atingida a cota de ensaio, por qualquer dos procedimentos, o furo deverá estar bem limpopara a realização do ensaio de penetração.

b) Ensaio de penetração:Atingida a cota de ensaio, conecta - se o amostrador padrãoàs hastes de perfuração, posicionando-o no fundo do furo de sondagem. Em seguida, a cabeçade bater é posicionada no topo da haste e o martelo é apoiado suavemente sobre essa peça,anotando-se a eventual penetração do amostrador. A partir de um ponto fixo qualquer, porexemplo o tubo de revestimento, marca-se na haste de perfuração um segmento de 45cmdividido em três trechos de 15cm. O ensaio de penetração consiste na cravação do amostradorno solo através de quedas sucessivas do martelo de 65kg, erguido até a altura de 75cm edeixado cair em queda livre, como mostrado na fig. 10.6. Procede-se a cravação de 45cm doamostrador, anotando-se, separadamente, o número de golpes necessários à cravação de cada15cm do amostrador.

75cm

15cm15cm

15cm

martelo

amostrador

revestimento

Cabeça debater

Figura 10.6 - Esquema de realização do ensaio de SPT.

O resultado do ensaio de penetração será expresso pelo índice de resistência àpenetração dinâmica (N), conhecido como SPT (“Standard Penetration Test”). O SPT é dadopela soma do número de golpes necessários para cravar os 30cm finais do amostrador padrão.

c) Amostragem:A cada metro de profundidade, são coletadas amostras pela cravaçãodo amostrador padrão com o objetivo de identificar o solo "in situ" e/ou, posteriormente, nolaboratório para esclarecimento de dúvidas que por ventura venha a ocorrer. As amostrasobtidas são deformadas e comprimidas em função do impacto de cravação e são adequadasapenas para caracterização e identificação táctil visual do solo.

91

Com a amostra colhida no amostrador e com o valor o SPT (soma dos número degolpes para cravar os 30cm finais do amostrador) fazem-se a identificação e classificação dosolo, de acordo com a ABNT - NBR 7250/80, utilizando testes tácteis-visuais com afinalidade de definir as características granulométricas, de plasticidade, presença acentuada demica, matéria orgânica e cores predominantes. De acordo com a norma acima, o nome dadoao solo não deverá conter mais do que duas frações e sugere as cores: branco, cinza, preto,marrom, amarelo, vermelho, roxo, azul e verde, podendo-se usar claro e escuro, para omáximo de duas cores e o termo variegado quando não houver duas cores predominantes.

Com o valor do SPT obtido em cada metro, os solos são classificados, quanto acompacidade (solos grossos) e consistência (solos finos), conforme mostram as Tabelas 10.1 e10.2. Nestas tabelas também estão apresentados os valores estimados de ângulo de atrito,densidade relativa e resistência de ponta do cone (vide item 10.2.2.1), (qc), para os solosarenosos e estimativa da resistência a compressão simples (Su), para os solos argilosos.

Tabela 10.1 - Classificação segundo o SPT, para solos arenososSolo SPT Designação Correlações

qc(Mpa) φ (°) Dr

Areias e siltes arenosos

≤ 45 - 1011 - 3031 - 50

>50

FofaPouco compacta

Medianamente compactaCompacta

Muito compacta

< 22 - 44 - 1212 - 20> 20

< 3030 - 3535 - 4040 - 45> 45

< 0,20,2 - 0,40,4 - 0,60,6 - 0,8

> 0,8

Tabela 10.2 - Classificação segundo o SPT, para solos argilososSolo SPT Designação Su (kgf/cm2)

Argilas e siltesargilosos

≤ 23 - 45 - 89 - 1516 - 30

>30

Muito moleMoleMédiaRija

Muito rijaDura

< 0,250,25 - 0,50,5 - 1,01,0 - 2,02,0 - 4> 4,0

As correlações existentes entre o SPT e a consistência das argilas, principalmente asargilas sensíveis, podem estar sujeitas a erros, em virtude da mudança de comportamento daargila em função de cargas dinâmicas e estáticas, provocando o amolgamento (destruição daestrutura) e consequentemente modificando sua resistência à penetração. Além disso, éimportante ressaltar que os valores de N podem ser alterados por fatores ligados aoequipamento usado, técnica operacional, bem como erros acidentais. Os fatores ligados aoequipamento são:

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Forma, dimensões e estado de conservação do amostrador. O amostrador deve ter,rigorosamente, as dimensões indicadas pela norma. Quanto maior a sua seção oumais espessa sua parede, maiores serão os índices de resistência à penetraçãoobtidos. Conforme discutido na capítulo de origem e formação dos solos, o uso doequipamento de SPT em solos residuais jovens ou saprolíticos pode acarretar naperda da afiaçãodo bisel do amostrador, resultando em uma maior dificuldade decravação do mesmo e na obtenção de valores de SPT superiores aos devidos paraestas camadas.

�

Estado de conservação das hastes e uso de hastes de diferentes pesos. Hastes commassa maior levam a índices maiores, por absorver uma maior quantidade daenergia aplicada. As hastes devem ter massa variando entre 3,2 a 4,4kg/m.

�

Martelo não calibrado e natureza da superfície de impacto (ferro sobre ferro). Ocoxim de madeira deve estar, sempre, em boas condições, não deverá ocorrergolpes metal-metal.

92

�

Diâmetro do tubo de revestimento: quanto maior o diâmetro do tubo derevestimento maior a alteração que o solo, abaixo da ponta do tubo, poderá sofrer.Os tubos de revestimento devem ser de aço, com diâmetro nominal interno de67mm ou 76mm.

