SOCIEDADE DE EDUCAÇÃO DO VALE DO IPOJUCA
FACULDADE DO VALE DO IPOJUCA - FAVIP
DEPARTAMENTO DE ENGENHARIA CIVIL
GRADUAÇÃO EM ENGENHARIA CIVIL
CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA DE UMA AREIA SILTOSA ORIGINÁRIA
DOS GRANITÓIDES DA PROVÍNCIA DA BORBOREMA, LOCALIZADA NO
MUNICÍPIO DE CARUARU/PE.
CRISTIANO ROMERO DA SILVA
CARUARU, 2011.
Diretor Superintendente
Luiz de França Leite
Diretor Superintendente
Vicente Jorge Espíndola Rodrigues
Diretora Executiva
Mauricélia Bezerra Vidal
Diretora Acadêmica
Aline Brandão de Siqueira
Coordenador do Curso de Engenharia Civil
João Manoel de Freitas Mota
CRISTIANO ROMERO DA SILVA
CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA DE UMA AREIA SILTOSA, ORIGINÁRIA
DOS GRANITÓIDES DA PROVÍNCIA DA BORBOREMA, LOCALIZADA NO
MUNICÍPIO DE CARUARU/PE.
Trabalho submetido ao corpo
docente do curso de graduação
em
engenharia
civil
da
Faculdade do Vale do Ipojuca,
como
parte
dos
requisitos
necessários à obtenção do grau
de bacharel em engenharia civil.
Orientadora: D.SC. Marilia Mary
da Silva.
CARUARU, 2011.
- Catalogação na fonte Biblioteca da Faculdade do Vale do Ipojuca, Caruaru/PE
S586c
Silva, Cristiano Romero da.
Caracterização geotécnica de uma areia siltosa originária dos
granitóides da província da Borborema, localizada no Município
de Caruaru-PE / Cristiano Romero da Silva. – Caruaru: FAVIP,
2011.
129 f. : il.
Orientador(a) : Marília Mary da Silva.
Trabalho de Conclusão de Curso (Engenharia Civil) -Faculdade do Vale do Ipojuca.
1. Mecânica dos solos. 2. Compressibilidade.
Resistência. 4. Densidade. 5 Permeabilidade. I. Título.
CDU 624[11.2]
Ficha catalográfica elaborada pelo bibliotecário: Jadinilson Afonso CRB-4/1367
3.
CRISTIANO ROMERO DA SILVA
CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA DE UMA AREIA SILTOSA, ORIGINÁRIA
DOS GRANITÓIDES DA PROVÍNCIA DA BORBOREMA, LOCALIZADA NO
MUNICÍPIO DE CARUARU/PE.
TRABALHO SUBMETIDO AO CORPO DOCENTE DO CURSO DE
GRADUAÇÃO EM ENGENHARIA CIVIL DA FACULDADE DO VALE DO
IPOJUCA, COMO PARTE DOS REQUISITOS NECESSÁRIOS À OBTENÇÃO
DO GRAU DE BACHAREL EM ENGENHARIA CIVIL.
.
Aprovado em:
/
/
_________________________________
D.Sc. Marilia Mary da Silva
(Presidente e orientadora)
_________________________________
M.Sc. Aluízio Caldas e Silva
(Professor da disciplina de TCC II)
_________________________________
M.Sc. Sandro Inácio
(Examinador)
_________________________________
M.Sc. Shirley Minell
(Examinadora)
CARUARU, 2011.
Se a vida é um dilema, quem
melhor que Cristo para resolvê-lo?
Se a vida é um quebra-cabeça,
somente Cristo pode montá-lo da forma
correta.
Se a vida é uma oportunidade,
quem melhor que Cristo para nos ajudar a
vivê-la sabiamente?
Se a vida é um caminho para o
Céu, somente com Cristo é possível transitála sem nos perder.
(Enrique Chaij)
Aos
meus
pais,
Maria
das
Dores R. Silva e José Romero
da Silva. Nenhum filho jamais
poderia
imaginar
a
imensa
alegria e o profundo orgulho
que sinto em tê-los por perto.
AGRADECIMENTOS
A Ti, Senhor, meu Pai celestial – Pode um dedal conter um oceano?
Pode uma pessoa sem talento musical tocar Mozart? Pode um rato
compreender a majestade das montanhas rochosas? Claro que não. E será
que meras palavras seriam capazes de expressar o seu amor? De maneira
nenhuma. Mas encontro alegria na simples tentativa de fazê-lo (LUCADO, M.).
Muitas pessoas queridas se ligaram a esse projeto, deixando
sempre uma contribuição da experiência técnica e pessoal de suas vidas:
Engenheira D.Sc. Marilia Mary da Silva, minha orientadora e amiga –
Somente o seu talento supera a sua paciência! Muito obrigado por ter estado
ao meu lado, me ajudando e orientando, não só nos assuntos relativos a este
trabalho, mas em todos os conselhos que me ajudaram a tornar-se um
profissional, e assim, superar os impasses encontrados durante todo período
do curso. Sem você, jamais conseguiria chegar até aqui. Faltam palavras para
descrever o grau de importância que você adquiriu em minha vida. O mais
difícil de sair da faculdade, é saber que raramente encontrarei em minha
trajetória pessoas com todos os seus atributos.
Ao ITEP (Instituto de Tecnologia de Pernambuco), por ter permitido
a realização das pesquisas e a utilização dos equipamentos para realização
dos ensaios em sua sede no Recife. Aos companheiros e laboratoristas da
UEC – (Unidade de Engenharia Civil) - LTA - (Laboratório de Tecnologia
Ambiental) do ITEP, Leandro Roberto e Paulo Vinícius, que me ajudaram muito
a realizar todos os ensaios que precisei para o desenvolvimento dessa
pesquisa.
Ao funcionário Verinaldo Francisco, do LTC (Laboratório de Técnicas
da Construção) da FAVIP, pela coleta das amostras. Sem sua ajuda, não teria
conseguido realizar os ensaios, pois, sem as amostras, seria impossível. E ao
amigo Kelvin, também do LTC, por ter me ajudado todas as vezes que precisei.
Ao Professor Eng.º Sandro Inácio (FAVIP/CHESF). Pela paciência,
coragem, e pela fé que por muitas vezes nos fazia ser fortalecidos nessa
trajetória.
Ao amigo Engº José Marcelino Bezerra Neto, por ter me ensinado os
passos iniciais da engenharia.
Aos Professores Eng.º M.Sc. Sidclei T. Magalhães (UNICAP); Eng.º
M.Sc.
Carlos
André
(FAVIP);
Eng.º
M.Sc.
Aluízio
Caldas,
(ITFPE/
FAVIP/CHESF); M.Sc. Bruno Câmelo; Eng.ª M.Sc. Shirley Minnel; Eng.ª M.Sc.
Tuane do Egito, Eng.º Mecânico Luiz Gonzaga Cabral.
Ao Engenheiro M.Sc. João Manoel de Freitas Mota, atual
coordenador do curso de Graduação em Engenharia Civil da FAVIP. Pela ajuda
em todos os momentos, pela compreensão, colaboração, pela forma que lutava
pelos interesses dos alunos do curso e pela grande disponibilidade em atender
a todos.
Ao amigo Rafael Torres, pelas digitações e ajuda na realização dos
ensaios de compactação no LTC/FAVIP.
Ao amigo Edilson Santos, laboratorista do consórcio OAS/MENDES
JUNIOR, e ex-laboratorista da FAVIP, pela ajuda na realização dos ensaios da
caracterização física.
A todos os funcionários da biblioteca FAVIP, em especial a amiga
Magda Araújo, Pelas dicas metodológicas para este trabalho, e por tornar, com
sua simpatia, as visitas à biblioteca tão agradáveis.
A Janne Dayse S. Soares, secretária acadêmica da Faculdade do
Vale do Ipojuca, pela colaboração e disponibilidade sempre que precisei.
Aos meus pais, pelo apoio, dedicação e compreensão, mesmo nos
momentos que as minhas decisões pareciam ser as mais loucas e impensadas.
Hoje é possível ver parte do resultado dessas decisões!
LISTA DE FIGURAS
CAPÍTULO 2
Figura 2.1.
Exemplo de curva de distribuição granulométrica do solo
(PINTO, 2002).
Figura 2.2.
Esquema representativo da sedimentação (PINTO, 2002).
Figura 2.3.
Curvas granulométricas de alguns solos brasileiros (PINTO,
2002).
Figura 2.4.
Limites de Atterberg dos solos (VARGAS, 1997).
Figura 2.5.
Esquema do aparelho de Casagrande para determinação do
Limite de Liquidez.
Figura 2.6.
Curva de proctor (VARGAS, 1997).
Figura 2.7.
Estrutura dos solos compactados. (a) estrutura floculada e (b)
estrutura dispersa (PINTO, 2002).
Figura 2.8.
Curvas de compactação de diversos solos brasileiros (PINTO,
2002).
Figura 2.9.
Curva de compactação (umidade x densidade) (ORTIGÃO,
1993).
Figura 2.10.
Curvas de compactação de um solo com diferentes energias
(LAMBE, 1976).
Figura 2.11.
Estrutura de solos compactados, segundo proposição de
Lambe (LAMBE, 1976).
Figura 2.12.
Exemplo de estrutura de solo residual, mostrando micro e
macroporos (PINTO, 2002).
Figura 2.13.
Curva de resistência, compactação e índice de vazios
(PINTO,2002).
Figura 2.14.
Características de resistência das argilas (SKEMPTON, 1970).
Figura 2.15.
Resultados típicos de ensaios de compressão triaxial em
areias: (a), (b) e (c) areias fofas; (d), (e) e (f) areias compactas
(PINTO, 2002).
Figura 2.16.
Posição relativa das partículas nas areias fofas e compactas
(PINTO, 2002).
Figura 2.17.
Variação do ângulo de atrito interno de uma areia com a
tensão confinante (PINTO, 2002).
Figura 2.18.
Entrosamento de areias: a) predominantemente fina; b)
predominantemente grossa (SHEMPTON, 1964).
Figura 2.19.
Entrosamento de areias: (a) de grãos arredondados; (b) de
grãos angulares (PINTO, 2002).
Figura 2.20.
Ilustração dos deslocamentos submetidos aos solos.
Figura 2.21.
Torre de Pizza na Itália (VELLOSO, D.A. & LOPES,F.R. 1997).
Figura 2.22.
Efeitos das variações de volume de um solo expansivo sobre
uma estrutura (VELLOSO, D.A. & LOPES,F.R. 1997).
Figura 2.23.
Condição de carregamento condizente com a deformação
unidimensional (ORTIGÃO, 1993).
Figura 2.24.
Representação esquemática de um edômetro (ORTIGÃO,
1993).
Figura 2.25.
Curva de estabilização de um estágio de carga de um ensaio
edométrico (PINTO, 2002).
Figura 2.26.
Exemplo de resultado de ensaio edométrico (PINTO, 2002).
Figura 2.27.
Determinação da tensão de pré-adensamento pelo método de
Casagrande (PINTO, 2002).
Figura 2.28.
Analogia mecânica para o processo de adensamento, segundo
Terzagui (TAYLOR, 1948).
Figura 2.29.
Recalque com o tempo para alguns solos típicos (PINTO,
2002).
Figura 2.30.
Variação linear do índice de vazios com a pressão efetiva
(PINTO, 2002).
Figura 2.31.
Fluxo através de um elemento de solo submetido a um
processo de adensamento (PINTO, 2000).
Figura 2.32.
Esquema associando vazios e sólidos para solo saturado.
Figura 2.33.
Determinação de Cv pelo método de Taylor (PINTO, 2000).
CAPÍTULO 3
Figura 3.1.
Esquema do cilindro de compactação e soquete grande.
Figura 3.2.
Prensas de adensamento (LGA – ITEP).
Figura 3.3.
Amostra para adensamento ainda a ser preparada.
Figura 3.4.
Amostra pronta para ser posicionada na prensa.
Figura 3.5.
Área onde foram realizadas as coletas das amostras
indeformadas.
Figura 3.6.
Amostra sendo coletada nos receptáculos.
Figura 3.7.
Amostras sendo colocadas na caixa para transporte.
Figura 3.8.
Amostras coletadas e prontas para o transporte.
Figura 3.9.
Peças utilizadas no ensaio de cisalhamento direto, já no
laboratório.
Figura 3.10.
Gráfico utilizado para o cálculo do T100 (amostra adensada na
tensão normal de 200 KPa).
CAPÍTULO 4
Figura 4.1.
Curva granulométrica (amostra do sub-solo da FAVIP).
Figura 4.2.
Curva granulométrica do solo utilizado para modificação da
granulometria do material original.
Figura 4.3.
Curva de compactação do material natural (energia normal e
intermediária).
Figura 4.4.
Curvas de compactação (Energia normal): Avaliação da
influência da granulometria na curva de compactação.
Figura 4.5.
Curvas de compactação (Energia normal): Avaliação da
influência
da
reutilização
do
material
na
curva
de
compactação.
Figura 4.6.
Curvas de compactação (Energia Intermediária): Avaliação da
influência
da
reutilização
do
material
na
curva
de
compactação.
Figura 4.7.
Curvas de compactação (Energia normal): Avaliação da
influência da secagem prévia do material na curva de
compactação.
CAPÍTULO 5
Figura 5.1.
Variação do índice de vazios com a tensão vertical de
consolidação (corpos de prova na condição inundada e na
umidade natural).
Figura 5.2.
Variação da deformação volumétrica específica com a tensão
vertical de consolidação (corpos de prova na condição
inundada e na umidade natural).
Figura 5.3.
Variação do coeficiente de adensamento vertical (Cv) com a
tensão
vertical de consolidação (amostra
na
condição
inundada).
Figura 5.4.
Variação da permeabilidade com a tensão vertical de
consolidação (amostra na condição inundada).
Figura 5.5.
Variação da permeabilidade com o índice de vazios. (amostras
na condição inundada).
Figura 5.6.
Variação do coeficiente de compressibilidade com a tensão
vertical de consolidação (amostra na condição inundada).
Figura 5.7.
Variação do índice de vazios com a tensão vertical de
consolidação (amostra na condição inundada).
Figura 5.8.
Variação do índice de vazios com pequenas tensões verticais
de consolidação (amostra na condição inundada).
Figura 5.9.
Curvas t Versus dh (tensão cisalhante vs. deslocamento
horizontal) e dv versus. dh (deslocamento vertical vs.
Deslocamento horizontal).
Figura 5.10.
Envoltória de resistência de pico do solo estudado.
Figura 5.11.
Variação do ângulo de atrito de pico (considerando interceptos
de coesão nulos) do solo estudado com a tensão vertical
normal.
LISTA DE TABELAS
CAPÍTULO 2
Tabela 2.1.
Índices de Atterberg de alguns solos Brasileiros.
CAPÍTULO 4
Tabela 4.1.
Resumo dos resultados dos ensaios de caracterização do
solo presente no subsolo da FAVIP com as frações dos solos
enquadrados segundo a escala da ABNT e do SI.
Tabela 4.2.
Resumo dos resultados dos ensaios de caracterização do
solo utilizado para modificação da granulometria do material
original, com as frações dos solos enquadrados segundo a
escala da ABNT e do SI.
CAPÍTULO 5
Tabela 5.1.
Condições iniciais dos corpos-de-prova ensaiados (ensaios
edométricos na condição de umidade natural e inundada).
Tabela 5.2.
Tensão de escoamento e parâmetros de compressibilidade
obtidos dos ensaios edométricos duplos.
Tabela 5.3.
Parâmetros dos índices obtidos a partir dos resultados dos
ensaios edométricos duplos (ensaio inundado).
Tabela 5.4.
Tensões de pré-consolidação e classificação de Reginatto &
Ferrero (1973) obtidos do ensaio edométrico duplo.
Tabela 5.5.
Condições iniciais dos corpos de prova referentes aos
ensaios de cisalhamento direto convencional (ensaios na
condição inundada).
Tabela 5.6.
Condições dos corpos de prova na ruptura referentes aos
ensaios de cisalhamento direto convencional (ensaios na
condição inundada).
LISTA DE EQUAÇÕES
1. Peso específico aparente máximo (smáx).
2. Energia de compactação.
3. Determinação da curva de compactação.
4. Determinação da curva de compactação para solo saturado.
5. Resistência de pico.
6. Ensaio de compressão edométrica (obtenção das deformações).
7. Índices Cr, Cr e Cs.
8. Determinação do grau de adensamento.
9. Deformação final devida ao acréscimo de tensão.
10. Variação linear do índice de vazios com a pressão efetiva.
11. Acréscimo de tensão efetiva no final do adensamento.
12. Grau de adensamento.
13. Relação entre a variação do índice de vazios e a variação da tensão
efetiva.
14. Variação da tensão efetiva.
15. Dedução da teoria parte da equação do fluxo num solo saturado
(equação de Laplace) que indica a variação de volume pelo tempo.
16. Redução da equação 15.
17. Equação da associação de vazios e sólidos para solo saturado.
18. Variação do volume com o tempo.
19. Igualando a equação da variação do volume com o tempo.
20. Dedução da equação 17.
21. Velocidade de adensamento do solo.
22. Equação diferencial do adensamento.
23. Cálculo do cv.
24. Equação empírica proposta por GIBSON & HENKEL (1954) (a partir
de HEAD, 1994),
25. Resultados da pesquisa (substituição na equação 24)
26. Equação do critério de Reginatto & Ferrero (1973) para avaliação da
colapsibilidade dos solos.
RESUMO
Todas as obras de Engenharia Civil se assentam sobre o terreno e
inevitavelmente requerem que o comportamento do solo seja devidamente
considerado. A mecânica dos solos, que estuda o comportamento dos solos
quando tensões são aplicadas, como nas fundações, ou aliviadas, no caso de
escavações, ou perante o escoamento de água nos seus vazios, constitui-se
numa ciência de Engenharia, no qual o engenheiro civil se baseia para
desenvolver seus projetos. Este ramo da Engenharia, chamado de Engenharia
Geotécnica ou Engenharia de Solos, costuma empolgar os seus praticantes
pela diversidade de suas atividades, pelas peculiaridades que o material
apresenta em cada local e pela engenhosidade freqüentemente requerida para
a solução de problemas reais (PINTO, 2002). O presente Trabalho traz como
principal objetivo, o estudo das características geotécnicas (físicas e
mecânicas), de uma areia argilosa, originária dos granitóides da Província da
Borborema, localizada na cidade de Caruaru-PE, mais precisamente no
subsolo da FAVIP. No que se refere à caracterização física serão avaliados a
granulometria do material, os limites de Atterberg, densidade real das
partículas e o peso específico máximo e a umidade ótima de compactação. Em
especial para este último item, o solo será submetido a processos de
compactação mecânica, para avaliação da variação do peso específico e da
umidade ótima, através de diferentes energias de compactação, diferentes
umidades, diferentes granulometrias, processos de secamento prévio e reuso
de material. No que se refere à caracterização mecânica serão avaliados os
parâmetros de resistência de pico (ângulo de atrito e coesão); bem como os
parâmetros de compressibilidade do material (tensão de pré-adensamento
utilizando os métodos de Casagrande e Pacheco Silva (vm); razão de sobre
adensamento do solo (OCR); índice de compressão (Cc); índice de
recompressão (Cr); índice de expansão (Cs); coeficiente de adensamento
vertical (Cv) para cada estágio de carregamento em cm 2/s utilizando o método
de Taylor; coeficiente de compressibilidade (av) para cada estágio de
carregamento).