Os fatores ligados a técnica de operação são os seguintes:

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Variação da energia de cravação: o martelo deve cair em queda livre de uma alturaconstante (75cm). É muito comum, com o transcorrer do dia, haver uma tendência,devido ao cansaço, da altura de queda ir diminuindo e com isso aumentando-se osvalores dos índices;

�

Processo de avanço da sondagem, acima e abaixo do nível d'água subterrâneo.Conforme já comentado, a lavagem por circulação de água somente é permitidaabaixo do NA, devendo-se acima do NA usar o trado espiral.

�

Má limpeza do furo. Presença de material no interior da perfuração. Furo nãoalargado suficientemente para a livre passagem do amostrador.

Quanto aos erros acidentais, refere-se a erros na contagem do número de golpes, sendoa maioria cometidos devido ao baixo nível de escolaridade do pessoal do grupo. São os maisdifíceis de serem constatados.

Os resultados de uma sondagem deverão ser apresentados em forma de relatóriocontendo o perfil individual de cada furo, com as cotas, diâmetro do tubo de revestimento,posições onde foram recolhidas amostras, posição do N.A., resistência a penetração (SPT) edescrição do solo, bem como um corte longitudinal (seção), onde podem ser evidenciadas asseqüências prováveis das camadas do subsolo. O relatório fornecerá dados gerais sobre o locale o tipo de obra, descrição sumária do equipamento e outros dados julgados importantes. Afig. 10.7 apresenta um perfil individual de sondagem à percussão e a fig. 10.8, um perfilassociado do subsolo. Na figura 10.8, o termo P/45 indicam uma penetração de 45 cm devidaapenas ao peso próprio da composição, sem a necessidade de execução de qualquer golpe

��

Critérios de paralisação da sondagem

a) quando em 3m sucessivos, se obtiver índices de penetração maiores do que 45/15(quarenta e cinco golpes para os quinze primeiros cm de penetração);

b) quando, em 4m sucessivos, forem obtidos índices de penetração entre 45/15 e45/30

c) quando, em 5m sucessivos, forem obtidos índices de penetração entre 45/30 e45/45.

d) Caso a penetração seja nula em 5 impactos do martelo, o ensaio deverá serinterrompido, não havendo necessidade de obedecer o critério estabelecido acima. No entanto,se esta situação ocorrer antes de 8,0m de profundidade, a sondagem deverá ser deslocada atéo mínimo de 4 vezes em posições diametralmente opostas, distantes 2,0m da sondageminicial.

e) Atingida a condição de impenetrável à percussão anteriormente descrita, a mesmapoderá ser confirmada pelo ensaio de avanço por lavagem, por 30minutos, anotando-se osavanços para cada período de 10 minutos. A sondagem será dada como encerrada quandonessa operação forem obtidos avanços inferiores a 5cm em cada período de 10minutos, ouquando após a realização de 4 ensaios consecutivos não for alcançada a profundidade deexecução do ensaio penetrométrico seguinte.

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Nº DOC.: 242/01��

DATA: 13/09/01

REV.: 0

CLIENTE: DATA INÍCIO:

OBRA: DATA FINAL:

LOCAL: SONDAGEM: SP - 14

PEN ETRAÇÃO (GOLPES/30cm) PERFIL GRÁFICO N ÍVEL COTA PROF. DA

N º GOLPES GRÁFICO E DE (m) CAMADA CLASSIFICAÇÃO DO MATERIAL

1º e 2º 2º e 3º N º DE AMOSTRAS ÁGU A * (M)

0 0

2 32

7 83

10 11

18 225

6 7

13 157

13 168

15 15

12 13

15 15

14 1512

23 2713

26 28

29 3115

17 Limite de Sondagem - 14,45m

18 Sondagem paralizada a pedido do

Proprietário

NÍVEL D'ÁGUA (m) CARACTERÍSTICA DA COMPOSIÇÃO DE PERFU RAÇÃO

APÓS 24 HORAS:

PESO: 65 Kg - ALTU RA DE QU EDA: 75 cm

ENGº. RESPONSÁVEL: / /

REVESTIMEN TO φ in t. 76,2 mm

AMOSTRADOR: φ IN TERN O:34,9mm/ φ EXTERN O: 50,8 mm

AREIAPEDREGULHOARGILA

14,45

1,30

Não encontrado

2,60

5,00

6,80

10,60

Idem, pouco a medianamente compacto.

Silte argiloso com areia fina, variegado (róseo), rijo.

Silte argiloso com areia fina e pedregulhos, marrom avermelhado, mole a médio.

Silte arenoso (areia fina e média), com pedregulhos, variegado (vermelho), medianamente compacto a compacto.

Silte argiloso com areia fina e pedregulhos, variegado (róseo e vermelho), rijo a duro. (Alteração de rocha).

Figura 10.7 - Perfil individual de sondagem .

94

Figura 10.8 - Perfil associado de sondagem .

Espaçamento entre cada sondagemO espaçamento ou o número de sondagens e sua distribuição em planta dependerá do

tipo, tamanho da obra e da fase em que se encontra a investigação do subsolo. Praticamente, éimpossível estipular o espaçamento entre as sondagens antes de uma investigação inicial, poiseste será em função da uniformidade do solo. Quando a estrutura tem sua localização bemdefinida dentro do terreno, a ABNT (NBR 8036) sugere o número mínimo de sondagens aserem realizadas, em função da área construída, conforme mostra a Tabela 10.3. Os furosdevem ser internos à projeção da área construída. Quando as estruturas não estiverem aindalocalizadas, o número de sondagens deve ser fixado, de modo que, a máxima distância entreos furos seja de 100m e cobrindo, uniformemente, toda a área. A sondagem deverá serexecutada até o impenetrável ao amostrador ou até a cota mais baixa da isóbara igual a 0,10p,estimada pelo engenheiro projetista da fundação, para o caso de fundações rasas.

Observação do nível d'águaDurante a execução da sondagem são feitas as determinações do nível d'água,

registando-se a sua cota e/ou a pressão que se encontra em campo (verificação da existênciade artesianismo). Quando detectar um grande aumento da umidade do solo retirado com otrado helicoidal, a perfuração deverá ser interrompida e passa-se a observar a elevação daágua no furo até a sua estabilização, efetuando-se leituras a cada 5 minutos, durante 30minutos. As leituras são efetuadas utilizando um pêndulo ou pio elétrico. Sempre que houver

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paralisação dos serviços, antes do reinicio é conveniente uma verificação da posição do níveld'água.

Tabela 10.3 - Número mínimo de sondagens, segundo a ABNT.

Área construída (m2) No. Mínimo de furos200 2

200 - 400 3400 - 600 3600 - 800 4800 - 1000 51000 - 1200 61200 - 1600 71600 - 2000 82000 - 2400 9

> 2400 a critério

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A sondagem rotativa é empregada na perfuração de rochas, matacões e solos de altaresistência. Tem como objetivo principal a obtenção de testemunhos (amostras de rocha) paraidentificação das descontinuidades do maciço rochoso, mas permite ainda a realização deensaios "in situ", como por exemplo o ensaio de perda d'água ou infiltração.

O equipamento para a realização da sondagem rotativa compõe-se de uma hastemetálica rotativa dotada, na extremidade, de uma ferramenta de corte, denominada coroa, bemcomo de barriletes, conjunto motor-bomba, tubos de revestimento e sonda rotativa.

As sondas rotativas imprimem o movimento de rotação, recuo e avanço nas hastes.Através desse movimento, a coroa, que é uma peça constituída de aço especial comincrustações de diamante ou vídia nas extremidades, vai desgastando a rocha e permitindo adescida do tubo de revestimento e alojamento do testemunho no interior do barrilete. Ashastes são ocas, para permitir a injeção de água no fundo da escavação a fim de refrigerar acoroa e carregar os detritos da perfuração até superfície. A utilização de tubos de revestimentoé indispensável quando as paredes do furo apresentarem-se instáveis, com tendência aodesmoronamento, pondo em risco a coluna de perfuração. Os revestimentos também sãonecessários quando se atravessa uma formação fraturada ou muito permeável, causandoperdas consideráveis de água de circulação. Os revestimentos são tubos de aço com paredesfinas mas de elevada resistência mecânica, com comprimento de 1 a 3m, rosqueados nasextremidades.

A execução da sondagem rotativa consiste basicamente na realização de manobrasconsecutivas de movimento rotativo para o corte da rocha. O comprimento da manobra édeterminado pelo comprimento do barrilete, em geral 1,5 a 3,0m. Terminada a manobra, obarrilete é retirado do furo e os testemunhos são cuidadosamente retirados e colocados emcaixas especiais com separação e obedecendo a ordem de avanço da perfuração.

Os resultados da sondagem são apresentados na forma de um perfil individual de cadafuro, contendo cotas e descrição dos testemunhos. A descrição dos testemunhos inclui aclassificação litológica (gênese, mineralogia, textura e cor), o estado de alteração da rocha e ograu de fraturamento.

O estado de alteração é um fator qualitativo e subjetivo para expressar o grau dealteração da rocha, a saber: rocha extremamente alterada ou decomposta, muito alterada,medianamente alterada, pouco alterada.

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O grau de fraturamento é expresso através do número de fragmentos por metro, o qualé obtido dividindo-se o número de fragmentos recuperados em cada manobra pelocomprimento da manobra. O critério adotado na classificação é o seguinte:

- ocasionalmente fraturada: 1 fratura/metro- pouco fraturada: 1 - 5 fraturas/metro- medianamente fraturada: 6 - 10 fraturas/metro- muito fraturada: 11 - 20 fraturas/metro- extremamente fraturada: > 20 fraturas/metro- em fragmentos: pedaços de diversos tamanhos

Atualmente tem-se utilizado um parâmetro chamado RQD (Rock QualityDesignation), para expressar a qualidade das rochas. O RQD é dado pela relação entre a somados comprimentos dos testemunhos com mais de 10cm dividido pelo comprimento damanobra. A Tabela 10.4 apresentada a classificação da rocha em função do RQD.

Tabela 10.4 - Classificação da qualidade do maciço em função do RQD

RDQ Qualidade do Maciço1 - 25% Muito fraco25 - 50% Fraco50 - 75% Regular75 - 90% Bom90 - 100% Excelente

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Sondagem mista é aquela em que são executados os processos de percussão associadosao processo rotativo. Os dois métodos são alternados de acordo com as camadas do terreno. Érecomendada para terrenos com presença de blocos de rocha, matacões, sobrejascentes acamadas de solo. A maioria dos casos de sondagem mista inicia-se, pelo método à percussão,atingindo o impenetrável por esse método, reveste-se o furo e passa-se ao processo rotativo.Quando ocorre novamente a mudança de material (rocha para solo), interrompe-se a manobrae o furo prossegue por percussão com medida do índice de resistência à penetração. Osresultados são apresentados conforme já comentado anteriormente para cada caso.