PALAVRAS-CHAVE: Mecânica dos solos, compressibilidade, resistência.
ABSTRACT:
All Civil Engineering works are based on the land and inevitably require that the
soil behavior is properly considered. The soil mechanics, which studies the
behavior of soils when voltages are applied, as in foundations, or alleviated, in
the case of excavations, or where the flow of water in their empty, it constitutes
a science of engineering, in which the engineer civil relies to develop their
projects. This branch of Engineering, called the Geotechnical Engineering or
Engineering Lands, tends to excite its practitioners by the diversity of its
activities, the peculiarities that the material present at each site and often
required ingenuity to solve real problems (Pinto, 2002). This work Completion of
course has as main objective the study of the geotechnical characteristics
(physical and mechanical) of a loamy sand, originating in the Province of
Borborema granitoid, located in the Caruaru of city, in Pernambuco, Brazil,
more precisely in the basement of Ipojuca Valley College. With regard to the
physical characterization will be evaluated particle size material, Atterberg
limits, the actual density of particles and the maximum dry unit weight and
optimum moisture for compaction. Especially for this last item, the soil will be
subjected to mechanical compaction processes, to evaluate the variation of
specific gravity and optimum moisture content, using different compaction,
different humidity, different grain sizes, the drying process prior and reuse of
material. With regard to the mechanical characterization by evaluating the
resistance peak (friction angle and cohesion) and the parameters of
compressibility of the material (pre-consolidation stress using the methods of
Casagrande and Pacheco Silva (vm); ratio on soil compaction (OCR),
compression index (Cc), the recompression index (Cr), expansion index (Cs);
vertical coefficient of consolidation (Cv) for each loading stage in cm2/s using
the method of Taylor, the coefficient of compressibility (av) for each loading
stage.
KEYWORDS:
Soil
mechanics,
compressibility,
strength,
density.
ÍNDICE
CAPÍTULO 1. INTRODUÇÃO
1.1.
Considerações iniciais
25
1.2.
Objetivos do trabalho
28
1.3.
Objetivos específicos do trabalho
28
1.4.
Metodologia aplicada
29
1.5.
Análise e discussão dos resultados
29
1.6.
Conteúdo dos capítulos
30
CAPÍTULO 2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
2.1. Introdução
31
2.1.1. Análise granulométrica
31
2.1.2. Índices de consistência (limites de Atterberg)
35
2.1.3. Compactação dos Solos
37
2.1.3.1. Diferença entre compactação e adensamento
40
2.1.3.2. Valores típicos
41
2.1.3.3. Métodos alternativos de compactação
43
2.1.3.3.1. Ensaio sem reuso do material
43
2.2.3.3.2. Ensaio sem secagem previa do material
43
2.1.3.4. Energia de compactação
44
2.1.3.5. Influência da energia de compactação
45
2.1.3.6. Estrutura dos solos compactados
47
2.1.3.7. Curva de resistência
49
2.2. Resistência ao cisalhamento na condição drenada
50
2.3. Resistência das areias
52
2.3.1. Comportamento típico das areias
52
2.3.2. Areias fofas
52
2.3.3. Areias compactas
54
2.3.4.O Entrosamento dos Grãos nas Areias Compactas
54
2.3.5. Variação do ângulo de atrito com a pressão confinante
55
2.3.6. Ângulos de atrito típicos de areias
2.4. Fatores de influência
56
57
2.4.1. Distribuição granulométrica
57
2.4.2. Formato dos grãos
58
2.4.3. Tamanho dos grãos
58
2.4.4. Resistência dos grãos
59
2.5. Compressibilidade e adensamento
59
2.6. Tipos de deslocamentos verticais
60
2.6.1. Recalques
60
2.6.2. Levantamentos
61
2.7. Ensaios para avaliação da deformabilidade dos solos
2.7.1. Ensaio de compressão edométrica
2.8. Teoria do adensamento
62
63
67
2.8.1. O processo do adensamento primário
67
2.8.2. A teoria de adensamento unidimensional de Terzaghi
70
2.8.2.1. Hipóteses da teoria do adensamento
70
2.8.2.2. Grau de adensamento
71
2.8.2.3. Coeficiente de compressibilidade
73
2.8.2.4. Dedução da teoria
73
2.8.2.5. Determinação do fator tempo
76
2.8.2.5.1. Método de Taylor
77
CAPÍTULO 3. DESCRIÇÃO DOS PROCEDIMENTOS DE COLETA DE
AMOSTRAS, DOS EQUIPAMENTOS E METODOLOGIAS UTILIZADAS
NOS ENSAIOS DE LABORATÓRIO
3.1. Disposições gerais
78
3.2. Procedimentos de coleta de amostras deformadas e indeformadas
78
3.3. Ensaios de caracterização
79
3.3.1. Ensaio de Granulometria (Peneiramento e sedimentação)
79
3.3.2. Limites de Atterberg e Densidade Real dos Grãos
79
3.3.3. Ensaio de compactação
80
3.3.4. Ensaios edométricos convencionais
82
3.3.4.1. Equipamento utilizado
82
3.3.4.2. Descrição das amostras ensaiadas
83
3.3.4.3. Moldagem dos corpos de prova
83
3.3.4.4. Tensões e tempo de duração para cada estágio de tensões
85
3.3.5. Ensaio de cisalhamento direto
85
3.3.5.1. Características do equipamento
86
3.3.5.2. Amostras utilizadas
86
3.3.5.3. Descrição das etapas do ensaio
86
3.3.5.3.1. Moldagem dos corpos de prova utilizados nos ensaios 86
convencionais
3.3.5.3.2. Montagem dos ensaios
89
3.3.5.3.3. Adensamento dos corpos de prova
89
3.3.5.4. Velocidade de cisalhamento e deslocamento permitido
89
CAPÍTULO 4. APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS DA
CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA (CARACTERIZAÇÃO FÍSICA)
4.1. Considerações gerais
92
4.2. Ensaios de caracterização
92
4.2.1. Introdução
92
4.2.2. Ensaios de granulometria, limites de Atterberg e densidade real 93
dos grãos
4.2.3. Classificação do solo
96
4.2.4. Ensaios de compactação
96
4.2.4.1 Variação do peso específico seco máximo e da umidade 97
ótima, através de diferentes energias de compactação.
4.2.4.2. Variação do peso específico seco máximo e da umidade 98
ótima, em função da modificação na granulometria do material.
4.2.4.3. Avaliação da influência da reutilização do material na curva 100
de compactação (energia normal e intermediária)
4.2.4.4. Influência da secagem do material
102
4.2.4.4.1. Avaliação da influência da secagem prévia do material na 102
curva de compactação (energia normal)
CAPÍTULO 5. APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS DA
CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA (CARACTERIZAÇÃO FÍSICA)
5.1. Introdução
104
5.2. Ensaio edométrico duplo
104
5.3. Resistência ao cisalhamento
115
5.3.1. Relação tensão-deformação
115
5.3.2. Envoltória de resistência
119
5.3.3. Variação do ângulo de atrito com a tensão vertical
121
CAPÍTULO 6. CONSIDERAÇÕES FINAIS
122
6.1. Comentários finais
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS
127
25
CAPÍTULO 1
1.1.
CONSIDERAÇÕES INICIAIS
Todas as obras de Engenharia Civil se assentam sobre o terreno e
inevitavelmente requerem que o comportamento do solo seja devidamente
considerado. A mecânica dos solos, que estuda o comportamento dos solos
quando tensões são aplicadas, como nas fundações, aliviadas, no caso de
escavações, ou perante o escoamento de água nos seus vazios, constitui-se
numa ciência de Engenharia, no qual o engenheiro civil se baseia para
desenvolver seus projetos (PINTO, 2002).
O solo, sob o ponto de vista da engenharia geotécnica, poderá ser utilizado
tanto em suas condições naturais quanto como material de construção. Em sua
condição natural, será usado como elemento de suporte de uma estrutura ou
como a própria estrutura. Como material de construção poderá ser usado,
principalmente, na construção de aterros para as finalidades mais diversas,
como sub-bases e bases de pavimentos, bem como para construção de
barragens de terra.
Não é surpreendente, entretanto, que uma porção considerável dos esforços
dos engenheiros geotécnicos sejam dedicados à identificação dos solos e a
avaliação de propriedades apropriadas para o uso em uma análise particular.
Entender e apreciar as características de qualquer depósito de solo requer uma
compreensão de que material é, e como este pode estar, além do estado em
que o mesmo se encontra.
Trabalhos marcantes sobre o comportamento dos solos já foram desenvolvidos
em séculos passados, como os clássicos de Coulomb, 1773, Rankine, 1856 e
Darcy, 1856. Entretanto, um acúmulo de insucessos em obras de Engenharia
Civil no início do século XX, nos quais se destacam as rupturas do canal do
Panamá e rompimentos de grandes taludes em estradas e canais em
construção na Europa e nos Estados Unidos, mostrou a necessidade de
26
revisão dos procedimentos de cálculo. Como apontou Terzaghi em 1936, ficou
evidente que não se podiam aplicar aos solos leis teóricas de uso corrente em
projetos que envolviam materiais mais bem definidos, como o concreto e o aço.
Não era suficiente determinar em laboratório parâmetros de resistência e
deformação em amostras de solo e aplicá-los a modelos teóricos adequados
àqueles materiais.
O conhecimento do comportamento deste material, disposto pela natureza em
depósitos heterogêneos e apresentando comportamento demasiadamente
complicado para tratamentos teóricos rigorosos, deveu-se em grande parte aos
trabalhos de Karl Terzaghi, engenheiro civil de larga experiência, sólido preparo
científico e acurado espírito de investigação, internacionalmente reconhecido
como o fundador da Mecânica dos Solos. Seus trabalhos, identificando o papel
das poropressões água no estado das tensões nos solos e a apresentação da
solução matemática para a evolução dos recalques das argilas ao longo dos
carregamentos aplicados, são reconhecidos como o marco inicial desta nova
ciência de engenharia (PINTO, C. S. 2002).
Apesar de seu nome, hoje empregado internacionalmente, a Mecânica dos
Solos não se restringe ao conhecimento das propriedades dos Solos que a
Mecânica pode esclarecer. A Química e a Física coloidal, importantes para
justificar aspectos do comportamento dos solos, são parte integrante da
Mecânica dos Solos, enquanto que o conhecimento da Geologia é fundamental
para o tratamento correto dos problemas de fundações.
Os Solos são constituídos por um conjunto de partículas com água e ar nos
espaços intermediários. As partículas, de maneira geral, encontram-se livres
para deslocar entre si. Em alguns casos, uma pequena cimentação pode
ocorrer entre elas, mas em menor grau do que nos cristais de uma rocha ou de
um metal, ou nos agregados de um concreto. Qualquer dos materiais
tradicionalmente considerados nas estruturas, o solo diverge, no seu
comportamento, do modelo de um sólido deformável. A Mecânica dos Solos
poderia ser adequadamente incluída na Mecânica dos sistemas particulados
(LAMBE & WHIIMAN, 1969).
27
As soluções da Mecânica dos Sólidos deformáveis são freqüentemente
empregadas para a representação do comportamento de maciços de solo,
graças a sua simplicidade e por obterem comprovação aproximada de seus
resultados com o comportamento real dos solos, quando verificada
experimentalmente em obras de engenharia. Em diversas situações,
entretanto, o comportamento do solo só pode ser entendido pela consideração
das forças transmitidas diretamente nos contatos entre as partículas, embora
estas forças não sejam utilizadas em cálculos e modelos. Não é raro, por
exemplo, que partículas do solo se quebrem quando este é solicitado,
alterando-o, com conseqüente influencia no seu desempenho.
Sendo assim, e, levando em consideração o exposto nas alíneas anteriores,
neste trabalho, será possível vislumbrar a caracterização geotécnica de uma
areia siltosa pertencente geologicamente aos granitóides da Província da
Borborema, localizada no Município de Caruaru/PE. No trabalho, será estudado
o comportamento físico e mecânico do solo através de uma campanha de
ensaios de laboratório. Vale ressaltar que o solo em estudo localiza-se no
subsolo da FAVIP (Faculdade do Vale do Ipojuca).
Uma caracterização Geotécnica consiste em analisar as propriedades físicas e
mecânicas de um determinado tipo de solo, utilizando diversos tipos de ensaios
de campo e de laboratório. Entre todos os dados necessários para esta
caracterização, podemos afirmar que o parâmetro de resistência é de suma
importância para determinação da potencialidade do material para utilização
em obras de engenharia.
Trabalhos marcantes sobre o comportamento dos solos foram desenvolvidos
em séculos passados, como os clássicos de Coulomb, 1773, Rankine, 1856 e
Darcy, 1856. Entretanto, um acúmulo de insucessos em obras de Engenharia
Civil no início do século XX, nos quais se destacam as rupturas do canal do
Panamá e rompimentos de grandes taludes em estradas e canais em
construção na Europa e nos Estados Unidos, mostrou a necessidade de
revisão dos procedimentos de cálculo (PINTO, 2002).
28
Como apontou Terzaghi em 1936, ficou evidente que não se podiam aplicar
aos Solos, leis teóricas de uso corrente em projetos que envolviam materiais
mais bem definidos, como o concreto e o aço. Sendo assim, sentiu-se a
necessidade da determinação dos parâmetros de resistência e deformação em
amostras de solo em laboratório para aplicação direta em modelos teóricos
adequados àqueles materiais específicos. Hoje, com o avanço da tecnologia,
existem diversas formas de avaliar um material em sua condição natural e
inundada, como exemplo podemos citar os ensaios de cisalhamento e
adensamento, onde moldam-se corpos de prova de solo de determinada
dimensão, tomando o cuidado de levá-lo em seu estado natural, sem
deformações até um laboratório, o que garantirá um maior grau de
confiabilidade nos resultados.
1.2.
OBJETIVOS GERAIS DO TRABALHO
O objetivo do presente trabalho é caracterizar física e mecanicamente uma
areia siltosa, presente no subsolo da FAVIP, onde a mesma executou suas
obras de edificação do CAMPUS UNIVERSITÁRIO I, localizado na cidade de
Caruaru-PE. Para isto, realizou-se campanha de ensaios de laboratório.
1.3.
OBJETIVOS ESPECÍFICOS DO TRABALHO
No que se refere à caracterização física serão avaliados a granulometria do
material, os limites de Atterberg, densidade real das partículas e o peso
específico máximo e a umidade ótima de compactação. Em especial para este
último item, o solo será submetido a processos de compactação mecânica,
para avaliação da variação do peso específico seco máximo e da umidade
ótima, através de diferentes energias de compactação, diferentes umidades,
diferentes granulometrias, processos de secamento prévio e reuso de material.
No que se refere à caracterização mecânica serão avaliados os parâmetros de
resistência de pico e pós-pico (ângulo de atrito e coesão); bem como os
parâmetros de compressibilidade do material (tensão de pré-adensamento
29
utilizando os métodos de Casagrande e Pacheco Silva (vm); razão de sobre
adensamento do solo (OCR); índice de compressão (Cc); índice de
recompressão (Cr); índice de expansão (Cs); coeficiente de adensamento
vertical (Cv) para cada estágio de carregamento em cm 2/s utilizando o método
de Taylor; coeficiente de compressibilidade (av) para cada estágio de
carregamento).
1.4.
METODOLOGIA APLICADA
Para se atingir os objetivos prescritos no item 1.3, será necessária uma
campanha de ensaios de laboratório incluindo ensaios de caracterização física
(ensaios granulométricos, limites de liquidez e plasticidade) e ensaios de
compactação com energias normal, intermediária e modificada nos materiais a
serem estudados. Para a caracterização mecânica serão realizados ensaios de
cisalhamento direto convencionais inundados e ensaios edométricos (umidade
natural e inundado). Vale salientar que todos os ensaios referentes a
caracterização mecânica serão realizados no ITEP (Instituto de Tecnologia do
Estado de Pernambuco), localizado na cidade de Recife/PE.
Em paralelo a realização dos ensaios de laboratório será realizada, a revisão
bibliográfica do tema, mediante consulta de livros, trabalhos publicados em
anais de congresso, artigos publicados em periódicos, etc.
1.5.
ANÁLISE E DISCUSSÃO DOS RESULTADOS
 Análise da variação do peso específico e da umidade ótima, através de
diferentes energias de compactação;
 Análise da variação do peso específico e da umidade ótima com
diferentes umidades iniciais de ensaio (com e sem secamento prévio do
material);
 Análise da variação do peso específico e da umidade ótima com adições
de materiais (variação da granulometria);
30
 Análise da variação do peso específico e da umidade ótima com e sem
reutilização de material;
 Análise dos parâmetros de resistência (ângulo de atrito e coesão);
 Análise dos parâmetros de compressibilidade;
 Análise da variação da permeabilidade;
 Análise da colapsibilidade.
1.6.
CONTEÚDO DOS CAPÍTULOS
Este trabalho encontra-se subdividido em seis capítulos distribuídos da
seguinte forma:
No capítulo 1 será possível ter uma visão ampla do trabalho desenvolvido em
sua totalidade.
O capítulo 2 apresentará a revisão bibliográfica.
O capítulo 3 apresentará os procedimentos para coleta de amostras, bem como
descrição dos equipamentos e metodologias utilizadas nos ensaios de
laboratório.
O capítulo 4 colocar-nos-á perante uma discussão sobre os resultados obtidos
nos ensaios de caracterização física.
O capítulo 5 apresentará os resultados obtidos nos ensaios de caracterização
mecânica, onde serão discutidos os parâmetros de resistência ao cisalhamento
obtidos, bem como os parâmetros de compressibilidade.
O capítulo 6 apresentará um resumo das principais conclusões do estudo
realizado.
31
CAPÍTULO 2
REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
2.1. INTRODUÇÃO
2.1.1. Análise granulométrica
Como sabemos, em um solo, geralmente existem partículas de diversos
tamanhos. Nem sempre é fácil identificar as partículas porque grãos de areia,
por exemplo, podem estar envoltos por uma grande quantidade de partículas
argilosas, finíssimas, apresentando o mesmo aspecto de uma aglomeração
formada exclusivamente por estas partículas argilosas. Quando secas, as duas
formações são dificilmente diferenciáveis. Quando úmidas, entretanto, a
aglomeração de partículas argilosas se transforma em uma pasta fina,
enquanto que a partícula arenosa revestida é facilmente reconhecida pelo tato.
Portanto, numa tentativa de identificação tátil-visual dos grãos de um solo, é
fundamental que ele se encontre úmido.
Figura 2.1 - Exemplo de curva de distribuição granulométrica do solo (PINTO,
2002).