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A amostragem é o processo de retirada de amostras de um solo com o objetivo deavaliar as propriedades de engenharia do mesmo. As amostras obtidas podem ser de doistipos: amostras deformadas e indeformadas.

Amostras deformadas.As amostras deformadas são aquelas que conservam ascomposições granulométrica e mineral do solo "in situ" e se possível sua umidade natural,entretanto, a sua estrutura foi perturbada pelo processo de extração. São obtidas por meio depás, picaretas, trados e amostradores de parede grossa. As amostras deformadas são utilizadaspara execução dos ensaios de caracterização do solo (granulometria, limites de consistência,massa específica dos sólidos), ensaios de identificação táctil - visual, ensaio de compactação emoldagem de corpos de prova, sob determinadas condições de grau de compactação e teor deumidade.

Amostras indeformadas.São aquelas que conservam tanto as composiçõesgranulométrica e mineral do solo, quanto o teor de umidade e a estrutura. O termoindeformada quer dizer que a amostra foi submetida ao mínimo de perturbação possível, poisqualquer método amostragem sempre produz uma modificação no estado de tensão o qualestá submetido essa amostra. As amostras indeformadas são usadas na execução de ensaios de

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laboratório para obtenção dos parâmetros de resistência ao cisalhamento e compressibilidadedo solo. Podem ser obtidas por meio de blocos indeformados ou por meio de amostradores deparede fina.

A amostragem por meio de blocos é, geralmente, realizada na superfície do terreno,em taludes ou no interior de um poço, acima do nível de água. A retirada de um bloco de soloprismático indeformado segue esquema apresentado na fig. 10.9. O molde metálico(30x30cm) é cravado no solo e efetua-se a escavação em torno e na base do mesmo, atéseparar o bloco do maciço. Após a retirada do bloco, aplica-se uma fina camada de parafina,recobrindo-o com um tecido poroso (tela, estopa), e em seguida aplica-se uma nova camadade parafina. Essas operações tem o objetivo de preservar a umidade e a estrutura do bloco. Osblocos devem ser devidamente identificados e colocados em caixas contendo serragem paraserem enviados para o laboratório, onde devem ser mantidos em câmara úmida até autilização.

Figura 10.9 - Retirada de amostra indeformada .

Para obtenção de amostras indeformadas em maiores profundidades, utilizam-se osamostradores de parede fina, construídos de um tubo de latão ou aço de diâmetro interno nãoinferior a 50mm e com características próprias para garantir a obtenção de amostrasindeformadas. Para um amostrador ser classificado como de parede fina ele deve atender osseguintes requisitos:

Folga interna: quando o amostrador é cravado no solo, a amostra cortada sofre umalívio de tensões e há uma tendência a expansão, sendo que com isso se desenvolverá umatrito entre a parede interna do amostrador e a amostra. Para que esse atrito seja diminuído, odiâmetro da ponta (dp) do amostrador deverá ser menor que o interno (di) (fig. 10.10),definindo uma folga interna (Fi) entre 1 a 3%, dada pela eq. 10.1. O diâmetro da ponta sendomenor, ajuda a apoiar a amostra, facilitando a retirada do tubo. Uma folga maior, facilitaria aentrada da amostra no amostrador, mas aumentaria o risco de eventuais choques entre aamostra e o amostrador.

3% a 1 <−

=p

pii d

ddF

(10.1)

Relação de áreas:para minimizar a perturbação estrutural do solo, a parede do tubonão deve ser grossa, não devendo também ser muito fina, para que, não ocorra flambagem ouamassamento do tubo durante a cravação. Para satisfazer essas exigências deve se ter umarelação de áreas, dado pela eq. 10.2, com valor inferior a 10%. Nesta equação, de correspondeao diâmetro externo do amostrador.

%0 1 <−=2

22

i

iea

d

ddR

(10.2)

Porcentagem de recuperação:o comprimento da amostra obtido nem sempre é igualao comprimento cravado do amostrador. Em geral, as amostras sofrem um encurtamento. Parauma amostra ser considerada como indeformada a percentagem de recuperação, dada pela eq.

98

10.3, deve estar entre 95 e 100%. Na eq. 10.3, H é o comprimento cravado do amostrador e Lcorresponde ao comprimento da amostra.

R �LH

� 100 (10.3)

di

dp

de

Figura 10.10 - Amostrador de parede fina .

Existem diversos tipos de amostradores de parede fina (shelby, pistão, sueco,Deninson, etc), sendo cada um deles indicado para uma determinada condição e tipo de solo.Os amostradores mais usuais são descritos a seguir:

a) Amostrador Shelby: é composto de um tubo de latão ou aço inoxidável de espessurareduzida, com diâmetro de 50mm para permitir a utilização nos furos de sondagem de simplesreconhecimento. O tubo é ligado a um engate provido de uma janela e uma válvula de alíviocom esfera de aço, que tem a função de permitir a saída de água de dentro do tubo durante acravação e diminuir a pressão hidrostática aplicada ao topo da amostra, durante a retirada doamostrador (fig. 10.11).

Figura 10.11 - Amostrador de parede fina tipo shelby.

O amostrador tipo shelby é usado para obtenção de amostras indeformadas de soloscoesivos com consistência mole a média. Esse amostrador é o mais antigo e o mais

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largamente utilizado, tendo servido como base para desenvolvimento dos outros tipos deamostradores.

b) Amostrador de Pistão:é indicado para solos coesivos muito moles, siltes argilosose areias. O amostrador é constituído de um pistão ou êmbolo que corre dentro do tubo deparede fina melhorando bastante as condições de amostragem, atingindo com facilidade 100%de recuperação da amostra (comprimento da amostra igual ao comprimento cravado doamostrador), mesmo em solos de difícil amostragem. A fig. 10.12 apresenta o amostrador depistão.