32
Para o reconhecimento do tamanho dos grãos de um solo, realiza-se a análise
granulométrica, que consiste, em geral, de dois ensaios: peneiramento e
sedimentação. O peso do material que passa em cada peneira, referido ao
peso seco da amostra, é considerado como a “porcentagem que passa”, e
representado graficamente em função da abertura da peneira, esta em escala
logarítmica, como mostrado na Figura 2.1.
A abertura nominal da peneira é considerada como o “diâmetro” das partículas.
Trata-se, evidentemente, de um “diâmetro equivalente”, pois as partículas não
são esféricas.
A análise por peneiramento tem como limitação a abertura da malha das
peneiras, que não pode ser tão pequena quanto o diâmetro de interesse. A
menor peneira costumeiramente empregada é a de nº 200, cuja abertura é de
0,075 mm. Existem peneiras mais finas para estudos especiais, mais são
pouco resistentes e por isso não são usadas rotineiramente. Mesmo estas, por
sinal, têm aberturas muito maiores do que as dimensões das partículas mais
finas do solo.
Quando há interesse no conhecimento da distribuição granulométrica da
porção mais fina dos solos, emprega-se a técnica da sedimentação, que se
baseia na Lei de Stokes: a velocidade de queda de partículas esféricas num
fluído atinge um valor limite que depende do peso específico do material da
esfera, do peso específico do fluído, da viscosidade do fluído, e do diâmetro da
esfera (PINTO, 2002).
Colocando-se uma certa quantidade de solo (cerca 60g) em suspensão em
água (cerca de um litro), as partículas cairão com velocidades proporcionais ao
quadrado de seus diâmetros. A Figura 2.2, na qual, à esquerda do frasco,
estão
indicados
grãos
com
quatro
diâmetros
diferentes
igualmente
representados ao longo da altura, o que corresponde ao início do ensaio. À
direita do frasco, está representada a situação depois de decorrido um certo
tempo. No instante em que a suspensão é colocada em repouso, a sua
densidade é igual ao longo de toda a profundidade. Quando as partículas
33
maiores caem, a densidade na parte superior do frasco diminui. Numa
profundidade qualquer, em um certo momento, a relação entre a densidade
existente e a densidade inicial indica a porcentagem de grãos com diâmetro
inferior ao determinado pela Lei de Stokes.
Figura 2.2 – Esquema representativo da sedimentação (PINTO, 2002).
A densidade da suspensão é determinada com o uso de um densímetro, que
também
indica
a
profundidade
correspondente.
Diversas
leituras
do
densímetro, em diversos intervalos de tempo, determinarão igual número de
pontos na curva granulométrica, como mostra a Figura 2.3, complementando a
parte da curva obtida por peneiramento. Novamente, neste caso, o que se
determina é um diâmetro equivalente, pois as partículas não são as esferas às
quais se refere a Lei de Stokes. Diâmetro equivalente da partícula é o diâmetro
da esfera que sedimenta com velocidade igual à da partícula (PINTO, 2002).
Deve-se frisar, que uma das operações mais importantes é a separação de
todas as partículas, de forma que elas possam sedimentar isoladamente. Na
situação natural, é freqüente que as partículas estejam agregadas ou
floculadas. Se estas aglomerações não forem destruídas, determinar-se-ão os
diâmetros dos flocos e não os das partículas isoladas (VARGAS, 1977).
Para esta desagregação, adiciona-se um reagente químico, com ação
defloculante, deixa-se a amostra imersa em água por 24 horas e provoca-se
uma agitação mecânica padronizada. Mesmo quando se realiza só o ensaio de
34
peneiramento, esta preparação da amostra é necessária (destorroamento),
pois, se não for feita, ficarão retidas nas peneiras agregações de partículas
muito mais finas.
Figura 2.3 - Curvas granulométricas de alguns solos brasileiros (PINTO, 2002).
Deve-se notar que as mesmas designações usadas para expressar as frações
granulométricas de um solo são empregadas para denominar os próprios solos.
Diz-se, por exemplo, que um solo é uma argila quando o seu comportamento é
o de um solo argiloso, ainda que contenha partículas com diâmetros
correspondentes às frações silte e areia. Da mesma forma, uma areia é um
solo cujo comportamento é ditado pelos grãos arenosos que ele possui,
embora partículas de outras frações possam estar presentes (PINTO, 2002).
35
2.1.2. Índices de consistência (limites de Atterberg)
Considerando o ponto de vista da engenharia, temos que estar conscientes de
que a distribuição granulométrica não caracteriza bem o comportamento dos
solos. A fração fina dos solos tem uma importância muito grande neste
comportamento, quanto menores as partículas, maior a superfície especifica.
O comportamento de partículas com superfícies especificas tão distintas
perante a água é muito diferenciado. Por outro lado, as partículas de minerais
argila diferem acentuadamente pela estrutura mineralógica, bem como pelos
cátions adsorvidos. Desta forma, para a mesma porcentagem de fração argila,
o
solo
pode
ter
comportamento
muito
diferente,
dependendo
das
características dos minerais presentes (VARGAS, 1997).
Com isso, o emprego de ensaios e índices propostos pelo engenheiro químico
Atterberg, pesquisador do comportamento dos solos sob o aspecto
agronômico, adaptados e padronizados pelo professor de Mecânica dos Solos
Arthur Casagrande. Os limites se baseiam na constatação de que um solo
argiloso ocorre com aspectos bem distintos conforme o seu teor de umidade.
Quando úmido, ele se comporta como um líquido, quando perde parte de sua
água ele fica plástico e quando mais seco, torna-se quebradiço (PINTO, 2002).
São definidos como: Limite de Liquidez (LL) – NBR 6459 e Limite de
Plasticidade (LP) – NBR 7180 dos solos. A diferença entre estes dois limites,
que indica a faixa de valores em que o solo se apresenta plástico, é definida
como o índice de Plasticidade (IP) do solo. Em condições normais, só são
apresentados os valores do LL e do LP como índices de consistência dos
solos. O LP só é empregado para a determinação do IP.
36
Figura 2.4 – Limites de Atterberg dos solos (VARGAS, 1997).
O Limite de Liquidez é definido como o teor de umidade do solo com o qual
uma ranhura nele feita requer 25 golpes para se fechar, numa concha, como
ilustrado na figura 2.5.
Figura 2.5 - Esquema do aparelho de Casagrande para determinação do Limite
de Liquidez
37
Diversas tentativas são realizadas, com o solo em diferentes umidades,
anotando-se o número de golpes para fechar a ranhura, obtendo-se o Limite
pela interpolação dos resultados. O procedimento de ensaio é padronizado no
Brasil pela ABNT (Método NBR 6459).
O limite de Plasticidade é definido como o menor teor de umidade com o qual
se consegue moldar um cilindro com 3 mm de diâmetro, rolando-se o solo com
a palma da mão. O procedimento é padronizado no Brasil pelo Método NBR
7180.
Deve ser notado que a passagem de um estado para outro ocorre de forma
gradual, com a variação da umidade. A definição dos Limites acima descrita é
arbitrária. Isto não diminui seu valor, pois os resultados são índices
comparativos. A padronização dos ensaios é que é importante, sendo, de fato,
praticamente universal. Na tabela 2.1, são apresentados resultados típicos de
alguns solos brasileiros.
Tabela 2.1 - Índices de Atterberg de alguns solos Brasileiros (PINTO, 2002).
Solos
LL (%)
LP (%)
Residuais de Arenito
29 a 44
11 a 20
Residual de Gnaisse
45 a 55
20 a 25
Residual de Basalto
45 a 70
20 a 30
Residual de Granito
45 a 55
14 a 18
Argilas Orgânicas de Várzeas Quartenárias
70
30
Argilas orgânicas de Baixadas Litorâneas
120
80
Argila Porosa Vermelha de São Paulo
65 a 85
25 a 40
Argilas Variegadas de São Paulo
40 a 80
15 a 45
Areias Argilosas Variegadas de São Paulo
20 a 40
5 a 15
Areias Duras, Cinzas, de São Paulo
64
42
2.1.3. Compactação dos Solos
Muitas vezes na prática da engenharia geotécnica, o solo de um determinado
local não apresenta as condições requeridas pela obra. Ele pode ser pouco
resistente, muito compressível ou apresentar características que deixam a
38
desejar do ponto de vista econômico. Uma das possibilidades é tentar melhorar
as propriedades de engenharia do solo local.
A compactação é um método de estabilização e melhoria do solo através de
processo manual ou mecânico, visando reduzir o volume de vazios do solo.
Possui como objetivos: aumentar a resistência ao cisalhamento; reduzir a
compressibilidade
(recalques);
obtenção
de
maior
uniformidade
e
homogeneidade e por fim, diminuição da permeabilidade.
A compactação é empregada em diversas obras de engenharia, como: aterros
para diversas utilidades, camadas constitutivas dos pavimentos, construção de
barragens de terra, preenchimento com terra do espaço atrás de muros de
arrimo e reenchimento das inúmeras valetas que se abrem diariamente nas
ruas das cidades. Os tipos de obra e de solo disponíveis vão ditar o processo
de compactação a ser empregado, a umidade em que o solo deve se encontrar
na ocasião e a densidade a ser atingida.
O início da técnica de compactação é creditada ao engenheiro Ralph Proctor,
que, em 1933, publicou suas observações sobre a compactação de aterros,
mostrando ser a compactação função de quatro variáveis: a) Peso específico
seco; b) Umidade; c) Energia de compactação e d) Tipo de solo (PINTO, 2002).
Aplicando-se uma certa energia de compactação (um certo número de
passadas de um determinado equipamento no campo ou um certo número de
golpes de um soquete sobre o solo contido num molde), a massa específica
resultante é função da umidade em que o solo estiver. A Figura 2.6, apresenta
a curva de saturação em função da umidade e densidade.
39
Figura 2.6 – Curva de proctor (VARGAS, 1977).
É importante saber que para um grau de compactação adequado, é necessário
conhecer os parâmetros para determinação da curva, onde obteremos em
laboratório os seguintes resultados:
a) Peso específico aparente máximo (smáx)
s 

1 h
(1)
b) Umidade ótima (hot).
Não se deve esquecer que alguns fatores têm influência preponderante na
determinação dos parâmetros acima, são eles: teor de umidade do solo e
energia de compactação.
Na compactação, as quantidades de partículas e de água permanecem
constantes; o aumento da massa específica corresponde à eliminação de ar
dos vazios. Há, portanto, para a energia aplicada, um certo teor de umidade,
denominado umidade ótima, que conduz a uma massa específica máxima, ou
uma densidade máxima.
Quando se compacta com umidade baixa, o atrito as partículas é muito alto e
não se consegue uma significativa redução de vazios. Para umidades mais
40
elevadas, a água provoca um certo efeito de lubrificação entre as partículas,
que deslizam entre si, acomodando-se num arranjo mais compacto.
Analisando a estrutura de um solo compactado, podemos perceber que quando
o material encontra-se no ramo seco, ou seja, com a umidade abaixo da ótima,
o material possui em sua estrutura um arranjo de partículas de forma aleatória
(estrutura floculada), conforma representa a Figura 2.7(a).
Para o ramo úmido, com a umidade acima da ótima, os grãos tendem a um
arranjo paralelo de suas partículas, apresentando assim uma estrutura
dispersa, conforme apresentado na Figura 2.7 (b).
(a)
(b)
Figura 2.7 – Estrutura dos solos compactados. (a) estrutura floculada e (b)
estrutura dispersa (PINTO, 2002).
No ramo seco, a umidade é baixa, a água contida nos vazios do solo está sob
o efeito capilar e exerce uma função aglutinadora entre as partículas. À medida
que se adiciona água ao solo ocorre à destruição dos benefícios da
capilaridade, tornando-se mais fácil o rearranjo estrutural das partículas. No
ramo úmido, a umidade é elevada e a água se encontra livre na estrutura do
solo, absorvendo grande parte da energia de compactação.
2.1.3.1. Diferença entre compactação e adensamento
Pelo processo de compactação, a diminuição dos vazios do solo se dá por
expulsão do ar contido nos seus vazios, de forma diferente do processo de
41
adensamento, onde ocorre a expulsão de água dos interstícios do solo. As
cargas aplicadas quando compactamos o solo são geralmente de natureza
dinâmica e o efeito conseguido é imediato, enquanto que o processo de
adensamento se dá ao longo do tempo (pode levar muitos anos para que
ocorra por completo, a depender do tipo de solo) e as cargas são normalmente
estáticas.
2.1.3.2. Valores típicos
De uma forma geral, os solos argilosos apresentam densidades secas baixas e
umidades ótimas elevadas. Valores como umidade ótima de 25 a 30%
correspondendo a densidades secas máximas de 1,5 a 1,4 kg/dm³ são comuns
em argilas. Solos siltosos apresentam também valores baixos de densidade,
frequentemente com curvas de laboratório bem abatidas. Densidades secas
máximas elevadas da ordem de 2,0 a 2,1 kg/dm³, e umidades ótimas baixas,
da ordem de 9% a 10%, são representativas de areia com pedregulhos, bem
graduados e pouco argilosas. Areias finas argilosas lateríticas, ainda que a
fração areia seja mal graduada, podem apresentar umidades ótimas de 12 a
14% com dendidades secas máximas de 1,9 kg/dm³ (PINTO, 2002).
42
Figura 2.8 – Curvas de compactação de diversos solos brasileiros (PINTO,
2002).
Na Figura 2.8 são apresentados resultados de diversos solos. Estes valores
são meramente indicativos da ordem de grandeza, pois há muita diferença de
resultados de amostras de mesma procedência. Vale salientar que os solos
lateríticos apresentam o ramo ascendente da curva nitidamente mais íngrime
do que os solos residuais e os solos transportados não laterizados. Tal
peculiaridade tem sido, inclusive, empregada para a identificação dos solos
lateríticos (PINTO, 2002).
A densidade que é atingida quando um solo é compactado, sob uma dada
energia de compactação irá depender da umidade do solo no momento da
compactação. E considerando um mesmo solo, conforme seu teor de umidade
observa-se uma reação diferenciada para a compactação, sendo assim, o
material alcançará valores diversos de densidade. Portanto, para cada solo,
sob uma dada energia de compactação, existem então uma hot e uma smáx.
43
Vale salientar que, embora as curvas de compactação difiram para cada tipo de
solo, elas se assemelham quanto à forma.
2.1.3.3. Métodos alternativos de compactação
A norma Brasileira de ensaio de compactação (NBR 7.182/86) prevê as
seguintes alternativas de ensaio:
2.1.3.3.1. Ensaio sem reuso do material
É utilizada uma amostra virgem para cada ponto da curva, ou seja, coleta-se
uma amostra em maior quantidade de solo. O importante deste tipo de ensaio é
que, o resultado apresenta um maior grau de confiabilidade.
Em alguns casos, é imprescindível que assim seja feito, por exemplo, quando
as partículas são facilmente quebradiças, de tal maneira que a amostra para o
segundo ponto já se mostra diferente da original pela quebra de grãos. A
execução do ensaio desta maneira é pouco empregada, em virtude da maior
quantidade de amostra requerida (PINTO, 2002).
2.2.3.3.2. Ensaio sem secagem previa do material
Estudos e experiências de diversos pesquisadores da geotecnia esclarecem
que a pré-secagem da amostra influencia nas propriedades do solo, inclusive,
dificulta a homogeneização da umidade.
Em solos areno-argilosos lateríticos, a pré-secagem provoca umidades ótimas
menores com pouca influência na densidade seca; em solos argilosos de
decomposição de gnaisse, umidades ótimas menores e densidades secas
máximas maiores; em solos siltosos de decomposição de gnaisse, pouca
influência na umidade, mas densidade seca máxima maior. Apesar do ensaio
sem total secagem prévia ser mais representativo, a prática corrente é fazer a
44
pré-secagem, provavelmente pela facilidade de padronizar os procedimentos
nos laboratórios, diminuindo o grau de supervisão.
2.1.3.4. Energia de compactação
A densidade seca máxima e a umidade ótima obtida no Ensaio de
Compactação, não são índices físicos do solo. Estes valores dependem da
energia aplicada na compactação. Chama-se energia de compactação ou
esforço de compactação ao trabalho executado, referido a unidade de volume
de solo após compactação. A energia de compactação é dada pela seguinte
fórmula:
EC 
M.H.Ng.Nc
V
(2)
Sendo:
M – massa do soquete;
H – altura de queda do soquete;
Ng – o número de golpes por camada;
Nc – número de camadas;
V – volume de solo compactado.
No próprio gráfico do ensaio pode-se traçar a curva de saturação que
corresponde ao lugar geométrico dos valores de umidade e densidade seca,
estando o solo saturado. Da mesma forma, pode-se traçar curvas
correspondentes a igual grau de saturação.
A curva de compactação é
definida pela equação (PINTO, 2002):
d 
S s  w
S w   s w
(3)
45
Para solo saturado, S = 1;
d 
sw
w  sw
(4)
Onde:
d – massa específica (ou peso específico) aparente seca do solo;
Gs – densidades dos grãos do solo;
w – massa específica da água (ou peso específico);
e – índice de vazios;
w – teor de umidade
Figura 2.9 – Curva de compactação (umidade x densidade) (ORTIGÃO, 1993).
2.1.3.5. Influência da energia de compactação
A medida que se aumenta a energia de compactação, há uma redução do teor
de umidade ótimo e uma elevação do valor do peso específico seco máximo
para um mesmo tipo de solo.
46
O gráfico da figura 2.10 mostra a influência da energia de compactação no teor
de umidade ótimo hótimo e no peso específico seco máximo dmáx.
Figura 2.10 – Curvas de compactação de um solo com diferentes energias
(LAMBE, 1976).
Tendo em vista o surgimento de novos equipamentos de campo, de grande
porte, com possibilidade de elevar a energia de compactação e capazes de
implementar uma maior velocidade na construção de aterros, houve a
necessidade de se criar em laboratório ensaios com maiores energias que a do
Proctor Normal. São eles: proctor normal, proctor intermediário e proctor
modificado, conforme mostrado na Figura 2.10.1 abaixo:
47
Figura 2.10.1 – Energias de compactação aplicadas aos ensaios, segundo a
NBR 7182/ 86.
2.1.3.6. Estrutura dos solos compactados
O solo compactado fica com uma estrutura que depende da energia aplicada e
da umidade do solo por ocasião da compactação. A Figura 2.11 indica,
esquematicamente as estruturas em função destes parâmetros. Quando com
baixa umidade, a atração face-aresta das partículas não é vencida pela energia
aplicada e o solo fica com estrutura denominada “estrutura floculada”. Para
maiores umidades, a repulsão entre partículas aumenta, e a compactação as
orienta, posicionando-as paralelamente, ficando com estrutura dita “dispersa”.
Para a mesma umidade, quanto maior a energia, maior o grau de dispersão.
Este modelo, ainda que simplificado, pois a estrutura dos solos compactados é
bastante complexa, permite justificar as diferenças de comportamento dos
solos compactados.
48
Figura 2.11 – Estrutura de solos compactados, segundo proposição de Lambe
(LAMBE, 1976).
Deve ser notado, entretanto, que nos aterros reais o solo não é totalmente
desestruturado antes de ser compactado. Na realidade, aglomerações naturais
permanecem e o solo compactado apresenta uma macroestrutura diferente da
micro (PINTO, 2002), conforme apresentado na Figura 2.12.
Figura 2.12 – Exemplo de estrutura de solo residual, mostrando micro e
macroporos (PINTO, 2002).
49
2.1.3.7. Curva de resistência
A compactação do solo deve proporcionar a este, para a energia de
compactação adotada, a maior resistência estável possível.
O gráfico da Figura 2.13 apresenta a variação da resistência do solo, obtida por
meio de um ensaio de penetração realizado com uma agulha Proctor, em
função de sua umidade de compactação. Conforme se pode observar, quanto
maior a umidade menor a resistência do solo (PINTO, 2002).
Os solos não devem ser compactados abaixo da umidade ótima, por que ela
corresponde a umidade que fornece maior estabilidade ao solo.
Não basta que o solo adquira boas propriedades de resistência e deformação,
elas devem permanecer durante todo o tempo de vida útil da obra.
Conforme se pode notar do gráfico, caso o solo fosse compactado com
umidade inferior a ótima ele iria apresentar resistência superior àquela obtida
quando da compactação no teor de umidade ótimo, contudo este solo poderia
vir a saturar em campo (em virtude do período de fortes chuvas) vindo alcançar
uma umidade correspondente a curva de saturação do solo, para o qual o solo
apresenta valor de resistência muito baixo.
No caso do solo ser compactado na umidade ótima, o valor de sua resistência
cairia um pouco, estando o mesmo ainda a apresentar características de
resistência razoáveis.
50
Figura 2.13 – Curva de resistência, compactação e índice de vazios (PINTO,
2002)
2.2. RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO NA CONDIÇÃO DRENADA.
Quando um solo é submetido a deformações sob uma dada tensão normal
efetiva, percebe-se um aumento na resistência até um determinado limite
oferecido pelo solo, sendo esta resistência chamada “resistência de pico”. Na
maioria das vezes os ensaios para determinação da resistência ao
cisalhamento são conduzidos até logo após a “resistência de pico” ser bem
definida. Se, entretanto, o ensaio for continuado, à medida que o deslocamento
aumenta, verifica-se que a resistência deste solo irá decrescer até atingir
inicialmente uma resistência equivalente ao “estado crítico”; onde não ocorrem
mudanças de volume ou teor de umidade com as deformações, para em
seguida à grandes deslocamentos ser atingida a “resistência residual”. A Figura
2.21 abaixo ilustra estes três estágios de resistência através de suas
respectivas envoltórias.
51
Figura 2.14 - Características de resistência das argilas (SKEMPTON, 1970).
A redução na resistência ao se atingir o “estado crítico” em solos préconsolidados, é conseqüência do aumento do teor de umidade com a dilatação
do solo ao ser cisalhado. Observa-se que amostras de um mesmo tipo de solo
tanto normalmente como pré consolidadas, tendem a atingir a mesma condição
de “estado crítico” (SKEMPTON,1970). Para solos que contenham uma alta
percentagem de fração argila, o decréscimo de resistência também é devido a
uma reorientação das partículas, resultando não obtenção de um mínimo valor
de resistência apenas atingido à grandes deslocamentos(resistência residual)
conforme mostra a Figura 2.14.
Verifica-se também na Figura 2.14, que menores valores são encontrados para
o ângulo de atrito referente à resistência residual. Geralmente, o intercepto de
coesão para o “estado crítico” e para o estado residual são aproximadamente
iguais a zero, apenas a resistência de pico apresenta coesão a depender do
tipo de solo em questão. A resistência de pico pode ser expressa através da
seguinte equação, onde utiliza-se o critério de Mohr Coulomb.
(5)
Ao se passar da condição de pico para a residual, o intercepto de coesão tende
a desaparecer completamente. Durante o mesmo processo, o ângulo de atrito
52
também decresce, em alguns casos até menos do que 10º, em se tratando de
solos argilosos (SKEMPTON, 1964).
2.3. RESISTÊNCIA DAS AREIAS
2.3.1. Comportamento típico das areias
Na Engenharia Civil, mais especificamente na geotecnia, e até mesmo na área
de fundações, a expressão areia é empregada para designar solos em que a
fração areia é superior a 50%, como mostra o sistema de classificação USC.
No entanto, as areias com 20, 30 ou 40% de finos, têm um comportamento
muito semelhante ao das argilas, do que ao das areias puras (PINTO, 2002).
Na Mecânica dos Solos, a expressão areia se refere a materiais granulares
com reduzida porcentagem de finos que não interferem significativamente ao
comportamento do conjunto.
Como as areias são bastante permeáveis nos carregamentos a que elas ficam
submetidas em obras de engenharia, há tempo suficiente para que as pressões
neutras devidas ao carregamento se dissipem. Por esta razão, a resistência
das areias é quase sempre definida em termos de tensões efetivas (PINTO,
2002).
2.3.2. Areias fofas
Como este respectivo trabalho trata a respeito de um material arenoso (areia
argilosa), podemos tomar o pressuposto de consideração de uma areia fofa,
pois, sabemos que ao ser feito um carregamento axial neste tipo de areia, o
corpo de prova apresenta uma tensão conhecida como desviadora que cresce
lentamente com a deformação, atingindo um valor máximo só para
deformações relativamente altas, da ordem de 6 a 8%. Aspectos típicos de
curvas tensão-deformação estão apresentados na Figura 2.15 (a), que mostra
também
que
ensaios
realizados
com
tensões
confinantes
diferentes
53
apresentam curvas com aproximadamente o mesmo aspecto, podendo-se
admitir, numa primeira aproximação, que as tensões sejam proporcionais à
tensão confinante do ensaio.
Figura 2.15 – Resultados típicos de ensaios de compressão triaxial em areias:
(a), (b) e (c) areias fofas; (d), (e) e (f) areias compactas (PINTO,2002).
Ao se traçar os círculos de Mohr correspondentes às máximas tensões
desviatórias ( que correspondem à ruptura), obtêm-se círculos cuja envoltória é
uma reta passando pela origem, pois as tensões de ruptura foram admitidas
proporcionais as tensões confinantes. A resistência da areia fica definida pelo
ângulo de atrito interno efetivo, como se mostra na figura 2.15 (c).
54
A areia é, então, definida como um material não coesivo, como, aliás, constatase pela impossibilidade de se moldar um corpo de prova de areia seca ou
saturada. A moldagem eventual de um corpo de prova de areia úmida é devida
à tensão capilar provocada pelas interfaces água-ar. Esta tensão capilar é uma
tensão neutra negativa. Sendo nula a tensão total aplicada (caso do corpo de
prova não confinado), a tensão efetiva é positiva e numericamente igual à
tensão capilar; daí a sua resistência e o nome de coesão aparente. Uma
escultura de areia na praia se mantém enquanto a areia estiver úmida, se seca
ou saturada, ela desmorona por não suportar o próprio peso (PINTO, 2002).
2.3.3. Areias compactas
Um dos importantes itens que devem ser observados no que diz respeito as
areias compactas, está relacionado ao volume, pois, se observarmos a figura
anterior, observaremos que os corpos de prova, apresentam, inicialmente, uma
redução de volume, mas, ainda antes de ser atingida a resistência máxima, o
volume do corpo de prova começa a crescer, sendo que, na ruptura, o corpo de
prova apresenta maior volume do que no início do carregamento. Tal
comportamento, se analisado do ponto de vista da Teoria da Elasticidade,
corresponderia a um coeficiente de Poisson maior do que 0,5.
Se nos aprofundarmos no assunto e analisarmos a teoria da elasticidade,
verificaremos que a mesma não aceita tal comportamento e, portanto, ela não
pode ser utilizada para os solos nestas condições. Deve ser notado, entretanto,
que durante o início do carregamento axial, as deformações específicas são
pequenas, os acréscimos de tensões axiais já são consideráveis e o corpo de
prova ainda não se dilatou (o coeficiente de Poisson é menor do que 0,5).
2.3.4. O Entrosamento dos Grãos nas Areias Compactas
Em virtude do exposto nos tópicos anteriores, não é difícil compreender que a
resistência de pico das areias compactas é justificada pelo entrosamento entre
as partículas, como apresentado na Figura 2.16, embora esta representação
55
não seja tão perfeita, pois procura representar no plano uma posição relativa
de partículas que ocorre no espaço.
Figura 2.16 – Posição relativa das partículas nas areias fofas e compactas
(PINTO, 2002).
Nas areias fofas, o processo de cisalhamento provoca uma reacomodação das
partículas, que se dá com uma redução do volume. Nas areias compactas, as
tensões de cisalhamento devem ser suficientes para vencer os obstáculos
representados pelos outros grãos na sua trajetória. Vencido este obstáculo,
que exige um aumento de volume, a resistência cai ao valor da areia no estado
fofo (PINTO, 2002).
2.3.5. Variação do ângulo de atrito com a pressão confinante
Quando comentamos neste trabalho sobre a resistência das areias sobre
pressões confinantes diferentes, estávamos afirmando que a máxima tensão
desviadora é proporcional a tensão confinante do ensaio. Neste caso, podemos
também afirmar que a envoltória aos círculos representativos do estado de
tensões na ruptura é uma reta passando pela origem.
56
No entanto, esta afirmativa, é na verdade, uma aproximação empregada na
prática, e devida, em parte, à própria dispersão dos ensaios realizados sobre
corpos de prova diferentes para cada pressão confinante.
Ensaios realizados com bastante precisão revelam que os diversos círculos de
Mohr na ruptura, conduzem a envoltórias de resistência curvas, como
apresentado na Figura 2.17.
Figura 2.17 – Variação do ângulo de atrito interno de uma areia com a tensão
confinante (PINTO, 2002).
2.3.6. Ângulos de atrito típicos de areias
Para a mesma tensão confinante, o ângulo de atrito depende da compacidade
da areia, pois é ela que governa o entrosamento entre as partículas. Como as
areias têm intervalos de índices de vazios bem distintos, os ângulos de atrito
são geralmente referidos à compacidade relativa das areias. Resultados
experimentais mostram que o ângulo de atrito de uma areia, no seu estado
mais compacto, é da ordem de 7 a 10 graus maior do que o seu ângulo de
atrito no seu estado mais fofo (PINTO, 2002).
Apresenta-se a seguir, como as características que diferenciam as diversas
areias influenciam na sua resistência ao cisalhamento.
57
2.4. FATORES DE INFLUÊNCIA
2.4.1. Distribuição granulométrica
Quanto mais bem distribuída granulometricamente é uma areia, melhor o
entrosamento entre as partículas, e assim, conseqüentemente, maior o ângulo
de atrito (PINTO, 2002).
No que se refere ao entrosamento, é interessante notar que o papel dos grãos
grossos é diferente dos desempenhados pelos finos. Se considerarmos um
maior percentual de grãos finos, perceberemos que o comportamento desta
areia será determinada principalmente pelas partículas finas, simplesmente
pelo fato das partículas grossas ficarem envolvidas pela massa de partículas
finas, assim, pouco colaborando no entrosamento.
Por outro lado, se considerarmos um maior percentual de grãos grossos e um
menor de grãos finos, os grãos finos tendem a ocupar os vazios entre os
grossos, aumentando o entrosamento e, consequentemente, o ângulo de atrito.
Figura 2.18 – Entrosamento de areias: a) predominantemente fina; b)
predominantemente grossa (SHEMPTON, 1964).
Note-se coerentemente, que o coeficiente de não uniformidade das areias é
definido pela relação entre os diâmetros correspondentes a 60% e 10% na
curva granulométrica, e não a duas porcentagens igualmente distantes dos
extremos, pois uma pequena porcentagem de finos interfere mais na “não
uniformidade” do que uma pequena porcentagem de grossos.
58
2.4.2. Formato dos grãos
Areias constituídas de partículas esféricas e arredondadas têm ângulos de
atrito sensivelmente menores do que as areias constituídas de grãos
angulares, conforme apresentado na Figura 2.19. Tal fato é devido ao maior
entrosamento entre as partículas quando elas são irregulares, como
apresentado na figura abaixo (PINTO, 2002);
Figura 2.19 – Entrosamento de areias: (a) de grãos arredondados; (b) de grãos
angulares (PINTO, 2002).
2.4.3. Tamanho dos grãos
Na verdade, o tamanho das partículas, quando as outras características são
constantes, pouco influencia na resistência das areias.
A impressão generalizada de que as areias grossas devam ter maiores ângulos
de atrito do que as areias finas deve-se a dois fatores. Primeiro, as chamadas
de areias grossas são aquelas que predominam grãos grossos; nelas, a
pequena quantidade de finos aumenta o entrosamento. Já no caso das areias
finas, a pequena quantidade de grossos não aumenta o entrosamento.
Sendo assim, pode-se afirmar que as areias predominantemente grossas
tendem a ser bem graduadas, enquanto que as areias predominantemente
finas tendem a ser mal graduadas.
O segundo fator se refere à compacidade: na natureza, em virtude da massa
das partículas e das forças superficiais, as areias grossas tendem a se
apresentar muito mais compactas do que as areias finas.
59
2.4.4. Resistência dos grãos
A resistência das partículas que constituem a areia interfere na resistência pois,
embora
o
processo
de
cisalhamento
da
areia
seja
um
processo
predominantemente de escorregamento e rolagem dos grãos entre si, se os
grãos não resistirem as forças a que estão submetidos e se quebrarem, isto se
refletirá no comportamento global da areia.
Não é fácil quantificar a influência da resistência dos grãos. Ela é função da
composição mineralógica da partícula (grãos de quartzo são mais resistentes
do que grãos de feldspato), do formato da partícula (é muito mais fácil um grão
angular se quebrar do que um grão arredondado), da pressão confinante do
ensaio (quanto maior a pressão, maiores são as forças transmitidas pelos
grãos) e do tamanho das partículas (quanto maiores os grãos maior a força
transmitida de um a outro, para a mesma pressão confinante).
A quebra de partículas no processo de cisalhamento é a maior responsável
pelas envoltórias de resistência curva das areias (variação do ângulo de atrito
com a pressão confinante) e pela variação do índice de vazios crítico com a
pressão confinante (PINTO, 2002).
2.5. COMPRESSIBILIDADE E ADENSAMENTO
Um solo ao ser submetido a um carregamento sofrerá deformações.
Dependendo das dimensões e rigidez da fundação e das condições do subsolo
(espessura, heterogeneidade, etc), estas deformações se traduzirão em
deslocamentos verticais e horizontais, que, por sua vez poderão causar danos,
que podem variar de pequenas trincas e inclinações, ou até mesmo
comprometer a estabilidade estrutural de uma obra. A Figura 2.20 ilustra os
deslocamentos que o solo estará sujeito por conseqüência de uma área
carregada do terreno.
60
Figura 2.20 – Ilustração dos deslocamentos submetidos aos solos (MARILIA,
2008).
Em se tratando de uma fundação, os deslocamentos verticais são
preponderantes perante os horizontais. Sendo assim, o enfoque principal deste
tópico será o estudo da compressibilidade dos solos com vista à previsão dos
deslocamentos verticais de uma área carregada.
2.6. TIPOS DE DESLOCAMENTOS VERTICAIS
2.6.1. Recalques
Os recalques podem ser definidos como movimentos verticais de uma
estrutura, provocados pelo próprio peso ou pela deformação do subsolo por
outro agente (GUIDICINI, 1983). Em um terreno “homogêneo” submetido a um
carregamento por meio de uma estrutura rígida, os recalques tendem a ser
uniformes, e o efeito danoso sobre a estrutura tende a ser minimizado.
Entretanto, quando estes recalques ocorrem de forma desuniforme, quer seja
devidas às condições do terreno, que seja devida às condições do
carregamento, seus efeitos podem ser extremamente danoso à estrutura,
podendo variar de simples inclinações, no caso de estruturas rígidas, ou trincas
nas alvenarias que podem se propagar e comprometer a estabilidade da
estrutura como todo. O termo “recalque diferencial” é, normalmente, referido à
61
diferença entre os recalques absolutos ou totais entre dois elementos da
fundação de uma estrutura.
A Torre de Pizza na Itália é um exemplo dos efeitos dos recalques diferenciais
sobre uma estrutura (Figura 2.21). A torre foi construída sobre um terreno
compressível, com deformabilidade variável, resultando em maior compressão
do solo em uma das bordas da fundação da torre, e a subsequente inclinação.
Figura 2.21 – Torre de Pizza na Itália (VELLOSO & LOPES, 1997).
2.6.2. Levantamentos
Os levantamentos são deslocamentos verticais ascendentes que a fundação de
uma estrutura estará sujeita. Seus efeitos em termos de danos são
equivalentes aos recalques. A causa dos levantamentos, entretanto, está,
normalmente, associada às peculiaridades de algumas argilas no estado não
saturado que apresentam consideráveis aumento de volume quando absorve
água. Solos argilosos que apresentam este comportamento são, normalmente,
62
referidos de “Solos Expansivos”. Os solos expansivos tanto podem expandir
quando absorve água, como podem contrair quando perde água (umidade) por
um processo de secagem. Dessa forma, estes tipos de solo estão sujeitos tanto
a levantamentos quanto a recalques. A Figura 2.22 mostra os efeitos das
variações de volume de um solo expansivo sobre uma estrutura, caracterizados
por trincas causadas por distorções na estrutura, por conseqüência de
movimentos (recalques ou levantamentos) diferenciais.
Figura 2.22 - efeitos das variações de volume de um solo expansivo sobre uma
estrutura (VELLOSO & LOPES, 1997).
2.7. ENSAIOS PARA AVALIAÇÃO DA DEFORMABILIDADE DOS SOLOS.
Para a estimativa dos recalques e levantamentos, é necessário que se
conheçam parâmetros do solo relacionados com a sua deformabilidade. Estes
parâmetros são obtidos, normalmente, por ensaios de laboratórios, embora
63
seja crescente o emprego de ensaios de campo para a mesma finalidade. A
escolha do ensaio dependerá das condições do subsolo, das dimensões da
fundação em relação à espessura da camada solicitada e do tipo de
deslocamento considerado.
2.7.1. Ensaio de compressão edométrica
O ensaio de compressão edométrica, ou simplesmente ensaio edométrico, é
empregado
em
situações
onde
a
extensão
da
área
carregada
é
consideravelmente superior a espessura da camada solicitada, onde as
deformações
horizontais
podem
ser
consideradas
nulas,
tal
como
exemplificada na Figura 2.23.
Figura 2.23 - Condição de carregamento condizente com a deformação
unidimensional (ORTIGÃO, 1993).
A Figura 2.23 apresenta, esquematicamente, uma célula edométrica (ou
edômetro). Basicamente, um corpo-de-prova cilíndrico é confinado por um anel
de aço e, no topo e na base, são colocadas pedras porosas para permitir a
drenagem ou o acesso de água, em caso de solos não saturados. A carga
vertical é transmitida à amostra através de uma placa de distribuição rígida,
que serve para uniformizar as tensões, e uma bacia de saturação permite
manter a amostra sob água, evitando a perda de umidade durante o ensaio de
solos saturados. Incrementos de cargas são aplicados e medidas as
deformações verticais resultantes, até a estabilização. Esta estabilização é,
normalmente, acompanhada por meio de uma curva tempo vs deformação ou
64
variação da altura do corpo-de-prova (para cada incremento de carga), tal
como a ilustrada na Figura 2.24 (ORTIGÃO, 1993).