Fig1ura 10.12 - Amostrador de parede fina tipo pistão.

c) Amostrador Sueco:é também constituído de um pistão, o qual permanece fixo,durante o processo de amostragem. No pistão é fixado tiras de papel alumínio que sãomontadas em carretéis, dentro de uma peça especial e que se distribuem ao longo de todo operímetro do amostrador (fig. 10.13).

Figura 10.13 - Amostrador de parede fina tipo sueco.

100

O papel alumínio reduz o atrito entre a amostra e as paredes do tubo permitindo aobtenção de amostras com vários comprimentos. Esse amostrador permite uma sondagemcontínua do subsolo.

d) Amostrador Denison: é constituído de dois cilindros, sendo um interno e outroexterno rotativo, dotado de sapata cortante. O cilindro interno é destinado a receber eacondicionar a amostra de solo, cortada por uma coroa de vídia solidária ao tubo externo (fig.10.14). A amostra é suportada por uma mola retentora. A perfuração é feita por circulação delama, que também permite uma maior estabilização das paredes do furo. Este amostrador édestinado a obtenção de amostras em solos resistentes, em que não se consegue amostra deboa qualidade por cravação.

Figura 10.14 - Amostrador de parede fina tipo Deninson.

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Os métodos semidiretos de prospecção são aqueles que não permitem coleta deamostras e visualização do tipo de solo, sendo as características de comportamento mecânico,obtidas por meio de correlações com grandezas medidas na execução do ensaio. Foramdesenvolvidos com o intuito de contornar as dificuldades de obtenção de amostras de boaqualidade em certos tipos de solos, como areias puras ou submersas e argilas sensíveis deconsistência muito mole. Os métodos semidiretos são conhecidos como ensaios "in situ", quetem por vantagem minimizar as perturbações causadas pela variação do estado de tensões edistorções devidas ao processo de amostragem, bem como evitar os choques e vibraçõesdecorrentes do transporte e subsequente manuseio das amostras. Além disso, o efeito daconfiguração geológica do terreno está presente nesses ensaios "in situ" permitindo umamedida mais realista das propriedades físicas do solo.

Dentre os ensaios "in situ" mais empregados no Brasil destacam-se o ensaio depenetração estática (CPT), o ensaio de "vane test" ou palheta e o ensaio pressiométrico. Oensaio de CPT e "vane test" têm por objetivo a determinação da resistência ao cisalhamentodo solo, enquanto o ensaio pressiométro visa estabelecer uma espécie de curva tensão-deformação para o solo investigado. A seguir será detalhado cada um desses ensaios.

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O ensaio de penetração contínua ou estática do cone, também conhecido como deep-sounding, foi desenvolvido na Holanda com o propósito de simular a cravação de estacas eestá normalizado pela ABNT através da norma NBR 3406.

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O ensaio de CPT permite medidas quase contínuas da resistência de ponta e lateraldevido à cravação de um penetrômetro no solo, as quais, por correlações, permitem identificaro tipo de solo, destacando a uniformidade e continuidade das camadas. Permite, também,determinar os parâmetros de resistência ao cisalhamento e a capacidade de carga dosmateriais investigados. É um ensaio de custo relativamente baixo, rápido de ser executado,sendo portanto, indicado para a prospecção de grandes áreas. Apresenta como desvantagens anão obtenção de amostras para inspeção visual, a não penetração em camadas muito densas ecom presença de pedregulhos e matacões, as quais podem tornar os resultados extremamentevariáveis e causar problemas operacionais como deflexão das hastes e estragos na ponteira.

O equipamento para execução do ensaio de CPT consta de um cone de aço, móvel,com um ângulo no vértice de 60°e área transversal de 10cm2. O cone é acionado por hastesmetálicas, as quais transmitem o esforço estático de cravação produzido por macacoshidráulicos ou por engrenagens que acionam duas cremalheiras (hastes dentadas). Omovimento de subida e descida são obtidos por intermédio das engrenagens movimentadaspor sarillhos manuais (fig. 10.15). A pressão de cravação é obtida por manômetros ou anéisdinamométricos, sendo geralmente utilizados dois manômetros, um para altas pressões e outropara baixas pressões. O equipamento tem normalmente uma capacidade de 10 toneladas.

Figura 10.15 - Equipamento para ensaio de CPT, com medição hidráulica e vista do

cone de penetração (Begeman).

O ensaio consiste em cravar o cone solidário a uma haste e medir o esforço denecessário à penetração. São feitas medidas de resistência de ponta e total. Com openetrômetro na cota de ensaio, crava-se 4cm da ponta por meio uma haste interna. Emseguida, a luva (camisa) e a ponta são cravados, numa extensão de aproximadamente 4cm,medindo-se a força usada para obtenção da resistência total, ponta mais atrito lateral,desenvolvido ao longo do comprimento do cone (fig. 10.16a). Novamente, o penetrômetro écolocado na posição inicial, e as operações são sucessivamente repetidas. A resistência lateral

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(ql) é obtida pela diferença entre a resistência total e a de ponta (qc). A velocidade decravação do cone deverá ser constante e da ordem de 2cm/seg. A cada 4cm de profundidade,portanto, podem-se ter valores das resistências lateral e de ponta que, lançados em um gráficoversus a profundidade toma o aspecto da fig. 10.17.

(a) (b)Figura 10.16 - (a) Ensaio de CPT, cone de Begeman. (b) Esquema de cone elétrico

Figura 10.17 - Resultado de um ensaio de penetração contínua - CPT.