O resultado do ensaio é expresso por uma curva tensão vs deformação ou
índice de vazios, que pode ser em escala linear para ambos os eixos, conforme
a Figura 2.26(a) ou, como normalmente é, em escala logarítmica no eixo das
abscissas (tensões), conforme a Figura 2.26 (b). As deformações podem ser
obtidas pela expressão abaixo:
(6)
Onde:
Δe é a variação do índice de vazios entre dois intervalos de tensão
subseqüentes.
eo é o índice de vazios inicial da amostra.
ΔH é a variação de altura do corpo-de-prova,
Ho é a altura inicial do corpo-de-prova.
Figura 2.24 - Representação esquemática de um edômetro (ORTIGÃO, 1993).
65
Figura 2.25 - Curva de estabilização de um estágio de carga de um ensaio
edométrico (PINTO, 2002).
Figura 2.26 - Exemplo de resultado de ensaio edométrico (PINTO, 2002).
A representação gráfica da Figura 2.26b, com a abscissa em escala
logarítmica, proposta por Terzaghi, mostra um trecho inicial onde as
deformações (ou índice de vazios) pouco variam com a tensão. Este trecho o
solo apresenta um comportamento, aproximadamente, elástico, podendo ser
ajustado a uma reta. A inclinação desta reta fornece um parâmetro denominado
66
de “índice de recompressão (Cr)”. A partir de uma determinada tensão,
observa-se uma intensificação das deformações, definindo um trecho
aproximadamente linear. Neste trecho, normalmente referido de trecho virgem,
as deformações não são recuperáveis. A inclinação do trecho virgem fornece
um parâmetro de deformabilidade do solo denominado “índice de compressão
(Cc)”. Caso seja feito um descarregamento do solo, teremos um trecho cuja
inclinação fornecerá outro parâmetro de deformabilidade, denominado “índice
de expansão” (Cs), cujo valor é aproximadamente igual a (Cr).
A tensão que limita o trecho de recompressão e o trecho virgem é referida
como “tensão de pré-adensamento (σ’vm)”. Sua determinação é, normalmente,
feita pelos métodos gráficos de Casagrande ou de Pacheco Silva, este último
de grande emprego no Brasil.
O método gráfico de Casagrande encontra-se representado na Figura 2.27.
Para determinação de σ’vm por este método, é definido, inicialmente, um ponto
de menor raio de curvatura, a partir do qual são traçadas duas retas: uma
tangente à curva e a outra paralela ao eixo das tensões. Após determinar a
bissetriz do ângulo formado por essas duas retas, prolonga-se a reta virgem
até encontrar a bissetriz. O ponto de encontro será a tensão de préadensamento.
Para determinação de σ’vm pelo método de Pacheco Silva, traça-se uma reta
horizontal passando pela ordenada correspondente ao índice de vazios inicial e
o do corpo-de-prova, e prolonga-se a reta virgem até interceptar a reta
horizontal. A partir dessa intercessão, traça-se uma reta vertical até interceptar
a curva de compressão e, daí, outra reta horizontal até interceptar a reta
virgem. A abscissa do ponto de intercessão corresponderá à tensão de préadensamento.
67
Figura 2.27 - Determinação da tensão de pré-adensamento pelo método de
Casagrande (PINTO, 2002).
Os índices Cr, Cr e Cs podem ser generalizados na expressão abaixo,
bastando considerar a variação
do índice de vazios e
da tensão
correspondentes.
(7)
2.8. TEORIA DO ADENSAMENTO
2.8.1. O processo do adensamento primário
Podemos definir adensamento como sendo o fenômeno pelo qual os recalques
ocorrem com expulsão da água do interior dos vazios do solo. Neste tópico,
veremos como ocorre a respectiva expulsão no decorrer do tempo após o
carregamento, e como variam as tensões no solo durante o processo.
68
Como não poderia deixar de existir neste trabalho, será mostrada a analogia
mecânica de Terzaghi, explicando o adensamento das argilas saturadas
conforme apresentada por Taylor, considera-se então que a estrutura sólida do
solo seja semelhante a uma mola, cuja deformação é proporcional à carga
sobre ela aplicada, como apresentado na Figura 2.28:
Figura 2.28 – Analogia mecânica para o processo de adensamento, segundo
Terzagui (TAYLOR, 1948).
O solo saturado seria representado por uma mola dentro de um pistão cheio de
água, no êmbolo do qual existe o orifício de reduzida dimensão pelo qual a
água só passa lentamente (PINTO, 2002). A pequena dimensão do orifício
representa a baixa permeabilidade do solo.
Ao se aplicar uma carga sobre o pistão, no instante imediatamente seguinte, a
mola não se deforma, pois ainda não terá ocorrido qualquer saída de água, e a
água é muito menos compressível do que a mola. Neste caso, toda carga
aplicada estará suportada pela água. Estando a água em carga, ela procura
sair do pistão, já que o exterior está sob a pressão atmosférica. Num instante
qualquer, a quantidade de água expulsa terá provocado uma deformação da
69
mola que corresponde a uma certa carga (por exemplo de 5N). Neste instante,
a carga total (de 15 N, no exemplo) estará sendo parcialmente suportada pela
água (10 N) e parcialmente pela mola (5 N), como mostrado na Figura 2.28.
A água, ainda em carga, continuará a sair do pistão; simultaneamente, a mola
estará se comprimindo e, portanto, suportando cargas cada vez maiores. O
processo continua até que toda a carga esteja suportada pela mola. Não
havendo mais sobrecarga na água, cessa sua saída pelo êmbolo.
No solo, no anel de adensamento ou no campo, sucede algo semelhante.
Quando um acréscimo de pressão é aplicado, a água nos vazios suporta toda
esta pressão (PINTO, 2002).
As argilas são solos que apresentam baixa permeabilidade, a ponto de manter
um aqüífero suspenso. Sendo assim, quando saturadas, ao se aplicar um
carregamento, a redução dos seus vazios levará certo tempo, uma vez que
esta redução será proporcional à expulsão da água dos vazios, tal como na
mola da Figura 2.29. Na medida em que a água sob pressão é expulsa, as
pressões neutras
geradas pelo
carregamento
vão
sendo dissipadas,
transmitindo a carga para as partículas do solo. Este fenômeno de deformação
do solo pela expulsão da água é referido por “Adensamento Primário”, sendo
típico de solos argilosos saturados (MARILIA, 2009).
70
Figura 2.29 – Recalque com o tempo para alguns solos típicos (PINTO, 2002).
No início do adensamento (tempo to), todo acréscimo de tensão total será
devido ao acréscimo na pressão neutra ( = u). No final do adensamento
este acréscimo de tensão será transmitido à parcela granular e corresponderá
ao acréscimo de tensão efetiva ( = ’).
2.8.2. A teoria de adensamento unidimensional de Terzaghi
2.8.2.1. Hipóteses da teoria do adensamento
O desenvolvimento da teoria do adensamento se baseia nas seguintes
hipóteses:
1. O solo é totalmente saturado;
2. A compressão é unidimensional;
3. O fluxo d’água é unidimensional;
4. O solo é homogêneo;
71
5. As partículas sólidas e a água são praticamente incompressíveis perante
a compressibilidade do solo;
6. O solo pode ser estudado como elementos infinitesimais, apesar de ser
constituído de partículas e vazios;
7. O fluxo é governado pela lei de Darcy;
8. As propriedades do solo não variam no processo de adensamento;
9. O índice de vazios varia linearmente com o aumento da tensão efetiva
durante o processo de adensamento.
Os itens de 1 a 3, refere-se ao caso de compressão edométrica, com fluxo
unidimensional, e a solos saturados. O 4 ao 7, são perfeitamente aceitáveis,
diferente dos itens 8 e 9 que merecem uma análise mais detalhada.
No caso do item 8, a medida que o solo adensa, muitas de suas propriedades
variam, a exemplo disso podemos tomar a permeabilidade que diminui em
concomitância a diminuição do índice de vazios. A pesar dessas variações,
seus efeitos se compensam.
No item 9 ocorre uma variação linear, para tensões acima das tensões de préadensamento, mas com o logarítmo da tensão efetiva.
2.8.2.2. Grau de adensamento
Define-se como grau de adensamento a relação entre a deformação ocorrida
num elemento numa determinada posição, caracterizada pela sua profundidade
Z, num determinado tempo ( Ɛ ) e a deformação deste elemento quando todo o
processo de adensamento tiver ocorrido ( Ɛf ):
Uz = Ɛ/ Ɛf
(8)
A deformação final devida ao acréscimo de tensão é dada pela expressão:
Ɛ = e1 – e2
1 + e1
(9)
72
Sendo assim, pode-se dizer que o grau de adensamento, é a relação entre a
variação do índice de vazios até o instante t e a variação total do índice de
vazios devida ao carregamento.
Considere-se, agora, a hipótese de variação linear entre as tensões efetivas e
os índices de vazios, representada na Figura 2.30. Progressivamente, a
pressão neutra vai se dissipando, até que todo acréscimo de pressão aplicado
seja suportado pela estrutura sólida do solo, e assim, o índice de vazios se
reduz a e2 (PINTO, 2002).
Figura 2.30 – Variação linear do índice de vazios com a pressão efetiva
(PINTO, 2002).
Uz 
e1  e
AB BC  ' '1



e1  e2 AD DE  ' 2  '1
(10)
Donde pode-se dizer que o grau de adensamento é equivalente ao grau de
acréscimo da tensão efetiva.
No instante do carregamento o acréscimo de tensão total será igual ao
acréscimo de pressão neutra, que corresponderá ao acréscimo de tensão
efetiva no final do adensamento, conforme a expressão:
73
u1==’2 - ’1
(11)
Resumindo, o grau de adensamento poderá ser obtido por qualquer uma das
expressões abaixo:
Uz 
ε
e  e    1 u1  u
 1


ε t e1  e2  2   1
u1
(12)
2.8.2.3. Coeficiente de compressibilidade
Defini-se como “Grau de Adensamento” a relação entre a variação do índice de
vazios e a variação da tensão efetiva, num determinado intervalo de tensão.
av 
e1  e2
e e
de
 2 1 
 ' 2  '1
 ' 2  '1
d '
(13)
Como a cada variação da tensão efetiva corresponde uma variação de pressão
neutra, de igual valor mas de sentido contrário, pode-se dizer que:
av 
de
du
(14)
2.8.2.4. Dedução da Teoria
O objetivo da teoria é determinar, para qualquer instante e em qualquer
posição da camada que está adensando, o grau de adensamento, ou seja, as
deformações, os índices de vazios, as tensões efetivas e as pressões neutras
correspondentes. Para dedução da teoria, considere-se o elemento de solo
correspondente a uma parcela de um corpo-de-prova submetido ao processo
de adensamento em um edômetro, conforme a Figura 2.31.
74
Figura 2.31- Fluxo através de um elemento de solo submetido a um processo
de adensamento (PINTO, 2000).
A dedução da teoria parte da equação do fluxo num solo saturado (equação de
Laplace) que indica a variação de volume pelo tempo, reproduzida na
expressão abaixo.
V   2 h
2h
 2h 
  k x 2  k y 2  k z 2  dxdydz  0
t  x
y
z 
(15)
Na dedução da Equação 15, foi estudada a condição tridimensional, sem a
ocorrência de variação de volume. Por esta razão, a expressão era igualada a
zero.
No processo do adensamento, o fluxo só ocorre na direção vertical, razão pela
qual os dois primeiros termos da Equação 15 se tornam nulos. Por outro lado, a
variação de volume não é nula. A quantidade de água que sai do elemento é
menor do que a que entra. Portanto, a Equação 15 se reduz a:
V
2h
 k 2 dxdydz
t
z
(16)
Como a variação de volume, no processo do adensamento, corresponde à
variação do índice de vazios, pelo esquema da Figura 2.31 tem-se:
75
Figura 2.32.- Esquema associando vazios e sólidos para solo saturado.
Da Figura 2.32 tem-se para o volume total:
Volume Total 
1 e
dxdydz
1 e
(17)
A variação de volume com o tempo é dada pela expressão:
V e dxdydz
 .
t
t 1  e
(18)
dxdydz
é o volume de sólidos, e portanto invariável com o tempo.
1 e
Igualando a Equação tem-se:
k
 2 h e 1
 .
z 2 t 1  e
(19)
Só a carga em excesso à hidrostática provoca fluxo. Portanto, a carga h na
Equação 17 pode ser substituída pela pressão da água, u, dividida pelo
correspondente peso específico, w. Por outro lado, da Equação17 tem-se que
de=av.du. Introduzindo estes dois termos na Equação 19 tem-se:
k (1  e)  2 u u
.

av . w z 2 t
(20)
76
O coeficiente do primeiro termo reflete características do solo, sendo
denominado de “coeficiente de adensamento” (cv). Este coeficiente expressa
de forma indireta a velocidade de adensamento do solo.
cv 
k (1  e)
av . w
(21)
A Equação 19, conhecida como equação diferencial do adensamento, assume
a expressão:
cv
 2 u u

z 2 t
(22)
2.8.2.5. Determinação do fator tempo
O fator tempo é obtido a partir da Equação 23. Entretanto, sua determinação
requer o conhecimento do parâmetro cv (coeficiente de adensamento). Este
coeficiente pode ser determinado a partir da interpretação dos resultados de
ensaios edométricos.
Em cada estágio de carregamento do ensaio, obtém-se a evolução dos
recalques em função do tempo. Esta evolução segue a própria teoria do
adensamento e, portanto, a curva obtida é semelhante a todas as curvas de
recalque. O ajuste desta curva à curva teórica permite determinar o coeficiente
de adensamento, aplicando o tempo real em que ocorreu um certo recalque e o
fator tempo correspondente à respectiva porcentagem de recalques na
Equação 23. Partindo deste princípio, dois métodos são normalmente
empregados. O primeiro é o método de Casagrande que utiliza a curva temporecalque, com o tempo em escala logarítmica. O segundo método é o de Taylor
que se utiliza da curva raiz do tempo-recalque.
Uma vez que a curva tempo-recalque obtida nos ensaios inclui parcelas de
recalques além da correspondente ao adensamento, a curva experimental
77
apresenta divergência das teóricas, especialmente no trecho inicial, alguns
ajustes são necessários.
2.8.2.5.1. Método de Taylor
Figura 2.33. Determinação de cv pelo método de Taylor (PINTO, 2000)
Do início do adensamento traça-se uma reta com abscissas iguais a 1,15 vezes
às correspondentes da reta inicial. A interseção da reta assim traçada com a
curva do ensaio indica o ponto que teriam ocorrido 90% do adensamento.
Definindo o ponto correspondente a 90% de recalque, o tempo em que isto
ocorrerá, t90, calcula-se o cv pela expressão:
cv 
0,848.H d2
t 90
(23)
78
CAPÍTULO 3
DESCRIÇÃO DOS PROCEDIMENTOS PARA COLETA DE AMOSTRAS E DOS
EQUIPAMENTOS E METODOLOGIAS UTILIZADAS NOS ENSAIOS DE
LABORATÓRIO
3.1. DISPOSIÇÕES GERAIS
Neste capítulo, serão apresentadas as descrições dos equipamentos e as
metodologias adotadas nos ensaios realizados em laboratório. Os ensaios de
laboratório realizados são referentes a ensaios de caracterização física
(granulometria, Limites de Atterberg e densidade real dos grãos). Serão
apresentados também a metodologia empregada para os ensaios de
compactação. Os ensaios de compactação tiveram como objetivo específico a
avaliação e análise da variação do peso específico máximo e a umidade ótima
dos solos, mediante a influência dos seguintes fatores: Energias de
compactação,
Umidades
gravimétricas,
Granulometrias,
Processos
de
secamento prévio e Reuso de material.
São apresentados também a metodologia para realização dos ensaios de
cisalhamento
direto
convencionais,
onde
foram
utilizadas
amostras
indeformadas na condição inundada. Para os ensaios edométricos foram
utilizadas amostras na condição de umidade natural e inundada.
3.2. PROCEDIMENTOS DE COLETA DE AMOSTRAS DEFORMADAS E
INDEFORMADAS.
O procedimento adotado para coleta das amostras indeformadas foi o seguinte:
escavação manual até a cota desejada. Os receptáculos depois de moldados,
foram envolvidos em papel filtro de PVC e em seguida com papel alumínio.
Após esses procedimentos, as amostras foram colocadas cuidadosamente em
uma caixa de isopor e transportadas com todo cuidado para cidade de Recife
79
para o laboratório de geotecnia ambiental (LGA), localizado no Instituto de
Tecnologia do Estado de Pernambuco (ITEP).
Algumas dificuldades foram encontradas na moldagem do material nos
receptáculos, algumas vezes o mesmo se fragmentava, tendo em vista ser um
material bastante arenoso, fazendo com que fosse realizada uma nova
escavação para retirada de uma nova amostra, sendo esta de melhor
qualidade.
Também foram coletadas amostras em saco (deformadas) variando de 10 kg a
40 Kg. Essas amostras foram colocadas em sacos de boa resistência,
etiquetados e transportados para o Laboratório da FAVIP, onde foram
realizados os ensaios de caracterização física.
3.3. ENSAIOS DE CARACTERIZAÇÃO
3.3.1. Ensaio de Granulometria (Peneiramento e sedimentação)
Os ensaios de granulometria no presente trabalho foram realizados através de
dois
procedimentos:
o
primeiro,
empregando-se
o
procedimento
de
peneiramento conforme recomendação da NBR 7181/84; o segundo, com o
uso de defloculante (hexametafosfato de sódio) prescrito na NBR 7181/84 no
procedimento de sedimentação. Na preparação das amostras foi utilizado o
procedimento com secagem prévia ao ar conforme recomendação da
NBR6457/84.
3.3.2. Limites de Atterberg e Densidade Real dos Grãos
O procedimento da NBR 6459 foi utilizado para determinação do Limite de
Liquidez e o procedimento da NBR 7180 para determinação do Limite de
Plasticidade, com o uso de amostra preparada com secagem prévia ao ar. Para
a obtenção da densidade real dos grãos, foram utilizados os procedimentos
descritos na NBR 6508/8
80
3.3.3. Ensaio de compactação
O ensaio de Proctor foi padronizado no Brasil pela ABNT (NBR 7.182/86). Em
última revisão, esta norma apresenta diversas alternativas para a realização do
ensaio. Descreveremos inicialmente, nos seus aspectos principais, aquela que
corresponde ao ensaio original e que ainda é a mais empregada.
Nos ensaios com secagem prévia e com reutilização da amostra, a mesma foi
previamente seca ao ar e destorroada. Inicia-se o ensaio, acrescentando-se
água até que o solo fique com cerca de 2% de umidade para o ponto inicial,
acrescentando-se a mesma quantidade de água para os demais pontos.