Os resultados do ensaio de cone, isto é as relações entre resistência de ponta (qc) erazão de atrito (atrito lateral /resistência de ponta) permitem obter a classificação dos tipos desolos encontrados, através do gráfico da fig. 10.18, apresentado por Schermertmann.

103

Figura 10.18 - Carta de classificação segundo Sherthamamn.

Os dados permitem obter, ainda, boas indicações das propriedades do solo, ângulo deatrito interno de areias, e coesão e consistência das argilas. Foi Meyerhof (1956) queminicialmente propôs uma correlação do tipo qc = nN, entre a resistência de ponta (qc) e Nnúmero de golpes para cravar 30cm finais do SPT. O autor acima sugeriu para as areias um n= 4. Com base nesta relação foi elaborado o gráfico da fig. 10.19 que estabelece ascaracterísticas de resistência ao cisalhamento e de deformabilidade de areias e argilas emfunção dos resultados do SPT e da resistência de ponta do CPT. Entre as experiênciasbrasileiras menciona-se a desenvolvida por engenheiros do grupo “estaca franki”, que combase em grande número de ensaios, chegaram aos valores de qc/N, apresentados na Tabela10.5.

Hoje os ensaios de CPT são realizados tendo as medidas de resistência lateral e deponta feitas de forma automatizada. Isto permite, além de uma maior facilidade noarmazenamento e tratamento dos dados, uma execução mais contínua do ensaio. Tambémoutras medidas estão sendo acrescentadas ao ensaio, como medidas de pressão neutra, quepermitem estimar parâmetros hidráulicos e de adensamento dos solos estudados. Maisrecentemente ainda, sondas CPT vêm sendo dotadas de equipamentos para medir aresistividade do solo, sendo os dados obtidos utilizados no diagnóstico de áreas contaminadas(vide fig. 10.16b).

Tabela 10.5 - Correlações entre N e qc.

Tipo de Solo qc/ NArgila, argila siltosa, silte argilososArgila arenosa e siltos-arenosaSilte arenosoAreia argilosaAreia

3,52,03,56,010,0

104

Figura 10.19 - Característica de resistência e deformabilidade em função do SPT eqc. Modificado de De Lima (1983).

105

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O "vane test" foi desenvolvido na Suécia, com o objetivo de medir a resistência aocisalhamento não drenada de solos coesivos moles saturados. Hoje o ensaio é normalizado noBrasil pela ABNT (NBR 10905)

O equipamento para realização do ensaio é constituído de uma palheta de aço, formadapor quatro aletas finas retangulares, hastes, tubos de revestimentos, mesa, dispositivo deaplicação do momento torçor e acessórios para medida do momento e das deformações. Oequipamento está apresentado na fig. 10.20. O diâmetro e a altura da palheta devem manteruma relação constante 1:2 e, sendo os diâmetro mais usuais de 55, 65 e 88mm. A medida domomento é feito através de anéis dinamométricos e vários tipos de instrumentos com molas,capazes de registrar o momento máximo aplicado.

Figura 10.20 - Equipamento para ensaio de palheta - vane test.

O ensaio consiste em cravar a palheta e em medir o torque necessário para cisalhar osolo, segundo uma superfície cilíndrica de ruptura, que se desenvolve no entorno da palheta,quando se aplica ao aparelho um movimento de rotação. A instalação da palheta na cota deensaio pode ser feita ou por cravação estática ou utilizando furos abertos a trado e/ou porcirculação de água. No caso de cravação estática, é necessário que não haja camadasresistentes sobrejacentes à argila a ser ensaiada e que a palheta seja munida de uma sapata deproteção durante a cravação. Tanto o processo de cravação da sapata, quanto o de perfuraçãodevem ser paralisados a 50cm acima da cota de ensaio, a fim de evitar o amolgamento doterreno a ser ensaiado. A partir daí, desce apenas a palheta de realização do ensaio. Com apalheta na posição desejada, deve-se girar a manivela a uma velocidade constante de 6°/min,fazendo-se as leituras da deformação no anel dinamométrico de meio em meio minuto, atéatingir o momento máximo. Em seguida deve-se soltar a mesa e girar a manivela,rapidamente, com um mínimo de 10 rotações a fim de amolgar a argila e em seguida é feitonovo ensaio para medir a resistência amolgada da argila e com isto, determinar a sensibilidadeda argila (resistência da argila indeformada/ resistência da argila amolgada), conforme jáapresentado no item 5.5, desta apostila.

Para o cálculo da resistência não drenada da argila deve-se adotar as seguinteshipóteses:&

Drenagem impedida: ensaio rápido;&Ausência de amolgamento do solo, em virtude do processo de cravação da palheta;

106&

Coincidência de superfície de ruptura com a geratriz do cilindro, formado pelarotação da palheta;&Uniformidade da distribuição de tensões, ao longo de toda a superfície de ruptura,quando o torque atingir o seu valor máximo;&Solo isotrópico.

No instante da ruptura o torque máximo (T) aplicado se iguala à resistência aocisalhamento da argila, representada pelos momentos resistentes do topo e da base do cilindrode ruptura e pelo momento resistente desenvolvido, ao longo de sua superfície lateral, dadopela expressão:

BL MMT 2+= (10.4)

onde: T = torque máximo aplicado à palheta; ML = momento resistente desenvolvidoao longo da superfície lateral de ruptura; MB = momento resistente desenvolvido no topo e nabase do cilindro de ruptura, dados por:

uL c.H.DM 2

2

1 π= (10.5)

uB cDM 3

12

π= (10.6)

onde: D = diâmetro do cilindro de ruptura; H = altura do cilindro de ruptura; Cu =resistência não drenada da argila. Substituindo as equações 10.5 e 10.6 em 10.4 e fazendo-seH = 2D, tem-se o valor da coesão não drenada da argila, expresso pela fórmula 10.7.

37

6

D

T.cu

π=

(10.7)

Diversos fatores podem afetar os resultados obtidos com o “vane test”, dentre elesdestacam-se a velocidade de rotação diferente da estipulada, não homogeneidade da camadade argila, as hipóteses de superfície cilíndrica de ruptura e distribuição de tensões uniformese afastando das condições reais. Na realidade, a superfície de ruptura obtida em um ensaio depalheta não é cilíndrica, pois acredita-se que as zonas próximas à palheta podem estar sujeitasa tensões mais altas, com concentração nas extremidades das aletas, provocando, portanto,uma ruptura progressiva. A presença de pedregulhos, conchas ou areias, podem afetarfortemente os resultados, acarretando valores mais elevados da resistência ou danificando apalheta. Valores mais baixos que os reais são possíveis em argilas moles amolgadas devido aoprocesso de cravação.

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Este ensaio é usado para determinação "in situ" do módulo de elasticidade e daresistência ao cisalhamento de solos e rochas, sendo originalmente desenvolvido na Françapelo engenheiro Menard.

O ensaio pressiométrico consiste em efetuar uma prova de carga horizontal no terreno,graças a uma sonda que se introduz por um furo de sondagem de mesmo diâmetro e realizadopreviamente com grande cuidado para não modificar-se as características do solo.

O equipamento destinado a execução do ensaio, chamado pressiômetro, é constituídopor três partes: sonda, unidade de controle de medida pressão - volume e tubulações deconexão (fig. 10.21). A sonda pressiométrica é constituída por uma célula central ou demedida e duas células extremas, chamadas de células guardas, cuja finalidade é estabelecerum campo de tensões radiais em torno da célula de medida. O comprimento total da sonda é

107

da ordem de 60 a 70cm e o da célula central de medida é cerca de 20cm. A unidade decontrole é a parte do sistema que fica à superfície e contém, um depósito de CO2, manômetrospara medir a pressão e dispositivo de controle.

Figura 10.21 - Equipamento para realização do ensaio pressiométrico.

O ensaio é iniciado com a perfuração para instalação as sonda na profundidadedesejada. Deve-se tomar cuidado para não amolgar as paredes do furo, por isso, não se poderealizar um ensaio pressiométrico aproveitando um furo de amostragem obtido poramostrador de parede fina. Após a instalação da sonda na posição de ensaio, as célulasguardas são infladas com gás carbônico, a uma pressão igual à da célula central. Na célulacentral é injetada água sob pressão, com o objetivo de produzir uma pressão radial nasparedes do furo. Em seguida, são feitas medidas de variação de volume em tempospadronizados,15, 30 e 60 segundos após a aplicação da pressão do estágio. O ensaio éfinalizado quando o volume de água injetada atingir 700 a 750cm3.

Com os pares de valores, pressão aplicada e variação do volume d'água injetado emum minuto, obtém-se a curva pressiométrica, mostrada na fig. 10.22. Nesta curva podem-sedefinir 5 fases, a saber:

Figura 10.22 - Curva pressiométrica.

108

&Fase inicial: corresponde ao intervalo da curva em que há reposição das tensõesatuantes e colocação em equilíbrio do conjunto sonda- perfuração - terreno;&Fase elástica: muitas vezes esta fase não é visualizada com clareza e ocorre parabaixas pressões;&Fase pseudo - elástica: ocorre deformações lineares e é onde define-se o módulo dedeformação ou módulo pressiométrico (Ep);&Fase plástica: as deformações aumentam ultrapassando o limite de plasticidade domaterial, sendo determinada a partir da pressão de fluência. (Pf);

� Fase de equilíbrio limite: as deformações chegam a ser muito grandes, tendendo aum valor assintótico, denominado de pressão limite (PL).

A partir da curva, apresentada na fig. 10.22, obtém-se: o módulo pressiométrico (Epem kg/cm2), as pressões limites (PL), de fluência (Pf) e a pressão natural do solo em repouso(Po).

O módulo pressiométrico é obtido na fase pseudo - elástica da curva, através da eq.10.8:

12

12662vv

pp).vv.(,Ep mo −

−+=

(10.8)

onde: vo = volume da célula de medida no repouso; vm = volume médio do ensaiodado por (v1+ v2)/2; v1 e v2 = volumes de água injetados, correspondentes aos pontos iniciais efinais da fase pseudo-elástica da curva pressiométrica; p1 e p2 = pressões correspondentes aospontos anteriormente referidos.

A Tabela 10.6 indica a ordem de grandeza entre valores de Ep e PL dos principaistipos de solo.

Tabela 10.6 - Valores de Ep e PL, para diferentes tipos de solos.

Tipo de solo Ep (kgf/cm2) PL (kgf/ cm2)Vasas e turfas 2 - 15 0,2 - 1,5Argilas moles 5 - 30 0,5 - 3

Argilas plásticas 30 - 80 3 - 8Argilas duras 80 - 400 6 - 20Areias vasosas 5 - 20 1 - 5

Siltes 20 - 100 2 - 15Areia e pedregulhos 80 - 1000 12 - 50Areias sedimentares 75 - 400 10 - 50

Rochas calcárias 800 - 200.000 30 - mais de 100Aterros recentes 5 - 10 0,5 - 3Aterros antigos 40 - 150 4 - 10

Aterros pedregulhosos recentes bemcompactados

100 - 150 10 - 25

A relação Ep/PL, é uma característica do solo investigado, variando de 12 a 30 emsolos pré adensados e apresentando valores menores em terrenos de aluvião.