O ensaio de compactação sem reutilização de material com a amostra
preparada e passada integralmente na peneira 4.8mm, utilizando o cilindro
grande, a amostra tomada foi em quantidade de 35kg. Com reuso de material,
foram utilizados 7 kg, conforme a norma NBR 7182/86.
Para todos os ensaios foi utilizado o cilindro grande e o soquete grande. Uma
porção do solo é colocada num cilindro padrão grande (15,22 cm de diâmetro,
altura de 11,42 cm, volume de 2.076cm3) e submetida a 26 golpes (energia
intermediária) de um soquete com massa de 2,5Kg e caindo de 30,5cm, ver
Figura 3.1. A porção do solo compactado deve ocupar cerca de um quinto da
altura do cilindro. O processo é repetido mais quatro vezes, atingindo-se uma
altura um pouco superior à do cilindro, o que é possibilitado por um anel
complementar. Acerta-se o volume raspando o excesso.
Determina-se a massa específica do corpo de prova obtido. Com uma amostra
de seu interior, determina-se a umidade, Com estes dois valores, calcula-se a
densidade seca. A amostra é destorroada, a umidade aumentada (cerca de
2%), nova compactação é feita, e novo par de valores umidade-densidade seca
é obtido. A operação é repetida até que se perceba que a densidade, depois de
ter atingido o ponto de máxima densidade, já tenha caído em duas ou três
operações sucessivas. Note-se que, quando a densidade úmida se mantém
81
constante em duas tentativas sucessivas, a densidade seca já caiu. Se o
ensaio começou, de fato, com umidade 2%, e os acréscimos forem de 2% a
cada tentativa, com 5 determinações o ensaio estará concluído (geralmente
não são necessárias mais do que 6 determinações). A mesma metodologia foi
empregada nos ensaios sem secagem prévia e nos ensaios sem reutilização
do material.
Para o ensaio de Proctor Normal utilizamos o cilindro grande de (15,22 cm de
diâmetro, altura de 11,42 cm, volume de 2.076cm 3) submetemos à moldagem
do corpo de prova a 12 golpes em 5 camadas de solo de um soquete com
massa de 2,5Kg e caindo de 30,5cm.
O ensaio denominado Intermediário difere do modificado só pelo número de
golpes por camada que corresponde a 26 golpes por camada.
D = 15,22 cm; h = 11,42 cm
Figura 3.1 – Esquema do cilindro de compactação e soquete grande.
82
Com os dados obtidos, desenha-se a curva de compactação, que consiste na
representação da densidade seca em função da umidade, geralmente, associase uma reta aos pontos ascendentes do ramo seco, outra aos pontos
descendentes do ramo úmido e unem-se as duas por uma curva parabólica.
Como se justificou anteriormente, a curva define uma densidade seca máxima,
à qual corresponde uma umidade ótima (PINTO, 2002).
3.3.4. Ensaios edométricos convencionais
A seguir serão apresentados os procedimentos adotados nos ensaios utilizados
para avaliação da compressibilidade do material em estudo. Estes ensaios
tiveram como objetivo a obtenção de parâmetros de compressibilidade do
material.
Foram utilizadas duas amostras para realização desse ensaio, uma estava na
condição de umidade natural, e outra estava na condição inundada.
3.3.4.1. Equipamento utilizado
Para a realização dos ensaios edométricos foram utilizadas prensas de
adensamento fabricadas pela Ronald Top S.A, do tipo convencional com
sistema de cargas através de pesos em pendural, com relação de braço 1:10 e
células edométricas do tipo anel fixo. Os ensaios foram realizados no
Laboratório de Geotecnia Ambiental – LGA – ITEP/OS.
As leituras das deformações foram realizadas através de extensômetros
fabricados pela Mitutoyo e com sensibilidade de 0,01mm. As Figuras 3.2
ilustram este equipamento.
83
Figuras 3.2 – Prensas de adensamento (LGA – ITEP)
3.3.4.2. Descrição das amostras ensaiadas
As amostras utilizadas para o adensamento foram amostras do tipo
indeformadas, retiradas da área de estudo da FAVIP (sub-solo) a uma
profundidade de 0,50m, normalmente utilizam-se amostras coletadas a uma
profundidade mínima de 1,00 m, no entanto, devido o encontro com as rochas
acontecerem quando atingia-se a profundidade de 0,50m na área de estudo,
havia a impossibilidade de obter as amostras de uma maior profundidade.
3.3.4.3. Moldagem dos corpos de prova
Foram utilizados anéis de adensamento com diâmetro de 60 cm² e 2 cm de
altura, obtido de amostras indeformadas, tanto para as amostras na condição
inundada como para as na umidade natural, conforme apresentado nas figuras
3.3 e 3.4.
84
Figura 3.3 – Amostra para adensamento ainda a ser preparada
Figura 3.4 – Amostra pronta para ser posicionada na prensa.
Em todos os ensaios realizados, os corpos de prova eram colocados em
contato com o papel filtro sobre a pedra porosa, onde então as células
edométricas eram montadas. Posteriormente, era feita a inundação do corpo
de prova pela parte inferior da célula edométrica com água destilada, para ser
mantida a condição de inundação durante todo o período do ensaio. No início e
no final de cada ensaio eram medidas as umidades iniciais e finais dos corpos
de prova. Para o ensaio na umidade natural as pedras porosas eram
previamente secas na estufa.
85
3.3.4.4. Tensões utilizadas e tempo de duração para cada estágio de
tensões
O intervalo de tensões de 5, 10, 20, 40, 80, 160, 320, 640 e 1280 kPa foi
utilizado no carregamento. E de 640, 320, 160, 80, 40, 20, 10 e 5 kPa para o
descarregamento. As leituras de deformação foram realizadas à 6, 15 e 30
segundos e a 1, 2, 4, 8, 15, 30, 60, 120, 240, 480 minutos.
O critério para determinação do tempo de duração de cada estágio de tensão
foi definido pelo método de Taylor, justificamos a escolha deste método porque
o mesmo se baseia na interpretação da fase inicial da consolidação, além
disso, é menos influenciado pela ocorrência de influência durante o ensaio,
contudo exige maior número e precisão de leituras no início do processo
(requisito facilmente satisfeito por meio da aquisição automática de dados).
3.3.5. Ensaio de cisalhamento direto
Os ensaios de cisalhamento direto foram realizados no Laboratório de
Geotecnia Ambiental – LGA – ITEP/OS.
O ensaio de cisalhamento direto é utilizado para determinar a resistência ao
cisalhamento em termos de tensões efetivas utilizando o critério de ruptura de
Mohr Coulomb. Mesmo sendo bastante utilizado para se avaliar a resistência
dos materiais, o mesmo apresenta algumas limitações segundo HEAD (1994),
tais como: a existência de um plano de ruptura pré-definido na amostra de solo,
a distribuição não uniforme de tensões na sua superfície, as poro-pressões não
podem ser medidas durante o ensaio, a deformação a que é submetida o solo
é restrita ao comprimento do equipamento e a rotação dos planos das tensões
principais durante o ensaio (SILVA, 2003).
Como vantagens do ensaio pode-se citar a sua simplicidade de operação, o
princípio básico do ensaio é de simples compreensão, o adensamento é
relativamente rápido, o ensaio pode ser aplicado a solos pedregulhosos e, além
86
da determinação da resistência de pico pode ser utilizado também para
determinação da resistência residual pelo processo de reversão.
3.3.5.1. Características do equipamento
O equipamento do ensaio de cisalhamento direto utilizado é de fabricação da
RonaldTop S/A, com sistema de cargas através de peso em pendural. Nas
leituras das deformações verticais e deslocamento horizontal utilizou-se
extensômetros da marca Mitutoyo com sensibilidade de 0,01mm e anel de
carga para determinação das forças horizontais aplicadas aos corpos de prova.
3.3.5.2. Amostras utilizadas
Os ensaios de cisalhamento direto convencionais foram realizados em corpos
de prova inundados (indeformados). A seção transversal do receptáculo
utilizado foi de 4 cm". As amostras também foram coletadas á profundidade de
0,5m, onde previamente foi realizada a limpeza da área de coleta das
amostras. Foram utilizadas as tensões normais de 50, 100, 150 e 200 kPa.
3.3.5.3. Descrição das etapas do ensaio
3.3.5.3.1. Moldagem dos corpos de prova utilizados nos ensaios
convencionais
Conforme comentado anteriormente, os corpos de provas foram moldados “in
situ”, devido à dificuldade do transporte dos blocos maiores, no entanto, foi
garantido que a amostra que estava em seu receptáculo, não sofresse
deformações. As Figuras 3.6 a 3.9 ilustram algumas etapas do processo de
coleta. As mesmas foram transportadas em uma caixa de isopor, e totalmente
protegidas com papel de PVC e alumínio, o que evitava, ao máximo que a
mesma perdesse a umidade natural.
87
Figura 3.5 – Área onde foram realizadas as coletas das amostras
indeformadas.
Figura 3.6 – Amostra sendo coletada nos receptáculos
Figura 3.7 – Amostra sendo colocada na caixa para transporte
88
Figura 3.8 – Amostras coletadas e prontas para o transporte
Figura 3.9 – Peças utilizadas no ensaio de cisalhamento direto, já no
laboratório.
89
3.3.5.3.2. Montagem dos ensaios
Nesta fase do ensaio, foram seguidos rigorosamente os procedimentos
sugeridos por HEAD (1994). Assim, fez-se uso dos elementos drenantes
(pedras porosas e papel filtro) e das placas de distribuição de tensões.
Para a realização dos ensaios com os corpos de prova na condição inundada,
os mesmos foram embebidos com água destilada periodicamente antes e
durante todo processo do ensaio. No início e no final de cada ensaio eram
coletadas amostras para determinação das umidades iniciais e finais dos
corpos de prova.
3.3.5.3.3. Adensamento dos corpos de prova
Como nosso material é bastante arenoso (areia argilosa), os corpos de prova
foram adensados por um período de 1 hora, atingindo assim sua estabilização,
com base no método de Taylor descrito no item 3.3.4.4. As leituras de
deformação foram realizadas à 6, 15 e 30 segundos e a 1, 2,4, 8, 15, 30, 60
minutos.
As
leituras
das
deformações
foram
realizadas
através
de
extensômetros fabricados pela Mitutoyo e com sensibilidade de 0,01mm.
3.3.5.4. Velocidade de cisalhamento e deslocamento permitido.
É importante relatar aqui que a velocidade de cisalhamento adotada para
realização do ensaio deve ser de tal forma que não permita o desenvolvimento
de poro-pressões para que o mesmo seja considerado drenado. Tal velocidade
será função da permeabilidade do solo e do tempo necessário para que ocorra
o adensamento primário (t100). O método utilizado para encontrar o valor de
(t100) foi baseado no método gráfico de Taylor, definido a partir da curva que
relaciona a deformação e a raiz do tempo (HEAD, 1994), conforme Figura 3.10.
90
Figura 3.10 – Gráfico utilizado para o cálculo do T100 (amostra adensada na
tensão normal de 200 KPa).
Para a determinação do tempo mínimo para que ocorra a ruptura do solo na
condição drenada, utilizou-se a equação empírica proposta por GIBSON &
HENKEL (1954) (a partir de HEAD, 1994), onde:
(24)
O (t100) foi obtido a partir do próprio adensamento de um corpo de prova de
teste dos ensaios de cisalhamento direto na tensão normal de 200 KPa. Desta
forma, o tempo requerido para ocorrer à ruptura (considerada na deformação
da ordem de 14mm) foi de acordo com a equação acima exposta e gráfico de
Taylor apresentado na figura 3.11:
tf= 12,7 x 0,25 = 3,175 minutos
(25)
91
Para o cálculo da velocidade foi dividido o valor da deformação de 14mm pelo
tempo de ruptura de 3,175mim, obtendo-se o valor de 4,409mm/mim. A
velocidade adotada então para a realização dos ensaios foi de 2,80mm/mim,
sendo esta a velocidade mais próxima disponível na prensa de cisalhamento.
92
CAPÍTULO 4
APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS DA CARACTERIZAÇÃO
GEOTÉCNICA FÍSICA
4.1. CONSIDERAÇÕES GERAIS
Neste capítulo, serão apresentados e discutidos os resultados dos ensaios de
caracterização física (Granulometria, Limite de liquidez e Limite de plasticidade,
Densidade real dos grãos e compactação). Para os ensaios de compactação
foram observados e analisados a variação do peso específico seco máximo e a
umidade ótima de compactação. Em especial para este último item, o solo foi
submetido a processos de compactação mecânica, para avaliação da variação
do peso específico e da umidade ótima, através de diferentes energias de
compactação, diferentes umidades, diferentes granulometrias, processos de
secamento prévio e reuso de material. O objetivo desta análise é analisar a
caracterização física do material em estudo.
4.2. ENSAIOS DE CARACTERIZAÇÃO
4.2.1. Introdução
Nos itens que se seguem, apresentaremos e discutiremos todos os resultados
dos ensaios destinados à identificação do solo do local de estudo segundo os
critérios convencionais.
Vale salientar que neste capítulo, serão apresentados apenas os resultados
dos ensaios de caracterização física para, em seguida os solos serem
classificados segundo o Sistema Unificado de Classificação dos Solos (USCS).
93
4.2.2. Ensaios de granulometria, limites de Atterberg e densidade real dos
grãos
Nas Figuras 4.1 e 4.2 estão apresentadas as curvas granulométricas segundo
os procedimentos da ABNT para o solo estudado no sub-solo da FAVIP, e o
material adicionado para modificação da granulometria do material original.
As frações do solo foram enquadradas segundo a escala granulométrica
correspondente a Norma Brasileira (ABNT). As frações do solo também serão
enquadradas segundo a escala do sistema internacional.
Foi utilizada apenas uma amostra na profundidade de 0,50m para o local de
estudo, sendo a amostra preparada com defloculante (conforme recomendação
da ABNT), sendo uma utilizada para granulometria por sedimentação e outra
por peneiramento.
As Tabelas 4.1 e 4.2 apresentam um resumo dos correspondentes percentuais
das frações dos solos considerando a escala do Sistema Internacional e a
escala da ABNT para os dois solos citados no primeiro parágrafo.
ANÁLISE GRANULOMÉTRICA
100
% PASSA NA PENEIRA
90
80
70
60
50
40
30
20
10
0
0,001
0,01
0,1
1
10
Diâmetro dos Grãos
Figura 4.1. Curva granulométrica (amostra do sub-solo da FAVIP)
94
ANÁLISE GRANULOMÉTRICA
% PASSA NA PENEIRA
100
90
80
70
60
50
40
30
20
10
0
0,01
0,1
1
10
100
Diâmetro dos Grãos
Figura 4.2. Curva granulométrica do solo utilizado para modificação da
granulometria do material original.
Tabela 4.1. Resumo dos resultados dos ensaios de caracterização do
solo presente no subsolo da FAVIP com as frações dos solos
enquadrados segundo a escala da ABNT e do SI.
Composição
Limites de
Atterberg (%)
granulométrica (%)
SISTEMA Argila
Silte
Areia
Fina
Média
Grossa
Pedreg
LL
LP
IP
GS
ABNT
8
5
22
27
21
17
NL
NP
…
2,67
SI
6
4
17
15
21
37
NL
NP
…
2,67
95
Tabela 4.2. Resumo dos resultados dos ensaios de caracterização do solo
utilizado para modificação da granulometria do material original, com as frações
dos solos enquadrados segundo a escala da ABNT e do SI.
Composição
Limites de
Atterberg (%)
granulométrica (%)
SISTEMA Argila Silte
Areia
Fina
Média
Grossa
Pedreg
LL
LP
IP
ABNT
0
0
42
49
9
0
NL
NP
…
SI
0
0
12
46
33
9
NL
NP
…
Considerando-se a curva granulométrica do solo presente no subsolo da
FAVIP, e na escala da ABNT, a amostra deste material apresenta textura
grossa (com menos de 50% passando na peneira de malha Nº 200). O
percentual de solo retido na peneira nº 200, foi de 87%. Observa-se que o
somatório dos percentuais da fração grossa (areias e pedregulhos) do solo,
apresentaram percentual de 87%, os percentuais de finos (argila e silte), foram
de 13%.
Considerando-se a curva granulométrica do solo utilizado para modificação da
granulometria do material original, e na escala da ABNT, a amostra deste
material apresenta textura grossa (com menos de 50% passando na peneira de
malha Nº 200). O percentual de solo que ficou retido na peneira nº 200, foi de
98%. Observa-se que o somatório dos percentuais da fração grossa (areias e
pedregulhos) do solo, apresentaram percentual de 100%, os percentuais de
finos (argila e silte), foram de 0%.
Com relação aos limites de liquidez e plasticidade dos solos estudados, devido
ao caráter bastante arenoso dos materiais, não foi possível obter resultados
dos ensaios referidos, portanto, considera-se que o material é caracterizado
96
como NL e NP, conforme mostram as Tabelas 4.1 e 4.2. A densidade real dos
grãos encontrada para o material do subsolo da FAVIP foi de 2,67.
Como o material não apresentava resultado para o Limite de Liquidez e de
Plasticidade, não foi possível calcular a atividade do solo em estudo.
4.2.3. Classificação do solo
Analisando a classificação do solo do material original encontrado no subsolo
da FAVIP, o percentual que passou na peneira de nº 200 (0,075mm), foi menor
que 50%, o solo é considerado granular. Analisando a peneira nº 04 (4,8mm),
observa-se que passou mais de 50% do solo. Como o percentual que passou
na peneira nº 200 (0,075mm) foi de 13%, sendo assim, maior que 12%, seria
necessário dados do IP e do LL para classificar este solo. Como o IP deste solo
não foi encontrado, considera-se este material classificado como um SM (areia
siltosa com presença de argila), pois segundo BADILLO & RODRÍGUEZ
(1969), quando o IP for menor do que 4% o solo se enquadra na classificação
citada acima.
Analisando a classificação do solo utilizado para modificar a granulometria do
material original, o percentual que passou na peneira de nº 200 (0,075mm), foi
menor que 50%, o solo é considerado também granular. Analisando a peneira
nº 04 (4,8mm), observa-se que passou mais de 50% do solo, passou 100%.
Como o percentual que passou na peneira nº 200 (0,075mm) foi de 2%, sendo
assim, menor que 5%, utilizamos o conceito do coeficiente de uniformidade
(Cu) o qual forneceu o resultado de 3,33, sendo menor do que 6. Deste modo,
o solo foi classificado como um SP (areia mal graduada) (BADILLO &
RODRÍGUEZ, 1969).
4.2.4. Ensaios de compactação
Os ensaios de compactação foram realizados conforme descrito no tópico 1 do
presente capítulo, o solo será submetido a processos de compactação
mecânica, para avaliação da variação do peso específico seco máximo e da
umidade ótima, através de diferentes energias de compactação, diferentes
97
umidades, diferentes granulometrias, processos de secamento prévio e reuso
de material.
4.2.4.1 Variação do peso específico seco máximo e da umidade ótima,
através de diferentes energias de compactação.
Para nossa pesquisa, adotamos como parâmetro para os resultados de
compactação, a energia normal e intermediária. Segue abaixo, na Figura 4.3 a
apresentação dos resultados das respectivas compactações do nosso material
DENSIDADE SECA (g/cm3)
em estudo, no seu estado natural.
Energia normal
Energia Intermediária
2,050
2,000
1,950
1,900
1,850
1,800
1,750
0
5
10
15
TEOR DE UMIDADE (%)
Figura 4.3 – Curva de compactação do material natural (energia normal e
intermediária)
Analisando o resultado dos gráficos acima, podemos perceber que quanto
maior a energia de compactação aplicada, maior a densidade seca máxima do
solo. Na aplicação da energia normal, o material atingiu uma densidade seca
máxima de 1,948 g/cm³, enquanto que com a aplicação da energia modificada,
este mesmo material alcançou uma densidade seca máxima de 2,022 g/cm³ .
Com relação à umidade ótima o solo na energia normal atingiu o valor de hot=
12,2% , enquanto que com a energia modificada o valor atingido da umidade
98
ótima foi de 8%. Observa-se que os resultados estão de acordo com a
bibliografia (Pinto 2002, Vargas 1977). À medida que a densidade seca máxima
atinge maiores valores com mais facilidade, temos como conseqüência valores
de umidade ótima menores.
4.2.4.2. Variação do peso específico seco máximo e da umidade ótima, em
função da modificação na granulometria do material.
É fato comprovado que em determinadas situações, quando um material não
possui uma característica de resistência necessária à suportar uma
determinada carga, realiza-se o procedimento conhecido como melhoramento
do solo, isto realiza-se de diversas formas, seja pela aplicação de estacas de
areia e brita, que fazem com que as mesmas ocupem um espaço devido e
consequentemente faça com que as partículas do solo se unam, aumentando
assim sua resistência.
Considerando as especificações do nosso material em estudo, foi necessário
avaliar o seu comportamento quando misturado a outro tipo de material (ver
Tabela 4.2). Com isso, pudemos perceber os diferentes comportamentos do
nosso material, quando aplicado a diferentes percentuais de outro material.
A depender do material misturado ao solo natural, e conhecendo o
procedimento de estabilização granulométrica, podemos ter uma melhoria ou
não das propriedades do solo, tendo como princípio a correção de sua curva
granulométrica, fazendo com que se tenha uma maior variedade de dimensões
das partículas constituintes deste, e, diminuindo ou aumentando assim o índice
de vazios.
Para avaliação da influencia da granulometria do material, em estudo, no
ensaio de compactação, foram adicionados 20% e 80% de um material
contendo em sua maioria areia com predominância de grãos finos e médios,
conforme apresentado na Tabela 4.2.
99
Na Figura 4.4, observa-se que os valores da densidade seca máxima do
material sem mistura, conforme já relatado, foi de smáx= 1,948 g/cm3,
apresentando uma umidade ótima de hot = 12,2% .
material sem adição
adição de 20% de areia fina
adição de 80% de areia fina
3
DENSIDADE SECA (g/cm )
2,000
1,950
1,900
1,850
1,800
1,750
1,700
1,650
1,600
0
5
10
15
TEOR DE UMIDADE (%)
Figura 4.4 - Curvas de compactação (Energia normal) – Avaliação da influência
da granulometria na curva de compactação.
Com a adição de 20% de areia fina e média, a densidade seca máxima passou
a ser de smáx= 1,821 g /cm3 com uma umidade ótima de hot = 6,9%.
Dando sequência ao procedimento, adicionou-se agora 80% o que apresentou
uma densidade seca máxima de smáx= 1,745 g/cm3 e umidade ótima de hot =
11,5%.
Com estes resultados pode-se verificar que para o material em estudo, a
adição de areia fina e média, tendeu a diminuir o valor da densidade seca
máxima, o que faz a princípio concluir que o material original passou a ter uma
granulometria com maior predominância de areias finas.
100
4.2.4.3. Avaliação da influência da reutilização do material na curva de
compactação (energia normal e intermediária)
Analisando os resultados das curvas de compactação apresentadas na Figura
4.5 e, adotando os resultados encontrados para as umidades ótimas e
densidade secas relacionadas, verifica-se que, para o material com
reutilização, a densidade seca máxima (1,948 g/cm³) foi atingida quando o
material apresentou uma umidade de 12,2%, enquanto que para a amostra
sem reutlização do material, a densidade seca máxima (1,783 g/cm³), foi
atingida com uma umidade de 7%.
Dando seqüência ao ensaio, foi analisado o resultado da curva de
compactação também para energia intermediária, e observou-se que, conforme
apresentado na alínea anterior, as densidades secas máximas, foram atingidas
em um teor de umidade ótima maior do que utilizando o ensaio com
reutilização do material, conforme apresentado na Figura 4.5 e 4.6.
Isso nos faz comprovar a afirmativa de que, o resultado do material sem
reutilização, ou seja, com material virgem para cada ponto, é mais fiel, embora
exija uma maior quantidade de material.
Em alguns casos, e se tratando de obras de engenharia, é imprescindível que a
análise do material (solo) seja feita por este método de ensaio, especialmente
nos casos onde o solo apresenta partículas que se caracterizam por serem
facilmente quebradiças, de tal maneira que a amostra para o segundo ponto já
se mostra diferente da original pela quebra de grãos. No entanto, vale salientar
que a execução do ensaio desta maneira, é pouco empregada, em virtude da
maior quantidade de amostra requerida (PINTO, 2002).
101
Amostra sem reutilização - com secagem prévia
Amostra com reutilização - com secagem prévia
DENSIDADE SECA (g/cm3)
2,000
1,950
1,900
1,850
1,800
1,750
1,700
1,650
1,600
0
5
10
15
TEOR DE UMIDADE (%)
Figura 4.5 - Curvas de compactação (Energia normal) – Avaliação da influência
da reutilização do material na curva de compactação.
Amostra sem reutilização - com secagem prévia
Amostra com reutilização - com secagem prévia
2,100
3
DENSIDADE SECA (g/cm )
2,050
2,000
1,950
1,900
1,850
1,800
1,750
1,700
1,650
1,600
0
5
10
15
TEOR DE UMIDADE (%)
Figura 4.6 - Curvas de compactação (Energia Intermediária) – Avaliação da
influência da reutilização do material na curva de compactação.
102
4.2.4.4. Influência da secagem do material
4.2.4.4.1. Avaliação da influência da secagem prévia do material na curva
de compactação (energia normal)
Analisando os resultados das curvas de compactação apresentadas na Figura
4.7, onde observa-se um smax = 1,948 g/c,³ e umidade ótima de 12,2% para o
ensaio realizado com secagem prévia e para o resultado do ensaio sem
secagem uma densidade seca smáx= 1,760g/cm3 e umidade ótima hot= 8,5% na
energia normal.
Estes resultados, mostram que iniciando o ensaio com secagem prévia,
estamos possibilitando que, o material perca sua umidade natural, atingindo a
umidade higroscópica, com isso, as partículas estão organizadas de forma
aleatória (estrutura floculada), o que dificulta a compactação, daí percebe-se o
porque de maiores densidades secas máximas e umidade ótima.
Para o ensaio sem secagem prévia, já estamos utilizando um material que
apresenta-se mais próximo de um arranjo paralelo (estrutura dispersa) de suas
partículas. Com isso, com os acréscimos dos percentuais de água nesse
material tende a aumentar esse arranjo paralelo no decorrer do ensaio, assim,
o material tende a atingir uma umidade ótima com uma densidade seca menor
do que o ensaio com secagem prévia.
103
Amostra sem secagem - com reutilização
Amostra com secagem - com reutilização
3
DENSIDADE SECA (g/cm )
2,000
1,950
1,900
1,850
1,800
1,750
1,700
1,650
1,600
0
5
10
15
20
TEOR DE UMIDADE (%)
Figura 4.7 - Curvas de compactação (Energia normal) – Avaliação da influência
da secagem prévia do material na curva de compactação.
104
CAPÍTULO 5
APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS DA CARACTERIZAÇÃO
GEOTÉCNICA (CARACTERIZAÇÃO MECÂNICA)
5.1. INTRODUÇÃO
Neste capítulo será possível vislumbrar a apresentação e análise dos
resultados dos ensaios edométricos e de resistência ao cisalhamento da areia
argilosa em estudo. Tendo em vista o material que está sendo depositado na
área da FAVIP, onde são realizados aterros em pequenas e médias
proporções, objetivando regularizar um terreno bastante íngrime, para a
continuação das obras de expansão do Campus Universitário I, bem como
estacionamento e construção de um Hotel 5 estrelas; faz-se de importância o
estudo das características mecânicas do material presente originalmente na
área.
Desta
forma,
supunha-se
que
seria
imprescindível
uma
análise
do
comportamento mecânico do solo original, pois, a falta de estudos geotécnicos
para realização de obras de terraplenagem sob um determinado material,
ocasiona diversos problemas estruturais. Tome-se como exemplo, os
recalques.
Observando que o comportamento dos solos perante os carregamentos
depende de sua constituição e do estado em que ele se encontra, e que pode
ser expresso por parâmetros que são obtidos em ensaios, ou através de
correlações estabelecidas entre estes parâmetros e as diversas classificações.
O ensaio adotado na pesquisa foi o ensaio de compressão edométrica.
No presente trabalho, a partir dos ensaios edométricos, será determinado
alguns
parâmetros
básicos
a
partir
dos
resultados
destes
ensaios.
Primeiramente, será determinada a Pressão de Pré-Adensamento (
’
Vm),
entendido como a máxima tensão vertical efetiva a que o solo esteve
105
submetido no terreno. Serão determinados os parâmetros de compressibilidade
tais como, os índices de compressão (Cc) e expansão (Ce). Será calculado
também o coeficiente de adensamento vertical (Cv), estimado a partir das
curvas de deformação vertical x raiz do tempo (Método gráfico de Taylor),
dando a idéia da capacidade de dissipação de pressão neutra do material.
Sendo desta forma, importante para se estabelecer um critério de escolha da
velocidade de deslocamento a ser adotada para ser garantida as condição
drenada dos ensaios de cisalhamento direto. Além disso, através dos valores
de Cv, pode-se estimar o coeficiente de permeabilidade (k) do solo, bem como
a sua variação em função do índice de vazios. Será avaliado também o
coeficiente de compressibilidade (av).
Com os resultados dos ensaios de cisalhamento direto convencional serão
obtidos os parâmetros de resistência de pico deste material (ângulo de atrito e
coesão).
5.2. ENSAIO EDOMÉTRICO DUPLO
Foram realizados, para a mesma amostra do solo estudado dois ensaios
edométricos, sendo um na umidade natural e outro inundado. A Figura 5.1
apresenta os resultados dos ensaios edométricos do solo estudado, através
das curvas que relacionam o índice de vazios em escala linear e tensão vertical
de consolidação em escala logarítmica. A Figura 5.2 apresenta as curvas
deformação volumétrica específica em escala linear e tensão vertical de
consolidação em escala logarítmica. A Tabela 5.1 ilustra as condições iniciais e
finais dos corpos de prova ensaiados.
106
1,00
umidade natural
inundado
0,90
Índice de Vazios
0,80
0,70
0,60
0,50
0,40
0,30
0,20
0,10
0,00
1,0
10,0
100,0
1000,0 10000,0
Tensão Vertical de Consolidação (kPa)
Figura 5.1. Variação do índice de vazios com a tensão vertical de consolidação
(corpos de prova na condição inundada e na umidade natural).
Deformação Volum. Espec.(%)
0,0
umidade
natural
inundado
-5,0
-10,0
-15,0
-20,0
-25,0
-30,0
-35,0
-40,0
1,0
10,0
100,0
1000,0 10000,0
Tensão Vertical de Consolidação (kPa)
Figura 5.2. Variação da deformação volumétrica específica com a tensão
vertical de consolidação (corpos de prova na condição inundada e
na umidade natural).
107
Tabela 5.1. Condições iniciais dos corpos-de-prova ensaiados (ensaios
edométricos na condição de umidade natural e inundada).
Condição
do ensaio
Umidade
Condições iniciais

W0
Nat.
S0
e0
S0
2,67
3,61
1,67
1,61
0,68
14,39
2,67
10,20
1,66
1,51
0,79
34,72
natural
Inundado
W (%) teor de umidade; Nat (g/cm ) peso específico natural; S0 (g/cm ) peso específico seco
3
3
inicial, Sf (t/m ) peso específico seco final; S (%) grau de saturação; e (índice de vazios).
3
Diferenças são verificadas nos índices de vazios iniciais das amostras (Tabela
5.1), podendo-se justificar esse fato pela metodologia empregada para coleta
de amostras. Amostras coletadas individualmente, em cada receptáculo, tende
a apresentar maiores variações nos valores dos índices físicos iniciais do que
amostras coletadas em um bloco único. Variações também são observadas no
teor de umidade inicial das amostras, podendo ser atribuído a falhas no
acondicionamento das mesmas.
Observa-se que para as amostras é necessário elevado nível de tensões para
uma melhor definição da curva de compressão, podendo estar associado a
alguma perturbação sofrida por esta amostra durante a moldagem dos corpos
de prova. Maiores variações nos índices de vazios e deformações
volumétricas, em função das tensões verticais aplicadas, são observadas nas
amostras inundadas, o que é previsível, uma vez que o solo inundado
apresenta-se com estrutura mais susceptível a deformações.
Com relação à tensão de pré-adensamento, sabe-se que a mesma é
caracterizada por um valor tal que, a partir deste, percebe-se uma notável
deformabilidade do material, onde nem sempre se apresenta com clareza nas
curvas e versus logv. No presente estudo, as tensões de escoamento foram
determinadas pelo método gráfico de Pacheco Silva. Este método possui a
vantagem em relação ao método de Casagrande, uma vez que não se faz
108
necessária à determinação de um raio mínimo na curva do ensaio, muitas
vezes difícil de ser identificada e, portanto, sujeito a erros na sua determinação.
As tensões de pré-adensamento obtidas dos ensaios edométricos duplos tanto
na condição de umidade natural como na condição inundada foram de 90KPa e
de 15KPa, respectivamente. As tensões de pré-adensamento são maiores nas
amostras na condição natural tendo em vista uma maior rigidez das amostras
nesta condição de umidade.
Os índices de compressão e de expansão foram obtidos com base nas curvas
e versus log v.  índice de compressão (Cc) foi calculado para a reta
aproximada definida entre a 40 KPa< 
< 320kPa e de 160 KPa< 
v
v
<
1280kPa, para os ensaios na umidade natural e inundado, respectivamente. O
índice de expansão (Cs) para o trecho entre 10kPa < V < 6400kPa, na curva
de
descarregamento,
para
ambas
as
amostras.
Os
resultados
são
apresentados na Tabela 5.2. Os índices de compressão e de expansão obtidos
a partir dos ensaios na umidade natural (EDN) foram, em geral, inferiores aos
obtidos a partir dos ensaios inundados (EDI), confirmando que as deformações
ocorrem de forma mais intensa na amostra inundada.
Tabela 5.2. Tensão de escoamento e parâmetros de compressibilidade obtidos
dos ensaios edométricos duplos.
Ensaio
Tipo
Tensão de
préadensamento
PARÂMETROS
CC
Cs
(kPa)
EDN
90
0,188
0,033
EDI
15
0,266
0,088
EDN: Ensaio edométrico na umidade natural; EDI: Ensaio edométrico inundado.
Sabendo-se que a velocidade de recalque de um solo é função da
compressibilidade e permeabilidade, podendo ser expressa através do
coeficiente de adensamento (Cv) para os diversos estágios de tensão. Para
109
isso, se faz necessário inicialmente à determinação dos tempos relacionados
às porcentagens de 90% de recalque, isto é t90. Esta determinação foi realizada
a partir do método gráfico de Taylor.
Os valores de t90 para o solo na condição inundada estiveram compreendidos
na faixa de 0,14 a 0,19 mim. A pouca variação deve-se, principalmente, ao
caráter arenoso do material, no qual, a tendência de deformação é bem menor
em comparação a um solo de caráter argiloso. Considerando os valores de t 90
obtidos, foram calculados os coeficientes de adensamento C v para cada
estágio de tensão vertical de consolidação.
A Figura 5.3 apresenta as curvas do coeficiente de adensamento vertical (Cv)
em escala linear e a tensão vertical de consolidação em escala logarítmica
para o solo estudado. Verifica-se tendência de diminuição do Cv com o
aumento da tensão vertical de consolidação.
Pode-se verificar que a variação do coeficiente de adensamento (Cv ) se deu na
faixa de 3,29 a 9,65 x 10–2 cm2/s, onde os valores elevados de Cv
correspondem a natureza arenosa do material em estudo, indicando que a
compressão primária destes solos tenha ocorrido em um período de tempo
relativamente curto, com rápida dissipação de poro-pressões e que as
deformações cisalhantes nestes solos devem ocorrer de forma essencialmente
drenada.
110
12,00
8,00
6,00
2
-2
CV (cm /s x 10 )
10,00
4,00
2,00
0,00
1,0
10,0
100,0
1000,0 10000,0
Tensão Vertical de Consolidação (kPa)
Figura 5.3. Variação do coeficiente de adensamento vertical (Cv) com a tensão vertical
de consolidação (amostra na condição inundada).
A Tabela 5.3 apresenta uma síntese dos parâmetros de compressibilidade
obtidos nos ensaios realizados. A Figura 5.4 apresenta a curva que relaciona a
variação da permeabilidade (k) em função da tensão vertical de consolidação
aplicada no solo estudado. O valor de k é dependente do valor estimado de Cv .
Este valor é pouco confiável, pelo fato da condição de drenagem do solo na
natureza ser diferente da simulada em laboratório. Ainda assim, estas
estimativas servem para que se possa ter uma idéia da ordem de grandeza
destes parâmetros.
Verifica-se a tendência de redução de k com o aumento das tensões verticais.
A faixa de valores de k obtida varia de 7,708 x10–6 a 3,200 x 10-4m/s para o
solo estudado, diminuindo com o aumento das tensões verticais aplicadas. Em
função do caráter mais arenoso do solo valores de permeabilidade
relativamente baixos são observados nesse solo. Conforme mostra CAPUTO
(2002), solos arenosos com presença de argila e silte podem apresentar
valores de permeabilidade da ordem de 10-3 a 10-7 cm/s.
111
9,00
8,00
K (m/s x 10-6 )
7,00
6,00
5,00
4,00
3,00
2,00
1,00
0,00
1,0
10,0
100,0
1000,0 10000,0
Tensão Vertical de Consolidação (kPa)
Figura 5.4. Variação da permeabilidade com a tensão vertical de consolidação
(amostra na condição inundada).
Tabela 5.3. Parâmetros índices obtidos a partir dos resultados dos ensaios
edométricos duplos (ensaio inundado).
Estágio de Tensão (kPa)
Parâmetro
Índices
t90 (min)
10
-6
40
80
160
320
640
1280
0,15
0,17
0,18
0,18
0,18
0,18
0,19
8,38
6,78
5,85
5,24
4,77
3,94
3,29
2,164
2,099
0,402
0,547
0,201
0,081
0,032
0,14
-2
Cv (10 cm2/s) 9,65
K (10 m/s)
20
7,708
Ao correlacionar a permeabilidade versus índice de vazios, observa-se na
Figura 5.5 que a permeabilidade tende a diminuir com o decréscimo do índice
de vazios para o solo estudado, devido a um menor espaço a água percolar.