109

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Os métodos ditos indiretos de prospecção são aqueles em que a determinação daspropriedades das camadas do subsolo é feita indiretamente pela medida de um parâmetrogeofísico, geralmente resistividade elétrica ou velocidade de propagação das ondas no meio.Os índices medidos mantêm correlações com a natureza geológica dos diversos horizontes,podendo-se ainda conhecer as suas respectivas profundidades e espessuras. Dentre os váriosprocessos geofísicos de prospecção podemos citar a resistividade elétrica e o método de"cross-hole", como sendo os de uso mais freqüentes na engenharia civil. Os métodos indiretosapresentam como grande vantagem, em relação aos anteriormente descritos, a de seremrápidos e econômicos, não necessitando da coleta de amostras, podendo ser utilizados naprospecção preliminar de grandes áreas. Atualmente, a técnica geofísica denominada de GPR(“Ground Penetration Radar” ou radar de penetração do solo) está ganhando terreno emdiversas áreas da geotecnia.

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Este ensaio fundamenta-se no princípio de que diferentes materiais do subsolopossuem valores característicos diferentes de resistividade elétrica.

"A técnica de caminhamento elétrico consiste em observar a variação lateral deresistividade a profundidades aproximadamente constantes. Isso é obtido fixando oespaçamento dos eletrodos e caminhando-se com os mesmos ao longo de perfis, efetuando asmedidas de resistividade aparente. Com o dispositivo eletródico dipolo-dipolo, os eletrodosAB de injeção de corrente e MN de potencial são dispostos segundo um mesmo perfil e oarranjo é definido pelos espaçamentos X=AB=MN. A profundidade de investigação crescecom o espaçamento (R), e teoricamente corresponde a R/2 (fig. 10.23), as medidas sãoefetuadas em várias profundidades de investigação, permitindo assim a construção de umaseção de resistividade aparente (ELIS & ZUQUETTE 1996)".

Figura 10.23 - Disposição no campo do arranjo dipolo-dipolo - técnica docaminhamento elétrico.

Ao passar uma corrente elétrica (I) através dos eletrodos A e B, e medir a diferença depotencial (∆V) criada entre os eletrodos M e N, obtém-se a resistividade através da fórmula:

110

ρ a = KI

∆V

(10.9)

sendo K, um fator geométrico que depende do espaçamento entre os quatro eletrodos eé calculado por:

K = AM.AN

MNπ

(10.10)

A resistividade (ρ) pode ser definida como sendo a maior ou menor facilidade comque uma corrente elétrica se propaga por um material. Os valores de resistividade são afetadospela presença de água, pela natureza dos sais dissolvidos e pela porosidade total do meio. Osresultados são tratados com o auxílio de um software.

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A técnica sísmica docross-hole, ou transmissão direta entre furos, tem como principalobjetivo a medida, em profundidade, das velocidades de propagação das ondas de compressão(p) e cisalhante (s) de um furo de sondagem equipado com um martelo, a outro equipado comum geofone (GIACHETI, 1991).

As velocidades das ondas de compressão e cisalhante são determinadas através damedida do tempo requerido para o impacto percorrer a massa de solo e ser captado pelogeofone colocado a uma distância, em geral não excedente a 8 metros da fonte. Assim, apartir da obtenção das velocidades de propagação das ondas e do peso específico do solo épossível estimar os módulos cisalhante e de deformabilidade, segundo as formulações abaixo:

G = V S2 γ (10.11)

E = 2VS2 γ ν( )1+ (10.12)

( )( )ν = V V

V VC2

S2

C2

S2

−−2

2 (10.13)

onde:G = módulo cisalhante dinâmico (MPa)E = módulo de deformabilidade dinâmico (MPa)ν = coeficiente de PoissonVs = velocidade de propagação da onda cisalhante (m/s)Vp = velocidade de propagação da onda de compressão (m/s)γ = peso específico médio do solo (kN/m3)

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A técnica de GPR vem sendo utilizada nos últimos anos com maior ênfase naidentificação de patologias em estruturas de concreto armado, localização de estruturasenterradas, diagnóstico de áreas contaminadas, monitorização, levantamento de perfisgeotécnicos, etc. O ensaio consiste emissão de um pulso de onda eletromagnética, de forma eduração conhecidos, e do acompanhamento do retorno destes pulsos à antena receptora.Sempre que o meio muda as suas propriedades eletromagnéticas, há reflexões e refrações dopulso de onda emitido que indicam esta mudança. Embora o ensaio seja pontual, a execuçãode uma série de ensaios com um determinado espaçamento, segundo um determinado

111

alinhamento, permite traçar perfis ou cortes do objeto em estudo, que se juntos poderão a vir aformar imagens tridimensionais da área estudada. A figura 10.24 ilustra um modelo deequipamento de GPR, evidenciando-se a CPU para recebimento e tratamento preliminar dosdados e a antena de 1Ghz, a antena de maior resolução utilizada na técnica. A figura 10.25ilustra resultados típicos da técnica quando utilizada com a antena de 1 Ghz em uma laje deconcreto.

(a) (b)Figura 10.24 – Equipamento de GPR. (a) Antena de 1 Ghz e (b) CPU para

aquisição dos dados.

Figura 10.25 – Resultados obtidos a partir da técnica de GPR aplicada a uma lajede concreto.

112

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