112
0,80
ÍNDICE DE VAZIOS
0,70
0,60
0,50
0,40
0,30
0,20
0,10
0,001
0,1
10
1000
-6
k (m/s x 10 )
Figura 5.5. Variação da permeabilidade com o índice de vazios. (amostras na condição
inundada).
A Figura 5.6 apresenta a variação do coeficiente de compressibilidade (a v) com
a tensão vertical de consolidação. Observa-se uma tendência de decréscimo
do av com o aumento das tensões verticais, justificado pela diminuição do
índice de vazios da amostra ensaiada.
9,00
8,00
aV (kgf/cm2 x 10-1)
7,00
6,00
5,00
4,00
3,00
2,00
1,00
0,00
0,1
1,0
10,0
100,0
Tensão Vertical de Consolidação (kgf)
Figura 5.6. Variação do coeficiente de compressibilidade (av) com a tensão vertical de
consolidação (amostra na condição inundada).
113
A Figura 5.7 apresenta a variação do índice de vazios com as tensões verticais
de consolidação. Verifica-se que esta correlação não se apresenta de forma
linear como é estabelecido na Teoria de Adensamento Unidimensional de
Terzagui. Segundo uma das hipóteses da teoria, o índice de vazios varia
linearmente com o aumento da tensão efetiva durante o processo de
adensamento. Segundo Souza Pinto (2006) e Vargas (1976), essa proposição
é apenas uma aproximação da realidade, o que pode ser constatado na Figura
5.7. Essa hipótese foi introduzida apenas para permitir a solução matemática
do problema. Entretanto, para pequenas tensões verticais de consolidação, a
consideração da linearidade não se afasta muito da realidade, conforme ilustra
a Figura 5.8.
1,00
0,90
Índice de Vazios
0,80
0,70
0,60
0,50
0,40
0,30
0,20
0,10
0,00
0
500
1000
1500
Tensão Vertical de Consolidação (kPa)
Figura 5.7. Variação do índice de vazios com a tensão vertical de consolidação
(amostra na condição inundada).
114
0,85
Índice de Vazios
0,80
0,75
0,70
0,65
0,60
0,55
0,50
0
10
20
30
40
Tensão Vertical de Consolidação (kPa)
Figura 5.8. Variação do índice de vazios com pequenas tensões verticais de
consolidação (amostra na condição inundada).
Nos parágrafos seguintes será avaliado a colapsibilidade do solo estudado
através do ensaio edométrico duplo, utilizando o critério de classificação de
Reginatto & Ferrero (1973).
O critério de Reginatto & Ferrero (1973) para avaliação da colapsibilidade dos
solos utiliza a seguinte expressão:
C
 vps   v 0
 vpn   v 0
Onde: vpntensão de pré-adensamento do solo na umidade natural;
vpstensão de pré-adensamento do solo inundado;
v0tensão vertical devido ao peso próprio do solo “in situ”.

(26)
115
A tabela 5.4 apresenta as tensões de pré-adensamento obtidas no ensaio
edométrico duplo junto com a classificação de Reginatto & Ferrero (1973). O
solo estudado foi classificado como condicionante ao colapso (vps > v0 e 0 < C
< 1), significando que neste caso a ocorrência do colapso é função do nível de
tensões a que o solo está submetido. Segundo Reginatto e Ferrero (1973) a
condição para que o solo seja considerado não colapsível será C = 1;
entretanto, estes autores no mesmo trabalho afirmam que solos que
apresentam valores de C compreendidos entre 0,21 < C < 0,87 foram
considerados estáveis; podendo-se considerar o solo estudado como estável.
Tabela 5.4. Tensões de pré-consolidação e classificação de Reginatto &
Ferrero (1973) obtidos do ensaio edométrico duplo.
v
vpn
vps
(kPa)
(kPa)
0,00083
90
(kPa)
Coeficiente de
colapsibilidade
(C)
Classificação
de Reginatto e
Ferrero (1973)
15
0,05
Estável
5.3. RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO
5.3.1. Relação tensão-deformação
Na Figura 5.9 estão apresentadas as curvas . versus dh (tensão cisalhante vs.
deslocamento horizontal) e dv versus. dh (deslocamento vertical vs.
Deslocamento horizontal) referentes as amostras do subsolo da FAVIP. As
Tabelas 5.5 e 5.6 apresentam as condições iniciais e na ruptura dos corpos de
prova utilizados nos ensaios de cisalhamento direto.
Foram utilizados um total de 4 corpos de prova. Estes ensaios foram realizados
para avaliação da resistência de pico e obtenção dos parâmetros de
resistência. É importante lembrar que todas as amostras estavam na condição
inundada. Por se tratar de um solo com caráter arenoso a fase de estabilização
116
das tensões verticais aplicadas, se deram num tempo máximo de uma hora,
acompanhados pela curva de Taylor (raiz do tempo versus deformações do
corpo de prova).
Tensão Cisalhante (kPa)
160
50 kPa
100 kPa
150 kPa
200kPa
140
120
100
80
60
40
20
0
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17
Deslocamento horizontal (mm)
Deslocamento vetical (mm)
0,20
0,00
-0,20
-0,40
-0,60
-0,80
-1,00
-1,20
-1,40
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17
Deslocamento horizontal (mm)
Figura 5.9. Curvas . Versus dh (tensão cisalhante vs. deslocamento horizontal)
e dv versus. dh (deslocamento vertical vs. Deslocamento horizontal).
117
Tabela 5.5. Condições iniciais dos corpos de prova referentes aos ensaios de
cisalhamento direto convencional (ensaios na condição inundada)
Prof.
(m)
CP
n
Gs
(Nº) (kpa)
W0
Nat.
s
(%)
(g/cm3)
(g/cm3)
e0
S0
(%)





  
0,50




  
2,67




  




  
Tabela 5.6. Condições dos corpos de prova na ruptura referentes aos ensaios
de cisalhamento direto convencional (ensaios na condição inundada).
Prof.
(m)
0,50
n
dh
dv
p
Wf
CP
(Nº)
(kpa)
(mm)
(mm)
(kPa)
(%)
01
50
13,888 0,028
26,29
7,55
02
100
13,805 -0,533
45,91
8,20
03
150
13,676 -0,882
76,18
7,35
04
200
13,481 -1,162 176,59
7,60
Os valores apresentados na Tabela 5.5 mostram os índices físicos iniciais um
pouco variável. Pode-se justificar esse fato pela metodologia empregada para
coleta de amostras. Amostras coletadas individualmente, em cada receptáculo,
tende a apresentar maiores variações nos valores dos índices físicos iniciais do
que amostras coletadas em um bloco único. Outro aspecto a considerar é que
embora as amostras ficassem submersas na água destilada por um período de
24 horas, não foi a princípio verificada a “saturação” da amostra, após
118
finalização dos ensaios; o que confirma que a linguagem mais adequada é
afirmar que as amostras, quando na realização de ensaios de cisalhamento
direto, estão na condição de inundação.
As curvas  vs. dh, referentes às amostras ensaiadas (Figura 5.9),
apresentam-se, em geral, crescentes com os deslocamentos horizontais,
tendendo a atingir valores constantes com o aumento dos deslocamentos, com
mobilizações das tensões cisalhantes máximas para deslocamentos horizontais
da ordem de 14mm (limite máximo do deslocamento permitido pela prensa de
cisalhamento). Observa-se que em relação aos resultados obtidos, que estas
amostras não apresentaram queda na resistência ao longo das deformações,
apresentando, em geral, rupturas plásticas, com mobilização crescente das
tensões cisalhantes com os deslocamentos; tendendo a atingir valores
constantes após certo nível de deslocamento. Verifica-se que apenas a
amostra submetida à tensão normal de 200kPa, apresenta nas curvas  vs. dh,
valores da tensão cisalhante sempre crescente com os deslocamentos, nem
sempre evidenciando o valor máximo alcançado com clareza.
Segundo Lacerda (2004) solos que apresentam esse tipo de comportamento
tende a apresentar rupturas geralmente lentas em movimentos de massa.
Os resultados mostram que na condição inundada o solo estudado apresenta
comportamento semelhante a uma areia fofa, apresentando também maior
tendência a deformabilidade, quando em presença de água (PINTO, 2006).
As curvas dv vs. dh (Figura 5.9), exibem, em sua maioria comportamento de
compressão, principalmente para as maiores tensões verticais, 150 e 200kPa,
atingindo valores de compressão máxima vertical de 0,882mm e de 1,170 mm,
respectivamente, para deslocamentos de aproximadamente 14mm para ambas
as tensões. A provável deformação de compressão máxima vertical para a
tensão de 100 KPa foi de 0,621mm para um deslocamento horizontal de
aproximadamente
8mm;
apresentando
após
este
deslocamento
119
comportamento de expansão, atingindo o valor para o deslocamento máximo
horizontal de 0,533mm.
A tensão de 25 KPa apresentou compressão máxima, provável, de 0,400mm
com deslocamento horizontal de aproximadamente 5mm, seguido de
comportamento de expansão verificado até o máximo das deformações
atingindo valor de 0,028mm. Esse comportamento, para a tensão vertical de 25
KPa, a princípio, não condiz com o resultado verificado da tensão cisalhante
versus o deslocamento horizontal, o qual os valores da tensão cisalhante
sempre se apresentaram crescentes com os deslocamentos. Esse fato pode
ser justificado tanto em função do índice de vazios inicial desta amostra (0,55),
estando a amostra num estado mais compacto, como em função da tensão
vertical aplicada ainda ser influenciada pela questão da estrutura onde a
mesma exerce maior influência no comportamento do solo.
5.3.2. Envoltória de resistência
A envoltória de resistência de pico referente aos resultados dos ensaios do solo
estudado está apresentada na Figura 5.10. Os pontos plotados correspondem
aos valores das tensões cisalhantes máximas obtidas nos ensaios e a
correspondente tensão normal aplicada.
Para o intervalo de tensões normais aplicadas (50kPa a 200kPa), o ângulo de
atrito de pico obtido foi de 28,5º com o correspondente intercepto de coesão
nulo. Estes valores foram obtidos através de regressão linear. Onde, segundo
Souza Pinto (2006), este solo arenoso pode apresentar grãos arrendondados,
com ângulo de atrito na ordem de 28º.
120
Tensão Cisalhante (kPa)
200
Coesão: 0kPa
Ângulo de atrito: 28,5º
150
100
y = 0,5413x
R2 = 0,9282
50
0
0
50
100
150
200
250
Tensão Normal (kPa)
Figura 5.10. Envoltória de resistência de pico do solo estudado.
Destaca-se que os parâmetros de resistência apresentados foram obtidos de
amostras na condição inundada, representando, a princípio, os parâmetros
mais indicados para uma eventual análise de estabilidade.
5.3.3. Variação do ângulo de atrito com a tensão vertical
Sabe-se que nos solos que apresentem estado de compacidade fofo, existe a
tendência da máxima tensão de cisalhamento ser proporcional as tensões
normais aplicadas, resultando em envoltórias retas passando pela origem. A
partir desta constatação. Tal afirmativa, na verdade, é geralmente empregada
na prática, devida a dispersões que os resultados dos ensaios possam
apresentar.
A Figura 5.11 mostra que as envoltórias de resistência de pico referentes à
Figura 5.10 para o solo estudado, apresenta uma certa não linearidade para o
intervalo de tensões utilizado, tendendo a um pequeno decréscimo do ângulo
de atrito de pico com o aumento das tensões normais aplicadas. Única exceção
deve-se a tensão normal de 100kPa, podendo ser justificado por problemas
operacionais do ensaio. A faixa de variação dos ângulos de atrito de pico
121
(considerando interceptos de coesão nulos) foi de 24,6º a 24,2 º, diminuindo
Ângulo de atrito ( 0)
com o aumento das tensões verticais aplicadas.
30
29
28
27
26
25
24
23
22
21
20
0
50
100
150
200
250
Tensão Normal (kPa)
Figura 5.11 Variação do ângulo de atrito de pico (considerando interceptos de coesão
nulos) do solo estudado com a tensão vertical normal.
122
CAPÍTULO 6
CONSIDERAÇÕES FINAIS
6.1. COMENTÁRIOS FINAIS
O objetivo da mecânica dos solos, é estudar o comportamento de maciços
terrosos quando sujeitos a solicitações provocadas, por exemplo, por obras de
engenharia.
Todas as obras de engenharia civil, seja de uma forma, ou seja de outra,
apoiam-se sobre o solo, e sobretudo, muitas dessas obras ainda se utilizam do
próprio solo como elemento de construção, como exemplo disto podemos citar
as barragens e os aterros de estradas.
Tendo em vista os parâmetros apresentados nas alíneas anteriores e os
sucessivos acidentes em diversos tipos de obras de engenharia, faz-se
necessário uma avaliação prévia do comportamento do solo.
Esta pesquisa teve como objetivo fundamental, a caracterização geotécnica
(caracterização física e mecânica) do solo encontrado no sub-solo da FAVIP.
No decorrer dessa caracterização física e mecânica, foi possível observar os
seguintes aspectos:
 O solo presente no subsolo da FAVIP, foi classificado como um solo
grosso do grupo SM (areia siltosa). A classificação do solo utilizado para
modificar a granulometria do material original, foi classificado como um
SP (areia mal graduada).
 Com relação aos limites de liquidez e plasticidade dos solos estudados,
devido ao caráter bastante arenoso dos materiais, não foi possível obter
resultados dos ensaios referidos. A densidade real dos grãos foi de
2,67.
123
 Devido à utilização em diversas obras de engenharia, é de fundamental
importância o estudo da compactação dos solos;
 A densidade seca máxima (smáx) e a umidade ótima (hot) dependem da
energia de compactação, portanto, quanto maior a energia de
compactação maior é o valor de smáx e menor o valor da hot;
 Quanto mais fina a granulometria do material maior é a tendência de
decréscimo da densidade seca máxima;
 Sem a reutilização do material observa-se que a densidade seca
máxima e o teor de umidade ótima tendem a um decréscimo em relação
à metodologia com reutilização do material;
 A densidade que é atingida quando um solo é compactado, sob uma
dada energia de compactação irá depender da umidade do solo no
momento da compactação. Maiores valores da densidade seca máxima
são observados em amostras com secagem prévia.
 A depender do material misturado ao solo natural, e conhecendo o
procedimento de estabilização granulométrica, podemos ter uma
melhoria ou não das propriedades do solo, tendo como princípio a
correção de sua curva granulométrica, fazendo com que se tenha uma
maior variedade de dimensões das partículas constituintes deste, e,
diminuindo ou aumentando assim o índice de vazios.
 Iniciando o ensaio de compactação com secagem prévia, estamos
possibilitando que, o material perca sua umidade natural, atingindo a
umidade higroscópica, com isso, as partículas estão organizadas de
forma aleatória (estrutura floculada), o que dificulta a compactação, daí
percebe-se o porque de maiores densidades secas máximas e umidade
ótima.
 Para o ensaio sem secagem prévia, já estamos utilizando um material
que apresenta-se mais próximo de um arranjo paralelo (estrutura
dispersa) de suas partículas. Com isso, com os acréscimos dos
percentuais de água nesse material tende a aumentar esse arranjo
124
paralelo no decorrer do ensaio, assim, o material tende a atingir uma
umidade ótima com uma densidade seca menor do que o ensaio com
secagem prévia.
 Quanto aos ensaios edométricos, foi verificado diferenças nos índices
de vazios iniciais das amostras, podendo-se justificar esse fato pela
metodologia empregada para coleta de amostras.
 Observa-se que para as amostras é necessário elevado nível de
tensões para uma melhor definição da curva de compressão, podendo
estar associado a alguma perturbação sofrida por esta amostra durante
a moldagem dos corpos de prova.
 Maiores variações nos índices de vazios e deformações volumétricas,
em função das tensões verticais aplicadas, são observadas nas
amostras inundadas, o que é previsível, uma vez que o solo inundado
apresenta-se com estrutura mais susceptível a deformações.
 As tensões de pré-adensamento são maiores nas amostras na condição
natural tendo em vista uma maior rigidez das amostras nesta condição
de umidade.
 Os valores de t90 para o solo na condição inundada estiveram
compreendidos na faixa de 0,14 a 0,19 mim. A pouca variação deve-se,
principalmente, ao caráter arenoso do material, no qual, a tendência de
deformação é bem menor em comparação a um solo de caráter
argiloso. Considerando os valores de t90 obtidos, foram calculados os
coeficientes de adensamento Cv para cada estágio de tensão vertical de
consolidação.
 A variação do coeficiente de adensamento (Cv ) se deu na faixa de 3,29
a 9,65 x 10–2 cm2/s, onde os valores elevados de Cv correspondem a
natureza arenosa do material em estudo, indicando que a compressão
primária destes solos tenha ocorrido em um período de tempo
relativamente curto, com rápida dissipação de poro-pressões e que as
125
deformações cisalhantes nestes solos devem ocorrer de forma
essencialmente drenada.
 Observa-se uma tendência de decréscimo do a v com o aumento das
tensões verticais, justificado pela diminuição do índice de vazios da
amostra ensaiada.
 Verifica-se a tendência de redução de k com o aumento das tensões
verticais. A faixa de valores de k obtida varia de 7,708 x10–6 a 3,200 x
10-4m/s para o solo estudado, diminuindo com o aumento das tensões
verticais aplicadas. Em função do caráter mais arenoso do solo valores
de permeabilidade relativamente baixos são observados nesse solo.
 A permeabilidade tende a diminuir com o decréscimo do índice de
vazios para o solo estudado, devido a um menor espaço a água
percolar.
 Foi verificado que, para pequenas tensões verticais de consolidação, a
consideração da linearidade não se afasta muito da realidade.
 Quanto ao estudo do colapso do material, Segundo Reginatto e Ferrero
(1973), o solo foi considerado como estável.
 As curvas  vs. dh, referentes às amostras ensaiadas, apresentam-se,
em geral, crescentes com os deslocamentos horizontais, tendendo a
atingir valores constantes com o aumento dos deslocamentos, com
mobilizações das tensões cisalhantes máximas para deslocamentos
horizontais da ordem de 14mm.
 Os resultados mostram que na condição inundada o solo estudado
apresenta comportamento semelhante a uma areia fofa, apresentando
também maior tendência a deformabilidade, quando em presença de
água.
 As curvas dv vs. dh, exibem, em sua maioria comportamento de
compressão.
126
 Para o intervalo de tensões normais aplicadas (50kPa a 200kPa), o
ângulo de atrito de pico obtido foi de 28,5º com o correspondente
intercepto de coesão nulo. Estes valores foram obtidos através de
regressão linear.
 As envoltórias de resistência de pico para o solo estudado, apresenta
uma certa não linearidade para o intervalo de tensões utilizado,
tendendo a um pequeno decréscimo do ângulo de atrito de pico com o
aumento das tensões normais aplicadas.
127
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